Автор: Мангушев Р.А. Ильичев В.А.
Теги: геология справочник строительное проектирование геотехника
ISBN: 978-5-4323-0191-8
Год: 2016
Текст
СПРАВОЧНИК ГЕОТЕХНИКА
ОСНОВАНИЯ
ФУНДАМЕНТЫ
ПОДЗЕМНЫЕ СООРУЖЕНИЯ
ПРЕДИСЛОВИЕ КО ВТОРОМУ ИЗДАНИЮ
В 2014 г. вышло из печати первое издание «Справочника геотехника», в 18 главах
которого получили освещение основные вопросы проектирования и устройства осно-
ваний, фундаментов и подземных сооружений.
От издававшихся в советское время аналогичных справочников - «Справочник
проектировщика. Основания, фундаменты и под'темные сооружения» (1985) и «Слож-
ные основания и фундаменты» (1969) - он отличался тем, что в нем кроме вопросов
проектирования были рассмотрены основные положения расчетов, технологии уст-
ройства и возведения новых типов свай, искусственных основании и подземных со-
оружений, получивших широкое развитие в практике фундаментостроения современ-
ной Российской Федерации. При этом справочник был разработан с учетом современ-
ных нормативно-технических документов, выпущенных за последние 5 лет.
Опубликованный «Справочник геотехника» вызвал интерес и получил признание
не только среди инженеров, специализирующихся на вопросах проектирования и
строительства фундаментов и подземных сооружений, но и у специалистов-строителей
широкого профиля. Высказанные ими замечания и предложения по тексту первого
издания легли в основу настоящего - исправленного и доработанного варианта спра-
вочника.
В частности, во второй редакции «Справочника геотехника»:
- в главе 1 расширены сведения об организации и составе работ при инженерно-
геотехнических изысканиях, камеральной обработке и представлении материалов
инженерных изысканий;
- в главе 5 приведены материалы о конструкциях и технологии выполнения некото-
рых новых типов свай, изготавливаемых в грунте;
- в главе 6 более подробно представлены вопросы расчетов проектирования, как
отдельных свай, так и свайных фундаментов, приведены многочисленные приме-
ры их расчета;
- в главе 9 добавлен новый раздел, касающийся проектирования и устройства осно-
ваний и фундаментов на насыпных грунтах;
- в главе 11 добавлены материалы по методам расчета устойчивости неоднородных
откосов и склонов произвольного очертания и добавлен раздел по мерам обеспе-
чения их устойчивости;
- в главе 14 добавлены расчетные схемы к проектированию опускных колодцев в
строительный и эксплуатационный периоды, примеры расчетов;
- в главе 16 добавлены схемы и расчеты, применяемые при усилении оснований и
фундаментов.
Отдельно следует отметить включенную во второе издание дополнительную гла-
ву 19 «Фундаменты сооружений, эксплуатирующихся в условиях динамических воз-
действий», в которой представлены материалы по динамическим свойствам грунтов,
методам оценки несущей способности основания при сейсмических воздействиях, ме-
роприятия по снижению распространения колебаний от фундаментов-источников по
грунт}’ и сейсмических нагрузок.
В ряде глав устранены имевшиеся в первом издании справочника опечатки и не-
точности в тексте и рисунках.
К подготовке настоящего издания «Справочника геотехника» были дополнитель-
но приглашены 4 доктора и 7 кандидатов наук - известных специалистов в соответст-
вующих разделах геотехники.
Решение о подготовке второго издания было принято научным советом Россий-
ской академии по архитектуре и строительным наукам (РААСН) по механике грунтов,
основаниям, фундаментам, геотехнике и инженерно-геологическим и инженерно-
экологическим изысканиям для строительства и утверждено научным советом Отде-
ления строительных наук РААСН.
9
Второе издание «Справочника геотехника» подготовлено и издано под общей ре-
дакцией академика РААСН, д-ра техн наук профессора В.А. Ильичева и члена-
корреспондента РААСН, д-ра техн, наук профессора Р.А. Мангушева. В разработке
разделов справочника приняли участие следующие специалисты:
глава I - к.г-м.н. проф. М.С. Захаров, д.т.н. проф. Р. А Мангушев, д.т.н. проф.
|А.Д Попшпов\,
глава 2 - д.т.н. проф. Г.Г. Болдырев*, кт.н. доц. В. А Барвашов, кг-м.н.
Н.В. Кошкина;
глава 3 - д.т.н. проф. Р.А. Мангушев, кт.н. доц. Н.С. Никитина, инж. С.Б. Насо-
нов (п. 3.5);
глава 4 - д.т.н. проф. И.Т. Мирсаяпов, д.т.н. проф. З.Г. Тер-Мартиросян, к.т.н.
И.В Королева, д.т.н. проф. Р.А Мангушев (п. 4.7);
глава 5 - д.т.н. проф. А.Б. Пономарев, д.т.н. проф. Р.А. Мангушев, д.т.н. проф.
А Л Готман, кт.н. доц. А.И. Осокин;
глава б - д.т.н. проф. А.Л. Готман, д.т.н. проф. В.В. Знаменский, д.т.н. проф.
А.Б. Пономарев, д.т.н. проф. Н.З. Готман;
глава 7 - д.т.н. доц. Р.А. Усманов, к.т.н. доц. О.А Маковецкий, кт.н.
И.И. Хусаинов (и. 7.5.4), кт.н. доц. С.В. Ланько (п. 7.5 5);
глава 8 - д.т.н. проф. А.Б. Пономарев, кт.н. доц. В.И. Клевеко, кт.н. доц.
В.Г. Офрихтер;
глава 9 - д.т.н. доц. Р.А. Усманов (п. 9.1), д.т.н. проф. А.Л. Невзоров (п. 9.2),
инж. С.Б. Насонов (п. 9.3), д.т.н. с.н.с. Н.З. Готман (п. 9 4), д.т.н. проф. В.И. Крутов,
кт.н. В.К. Когай, кт.н. А.С. Ковалев (п. 9.5);
глава 70-д.т.н. проф. А.Л. Невзоров;
глава 11 - д.т.н. проф. А.М. Караулов, д.т.н. проф. А.Н. Богомолов, д.т.н. доц.
К.В. Королев, д.т.н. проф. С.И. Маций;
глава 12 - д.т.н. проф. А.М. Караулов, д.т.н. доц. К.В. Королев, кт.н. доц.
А.А. Ананьев;
глава 13 - д.т.н. проф. Р.А. Мангушев, д.т.н. проф. В.А Ильичев д.т.н. с.н.с.
Н.С. Никифорова, кт.н. Д.А. Сапин (п. 13.2);
глава 14 - кт.н. доц. Н.А. Перминов, д.т.н. проф. И.И. Сахаров;
глава 15 - д.т.н. проф. Р.А. Мангушев, д.г-м.н. А.Г. Шашкин;
глава 16 -д.т.н. проф. А.И. Полищук, кт.н. А А. Тарасов,
глава 17 - д.т.н. проф. Р.А. Мангушев, д.т.н. проф. В.А. Ильичев, д.т.н. проф.
Г.Г. Болдырев, кт.н. доц. В.В. Конюшков. д.т.н. доц. Д.Ю. Чунюк;
глава 18 - д.т.н. проф. В.Н. Парамонов, д.т.н. проф. И.И. Сахаров;
глава 19 - дт.н. проф. В.А. Ильичев, д.т.н. проф. А.М. Уздин, кт.н. доц. Л.В. Нуж-
дин
Авторы выражают глубокую благодарность рецензентам первого и второго изда-
ний «Справочника геотехника» - кафедре «Промышленное, гражданское строительст-
во, геотехника и фундаментостроение» Южно-Российского государственного техни-
ческого университета (г. Новочеркасск) под руководством д-ра техн, наук проф.
Г.М. Скибина и д-рам техн, наук профессорам В.В. Верстову (Санкт-Петербургский
государственный архитектурно-строительный университет) и М.Г. Зерцалову (Мос-
ковский государственный строительный университет).
* Выделенным шрифтом указаны ответственные исполнители по главам.
10
М.С. Захаров, Р.А. Мангушев, \А.Д. Потапов\
Глава 1
ОСНОВЫ ОРГАНИЗАЦИИ И ПРОИЗВОДСТВА ИНЖЕНЕРНО-
ГЕОЛОГИЧЕСКИХ И ИНЖЕНЕРНО-ГЕОТЕХНИЧЕСКИХ
ИЗЫСКАНИЙ В СТРОИТЕЛЬСТВЕ
1.1. Общие положения
Современное строительство представляет собой сложный инвестиционно-
производственный процесс, состоящий из ряда этапов, которые в самом упро-
щенном виде можно представить в следующем виде: 1) замысел создания объ-
екта; 2) поиск инвестиций; 3) планировочное архитектурное (градостроитель-
ное) решение; 4) изыскательские работы; 5) проектирование и конструирова-
ние; 6) строительно-монтажные работы; 7) эксплуатация (включая текущий и
капитальный ремонты); 8) реновация (перепрофилирование и т.п.) или ликви-
дация строительного объекта.
На каждом этапе этого процесса немаловажным фактором в принимаемых
решениях являются актуальные сведения о состоянии и свойствах природной
или природно-техногенной среды, которые могут быть получены только при
ее непосредственном изучении в данный период времени. Наибольшее значе-
ние для реализации инвестиционно-строительного проекта имеют сведения,
предваряющие проектирование строительного объекта.
Основания и фундаменты сооружений проектируются индивидуально для
каждого объекта с учетом особенностей инженерно-геологических, гидрогео-
логических и климатических условий строительной площадки, конструктив-
ных решений и эксплуатационных требований, предъявляемых к подземной
части здания, обеспечения охраны окружающей среды и создания безопасных
условий жизни населения. Такие сведения получают при выполнении инже-
нерных изысканий для строительства.
Система инженерных изысканий закреплена на законодательном уровне в
Градостроительном кодексе Российской Федерации [1]. Эта система включает
в себя инженерно-геодезические, инженерно-гидрометеорологические, (ин-
женерно-гидрологические), инженерно-геологические, инженерно-экологи-
ческие и инженерно-геотехнические исследования. В указанном перечне глав-
нейшую роль играют инженерно-геологические и инженерно-геотехнические
изыскания.
Инженерно-геологические изыскания выполняются для оценки инженер-
но-геологических условий района строительства, построения инженерно-
геологической модели с целью принятия конструктивных и объемно-
планировочных решений, выбора типов фундаментов, способа производства
работ нулевого цикла, построения прогнозов изменения природной среды и
оценки рисков, связанных со строительной деятельностью человека, определе-
ния целесообразности разработки мероприятий по инженерной защите терри-
тории и сооружений.
В составе инженерно-геологических изысканий ключевыми задачами яв-
ляются: изучение рельефа местности, геологического строения района (участ-
ка, площадки, трассы), состава и свойств грунтов, условий залегания и хими-
11
ческого состава подземных вод, развития геологических процессов и явлений.
В целом ряде случаев в ходе инженерно-геологических изысканий производят
поиски и разведку местных строительных материалов (пески, глины, галечно-
щебенистая смесь, известняки и др.).
Инженерно-геотехнические изыскания выполняются под отдельные зда-
ния и сооружения на площадках с изученными инженерно-геологическими
условиями. В соответствии с п. 3.4 СП 47.13330.2012 [46] под инженерно-
гсотсхничсскимп изысканиями понимают «комплекс геотехнических работ и
исследований с целью получения исходных расчетных значений для проекти-
рования фундаментов, опор и т.д. на участках размещения объектов капиталь-
ного строительства и индивидуального проектирования, необходимых и дос-
таточных для построения расчетной геотехнической модели взаимодействия
зданий и сооружений с основанием».
Кроме того, в состав инженерных изысканий входят инженерно-геоде-
зические и инженерно-экологические изыскания, которые в настоящем спра-
вочнике не рассматриваются.
Таким образом, работы по опенке взаимодействия проектируемого соору-
жения с геологической средой должны носить комплексный характер.
При реконструкции сооружений и при новом строительстве в уже сфор-
мированных и застроенных районах важным видом изысканий (дополнительно
к инженерно-геологическим) являются инженерно-геотехнические исследо-
вания, которые включают в себя обследование строительных конструкций и
фундаментов реконструируемого сооружения и зданий окружающей за-
стройки. На их основе производятся составление геотехнической модели и
оценка влияния строительства или реконструкции на окружающие здания и
сооружения.
Инженерные изыскания выполняются согласно положениям, установлен-
ным межгосударственными и национальными стандартами и сводами правил,
которые обеспечивают соблюдение Технического регламента «О безопасности
зданий и сооружений» [2].
В настоящее время вся система нормативных документов в строительстве
регулируется Соглашением о единых принципах системы межгосударствен-
ных нормативных документов в области строительства государств-участников
СНГ (МСН 10-01-2012).
Основные требования к выполнению инженерных изысканий, отвечающие
принятой и действующей системе этапов реализации инвестиционно-строи-
тельных проектов, изложены в СП 47.13330.2012 [46] (актуализированная ре-
дакция СНиП 11.02-96).
Важное значение при оценке взаимодействия сооружения с геологической
средой имеет установление особенностей основания по составу, состоянию,
строению слагающих его пород/грунтов, а также опасностей и рисков со сто-
роны неблагоприятных геологических процессов природного и техногенного
характера.
1.2. Роль инженерных изысканий
в инвестиционно-строительном цикле
В табл. 1 1 приведен ориентировочный расклад времени и затрат на раз-
личные стадии инвестиционно-строительного цикла.
12
Таблица 1.1
Распределение времени и затрат на различные стадии инвестиционно-
строительного цикла
Стадия затрат, % Предпро- ектная стадия Проектно-изыскательские работы (ПИР) Строительно- монтажные работы Пуско- наладочные работы
Инженерные Проекти- изыскания рование
По времени 5...10 10...20 70... 85 До ю
По затратам < 1 2...10 85... 95 2...3
Учитывая, что срок окупаемости капитальных вложений в Российской
Федерации составляет 7...8 лет, можно подсчитать, что ввод промышленного
объекта на 1... 2 месяца раньше намеченного срока равносилен удешевлению
такого объекта примерно на 1%.
Это означает, что инженерные изыскания необходимо выстраивать таким
образом, чтобы удорожание проектно-изыскательского цикла за счет иннова-
ционных технологий приводило бы к более высокому качеству работ, сущест-
венному' их ускорению работ и к общему' снижению капитальных затрат. Та-
ким образом, экономика строительства непосредственно связана с вопросами
планирования, организации и оптимизации инженерных изысканий.
1.3. Цели и задачи инженерных изысканий.
Содержание технического задания на изыскания
Основной целью инженерных изысканий является прежде всего обеспече-
ние строительных организаций (как проектных, так и производственных) ин-
формацией о комплексе природных условий, т.е. информацией, которая необ-
ходима как для обоснования проектно-конструкторских решений, так и произ-
водства строительных и инженерных работ.
На стадии разработки проекта инженерно-геологические изыскания долж-
ны в полной мере обеспечить подготовку проектной документации, ее согла-
сование и утверждение в органах экспертизы. Для этого должны быть полно-
стью детализированы решения по инженерной защите проектируемого соору-
жения, по охране окружающей среды и рациональному природопользованию,
а также обоснованы методы производства земляных работ.
Техническое задание (ТЗ) на выполнение инженерных изысканий должно
включать в себя развернутую информацию, необходимую для составления
программы работ как для инженерно-геологических, так и инженерно-геотех-
нических изысканий. В техническом задании указывается:
• геотехническая категория объектов и их частей;
• чу вствительность проектируемых зданий и сооружений к неравномерным
осадкам;
• типы конструкций и расположение проектируемых фундаментов или
опорных элементов;
• нагрузки на фундаменты или опорные элементы;
• глубина заложения фундаментов зданий и сооружений;
• подземные сооружения и их особенности (подвалы, приямки, тоннели и др.);
13
• схема расчета фундаментов (по несущей способности и/или по деформа-
циям);
• перечень характеристик грунтов, необходимых для проектирования и стро-
ительства;
• перечень природных опасностей, обусловленных структурно-тектоничес-
кими и ландшафтно-климатическими факторами;
• проектные решения, обуславливающие изменение геологической среды
(планировка территорий срезкой и подсыпкой).
К заданию необходимо прилагать схему планировочного участка с место-
положением проектируемых зданий (сооружений) и опорных элементов фун-
дамента.
На основании технического задания составляется программа инженер-
ных изысканий, при этом программа для проектирования фундаментов техни-
чески сложных и опасных сооружений и их подземных частей должна пройти
геотехническую экспертизу в соответствии с указаниями СП 22.13330.2012 [43].
Программа инженерно-геотехнических изысканий дополнительно к ин-
женерно-геологическим (п. 4.15 СП 47.13330.2012) должна содержать:
• обоснование геотехнической категории объектов или их частей;
• оценку результатов инженерно-геологических изысканий;
• обоснование состава, объемов и методов инженерно-геотехнических работ
исходя из выбранных типов фундаментов и предполагаемых расчетных
схем;
• обоснование расположения горных выработок и точек полевых испытаний
для получения статистически обоснованных нормативных и расчетных
показателей свойств грунтов;
• обоснование глубины исследований на основании расчетов глубин взаи-
модействия проектируемых зданий (сооружений) с основанием.
На стадии разработки рабочей документации в программу работ могуч
быть включены инженерно-геологические и инженерно-геотехнические иссле-
дования, связанные с трассированием линейных объектов, с мероприятиями по
инженерной защите территории и друтими инженерными работами, необхо-
димыми для достаточности проектной документации.
Кроме того, в ТЗ следует согласовывать с заказчиком применяемые техно-
логии, нормативные требования и специальные методики изыскательских ра-
бот, обеспечивающие наиболее высокое качество материалов изысканий.
Инженерно-геологическим изысканиям сопутствуют инженерно-геодези-
ческие, инженерно-гидрометеорологические и инженерно-экологические иссле-
дования, выполняемые специализированными организациями. Эти виды изы-
сканий и порядок их выполнения должны быть утсазаны в техническом задании.
В настоящее время указанные исследования рассматриваются в качестве
самостоятельных видов инженерных изысканий и их производство регламен-
тируется отдельными нормативными и договорными документами. Это еще
раз подчеркивает комплексность инженерных изысканий для всесторонней
характеристики и оценки природной среды при строительстве различных со-
оружений и производстве инженерных работ.
Инженерно-геологические изыскания, как правило, должны выполняться
территориальными изыскательскими, а также специализированными изыска-
тельскими или проектно-изыскательскими организациями.
14
Инженерно-геотехнические изыскания выполняются специализирован-
ными организациями и научно-исследовательскими центрами на основе ана-
лиза инженерно-геологической информации, обследований зданий и сооруже-
ний окружающей застройки и многоаспектного моделирования.
Материалы инженерно-геологических и инженерно-геотехнических изы-
сканий входят составляющей частью в проектную документацию, представ-
ляемую заказчиком во вневедомственную экспертизу для получения разреше-
ния на строительство.
1.4. Рекомендации по взаимодействию строителей
и изыскателей
В проблеме взаимодействия участников проектно-изыскательских работ
особое внимание следует уделять согласованным действиям изыскателей и
проектировщиков, которое должно осуществляться практически на всех этапах
строительного процесса.
Обычно инженерно-геологические изыскания начинаются после выдачи
инженером-строителем технического задания на инженерно-геологические
изыскания (ТЗ). Недостаточное внимание к разработке и согласованию ТЗ ле-
жит в основе многих издержек при изысканиях и конфликтов между изыскате-
лями и строителями.
Для крупных и ответственных объектов особое значение имеют предпро-
ектные проработки, которые следует поручать специальным консалтингово-
инжиниринговым фирмам (КИФ), в составе которых сотрудничают наиболее
опытные и квалифицированные специалисты геологического и строительного
профиля.
КИФ обосновывает и подготавливает для инвестора развернутую специ-
фикацию по всем аспектам предполагаемого строительства и по всем видам
необходимых для проектирования работ и исследований с указанием их стои-
мости. После согласования спецификации и необходимых объемов финанси-
рования заказчик (инвестор) проводит тендер на изыскания, а генеральный
подрядчик, выигравший этот тендер, через КИФ получает развернутое техни-
ческое задание на изыскания на основе спецификации, согласованной с заказ-
чиком. В этом случае обеспечивается наиболее полное взаимодействие между
всеми участниками строительного процесса.
Развернутое и полномасштабное ТЗ ложится в основу программы изыска-
ний и в дальнейшем обеспечивает согласованную работу изыскателя, проекти-
ровщика и строителя на всех этапах строительно-инвестиционного цикла, при
этом финансирование всех изыскательских работ в этом случае обеспечено в
рамках ранее согласованной спецификации. Программа изысканий контроли-
руется как самой изыскательской организацией, опирающейся на действую-
щие нормативные дою менты и собственные стандарты (СТО), так и предста-
вителями КИФ, заранее согласовавшими основные вопросы изысканий как с
инвестором (заказчиком), так и с исполнителями изысканий.
В указанной схеме взаимодействия большое значение имеют репутация и
рейтинг изыскательских организаций, на основе которых происходит выбор
исполнителя по изысканиям В контракте на изыскания обычно указывается
ведущая и контролирующая роль представителя КИФ (в лице главного инже-
нера проекта - ГИП, главного архитектора проекта - ГАП), который непо-
15
средственно согласовывает программу изысканий, а также участвует в изы-
сканиях, часто фактически являясь их руководителем. Его указания по выпол-
нению или корректировке конкретных работ являются для подрядчика по изы-
сканиям обязательными для исполнения. В определенных случаях консалтин-
гово-инжиниринговая компания может сама выпускать окончательный техни-
ческий отчет по изысканиям на основе фактического материала, представлен-
ного изыскателем.
Таблица 1.2
Содержание основных этапов изысканий при проектировании
1. Рекогносцировочный этап
Объект изысканий Основные задачи изысканий Основные задачи проектирования
Территория пред- полагаемых вари- антов расположе- ния объекта строи- тельства Сравнительная оценка инже- нерно-геологических условий по намеченным вариантам, выявление изменений рель- ефа, гидрогеологических ус- ловий, техногенных воздей- ствий Выбор района (площадки, трассы) строительства
2. Инженерно-геологические изыскания для разработки предпроектной документации
Территория (район, площадка, трасса) проекти- руемого строи- тельства Изучение и составление про- гноза изменения инженерно- геологических условий в пе- риод строительства и эксплу- атации предприятий, зданий и сооружений Принятие принципиальных реше- ний по размещению объектов стро- ительства и выбору направления трасс линейных сооружений, гене- ральных схем инженерной защиты, ситуационных планов с размеще- нием объектов, генеральных пла- нов объектов
3. Инженерно-геологические изыскания для разработки проекта
Выбранная пло- щадка (участок, трасса) проекти- руемого строи- тельства Комплексное изучение при- родных условий и составле- ние прогноза изменения ин- женерно-геологических усло- вий в период строительства и эксплуатации с детально- стью, достаточной для разра- ботки проектных решений Обоснование компоновки зданий и сооружений, конструктивных и объемно-планировочных решений, составление генерального плана проектируемого объекта, разработ- ка мероприятий по инженерной за- щите, охране геологической среды и созданию безопасных условий жизни населения, проекта органи- зации строительства
4. Инженерно-геологические изыскания для разработки рабочей документации
Конкретные уча- стки размещения зданий и соору- жений в соответ- ствии с проектом Конкретные участки разме- щения зданий и сооружений в соответствии с проектом окончательных проектных решений Разработка окончательных объем- но-планировочных решений, рас- четы оснований, фундаментов и конструкций проектируемых зда- ний и сооружений, детализация проектных решений по инженер- ной защите и охране окружающей среды
16
Инженерно-геологические исследования, входящие в общий комплекс
инженерных изысканий, выполняются поэтапно и решают конкретные задачи
проектирования. Выбор количества этапов и их привязка к стадиям проекти-
рования осуществляются совместно проектной и изыскательской организа-
циями. При этом может рассматриваться вопрос о необходимости выполнения
отдельных видов инженерно-геологических работ, условий их сочетания и
взаимозаменяемости с учетом стадийности проектирования, категории слож-
ности инженерно-геологических условий, уровня ответственности проекти-
руемых зданий и сооружений.
Связь основных этапов изысканий и проектирования представлена в
табл. 1.2.
1.5. Организация и состав работ при
инженерно-геологических изысканиях
В соответствии с рекомендациями СП 47.13330.2012 [46] в составе инже-
нерно-геологических изысканий должны выполняться следующие виды работ:
• сбор и анализ материалов изысканий и исследований прошлых лет;
• дешифрирование материалов аэрокосмических фотосъемок;
• рекогносцировочное обследование, включая аэровизуальные и маршрут-
ные наблюдения;
• инженерно-геологическая съемка и инженерно-геологическое картирование;
• разведочные работы: проходка горных выработок и геофизические иссле-
дования;
• полевые исследования грунтов;
• гидрогеологические исследования;
• стационарные наблюдения;
• лабораторные исследования грунтов, подземных и поверхностных вод;
• обследование грунтов и оснований фундаментов сч ществующих зданий и
сооружений;
• составление прогноза изменений инженерно-геологических условий;
• текущая и окончательная камеральная обработка материалов и составле-
ние отчета.
Совокупность указанных работ необходимо организовать и оптимизиро-
вать как целенаправленный научно-производственный процесс получения, об-
работки, хранения и передачи исчерпывающей геопространственной инфор-
мации для проектирования и строительства.
Этапы изысканий, указанные в табл. 1.2, можно разделить на два крупных
цикла, последовательно сменяющих друг друга:
• предпроектные инженерно-геологические изыскания для обоснования
инвестиций и разработки ТЭО (технико-экономическое обоснование);
• инженерно-геологическая разведка для разработки проекта и рабочих
чертежей.
Основной целью предпроектных изысканий является изучение архивных
данных, при необходимости выполняются рекогносцировочные или съемоч-
ные работы, т.е. сбор и анализ всей информации, необходимой для разработки
технико-экономического обоснования проекта (ТЭО).
Инженерно-геологическая разведка нацелена на детальные исследова-
ния, определяющие расчленение разреза на инженерно-геологические элемен-
17
ты, характеристику состава и свойств грунтов, возможность получения норма-
тивных и расчетных показателей, т.е. получение того объема информации, ко-
торый необходим для разработки проекта и рабочей документации. Именно на
стадии разведки довольно часто возникает необходимость в инженерно-
геотехнических исследованиях, перед которыми ставятся специальные задачи.
К отдельным видам специальных инженерных изысканий относятся рабо-
ты, выполняемые в период строительства, эксплуатации и ликвидации
предприятий, зданий и сооружений.
В период строительства зданий и сооружений инженерно-геологические и
инженерно-геотехнические изыскания предусматриваются, как правило:
• в случаях строительства зданий и сооружений I уровня ответственности, а
в сложных инженерно-геологических условиях и II уровня ответственно-
сти;
• при строительстве в условиях стесненной городской застройки;
• при непредвиденном осложнении хода строительства;
• при строительстве объектов в зонах повышенного риска;
• при длительных перерывах во времени между’ окончанием изысканий и
началом строительства объектов;
• в случаях строительства рядом с объектами, которые могут пострадать в
результате проведения строительных работ.
В период эксплуатации зданий и сооружений инженерно-геологические
изыскания проводят при их расширении, реконструкции, техническом пере-
вооружении, строительстве новых сооружений вблизи существующих (в пре-
делах зоны влияния), а также в случае деформаций и аварий с целью получе-
ния данных для решения следующих задач:
• возможности надстройки или реконструкции с увеличением нагрузок на
фундаменты;
• установления причин деформаций, разработки мер для предотвращения их
дальнейшего развития, а также восстановления условий нормальной экс-
плуатации;
• определения состояния грунтов основания после длительной консервации;
• определения состояния мест примыкания зданий-пристроек к существую-
щим и разработки мер по обеспечению их устойчивости;
• выяснения причин затапливания или подтапливания.
Дополнительно выделяются инженерно-геологические изыскания в пери-
од ликвидации предприятий, зданий и сооружений, которые должны обеспе-
чить получение данных для обоснования проектных решений по санации (оз-
доровлению) и рекультивации (восстановлению почв, земель) с учетом резуль-
татов исследований по выявлению наличия загрязняющих веществ, оценке
опасности и риска от ликвидации объекта.
1.6. Организация и состав работ при
инженерно-геотехнических изысканиях
Основная цель инженерно-геотехнических изысканий заключается в мно-
говариантном моделировании взаимодействия зданий и сооружений с геоло-
гической средой. Построение геотехнической модели опирается на использо-
вание данных об инженерно-геологических условиях, о конструкциях зданий и
18
их подземных частей, учет ситуационного расположения зданий, подлежащих
рассмотрению и расчету. Эти данные могут быть получены по результатам
комплексных изысканий и обследования зданий, сооружений и инженерных
сетей.
В период строительства и эксплуатации зданий на основании проведенных
расчетов с использованием геотехнической модели и геотехнических прогно-
зов взаимодействия зданий грунтовой средой в состав инженерно-геотехни-
ческих изысканий может быть включен геотехнический мониторинг.
В зависимости от предполагаемой к использованию геотехнической моде-
ли дополнительно к ранее выполненным инженерно-геологическим исследо-
ваниям грунтов оснований осваиваемой площадки нового строительства или
реконструкции могут выполняться специальные исследования грунтов по от-
дельным программам для применения нестандартных, в том числе нелиней-
ных, методов расчета оснований фундаментов.
В частности, это могут быть учет анизотропии грунта, определение реоло-
гических, а также прочностных или деформационных характеристик грунтов
по специальным программам нагружения в зависимости от принятой в геотех-
нической модели методики расчета. Как правило, это выполняется в соответ-
ствии с отдельным техническим заданием и программой работ (исследований)
специализированными подразделениями и лабораториями.
Неотъемлемой частью комплекса инженерно-геотехнических изысканий
является обследование подземных частей существующих зданий и соору-
жений и их оснований с целью получения исходных данных об их конструк-
тивных характеристиках и геометрических параметрах. Такие обследования
проводятся в случае деформаций зданий и сооружений в процессе эксплуата-
ции, а также при реконструкции и техническом перевооружении, строительст-
ве новых сооружений в условиях стесненной застройки. В этом cnj'nae оцени-
вается влияние строительства (реконструкции) на здания окружающей за-
стройки. Для этого необходимо проводить обследование оснований фундамен-
тов су ществующих зданий и соору’жений, попадающих в зону влияния (риска)
(п. 6.1.15 СП 22.13330.2011).
Для предварительного определения зоны влияния вновь возводимого (ре-
конструируемого) сооружения допускается оценивать радиус зоны влияния в
соответствии с и. 7.4 СП 22.13330.2011. При определении зоны влияния следу-
ет учитывать возможное влияние строительства на изменение режима подзем-
ных вод и развитие опасных геологических и инженерно-геологических про-
цессов.
В районах исторической застройки необходимо выявлять наличие и ме-
стоположение захороненных русел гидрографической сети, подземных соору-
жений, свалок, подвалов, фундаментов снесенных зданий, колодцев, водоемов,
подземных выработок и определять мощность культурного слоя.
В случае необходимого усиления оснований и фундаментов существую-
щих зданий и сооружений (закрепление грунтов, подводка свай, компенсаци-
онное нагнетание и др.) должны быть получены все характеристики грунтов,
необходимые для проектирования усиления. В сложных инженерно-геологи-
ческих условиях и при наличии слабопроницаемых глинистых грунтов реко-
мендуется проведение опытных работ по проектируемому усилению грунтов
основания.
19
1.7. Краткая характеристика задач предпроектных
инженерно-геологических изысканий
1.7.1. Сбор и анализ архивных материалов изысканий
и исследований
Сбору и обработке подлежат материалы инженерно-геологических изы-
сканий прошлых лет, выполненных для обоснования проектирования и строи-
тельства объектов различного назначения. При этом, обязательно рассматри-
ваются результаты геолого-съемочных работ наиболее крупных масштабов;
результаты стационарных наблюдений за режимом подземных вод и различ-
ных геологических процессов; аэрокосмические материалы; материалы науч-
но-исследовательских работ и научно-техническая литература, в которых да-
ется обобщение сведений о природных и техногенных факторах инженерно-
геологических условий для данного региона.
Для конкретных площадок проверяется возможность археологических
находок, анализируется возможное загрязнение подземных вод, наличие ста-
рых фундаментов, расположение фундаментов соседних зданий и подземных
коммуникаций. Особенно тщательно анализируется опыт строительных ра-
бот и эксплуатации зданий и сооружений в аналогичных геологических ус-
ловиях.
По результатам сбора и обработки указанной информации в программе
инженерно-геологических изысканий дается оценка степени изученности ис-
следуемой территории, форму лируется рабочая гипотеза об инженерно-
геологических условиях и устанавливается категория сложности этих условий.
Это прежде всего связано с региональными особенностями инженерно-
геологических условий и должно учитываться в Территориальных строитель-
ных нормах (ТСН), где следует более дифференцированно подходить к у чету’
ландшафтно-климатических и структурно-геологических особенностей каждо-
го региона.
В окончательном виде представление о сложности инженерно-геологи-
ческих условий формируется после разработки научно обоснованной типиза-
ции (генерализации) всех факторов, влияющих на условия строительства, и
закрепления их в виде карты (схемы) инженерно-геологического райониро-
вания.
1.7.2. Дешифрирование материалов аэро- и космических
фотосъемок
Дешифрирование аэро- и космических материалов и аэровизуальные на-
блюдения следует предусматривать при изучении и оценке инженерно-
геологических условий значительных по площади (протяженности) террито-
рий. а также при необходимости изучения изменения этих условий за опреде-
ленный промежуток времени. Анализ аэро- и космических снимков, как пра-
вило, связан с рекогносцировочными обследованиями территорий и трасс про-
ектируемых объектов.
Такое обследование полезно проводить изыскателю и проектировщику
совместно. С особенностями дешифрирования аэрофотоснимков и производ-
ства ландшафтно-индикационного картирования можно ознакомиться в «Ме-
тодическом руководстве по инженерно-геологической съемке масштаба
20
1:200 000 (1:100 000... 1:500 000)» (Методическое руководство..., 1978) [47 ].
Для рекогносцировочного обследования, особенно районов развития опас-
ных геологических процессов, следует использовать спектрозональные кос-
мические снимки и специальные исследования с помощью беспилотных ле-
тательных аппаратов.
1.7.3. Рекогносцировочные маршрутные обследования
В задачи рекогносцировочных обследований и маршрутных наблюдений
входят:
• осмотр места изыскательских работ;
• визуальная оценка рельефа;
• описание имеющихся естественных и искусственных обнажений горных
пород;
• описание водопроявлений, искусственных водных объектов (с замером
уровней воды);
• описание проявлений геологических и инженерно-геологических процес-
сов (включая описание геоботанических индикаторов, гидрогеологических
и экологических условий);
• описание типов ландшафтов;
• описание внешних проявлений геодинамических процессов;
• опрос местного населения об имевших место чрезвычайных ситуациях.
В ходе рекогносцировочного обследования производится отбор контроль-
ных образцов грунта и проб воды для лабораторных исследований, осуществ-
ляется предварительное планирование мест размещения ключевых участков
для комплексных исследований и уточняются результаты предварительного
дешифрирования аэрофотоснимков.
Количество маршрутов, состав и объем сопутствующих работ следует ус-
танавливать в зависимости от детальности изысканий, их назначения и слож-
ности инженерно-геологических условий исследуемой территории. При про-
кладке маршрутов и ориентировании на местности, особенно в больших горо-
дах, полезно использовать в интерактивном режиме картографический пакет
Google Maps.
1.7.4. Геофизические исследования в составе предпроектных
изысканий
Для разработки предпроектной документации при изысканиях на больших
площадях (трассах значительной протяженности), в районах с развитием опас-
ных инженерно-геологических процессов и в особых условиях (шельф, подра-
батываемые и урбанизированные территории), а также при мониторинге воз-
можных изменений геологической, геокриологической и экологической обста-
новки геофизические исследования рекомендуется выполнять в составе перво-
очередных работ.
Геофизические исследования обладают рядом особенностей, выделяю-
щих их среди других видов инженерно-геологических исследований, в част-
ности:
• получаемая с их помощью информация носит интегральный характер, т.е.
относится к определенному объему пород (а не к «точке»), и позволяет
прослеживать геологические границы непрерывно;
21
• в ряде случаев информация о характеристиках массива может быть полу-
чена преимущественно с помощью геофизических методов (например,
оценка неоднородности массива, выделение границ залегания кровли
скальных пород, определение динамических модулей упругости и др.);
• в большинстве случаев геофизические исследования проводятся без нару-
шения сплошности изучаемой геологической среды и могут выполняться
многократно (с любой периодичностью) без изменения условий наблюде-
ния, что позволяет эффективно использовать их для проверки получаемой
информации и проведения мониторинга изменений геологической среды;
• в ряде случаев позволяют оценивать состояние пород и локализовать уча-
стки прогнозируемого его изменения (например, напряжение, сплошность,
влажность и пр.);
• позволяют производить дистанционные наблюдения, в том числе в про-
цессе мониторинга.
Геофизическими методами можно успешно решить задачи локального ха-
рактера по изучению геологического строения и пространственной неодно-
родности показателей свойств грунтов. Особенно важна роль геофизики при
решении задач сейсмического микрорайонирования, охватывающего значи-
тельные площади.
Рекомендуемые виды и объемы геофизических работ приведены в прило-
жениях 3 и 4 СП 11-105, ч. VI.
1.7.5. Инженерно-геологическая съемка
Инженерно-геологическая съемка - это метод площадного исследования
особенностей инженерно-геологических условий, сопровождающегося составле-
нием различных инженерно-геологических карт. Съемка включает в себя комп-
лекс полевых наблюдений и работ, а также картографирование как способ графо-
аналитического отображения и моделирования на плане местности различных
параметров и обобщенных характеристик инженерно-геологических условий.
Инженерно-геологическая съемка - основной вид геологических исследо-
ваний территории или трассы на начальном этапе инженерных изысканий. За-
дача съемки - комплексное изучение инженерно-геологических условий тер-
ритории или трассы, что предполагает исследование всех природных факто-
ров, влияющих на оценку территории или трассы, планирование размещения
различных видов строительства, выбор районов и мест расположения соору-
жений, условия их возведения, устойчивость и долговечность, характер произ-
водства различных инженерных работ.
Результатом инженерно-геологической съемки является не только инже-
нерно-геологическая карта выбранного масштаба, но и пояснительная записка
к ней, где даются словесное описание, характеристика и оценка инженерно-
геологических условий закартированной территории. Как правило, карта со-
ставляется непосредственно в ходе съемочных работ и окончательно уточняет-
ся и редактируется в камеральный период. Выбор масштаба инженерно-
геологической съемки осуществляется в зависимости от задач проектирования
и характера проектируемых объектов, размеров исследуемой территории,
сложности инженерно-геологических условий. Масштаб съемки определяет
детальность изучения и отображения на картах различных элементов инже-
нерно-геологических условий (табл. 1.3).
22
Таблица 1.3
Выбор масштаба съемки в зависимости от ее назначения
Назначение съемки Масштаб съемки
Предпроектная документация генеральных схем развития и размещения производительных сил и промышленной инфра- структуры крупного региона. Выбор направления магистральных трубопроводов, транс- портных и инженерных коммуникаций. Составление генеральных схем защиты территории от опас- ных геологических процессов 1:100 000... 1:1 000 000
Разработка схем энергетического использования рек и водных ресурсов. Выбор створов плотин 1:25 000... 1:50 000 1:5 000... 1:2000
Обоснование градостроительной документации: - проекты районной планировки; - генеральный план города; - проекты детальной планировки; - проекты планировки пригородной зоны 1:25 000...1:50 000 1:5000... 1:10 000 1:1000... 1:2000 1:25 000... 1:50 000
При выполнении инженерно-геологической разведки могут составляться
инженерно-геологические карты детальных масштабов 1:10 000 и крупнее.
В этом случае такие инженерно-геологические карты служат основой обобще-
ния всех полученных при детальных изысканиях материалов.
Чаще всего отдельные площадки картируются в масштабах 1:5000... 1:2000,
притрассовые полосы линейных сооружений - в масштабах 1:10 000... 1:2000.
Для особо ответственных объектов в сложных инженерно-геологических ус-
ловиях могут составляться карты и планы в масштабах 1:1000... 1:500. Коли-
чество точек наблюдения (в том числе горных выработок) при производстве
инженерно-геологических съемок определяется в зависимости от категории
сложности инженерно-геологических условий с учетом степени естественной
обнаженности исследуемой территории и ее отдельных частей.
Количество и вид точек наблюдения (естественные обнажения и искусст-
венные выработки), глубина выработок, расположение точек на местности ус-
танавливаются согласно рекомендациям СП 47.13330.2012 [46].
Если аналитические инженерно-геологические карты, обзорные и мелко-
масштабные (от 1:500 000 и мельче), обычно составляются камеральным пу-
тем, то карты средне-крупномасштабные и детальные (1:200 000 и крупнее)
должны составляться только в процессе выполнения инженерно-геологичес-
кой съемки, что гарантирует их достоверность. При этом существует «золо-
тое правило» съемочных работ: на 1 см2 карты должна приходиться одна
точка наблюдения вне зависимости от масштаба. По назначению инженерно-
геологические карты можно разделить на две большие группы: карты инже-
нерно-геологических условий и карты инженерно-геологического райониро-
вания.
По логическим и картографическим основаниям можно выделять карты
аналитические и синтетические. Особенности проведения и оформления ре-
зультатов инженерно-геологических съемочных работ приведены в книге [48].
23
1.8. Инженерно-геологическая разведка
1.8.1. Основные задачи инженерно-геологической разведки
Инженерно-геологическая разведка должна обеспечить получение деталь-
ной информации об инженерно-геологических условиях участка строительства
после того, как становятся известными контуры проектируемых сооружений и
намечены их конструктивные решения.
Инженерно-геологические изыскания на этой стадии должны обеспечи-
вать получение материалов и данных, необходимых для расчетов оснований,
фундаментов и конструкций проектируемых зданий и сооружений и обоснова-
ния методов производства земляных работ.
При необходимости на этом этапе выполняют изыскания или отдельные
виды работ для детализации проектных решений по инженерной защите, ох-
ране окружающей среды, рациональному природопользованию и обоснованию
методов производства земляных работ, а также для подготовки решений по
вопросам, возникшим при подготовке проектной документации, ее согласова-
нии или утверждении.
В ходе инженерно-геологической разведки устанавливаются:
• условия залегания пород/грунтов и подземных вод;
• расчленение разреза на однородные геологические тела и выделение от-
дельных инженерно-геологических элементов (ИГЭ),
• физико-механические свойства пород/грунтов;
• возможность распространение геологических процессов.
На стадии инженерно-геологической разведки должна быть сформирована
окончательная модель геологической среды и в соответствии с требованиями
ГОСТ 20522.2011 выделены инженерно-геологические элементы (ИГЭ) с рез-
ко отличающимися условными границами (слой, прослой, линза и т.д.). Для
них методами статистической обработки должны быть установлены обобщен-
ные показатели состава и свойств слагающих его пород/грунтов.
Полученные обобщенные показатели должны позволить проектировщи-
ку перейти к расчетным характеристикам грунтов, удовлетворяющим при-
нятым расчетным схемам взаимодействия сооружений с геологической сре-
дой.
Для инженера геолога, ведущего изыскания, это станет возможностью
проверки обоснованности методики и детальности инженерных изысканий, а
для инженера-строителя - необходимой информацией для решения таких во-
просов проектирования, как выбор глубины заложения подошвы фундамента,
разработка геотехнической расчетной модели, организация производства
строительных работ и т.п. [48].
1.8.2. Обоснование сети наблюдений при инженерно-
геологической разведке
Одним из важных вопросов инженерно-геологической разведки является
создания сети точек наблюдения и схем опробования, т.е. как на местности
размещены горные выработки и точки производства опытных и геофизических
работ, как построена схема опробования горных пород/грунтов для изучения
характеристик их состава, состояния и физико-механических свойств.
24
Размещение горных выработок и точек наблюдения зависит от сложности
геологического и геоморфологического строения участка, от характера проек-
тируемого сооружения.
Определение глубины выработок является наиболее ответственным во-
просом в организации и производстве разведочных работ. В общем случае на-
значение глубины геофизического просвечивания, бурения и зондирования
определяется представлениями о сфере взаимодействия проектируемых со-
оружений с геологической средой, глубиной ожидаемой активной зоны при
взаимодействии сооружения и основания и т.п. При этом следует иметь в виду’,
что применение современных видов зондирования и в ряде случаев геофизиче-
ских работ позволяет существенно сократить объемы изысканий.
Горные выработки должны быть размещены, как правило, по контурам и
(или) осям проектируемых зданий и сооружений.
Рекомендуемое число точек наблюдений, включая горные выработки и
среднее расстояние межд) ними с учетом масштаба съемки, приведены в
табл. 1.4.
Таблица 1.4
Рекомендованное число точек наблюдений, включая горные вьфаботки,
и среднее расстояние между ними в зависимости от категории сложности
инженерно-геологических условий для различных масштабов
картографического отображения
Категория сложности инженерно-геологических условий Масштаб съемки
1:25 000 и мельче 1:10 000 1:5000 1:2000 1:1000
I (простая) 3/600 9/350 25/200 100/100 300/60
II (средняя) 4/550 11/300 35/170 175/75 575/45
III (сложная) 5/500 16/250 50/150 250/65 750/35
Примечания:
1. В числителе число точек наблюдений на 1 км2, в знаменателе - среднее расстояние меж-
ду ними м.
2. До 1/3 горных выработок допускается заменять точками статического (динамического)
зондирования.
3. Вне контуров проектируемых объектов в случае выдержанности разреза и при подтвер-
ждении его однородности геофизическими наблюдениями допускается разрежение сети
опробования.
Оценка категорий сложности инженерно-геологических условий в зави-
симости от различных факторов, определяющих состав и объем изысканий на
конкретных площадках, представлена в табл. 1.5.
В местах резкого изменения нагрузок на фундамент, глубины их заложе-
ния, высоты сооружений на границах различных геоморфологических элемен-
тов следует размещать дополнительные выработки.
Для изучения опасных геологических и инженерно-геологических процес-
сов в сфере взаимодействия зданий и сооружений с геологической средой, а
также в зоне влияния их на окружающую застройку при необходимости следу-
ет располагать дополнительные выработки за пределами контура проектируе-
мых зданий и сооружений, в том числе и на прилегающей территории.
25
Таблица 1.5
Категории сложности инженерно-геологических условий [46]
Факторы, определяющие состав и объем изысканий Категория сложности
I (простая) II (средняя) III (сложная)
Геоморфоло- гические Один геоморфоло- гический элемент. Поверхность сла- бонаклонная, не- расчлененная Несколько геоморфо- логических элементов одного генезиса. По- верхность слабона- клонная, слабо рас- члененная Несколько геоморфоло- гических элементов раз- ного генезиса. Поверх- ность сильно расчле- ненная. Склоны
Г еологические Не более двух ли- тологических сло- ев с уклоном <0,1, мощность выдер- жанная. Свойства 1рунтов меняются незначительно. Не- сущее основание - скальные моно- литные грунты Не более четырех ли- тологических слоев. Мощность и характе- ристики грунтов из- меняются закономер- но. Скальные грунты с неровной кровлей, перекрытой нескаль- ными грунтами Более четырех слоев. В разрезе линзы, выкли- нивание слоев, тектони- ческие нарушения. Со- став и показатели свойств грунтов незако- номерно изменчивы. Скальные грунты: тре- щиноватые, кровля рас- члененная, выветрелая
Г идрогеологи- ческие Один выдержан- ный горизонт не- агрессивных под- земных вод Два и более выдер- жанных горизонта, линзы слабоагрессив- ных (загрязненных) вод, наличие напор- ных вод Горизонты подземных вод не выдержаны, сложное чередование водоносных и водоупор- ных пород, химический состав неоднородный или загрязненный
Опасные инженерно- геологические процессы Отсутствуют Имеют ограниченное распространение или не оказывают влияния на проектные решения, строительство и экс- плуатацию объектов Имеют широкое распро- странение или оказыва- ют решающее влияние на проектные решения, строительство и экс- плуатацию объектов
Специфичес- кие грунты (в основании фундамента) Отсутствуют Ограниченно распро- странены или не ока- зывают влияния на проектные решения, строительство и экс- плуатацию объектов Широко распространены или оказывают решаю- щее влияние на проект- ные решения, строи- тельство и эксплуата- цию объектов
Примечания.
1. Категорию сложности устанавливают по факторам, оказывающим максимальное влияние
на объемы и стоимость инженерных изысканий, согласно приложению Б СП 22.13330.2011 [43].
2. Категории сложности в районах распространения многолетнемерзлых грунтов устанав-
ливают по приложению А СП 22.13330.2012 [2].
3. Техногенные факторы (динамические воздействия, стесненность городской застройки,
загрязнения и др.) учитываются по влиянию их на состав и методы получения исходной
информации для проектирования, в зависимости от вида инженерных изысканий.
4. В настоящее время разрабатывается новая система оценки сложности инженерно-геоло-
гических условий, основанная на балльной оценке факторов и подсчете суммы баллов для
каждой категории сложности.
26
Глубина горных выработок назначается в соответствии с и. 6.3.8 СП
47.13330.2012 [46].
При проектировании зданий и сооружений глубины выработок на пло-
щадках строительства должны быть на 2 м ниже активной зоны взаимодейст-
вия зданий и сооружений с грунтовым массивом.
Мощность активной зоны рассчитывают в соответствии с рекомендациями
СП 22 13330.2011 [43].
При отсутствии данных об активной зоне глубину горных выработок сле-
дует устанавливать в зависимости от типов фундаментов и нагрузок на них
(этажности):
• для ленточных и столбчатых фундаментов - по табл. 6.3 СП 47.13330.2012
[46] (см. табл. 1.6);
• для свайных фундаментов - по п. 5.11 СП 24.13330.2012 |45];
• для плитных фундаментов - 1/2 ширины фундамента, но не менее 20 м от
его подошвы;
• для свайно-плитных фундаментов - по максимальной глубина выработок
устанавливается, исходя из параметров плиты, но должна быть увеличена,
если глубина погружения свай выходит из зоны влияния плиты;
• на участках распространения специфических грунтов не менее 30% гор-
ных выработок необходимо проходить на полную их мощность или до
глубины, где наличие таких грунтов не будет оказывать влияния на устой-
чивость проектируемых зданий и сооружений;
• при изысканиях на участках развития геологических и инженерно-
геологических процессов выработки следует проходить на 3...5 м ниже
зоны их активного развития и учитывать дополнительные требования, оп-
ределяемые особенностями расположения конструктивных элементов зда-
ний и сооружений;
• для массивов скальных грунтов глубина горных выработок устанавливает-
ся программой инженерных изысканий исходя из особенностей инженер-
но-геологических условий и характера проектируемых объектов.
Таблица 1.6
Рекомендуемые глубины горных выработок
Здание на ленточных фундаментах Здание на столбчатых опорах
Нагрузка на фундамент, кН/м (этажность) Глубина горной выработки от подошвы фундамента, м Нагрузка на опору, кН Глубина горной выработки от подошвы фундамента, м
До 100(1) 4...6 До 500 4...6
200 (2 .3) 6...8 1000 5. .7
500 (4...6) 9...12 2500 7...9
700 (7... 10) 12...15 5000 9... 13
1000 (11... 16) 15...20 10 000 11...15
2000 (более 16) 20... 23 15 000 12...19
50 000 18...26
27
Для типового проектирования линейных сооружений глубину горных вы-
работок и расстояние между ними принимают в соответствии с табл. 4 СП
47.13330.2012 [46] (см. табл.'1.7).
На участках индивидуального проектирования (возведения искусственных
сооружений, выемок, насыпей и др.) для обоснования проектной документа-
ции расстояние между горными выработками и глубину следует принимать в
соответствии с табл. 6.5 СП 47.13330.2012 [46] (см. табл. 1.8).
Таблица 1.7
Расстояние между скважинами и глубины горных выработок
для линейных сооружений
Вид линейных объектов Ширина полосы трассы, м Расстояние меж- ду скважинами по трассе, м Глубина скважин, м
Железная дорога 200... 500 350... 500 До 5 На 2 м ниже нормативной глубины про- мерзания грунта
Автомобильная дорога 200... 500 350... 500 ДоЗ
Магистральный трубопровод 100... 500 300... 500 На 1... 2 м ниже глубины заложе- ния трубопровода
Эстакада для на- земных коммуни- каций 100 100... 200 3...7
Воздушная линия связи и электро- передачи напря- жением, кВ: ДО 35; свыше 35 100... 300 100... 300 500... 1000 500... 1000 3...5 7...10
Кабельная линия связи 50... 100 500... 1000 На 1... 2 м ниже глубины заложе- ния трубопровода (шпунта, острия свай) На 1... 2 м ниже нормативной глубины про- мерзания грунта
Водопровод, ка- нализация, тепло- сеть и газопровод 100... 200 100... 300
Подземные кол- лекторы — водо- сточный и ком- муникационный 100... 200 100... 200 На 2 м ниже предполагаемой глуби- ны заложения коллектора (шпунта, острия свай)
Примечания:
1. Минимальные расстояния следует принимать в сложных, а максимальные — в простых
инженерно-геологических условиях.
2. На участках распространения специфических грунтов, развития опасных геологических
процессов следует уменьшать расстояние между выработками и закладывать поперечники
из 3... 5 выработок.
3. Если в коридоре трассы предполагается проектирование нескольких линейных объектов,
то число и глубину выработок устанавливают исходя из минимальных расстояний и мак-
симальных глубин для соответствующих линейных объектов.
28
Таблица 1.8
Расстояние между скважинами и глубины горных выработок
на участках индивидуального проектирования
Соору- жения Размещение горных выработок Глубина горных выработок
Расстояние по оси трассы, м Расстояние
на попе- речниках, м между попе- речниками, м
Насыпи и выемки высотой (глубиной):
До 12 м 100...300 и в мес- тах перехода вы- емок в насыпи 25...50 100... 300 (для выемок) Насыпи: на 3...5 м ни- же подошвы насыпи. Если основание сложе- но грунтами с 5 МПа, глубина 10... 15 м. Выемки: на 1...3 м ниже глубины сезон- ного промерзания от проектной отметки дна
Более 12 м 50... 100 и в местах перехода выемок в насыпи 10...25 50... 100 (для выемок)
В дополнение к приведенным нормативным материалам по разбивке сети
наблюдений при инженерно-геологической разведке следует отметить, что ее
успех в пределах участка разведки во многом зависит от оптимизации геофи-
зических, буровых и пенетранионно-каротажных работ в пределах принятой
сети наблюдений.
Так, для простых условий возможно применение геометрических пра-
вильных или неправильных сеток, разведочных створов, одиночных или
групповых выработок. При сложном геологическом строении на больших
площадях при стадийном проектировании и комплексной застройке следует
переходить к равномерному изучению значительных объемов геологической
среды, комбинируя сейсмогеофизические и электроразведочные профили,
буровые и зондировочные скважины (статическое и динамическое зондиро-
вание).
Размещение точек наблюдения зависит от сложности геологического и
геоморфологического строения участка, от характера проектируемого соору -
жения, доступности и условий проходимости местности.
При этом следует учитывать как особенности природных условий (рельеф,
геологический разрез, наличие в разрезе специфических грунтов, подземные
воды, геологические процессы), так и конструктивные особенности проектиру-
емых зданий и сооружений (сложность контуров зданий и сооружений, поло-
жение осей проектируемых фундаментов, требования к линейным сооружени-
ям и инженерным сетям, особенностям работы и эксплуатации сооружения и
его отдельных частей).
Желательно, чтобы проведение инженерно-геологической разведки строи-
лось по принципу обратной связи, т.е. когда выполнение запроектированных
29
работ корректируется в зависимости от поступающих результатов, что может
приводить к постепенному сгущению или разрядке сети разведочных вырабо-
ток, к изменению объема и методики тех или иных исследований. При этом
следует иметь в виду, что применение геофизических работ и современных
видов зондирования позволяет существенно сократить объемы дорогостоящих
и длительных горных и буровых работ.
Такой неординарный подход к инженерно-геологическим изысканиям
определяет многоаспектность моделирования взаимодействия зданий и соору-
жений с геологической средой. Вначале исследованный массив основания
схематизируется геолого-структурной моделью, а затем исследование физико-
механических свойств ИГЭ позволяет на основе их свойств (упругое или упру-
го-вязкое тело, зернистая или трещиноватая среда) перейти к расчетной гео-
технической модели.
На заключительном этапе может быть проведено многовариантное реше-
ние геотехнических задач с целью количественного прогноза напряженно-де-
формируемого состояния, оценки прочности и устойчивости массива основа-
ния или его частей при тех или иных воздействиях (сила тяжести, нагрузка
сооружений, фильтрационное давление, сейсмические воздействия и т.д.).
1.8.3. Основные виды полевых работ при
инженерно-геологической разведке
Общие требования к организации и постановке опытных полевых работ
сводятся к следующим положениям:
1. Каждый полевой опыт должен решать конкретную задачу, связанную с
оценкой устойчивости сооружения или территории в целом, давать исчерпы-
вающие представления о свойствах пород/грунтов, водоносных горизонтов, об
условиях производства строительных работ.
2. Опытные площадки должны быть максимально приближены к кон-
турам проектируемых сооружений или располагаться в пределах пятен за-
стройки.
3. Для планирования опытных полевых работ необходимо иметь деталь-
ные представления о геологическом строении участка или трассы.
4. Виды опытных работ и методика их производства должны моделиро-
вать реальные условия взаимодействия сооружений и геологической среды,
условия работы пород/грунтов под нагрузкой, режим и динамику водоносных
горизонтов.
5. Опытные работы должны сочетаться с лабораторными исследованиями
с целью проверки и корреляции количественных параметров свойств по-
род/грунтов и водоносных горизонтов для более надежного обоснования рас-
четных показателей.
В комплекс опытных полевых работ обычно включают детальные геофи-
зические исследования, гидрогеологические опытно-фильтрационные работы,
полевые определения деформационных и прочностных свойств пород/грунтов,
стационарные наблюдения.
В табл. 1.9 приведены основные виды полевых работ и условия их приме-
нимости в зависимости от задач исследования и видов грунтов.
Полевые испытания необходимо сочетать с другими способами определе-
ния состава, состояния и свойств грунтов (лабораторными, геофизическими)
30
для интерпретации данных, выявления взаимосвязей между характеристиками
грунта, определяемыми различными методами, и оценки их достоверности.
Прочностные характеристики дисперсных грунтов определяют, как пра-
вило, методом статического и динамического зондирования в соответствии с
ГОСТ 19912-2001 [10]. Для ориентировочной оценки разжижения песков при-
меняют динамическое зондирование.
Таблица 1.9
Виды полевых исследований грунтов
Вид исследования Задача исследования Грунт
Расчленение геоло- гического разреза Установление закономерностей изменчивости характеристик Определение крупнообломочный песчаный глинистый
физических характеристик деформацион- ных характери- стик прочностных характеристик показателей со- противления грунтов основа- ний свай
Статическое зондирование + + + + + + - + +
Динамическое зондирование + + + + + - - + +
Испытания штампами - - - + - - + + +
Испытания прессиомет- рами - + - + - - - + +
Испытания на срез целиков грунта - - - - + - + + +
Вращательный срез или коль- цевой срез - + - - + - - - +
Поступатель- ный срез - + - - + - - + +
Испытания эталонной сваей - - - - + + + +
Испытания сваями - - - - + + + +
Примечание. Обозначения: «+» — исследования выполняются; «—» — исследования не вы-
полняются.
Несущая способность свай определяется статическими испытаниями свай,
динамическими испытаниями свай, испытаниями грунтов эталонной сваей,
испытаниями грунтов статическим зондированием.
Для определения характеристик грунтов при расчете устойчивости скло-
нов или прочностных свойств массива, сложенных крупнообломочными или
31
неоднородными грунтами, используют срез целиков грунта методом поступа-
тельного (одноплоскостного) среза. Количество определений показателей
прочности для каждого инженерно-геологического элемента следует устанав-
ливать не менее трех (или двух, если они отклоняются от среднего не более
чем на 25%).
Прочностные характеристики органоминеральных и глинистых грунтов
теку чей ластичной и текучей консистенции определяют методом вращательно-
го среза в соответствии с ГОСТ 20276-99 [11].
Основными методами получения деформационных показателей в массиве
грунта являются испытания штампом, прессиометрия, а также в сочетании с
ними статическое зондирование.
Для зданий и сооружений повышенного уровня ответственности испыта-
ния грунтов статическими нагрузками штампами площадью 2500 и 5000 см2
следует осуществлять в шурфах (дудках) на проектируемой глубине (отмет-
ке) заложения фундаментов, а в пределах активной зоны взаимодействия
зданий и сооружений с основанием - штампами площадью 600 см2 или вин-
товой лопастью в скважинах. При глубине исследований, ограничивающей
использование штампа, следует выполнять испытания прессиометром и/или
трехосным сжатием [11].
Для зданий и сооружений нормального (при нагрузках на фундаменты
менее 0,25 МПа) и пониженного уровней ответственности прочностные и
деформационные свойства допускается определять методом статического и
динамического зондирования, а также лабораторными методами (см. ГОСТ
12248-96 [7]).
Для объектов нормального и повышенного уровня ответственности при
нагрузках на фундамент более 0,25 МПа деформационные показатели следует
подтверждать штамповыми или прессиометрическими испытаниями.
Количество испытаний грх нтов штампом для каждого характерного инже-
нерно-геологического элемента следует устанавливать не менее трех (или
двух, если определяемые показатели отклоняются от среднего не более чем на
25%), а испытаний прессиометром - не менее шести. По результатам полевых
испытаний уточняют значения модуля деформации грунтов, определенные
лабораторными методами, согласно требованиям СП 22.13330-2011 [43].
Гидрогеологические исследования следует выполнять в комплексе с дру-
гими видами инженерно-геологических работ. При планировании и выпол-
нении гидрогеологических исследований следует учитывать требования
СП 22.13330 [43] в части состава необходимой гидрогеологической инфор-
мации.
Методика полевых определений деформационных и прочностных свойств
пород/грунтов к настоящему времени подробно стандартизирована (см. ГОСТ
20276-99 [11] и другие источники в списке литературы гл. 1).
1.8.4. Лабораторные исследования пород/грунтов
При инженерно-геологических и инженерно-геотехнических изысканиях,
кроме полевых, должен быть выполнен необходимый и достаточный объем
лабораторных исследований грунтов для определения их состава, состояния,
физических, механических, химических свойств. В дальнейшем на основе
32
ГОСТ 20522-2012 [12] выполняется статистическая обработка результатов ла-
бораторных испытаний, необходимая для выделения расчетных геологических
элементов и построения пообъектных геотехнических моделей исследуемого
грунтового массива и расчета несущих элементов фундаментов [48].
Большинство лабораторных методов исследований детально стандартизи-
ровано и обеспечено методическими указаниями [30].
В табл. 1.10 приведены виды лабораторных определений физико-механи-
ческих свойств грунтов при инженерно-геологических и геотехнических изы-
сканиях, требуемых к выполнению по национальным стандартам.
Таблица 1.10
Виды лабораторных определений физико-механических свойств грунтов
Лабораторное определение Грунты Обозначе- ние нацио- нального стандарта на метод определения
скаль- ные крупно- обломочные песча- ные глини- стые
1 2 3 4 5 6
Гранулометрический состав - + + С 12536-79
Петрографический состав С с - - -
Минеральный состав - с с С -
Валовой химический состав С - с с -
Суммарное содержание легко- и среднерастворимых солей с с с с -
Емкость поглощения и состав обменных катионов - - - с -
Относительное содержание органических веществ - с с с 23740-79
Природная влажность с + + + 5180-84
Плотность + + + + 5180-84
Максимальная плотность (стандартное уплотнение) - с с с 22733-2002
Плотность в предельно плот- ном и рыхлом состояниях - с с - -
Плотность частиц грунта - + + + 5180-84
Границы текучести и раска- тывания - с - + 5180-84
Угол естественного откоса - - с - -
Максимальная молекулярная влагоемкостъ - - с с -
33
Окончание табл. 1.10
1 2 3 4 5 6
Коэффициент фильтрации - - С С 25584-90*
Размокаемость С - - с -
Растворимость С - - - -
Коэффициент выветрелости С с - - -
Коррозионная активность - - с с -
Компрессионное сжатие - с с + 12248-96
Трехосное сжатие - с с + 12248-96
Сопротивление срезу (прочность) - с с + 12248-96
Сопротивление одноосному сжатию + с - с 12248-96
Лабораторные испытания. Общие положения + + + + 30416-96
Примечание. Обозначения: «+» — определения выполняются; «—» — определения не выпол-
няются; «С» — определения выполняются по дополнительному заданию.
Если при выполнении инженерно-геотехнических изысканий получены
данные, несоответствующие результатам инженерно-геологических изысканий
или обнаружены новые факторы, способные повлиять на принятие проектных
решений, выполняются дополнительные инженерно-геологические работы и
исследования.
1.9. Камеральная обработка и представление материалов
инженерных изысканий
Под камеральной обработкой подразумевается всесторонняя научная и
техническая обработка результатов и обобщение материалов, собранных в
процессе полевых топографических, инженерно-геологических, геотехниче-
ских и других специальных исследований какой-либо территории, трассы или
площадки строительства.
Требования к камеральным работам устанавливаются действующими инст-
рукциями и положениями в зависимости от целей и задач проведенных работ.
В процессе производства полевых изыскательских работ осуществляется
текущая камеральная обработка полученных материалов.
После завершения всех полевых работ и выполнения лабораторных иссле-
дований выполняется окончательная камеральная обработка и составляется
технический отчет или заключение о результатах инженерно-геологических
или инженерно-геотехнических изысканий.
Отчет по инженерно-геологическим и инженерно-геотехническим изыска-
ниям состоит из текста, графических и текстовых приложений, комплектов
обязательных и специальных карт Комплекты обязательных карт включают:
34
геологическую (инженерно-геологическую) карту заданного масштаба со
сводной стратиграфической колонкой и геологическими разрезами, карты
фактического материала, четвертичных отложений и специальные карты. Со-
держание специальных карт определяется проектами инженерно-геологичес-
ких и инженерно-геотехнических работ [48].
При графической обработке материалов инженерных изысканий следует
как можно шире использовать объемные геологические модели грунтовых
массивов и трасс. В настоящее время разработаны многочисленные програм-
мы, которые могут осуществлять совмещение в трехмерном пространстве дан-
ные сейсмических профилей и скважин, а также строить условные поверхно-
сти на основе параметрических регулярных и нерегулярных сеток. Геологиче-
ская структура в таких программах трехмерна и обладает всеми преимущест-
вами такого представления [48].
В отчетах по инженерно-геотехническим исследованиям обосновывается
окончательная расчетная схема сооружения, проводятся поверочные расчеты
несущей способности конструкций и грунтового основания, определяются
расчетные усилия в несущих конструкциях от эксплуатационных нагрузок,
определяются фактические характеристики материалов конструкций и грунтов
основания, уточняются категории технического состояния сооружения и обос-
новываются вероятные причины возникновения дефектов и повреждений в его
конструкциях.
Здесь же производится оценка наличия и состояния дренажных систем,
наличие и местоположение существующих (или существовавших) подземных
сооружений и инженерных коммуникаций.
Результаты лабораторных исследований физико-механических свойств
грунтов/пород, использующиеся в геотехнических расчетах, представляются в
инженерно-геологических отчетах в виде значений нормативных и расчетных
характеристик.
Для определения нормативного и расчетного значения требуются много-
кратное определение данной характеристики и статистическая обработка ре-
зультатов экспериментов. В ГОСТ 20522-96 (2012) приведены рекомендации
по определению количества проб грунта в зависимости от его неоднородности
и способа статистической обработки данных [12].
В расчетах оснований по деформациям используют нормативные значе-
ния характеристик, а по несущей способности - расчетные значения характе-
ристик грунтов. В зависимости от вида расчета рассматриваемой характери-
стике грунта присваивается соответствующий индекс I или II, например:
Yib Cj, Сц~, ф1, фп.
1.10. Состав и содержание стандартных отчетов
по инженерным изысканиям
1.10.1. Отчет о результатах инженерно-геологических
изысканий
В зависимости от технического задания и назначения инженерно-геологи-
ческих изысканий состав отчета может варьировать в зависимости от специ-
фики конкретного объекта.
35
Стандартный научно-технический отчет включает в себя:
1. Титульный лист.
2. Содержание (оглавление).
3. Анализ выполненных работ (объемы, сроки, техника и технологии,
нормативная база, стандарты качества, методические особенности специаль-
ных методов исследований).
4. Физико-географические условия. Раздел содержит следующую инфор-
мацию:
- характеристика рельефа площадки, включающая описания генетических
типов и морфометрические показатели):
- гидрографические условия, характеризующие направление движения
поверхностных и грунтовых вод (наличие поблизости рек, водоемов,
ручьев, режимные параметры годового цикла и т.п.);
- климатические и метеорологические характеристики района, где распо-
ложен участок для строительства (экстремальные и средние температу-
ры воздуха в течение года, среднее количество осадков и периоды их
наибольшего и наименьшего выпадения, глубины сезонного промерза-
ния и т.д.);
- данные о степени застройки участка и прилегающей к ней территории.
5. Геологическое строение участка. Обязательный раздел, в котором
указывается:
- обоснование выделения инженерно-геологических элементов и их гео-
техническая характеристика с указанием вида грунтов и их физического
состояния;
- строение геологического разреза в стратиграфической последовательно-
сти с указанием геологического индекса, литологического (петрографи-
ческого) состава, вариаций мощности, выдержанности в разрезе, нали-
чие включений, физическое состояние (плотность, влажность, конси-
стенция глинистых разностей).
В качестве дополнительной информации может приводиться характери-
стика грунтов по трудности их разработки.
6. Гидрогеологические условия. Обязательный раздел, в котором указыва-
ется:
- период года, в который проводились изыскания,
- наличие и глубина залегания грунтовых вод на участке с указанием во-
доносных и водоупорных пород;
- особенности питания и характер режима подземных вод;
- амплитуда и динамика сезонных колебаний грунтовых вод на участке по
данным режимных наблюдений (краткосрочных или долгосрочных);
- взаимосвязь с поверхностными водоемами;
- наличие напорных вод и их взаимосвязь с грунтовыми водами;
- химический состав подземных вод и степень их агрессивности к бетон-
ным и железобетонным конструкциям;
- степень коррозионной активности грунтовых вод по отношению к раз-
личным материалам (сталь, свинец, алюминий и пр.), применяемым при
устройстве различных инженерных коммуникаций (кабели, трубопрово-
ды, заземлители и т.п.);
- рекомендации по антикоррозийной защите.
36
7. Физико-механические свойства грунтов. Обязательный раздел, в ко-
тором указывается:
- обоснование статистической модели обработки показателей (характери-
стики распределения, метод расчета);
- нормативные и расчетные показатели физико-механических свойств ин-
женерно-геологических элементов, как правило, представляются в таб-
личной форме.
В таблицах приводятся все показатели физико-механических свойств по-
род/грунтов с обязательным использованием общепринятых международных
буквенных обозначений (результаты гранулометрического анализа песча-
ных грунтов; плотность (минеральных) твердых частиц грунта; плот-
ность грунта ненарушенного сложения; плотность грунта в сухом со-
стоянии; коэффициент пористости; естественная влажность грунта;
влажность глинистого грунта на границе текучести; влажность глини-
стого грунта на границе раскатывания; число пластичности глинистого
грунта; показатель консистенции глинистого грунта; степень влажности;
содержание органических веществ по потерям при прокаливании; угол
внутреннего трения грунта; удельное сцепление грунта; коэффициент от-
носительной сжимаемости грунта или модуль общей деформации; неко-
торые другие свойства грунтов).
На основании данных свойств инженерно-геологических элементов про-
изводится их классификация и присвоение нормативных наименований (пески
пылеватые маловлажные, суглинки тутопластичные и т.п.).
Кроме этого отмечаются:
- степень агрессивности грунтов к бетонным и железобетонным конст-
рукциям, которая определяет соответственно и степень защиты бетон-
ных и железобетонных фундаментов;
- степень коррозионной активности грунтов по отношению к различным
материалам (сталь, свинец, алюминий и пр.), применяемым при устрой-
стве различных инженерных коммуникаций (кабели, трубопроводы, за-
землители и т.п.).
8. Геологические и инженерно-геологические процессы. В данном разде-
ле рассматриваются:
- характеристика природных и техногенных процессов, которые могут уг-
рожать устойчивости проектируемых сооружений, в том числе норма-
тивная глубина сезонного промерзания песчаных и глинистых грунтов,
данные о степени пучения глинистых грунтов, возможность подтопле-
ния, образования оползней, просадок, усадок и набуханий грунтов, воз-
можность проявления плывунов при производстве земляных работ;
- данные о других возможных инженернотеологических явлениях.
9. Выводы и рекомендации. Обязательный раздел, в котором обобщаются
данные всех разделов отчета об инженернотеологических изысканиях и при-
водятся рекомендации по проектированию и строительству, такие как:
- рекомендации по назначению глубины заложения подошвы фундаментов
на естественном основании или глубине свай при свайных фундаментах;
- рекомендации по гидроизоляции и защите конструкций здания от под-
топления, промораживания, замачивания, коррозии и от других неблаго-
приятных геологических процессов.
37
10. Графические приложения, обязательно содержащие.
- топографический план участка строительства;
- колонки геологических выработок (скважин), построенные в вертикаль-
ном масштабе 1:100 (1:200);
- инженерно-геологические разрезы, построенные по правилам горной
геометрии при соблюдении выбранных вертикального и горизонтально-
го масштабов.
При графическом оформлении инженерно-геологических карт, разрезов ко-
лонок условные обозначения элементов геоморфологии, гидрогеологии, текто-
ники, залегания слоев грунтов, а также обозначения видов грунтов и их литоло-
гических особенностей следует принимать в соответствии с ГОСТ 21.302-96.
11. Приложения.
Как правило, включают в себя:
- техническое задание заказчика;
-лицензию организации (свидетельство о вступлении в саморегулируе-
мую организацию) с указанием перечня видов работ, на осуществление
которых она выдана, даты и регистрационного номера.
В ряде случаев при проведении обширных инженерно-геологических изы-
сканий отчет может содержать второй том, в котором приведены фактические
материалы по определению характеристик исследуемых грунтов, выделенных
ИГЭ и их статистической обработке.
1.10.2. Отчет о результатах инженерно-геотехнических
изысканий по обследованию зданий и сооружений
Научно-технический отчет по результатам обследования зданий и соору-
жений составляется в рамках инженерно-геотехнических исследований и пред-
ставляется в виде пояснительной записки, необходимого иллюстративного ма-
териала и приложений.
Основная текстовая часть отчета включает в себя:
• описание конструкций и состояния фундаментов, вскрытых шурфами;
• методику проведения и результаты полевых и лабораторных исследований
грунтов основания;
• методику проведения обследования, описание состояния основных несу-
щих надземных конструкций сооружения;
• анализ результатов обследования;
• характеристики технического состояния строительных конструкций об-
следуемого здания в соответствии с СП 13-102-2003 и ГОСТ Р 53778-2010;
• выводы и рекомендации по дальнейшей работе конструктивных частей
всего сооружения в целом;
• выводы и заключение с указанием выявленных конструктивных особенно-
стей наземных конструкций и фундаментов, определением категории тех-
нического состояния обследуемого здания или сооружения и предложе-
ниями по его дальнейшей эксплуатации, рекомендациями по возможному’
геотехническому мониторингу.
Приложения, которые включают:
• техническое задание;
• фотофиксацию отмеченных дефектов в конструкциях сооружения;
38
• графические материалы, карты дефектов, сводил ю ведомость дефектов;
• схемы фундаментов, вскрытых шурфами, с нанесением отметок и размеров;
• схемы установки маяков;
• результаты динамического (статического зондирования) или других поле-
вых испытаний грунтов основания из шурфов;
• результаты лабораторных исследований образцов грунта,
• вычисление расчетного сопротивления грунта основания;
• сбор нагрузок и результаты поверочных расчетов;
• результаты геодезических измерений;
• план расположения обследуемых зданий;
• фрагмент плана исследуемого участка масштаба М 1:2000 с нанесенными
подземными сооружениями и коммуникациями;
• лицензии организации и свидетельства о вступлении в саморегулируемые
организации (СРО) с указанием перечня видов работ, на осуществление
которых они выданы, даты и регистрационных номеров.
1.10.3. Технический отчет по результатам инженерно-
геотехнических и инженерно-геологических изысканий
в период эксплуатации зданий и сооружений
Технический отчет для капитального ремонта зданий и сооружений, а
также расследования предаварийных и аварийных ситуаций, как правило,
должен содержать сведения об изменениях геологической среды за период
эксплуатации зданий (сооружений), включая результаты стационарных на-
блюдений и (или) геотехнического мониторинга (если выполнялись), изме-
нения гидрогеологических условий, прочностных и деформационных харак-
теристик свойств грунтов.
Результаты инженерных изысканий должны включать: необходимые и
достаточные сведения для проекта капитального ремонта или выводы о при-
чинах аварийной ситуации и рекомендации по ее минимизации в части уси-
ления основания и (или) рекомендации по проектированию инженерной за-
щиты.
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ ПО ГЛАВЕ 1
1. Градостроительный кодекс Российской Федерации. Федеральный закон РФ от
29 декабря 2004 г. № 190-ФЗ.
2. Технический регламент «О безопасности зданий и сооружений». Федеральный
закон РФ от 30 декабря 2009 г., № 384-ФЗ.
3. ГОСТ 17.1.5.05-85. Охрана природы. Гидросфера. Общие требования к отбору
проб поверхностных и морских вод льда и атмосферных осадков.
4. ГОСТ 10650-72. Торф. Метод определения степени разложения.
5. ГОСТ 11306-83. Торф и продукты его переработки. Методы определения зольности.
6. ГОСТ 12071-2000. Грунты. Отбор, упаковка, транспортирование и хранение образ-
цов.
7. ГОСТ 12248-96. Грунты. Методы лабораторного определения характеристик проч-
ности и деформируемости.
8. ГОСТ 12536-79. Грунты. Методы лабораторного определения гранулометрическо-
го (зернового) и микроагрегатного состава.
39
9. ГОСТ 12536-79. Грунты. Методы лабораторного определения зернового (грануло-
метрического) состава.
10. ГОСТ 19912-2001. Грунты. Методы полевых испытаний статическим и динамиче-
ским зондированием.
] Г ГОСТ 20276-99. Грунты. Методы полевого определения характеристик прочности
и деформируемости.
12. ГОСТ 20522-96. Грунты. Методы статистической обработки результатов испытаний.
13. ГОСТ 22733-2002. Грунты. Метод лабораторного определения максимальной плот-
ности.
14. ГОСТ 23061-90. Грунты. Методы радиоизотопных измерений плотности и влаж-
ности.
15. ГОСТ 23161-78. Грунты. Метод лабораторного определения характеристик проса-
дочности.
16. ГОСТ 23278-78. Грунты. Методы полевых испытаний проницаемости.
17. ГОСТ 23740-79. Грунты. Методы лабораторного определения содержания органи-
ческих веществ.
18. ГОСТ 24143-80. Грунты. Методы лабораторного определения характеристик набу-
хания и усадки.
19. ГОСТ 24846-81. Грунты. Методы измерения деформаций оснований зданий и со-
оружений.
20. ГОСТ 24847-81. Грунты. Методы определения глубины сезонного промерзания.
21. ГОСТ 25100-95. Грунты. Классификация.
22. ГОСТ 25358-82. Грунты. Метод полевого определения температуры.
23. ГОСТ 25584-90. Грунты. Методы лабораторного определения коэффициента филь-
трации.
24. ГОСТ 26262-84. Грунты. Методы полевого определения глубины сезонного оттаи-
вания.
25. ГОСТ 26263-84. Грунты. Метод лабораторного определения теплопроводности
мерзлых грунтов.
26. ГОСТ 27217-87. Грунты. Метод полевого определения удельных касательных сил
морозного пучения.
27. ГОСТ 27217-87. Грунты. Метод полевого определения удельных касательных сил
морозного пучения.
28. ГОСТ 28514-90. Строительная геотехника. Определение плотности грунтов мето-
дом замещения объема
29. ГОСТ 28622-90. Грунты. Метод лабораторного определения степени пучинистости.
30. ГОСТ 30416-96. Грунты. Лабораторные испытания. Общие положения.
31. ГОСТ 30672-99. Грунты. Полевые испытания. Общие положения.
32. ГОСТ 5180-84. Грунты. Методы лабораторного определения физических характе-
ристик.
33. ГОСТ 5686-94. Грунты. Методы полевых испытаний сваями
34. ГОСТ Р 53582-2009. Грунты. Метод определения сопротивления сдвигу оттаиваю-
щих грунтов.
35. СНиП 2.02.04-88. Основания и фундаменты на вечномерзлых грунтах.
36. СНиП 2.05.02-85*. Автомобильные дороги.
37. СНиП 2.05.06-85*. Магистральные трубопроводы.
38. СНиП 2.06.05-84*. Плотины из грунтовых материалов.
39. СНиП 3.01.03-84. Геодезические работы в строительстве.
40. СНиП 3.06.04-91. Мосты и трубы.
41. СП 14.13330.2011. Строительство в сейсмических районах. Нормы проектирова-
ния. Актуализированная редакция СНиП 11-7-81*.
42. СП 20.13330.2011. Нагрузки и воздействия. Общие положения. Актуализированная
редакция СНиП 2.01.07-85*.
40
43. СП 22.13330.2011. Основания здании и сооружений. Актуализированная редакция
СНиП 2.02.01-83*.
44. СП 23.13330.2011. Основания гидротехнических сооружений. Актуализированная
редакция СНиП 2.02.02-85*.
45. СП 24.13330.2011. Свайные фундаменты. Актуализированная редакция СНиП
2.02.03-85.
46. СП 47.13330.2012. Инженерные изыскания для строительства. Основные положе-
ния. Актуализированная редакция СНиП 11-02-96.
47. Методическое руководство по инженерно-геологической съемке масштаба 1:200 000
(1:100 000-1:500 000).-М., 1978.
48. Захаров М.С., Мантушев Р.А. Инженерно-геологические и инженерно-геотехни-
ческие изыскания в строительстве / Под ред. Р.А. Мантушева. - М.-СП6.: Изд-во
АСВ, 2014. - 176 с.
41
Г.Г. Болдырев, В.А. Барвашов, Н.В. Кошкина
Глава 2
ПРОИСХОЖДЕНИЕ И СОСТАВ ГРУНТОВ. ФИЗИЧЕСКИЕ
И МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА ГРУНТОВ
2.1. Происхождение и состав грунтов
В соответствии с и. 5.1 ГОСТ 25100 [3] грунты природного происхожде-
ния подразделяют на следующие классы:
• класс природных скальных грунтов - грунты с жесткими структурными
связями (кристаллизационными и цементационными);
• класс природных дисперсных грунтов - грунты с физическими, физико-
химическими и механическими структурными связями;
• класс природных мерзлых грунтов - грунты с криогенными структурными
связями.
При классификации грунтов следует выделять грунты природного проис-
хождения и техногенные - образованные в результате производственной и/или
хозяйственной деятельности человека. Кроме того, в отдельную группу следу-
ет выделять природные грунты с искусственно улучшенными свойствами за
счет применения различных методов, таких как уплотнение, химическое за-
крепление, армирование и т.д.
2.1.1. Происхождение (генезис) грунтов
Без изучения генезиса и диагенеза [7] пород нельзя правильно оценить в
пространстве и по глубине их физико-механические свойства, характер и ин-
тенсивность изменения под влиянием различных факторов, разработать и ре-
комендовать меры по улучшению, т.е. технической мелиорации, свойств дан-
ной породы применительно к проектируемому’ сооружению.
Формирование состава, структуры, текстуры и физико-механических
свойств грунтов происходит в процессе их образования: магматизма, метамор-
физма и литогенеза, а последующие изменения, т.е. постгенетические, происхо-
дят под влиянием процессов преобразования пород - диагенеза и эпигенеза.
Преобразования зависят от напряженного состояния грунтов в массиве или при
нагрузке от сооружений, возможного разуплотнения, гидратации, дегидратации.
Пески континентальные эоловые, по стру кту ре мелкозернистые, хорошей
сортировки, частицы окатанные, отшлифованные, отличаются хорошей водо-
проницаемостью, которая постоянна по площади. Пески аллювиальные русло-
вой фации крупно-среднезернистые, отличаются косой слоистостью и незна-
чительным содержанием пылеватых, глинистых частиц, причем дисперсность
увеличивается вниз по течению реки, слагают террасы рек. В этом же направ-
лении уменьшается водопроницаемость, различная на небольших расстояниях.
В результате диагенеза в течение длительного времени происходят химико-
минералогические процессы, рост кристаллов и их перекристаллизация под влия-
нием различных газов и жидких составляющих, нагрузки от вышележащих толщ.
В процессе диагенеза пески могу г подвергнуться цементации и превратиться в
песчаники, сыпучие рыхлые грунты - в массивные, дисперсные — в скальные.
42
Магматические (изверженные) породы, образовавшиеся при застывании
единого силикатного расплава - магмы, имеют кристаллическую (глубинные,
интрузивные) порфировую или стекловатую (излившиеся, эффузивные) струк-
туру. Образованные на глубине, при медленном остывании, граниты обладают
меньшей прочностью на раздавливание, чем возникшие при быстром охлаж-
дении масс в условиях земной поверхности - базальты. Массивные или порис-
тые по текстуре магматические породы относятся к природным скальным
грунтам
Осадочные древние морские породы - уплотненные обломочные консоли-
дированные, сцементированные - химические, органогенные. Породы плотные
массивные - прочные скальные, а трещиноватые и неводостойкие - слабо
прочные, полу скальные. Образованные в условиях открытого моря резко от-
личаются от пород зоны шельфа (отмели). В пределах глубоких участков мо-
рей осадки более глинистые, пластичные, обладают высокой сжимаемостью
под нагрузкой и пониженным сопротивлением сдвигу, низкой водопроницае-
мостью по сравнению с прибрежными отложениями отмели.
В инженерной деятельности чаще используются самые молодые по воз-
расту четвертичные континентальные осадочные породы (табл. 2.1). природ-
ные дисперсные грунты которых подразделяются на генетические группы по
видам геологических процессов, при которых сформировались.
Таблица 2.1
Генетические группы грунтов четвертичного возраста
Группы грунтов Геологический индекс
Аллювиальные (речные отложения) а
Озерные 1
Озерно-аллювиальные 1а
Делювиальные (отложения дождевых и талых вод на пологих склонах) d
Гравитационные, деструктивные (на крутых склонах): оползневые (деляпсий); осыпные (десперсий) dp ds
Аллювиально-делювиальные ad
Эоловые (осаждение из воздуха): пески, лессы V
Гляциальные (ледниковые отложения моренные) g
Флювиогляциальные (отложения ледниковых потоков) f
Озерно-ледниковые (осадки остаточных ледниковых озер) Ig
Элювиальные продукты выветривания горных пород, оставшиеся на месте образования e
Элювиально-делювиальные ed
Пролювиальные (отложения бурных потоков в горных областях) P
Аллювиально-пролювиальные ap
Морские m
Техногенные образования t
43
Геологические процессы, дающие начало конкретному грунту, отличаются
различными скоростями перемещения вещества, при регулирующем значении
силы тяжести. Строение толщ зависит от характера воздействия поверхност-
ных вод, ветра, ледников, что определяет степень сортировки и обработки со-
ставляющих частиц, продолжительность этапов консолидации и превращения
осадка в породу. Характер отложения осадков (литогенеза), последующих из-
менений (диагенеза) влияет на закономерность изменчивости свойств грунтов
с глубиной и по площади, выдержанность слоев и их мощности.
Метаморфические породы, преобразованные в условиях высоких темпера-
тур и давлений из магматических и осадочных, по наличию кристаллизацион-
ных связей характеризуются как скальные грунты. Разности сланцеватые по
текстуре, с содержанием чешуйчатых и листоватых минералов, относятся к
полускальным грунтам.
Физико-механические свойства грунтов являются результатом сложного и
длительного взаимодействия различных факторов: физико-химических усло-
вий образования, условий залегания, интенсивности геологических процессов
в атмосфере, гидросфере и литосфере Земли.
2.1.2. Геологический возраст грунтов
В зависимости от возраста горные породы относят к различным геологи-
ческим системам. Самыми молодыми являются осадочные дисперсные отло-
жения четвертичной системы (Q) кайнозоя. С увеличением возраста породы
последовательно относят к следующим системам: неогеновая (N), палеогено-
вая - кайнозой; меловая (К), юрская (J) и триасовая (Т) - мезозой; пермская (Р),
каменноугольная (С), девонская (D), силурийская (S), ордовикская (О) и кем-
брийская (С) - палеозойская эра.
Коренные горные породы, более древние геологические образования маг-
матического, осадочного и метаморфического происхождения являются проч-
ными и очень прочными грунтами. Верхние горизонты земной коры, с кото-
рыми чаще связаны строители, залегают в виде осадочного рыхлого чехла на
коренных породах суши, дисперсные связные и несвязные.
Как правило, чем древнее порода, тем она прочнее в результате уплотнения,
коагуляции, цементации, консолидации, процессов диагенеза. Одновозрастные
породы одного наименования в разных частях земного шара могут обладать
сходными строительными характеристиками - метод инженерно-геологических
аналогий в проектировании, что позволяет использовать опыт возведения со-
оружений на удаленных площадях, но со сходными геологическими условиями.
2.1.3. Составные части грунтов
Грунты в отличие от горных пород, для которых отмечают только зерновой
и вещественный составы, для строительных целей, в сфере влияния сооружений
работают как многокомпонентные системы, изменяющиеся во времени.
Наиболее неблагоприятными физико-механическими (инженерно-геологи-
ческими) свойствами и наименьшей прочностью обладают дисперсные рыхлые
и связные грунты. Они состоят из нескольких частей (многофазные образова-
ния): твердая минеральная, жидкая - вода с растворенными в ней веществами,
газообразная - воздух, газы атмосферные и биохимические и мягкая состав-
ляющая в виде остатков растений и животных - битума, гумуса. Их соотноше-
44
ние меняется в зависимости от окружающих условий. Например, повышение
температуры ведет к испарению части влаги и увеличению количества пара и
воздуха в порах грунта.
Состояние грунтов в зависимости от соотношения отдельных частей можно
характеризовать как сухое (твердые частицы, газ), слабо увлажненное (твердые,
газ и жидкость), водонасыщенное (твердые частицы и жидкость).
2.1.4. Минералогический и гранулометрический составы грунтов
Строительные свойства грунтов зависят от минералогического и грануло-
метрического составов, структуры, тексту ры и состояния в природном залега-
нии, в массиве. Выделяют четыре основные группы минералов: первичные -
кварц, полевые шпаты, слюды; вторичные - образовавшиеся в результате вы-
ветривания магматических и метаморфических пород, глинистые, чешуйчатые
по структуре; первичные осадочные минералы - сульфаты (гипс, ангидрит),
карбонаты (кальцит, доломит, арагонит), галоиды (галит и сильвин).
Минералогический состав рыхлых грунтов закономерно меняется по мере
уменьшения зерен: чем они меньше, тем большее значение приобретают вто-
ричные, глинистые минералы, содержание которых определяет физико-
механические свойства разных типов грунтов и методы их изучения.
Наиболее распространенные в природе кварц и полевые шпаты определя-
ют прочность и сжимаемость грунтов. Одинаковые по форме и величине
(меньше 0,001 мм) частицы слюд, мусковита и биотита притягивают из возду-
ха различное количество воды. Гигроскопичность и высота капиллярного
подъема в грунтах с белой мусковитовой слюдой в 1,5...2,0 раза больше, чем с
крошкой черно-коричневого биотита.
От минералогического состава и крупности частиц зависит величина угла
внутреннего трения, характеризующего сдвигающие грунт усилия. Так, при-
месь глауконита всего в 3... 4% снижает прочностные характеристики в 3 раза
и увеличивает сжимаемость до 4 раз. Содержание карбонатов в грунтах вызы-
вает повышение скорости размокания и значений коэффициентов фильтрации.
Содержание глинистых минералов определяет пластичность грутпов, их
влагоемкость. Добавление к грунту’ 10% монтмориллонита уменьшает его водо-
проницаемость в 10 000 раз. Прибавление бентонита до 10% ведет к четырех-
кратному снижению утла внутреннего трения. Однако смеси с каолинитом поч-
ти не отличаются под нагрузкой от практически несжимаемой кварцевой муки.
Гранулометрический состав грунтов характеризуют по размеру частиц,
количественное соотношение которых в пробах определяют визуально и на
основе зернового анализа, при просеивании через набор сит и методом отму-
чивания (для глинистых частиц). Содержание каждой фракции определяют в
процентах от массы высушенной пробы.
Содержание частиц различных фракций оказывает существенное влияние
на свойства грунтов [9, 10]. Поэтому' для количественной оценки его грануло-
метрического состава строят интегральную кривую распределения различных
по размеру частиц грунта, называемую кривой гранулометрического состава
и построенную в полулогарифмическом масштабе (рис. 2.1).
С ростом неоднородности наклон графика гранулометрического состава
становится меньше и наоборот. Для численного показателя неоднородности
крупнообломочных и песчаных грутпов используется выражение
45
Рис. 2.1. Интегральная кривая зернового
состава песка [10]:
1 - пылеватого; 2 - мелкого; 3 - крупного
C = J60/J10, (2.1)
где J60 и dw - диаметры частиц,
меньше которых в данном грунте
содержится соответственно 60 и
10% частиц.
Однородный грунт имеет
показатель С„ < 3. При Си > 3
грунт является неоднородным,
что существенно влияет на его
физико-механические свойства.
По величине С„ можно
подтвердить генезис дисперс-
ного грунта: для эоловых пес-
ков, хорошо отсортированных,
он равен 3...5, для речных, ал-
лювиальных отложений 12... 15,
а для неотсортированного скло-
нового делювия С„ = 24... 26.
2.1.5. Органическая составляющая
Органические вещества чаще встречаются в аллювиальных и элювиаль-
ных образованиях. Водопроницаемость пород уменьшается с увеличением ор-
ганики (битума). Неразложившаяся органика - корни, основа стеблей, листвы,
конечные продукты разложения - гумус. Наибольшее влияние на свойства
грунтов оказывает бесструктурная составляющая органических веществ - гу-
мус. разделяемый на гумусовые угли и гуминовые кислоты, содержание угле-
рода - до 58%, кислорода - до 28%. Именно микропористые гуминовые кисло-
ты и угли хорошо удерживают воду, а фульвокислоты способствуют разложе-
нию минеральных веществ. Содержание гумуса более 3% в песке делает его
водонепроницаемым, а глину - неразмокаемой. Торф, содержащий органиче-
ских веществ более 50%, под нагрузкой сжимается на 50%.
2.1.6. Виды влаги в грунтах
Пустоты в горных породах могут быть заполнены водой частично или
полностью. По связи с частицами различают следующие виды воды: в минера-
лах химически связанная (конституционная, кристаллизационная, цеолитная),
в глинистых грунтах - физически связанная (гигроскопическая, пленочная) и
перемещающаяся по порам и трещинам свободная (гравитационная, капилляр-
ная). Каждый вид определяет поведение грунтов в сфере влияния сооружений
на гидрогеологические свойства грунтов и особенности развития опасных ин-
женерно-геологических процессов (суффозии, плывунности, морозного тече-
ния, просадочности).
2.1.7. Структурные связи в грунтах
Физико-механические (инженерно-геологические) свойства грунтов зави-
сят от характера связей между частицами породы. Чем больше сила связи, на-
пример кристаллизационная у’ магматических пород, тем меньшую роль играют
46
минералогический состав и структура. Но благодаря кристаллическим связям
прочность на раздавливание, или предел прочности на одноосное сжатие Rc,
для них в невыветрелом состоянии одинаково велика, более 100 МПа, тогда
как нагрузка от большинства инженерных сооружений составляет до 1,0 МПа.
Для практических целей различают связи кристаллизационные и водно-
коллоидные. Кристаллизационные связи возникают при образовании кристал-
лических решеток в минералах с жесткой связью между’ зернами и являются
наиболее прочными, свойственными твердым скальным грунтам (массивно
кристаллические). Связи необратимые.
Водно-коллоидные связи по характеру ионно-электростатические, возника-
ют в процессе взаимодействия грунта с водой. Менее прочные и подвержены
сильным изменениям в зависимости от влажности грунтов и других условий ок-
ружающей среды. Прочность грунтов при увлажнении значительно снижается.
Характерны для глинистых грунтов, мягкие, обратимые. В зависимости от ко-
личества влаги грунты могут быть твердыми, пластичными и текучими. Глини-
стые грунты сильно и неравномерно сжимаемы под нагрузкой, сдвигаюшие
усилия низкие, влагоемкие, слабо или практически водонепроницаемые.
Сыпучие дисперсные грунты не имеют отмеченных выше связей, имеют
жесткий скелет, хорошо уплотняются при динамических воздействиях, встря-
ске, вибрации.
Особые связи у техногенных грунтов, организованно или беспорядочно
созданных, и у искусственно улучшенных грунтов.
2.1.8. Текстура и условия залегания грунтов
Каждому генетическому типу грунта свойственны свои, характерные для
него структура и текстура. Например, ленточные озерно-ледниковые глины
обладают тонкослоистой, а моренные грунты - бутовой текстурой. При этом
физико-механические свойства грунтов будут различными по разным направ-
лениям, особенно по проницаемости. Наличие слоистой текстуры песчано-
глинистых пород способствует их оползанию при нагрузке на откосы по гли-
нистым слоям, а также выносу частиц по песчаным прослоям — суффозия.
Условия залегания грунтов также имеют практическое значение. Форма,
размеры массивов, соотношение пластов, слоев, линз, наличие слабых прослоев,
а также тектоническая трещиноватость, степень нарушенности первоначального
залегания определяют поведение грунтов в сфере действия инженерного соору-
жения. Основные положения, которые следует учитывать при проектировании:
• наклон водопроницаемого слоя в глубь склона может послужить причиной
утечки вод из соору жаемого водоема, способствует развитию гидродина-
мического давления на подземные части сооружения;
• наклон пласта пластичных глинистых грунтов в сторону берегового откоса
или глубокой искусственной выемки может вызвать оползневые явления;
• чередование пластов глин даже с тонкими прослоями песка резко увели-
чивает скорость и неоднородность осадки толщ под давлением сооруже-
ния по сравнению с однородным пластом глины;
• тектонические подвижки, сейсмика, динамическое воздействие транспорта
могут вызвать как изменение условий залегания пород, так и изменение их
физико-механических свойств, состояние раздробленности, трещинова-
тость, снижение прочности и высокую водопроницаемость.
47
2.2. Физико-механические характеристики грунтов и их
классификация. Расчетная геомеханическая модель
2.2.1. Свойства и классификация твердых частиц грунта
Поскольку свойства грунтов в значительной мере зависят от размеров и
минералогического состава слагающих их твердых частиц, последние [3, 10]
принято классифицировать по их размерам (табл. 2.2).
Таблица 2.2
Основные гранулометрические фракции по ГОСТ 25100
Название фракций размерами, мм
Крупнообломочная Песчаная Пылеватая Глинистая
Более 2 2... 0,05 0,05... 0,002 Менее 0,002
Изменение размеров частиц приводит к изменениям свойств грунтов. По-
этому гранулометрический состав во многом определяет свойства грунта, яв-
ляется показателем степени его дисперсности и главным классификационным
признаком. Твердые частицы грунта обычно состоят из минеральных зерен и
имеют чаще всего сложный состав. В крупнообломочных и песчаных грунтах
преобладают кристаллические зерна первичных минералов (кварца, полевого
пшата и др.). В глинистых и пылеватых фракциях - вторичные минералы: као-
линит, гидрослюда, оксиды железа, опал и др., имеющие некристаллическое
(аморфное) строение, обладающие свойствами коллоидов. Кроме этого в твер-
дой фазе грунтов могут содержаться кристаллы растворимых в воде минера-
лов: гипса, кальцита, галита и др.
Химический состав твердой фазы грунтов определяется редко, чаще огра-
ничиваются анализом состава поровой воды, которая содержит соли, находя-
щиеся в ионной форме. Грунтовый раствор может быть кислым, нейтральным
и щелочным. Засоленными считаются грунты, в которых содержание легко
растворимых солей превышает 2% по массе. Соли могут переходить попере-
менно в твердую и жидкую фазу.
Крупные частицы грунта разделяются просеиванием через стандартные
сита. Глинистые частицы определяют одним из методов седиментационного
анализа: пипеточным или ареометрическим с использованием метода Стокса.
Разделение частиц по фракциям обуславливается тем, что грунты, состоя-
щие из частиц преимущественно одной категории, обладают специфическими
свойствами.
Так, грунт, состоящий из галечниковых частиц (щебня) с диаметром час-
тиц свыше 20 мм, имеет жесткий скелет, высокую несущу ю способность и во-
допроницаемость. Грунт, состоящий только из гравелистых частиц, также
обладает большой водопроницаемостью, сравнительно жестким скелетом и
достаточно высокой несущей способностью. При динамических воздействиях
он может уплотняться.
Песчаные частицы слагают различные по крупности пески, которые об-
ладают водопроницаемостью, непластичны, имеют сравнительно жесткий, ма-
лосжимаемый при действии статической нагрузки скелет. В зависимости от
48
плотности сложения пески способны существенно уплотнятся при динамиче-
ских воздействиях. Они характеризуются небольшой (до 0,5 м) высотой ка-
пиллярного поднятия воды и в сухом состоянии являются сыпучими телами.
Пески в зависимости от процентного содержания частиц преобладающих
фракций подразделяются на гравелистые, крупные, средние, мелкие и пылева-
тые (табл. 2.3).
Таблица 2.3
Типы песчаных грунтов в зависимости от процентного содержания
частиц преобладающих фракций
Гравелистый Крупный Средний Мелкий Пылеватый
> 2 мм, > 0,5 мм, > 0,25 мм, >0,1 мм, >0,1 мм,
> 25% > 50% > 50% 75% и более < 75%
Пылеватые частицы составляют пылеватый грунт, который слабо водо-
проницаем, плохо отдает воду и обладает свойствами плывунности — переме-
щается с водой даже при малой скорости ее движения. Капиллярное поднятие
в нем достигает 2...3,5 м.
Грунт, состоящий преимущественно из глинистых частиц, практически
водонепроницаем, во влажном состоянии обладает высокой пластичностью и
большой сжимаемостью при действии статических нагрузок. При динамиче-
ских нагрузках не уплотняется, но может снижать прочность. После прекра-
щения динамических воздействий прочность грунта частично или полностью
восстанавливается, т.е. он может обладать специфическими тиксотропными
свойствами. Такой грунт в зависимости от материала слагающих его частиц
при изменении содержания в нем воды меняет объем, набухает при увлажне-
нии и получает усадку при высыхании.
В природных условиях редко встречаются грунты, содержащие только одну
гранулометрическую фракцию. Такие грунты называют монодисперсными, на-
пример жирные глины. Наиболее часто встречаются грх нты, состоящие из смеси
песчаных, пылеватых и глинистых частиц, находящихся в разных пропорциях.
На свойства дисперсных грунтов наибольшее влияние оказывают
глинистые частицы, и именно по их количественному содержанию по массе
дается краткая классификация грунтов, используемая в строительстве (табл. 2.4).
Таблица 2.4
Краткая классификация грунтов
Наименование грунта Содержание глинистых частиц по массе, %
Глина Суглинок Супесь Песок >30 30... 10 10...3 <3
Примечание. Наличие в грунтах гальки, гравия, органических веществ, раство-
римых солей и других включений, отражающееся на свойствах этих грунтов,
также отмечается в их наименовании, например «супесь пылеватая заиленная».
49
2.2.2. Характеристики физического состояния грунтов
Под характеристиками грунтов в отечественной практике понимаются
величины, характеризующие физические, прочностные и деформационные
свойства грунтов, которые используются при проектировании оснований
зданий и сооружений по несущей способности и деформации основания.
В Еврокоде 7 [17, 18] вместо термина «характеристика» используется термин
«параметр».
Плотность грунта, плотность его твердых частиц и влажность
грунта
Строительные свойства грунтов определяются в основном тремя характе-
ристиками, определяемыми опытным путем [4]: плотностью грунта в естест-
венном состоянии р, плотностью твердых частиц грунта рЛ и природной влаж-
ностью грунта w. Остальные характеристики вычисляются с использованием
этих трех основных характеристик и приведены в табл. 2.5.
Таблица 2.5
Классификационные параметры грунтов (ГОСТ 25100)
Наименование Выражение
1 2
Дисперсные грунты
Влажность, w, % Влажность грунта меняется в пределах от 0,01 до 0,04 (пески, глины, супеси) и от 0,04 до 1 и более (илы, торфы)
Плотность, р, г/см3 Отношение массы грунта к его объему. Плотность грунтов колеблется в пределах от 1,5 до 2,4 г/см3
Плотность частиц грунта, р.„ г/см3 Отношение массы твердых частиц к их объему'. Для грунтов рЛ меняется в пределах от 2,4 до 3,2 г/см3, в том числе для песков — от 2,65 до 2,68 г/см3, для супесей - от 2,68 до 2,72 г/см3, для суглинков - от 2,68 до 2,75 г/см3, а для глин - от 2,71 до 2,76 г/см3
Плотность в сухом состоянии, р* г/см3 Ра =P/(1 + w)
Пористость, п, % « = (Р.-Ра)/Рг100
Коэффициент пористости, е е = (Р,-Ра)/ра
Коэффициент водонасыщения, Л', =И' pJ^pJ
Число пластичности, 1р iP = nL-wp
Показатель текучести, IL IL=W-Wp)IIp
Степень неоднородности грануло- метрического состава, С„ Си = ‘^бо/'^ю
Степень плотности песков, ID 1D ~ (^тах — ^0^/^тах — ^min)
Чувствительность, S, st=c„lcu,r
50
Окончание табл. 2.5
1 2
Скальные грунты
Коэффициент выветрелости крупно- обломочных грунтов, К„п
Коэффициент истираемости крупно- обломочных грунтов, Kfr =9i/<7o
Коэффициент размягчаемости в во- де, Rsop RSOp =^c/^r.c
Коэффициент трещинной цустотно- сти, КТП Отношение суммарной площади трещин к пло- щади породы
Показатель качества породы, RQD, % Отношение общей длины сохранных кусков кер- на длиной более 10 см к длине пробуренного ин- тервала в скважине
Предел прочности грунта на одно- осное сжатие, R, МПа Отношение нагрузки, при которой происходит разрушение образца, к площади первоначального поперечного сечения
Мерзлые грунты
Льдистость грунта за счет видимых ледяных включении, д.е. рЖо<-^)
Степень заполнения пор льдом и не- замерзшей водой, \
Суммарная льдистость мерзлого грунта, itot . . . Pf^-WJ 1 : 1 4- 1 = — tot li lic z, TT, 4 P,(l+^)
Степень цучинистости, е^, % Efii = ’ Ю0
Структурно-неустойчивые грунты
Относительная деформация набуха- ния без нагрузки, д.е. Отношение увеличения высоты образца грунта при замачивании после свободного набухания в условиях невозможности бокового расширения к начальной высоте образца природной влажности
Относительная деформация проса- дочности, д.е. Отношение разности высот образцов соответст- венно природной влажности и после его замачи- вания при заданном давлении (давление выше- лежащего грунта плюс давление от сооружения) к высоте образца природной влажности
Относительное содержание органи- ческого вещества, /г, д.е. Отношение массы органического вещества к мас- се абсолютно сухого грунта
Сопротивление не дренированному' сдвигу, си, кПа Величина, определяемая по результатам недрени- рованных лабораторных испытаний (пенетрация, вращательный срез, трехосные испытания)
Степень растворимости в воде, q^., г/л Способность грунта растворяться в воде при нор- мальных условиях за счет растворения неоргани- ческих и органических веществ, определяемая при соотношения грунта и воды 1:5 и равная концен- трации образующегося равновесного раствора
51
Плотность грунта определяется способом режущего кольца с известным
объемом или взвешиванием в воде образца произвольной формы для определе-
ния объема по весу вытесненной воды. Предварительно образец парафинируется.
В расчетах используется удельный вес грунта, который определяется по
формуле
у = p-g, (кН/м3), (2.2)
где g = 9,81 м/с2 — ускорение силы тяжести на Земле.
Удельный вес грунтов колеблется в пределах от 13 до 23 кН/м3.
По коэффициенту’ водонасыщения (степени влажности) крупнообломоч-
ные грунты и пески подразделяются (ГОСТ 25100) на разновидности, пред-
ставленные в табл. 2.6.
Таблица 2.6
Классификация сыпучих грунтов по водонасыщенности
Разновидность грунтов Коэффициент водонасыщения 5Г, д.е.
Малой степени водонасыщения Средней степени водонасыщения Насыщенные водой 00 о VI v.l г - V V X
Пылевато-глинистые грунты ниже зоны аэрации чаще всего имеют Sr >0,8.
В связи с этим состояние по водонасыщенности используют как характеристику
преимущественно для песчаных, крупнообломочных и лессовых грунтов. При
определении прочностных и деформационных характеристик глинистых грун-
тов по ГОСТ 12248 этот показатель является индикатором их степени водона-
сыщения, повышая его искусственно до водонасыщенного состояния, >S', > 0,95.
Ниже уровня грунтовых вод, при содержании в порах грунта свободной и
непрерывной воды, частицы грунта испытывают взвешивающее действие воды
в соответствии с законом Архимеда.
Плотность грунта с учетом взвешивающего действия воды вычисляет-
ся по формуле
рлЛ = (p.s — рм)(1 -п). (2.3)
Удельный вес грунта с учетом взвешивающего действия воды опреде-
лится по формуле
T.s* = (y.s —Ум) (1 -а). (2 4)
Эта характеристика является важной для определения напряжений в ске-
лете грунта под действием собственного веса ниже уровня грунтовых вод. Од-
нако в плотных суглинках и глинах взвешивающее действие воды проявляется
сложным образом и в расчетах не учитывается. Считается, что, если коэффи-
циент фильтрации грунта меньше 10 8 см/с, он является водоупорным и взве-
шивающее действие поровой воды на частицы грунта отсутствует.
2.2.3. Классификационные показатели грунтов
Границы текучести, число пластичности и показатель текучести
При одном и том же количестве в грунте глинистых частиц (более 3% по
массе) и в зависимости от влажности пылевато-глинистый грунт может нахо-
52
диться в твердом, пластичном и текучем состоянии. Эти различные состояния
характеризуются показателем текучести IL.
Для определения показателя текучести находят две границы текучести
[4]: раскатывания wp и текучести мр.
Влажностью на границе раскатывания wP называется влажность грунта,
при которой он теряет способность раскатываться в жгут диаметром 2... 3 мм и
распадается на фрагменты длиной до 10 мм.
Влажность на границе текучести ~wL соответствует такой влажности
грунта, при которой стандартный конус массой 76 г с утлом при вершине 30°
погружается в образец на глубину7 10 мм за 5 с.
При всей простоте определения мР и ~wL их использование имеет большое
практическое значение, поскольку7 они достаточно достоверно характеризуют
изменение свойств глинистых грунтов при изменении их влажности, а следо-
вательно, и гранил текучести. Эти две характеристики часто используются для
нахождения корреляционных связей между’ физическими и механическими ха-
рактеристиками.
Разность между этими влажностями называется числом пластичности 1р.
По числу пластичности глинистые грунты подразделяются согласно табл.
2.7.
Таблица 2.7
Классификация глинистых грунтов по числу пластичности
Разновидность грунтов Число пластичности /р. %
Супесь От 1 до 7 включительно
Суглинок Свыше 7 до 17 включительно
Глина > 17
По показателю текучести глинистые грунты подразделяются согласно
табл. 2.8.
Таблица 2.8
Классификация глинистых грунтов по показателю текучести
Разновидность грунтов Показатель текучести IL д.е.
Супесь: твердая пластичная текучая <0 От 0 до 1 включительно > 1
Суглинки и глины: твердые полутвердые тугопластичные мягкопластичные текучепластичные текучие <0 От 0 до 0,25 включ. Свыше 0,25 до 0,50 включ. Свыше 0,50 до 0,75 включ. Свыше 0,75 до 1,00 включ. > 1,00
53
Состояние сыпучих грунтов по плотности сложения
Лабораторными испытаниями [4] определяют коэффициент пористости
песчаных грунтов и в зависимости от гранулометрического состава относят их
к той или иной плотности (табл. 2.9).
Таблица 2.9
Классификация песков по коэффициенту пористости е
Тип песка Плотность сложения
плотные средней плотности рыхлые
Пески гравелистые, крупные и средней крупности е < 0,55 0,55 <е <0,7 е > 0,7
Пески мелкие е < 0,6 0,6 <е <0,75 е > 0,75
Пески пылеватые е < 0,6 0,6 <е <0,8 е > 0,8
По степени плотности Id пески подразделяют согласно табл. 2.10.
Таблица 2.10
Классификация песков по степени плотности Id
Разновидность песков Степень плотности 1а, д.е.
Рыхлый Средней плотности Плотный От 0 до 0, 33 включ. Свыше 0,33 до 0,66 включ. Свыше 0,66 до 1,00 включ.
2.2.4. Классификационные признаки песчаных и глинистых
грунтов
В практике проектирования и строительства классификационные наиме-
нования грунтов, основанные на учете их состава и состояния, являются
весьма важными при принятии инженерных решений. В отечественном
ГОСТ 25-100 принято соподчинение классификационных наименований:
класс - группа - подгруппа - тип - вид - разновидность. Наиболее распро-
страненные песчаные и глинистые грунты различают по следующим показа-
телям (табл. 2.11) [10].
Таблица 2.11
Классификационные признаки песчаных и глинистых грунтов
Грунт Тип Вид Разновидность
Песчаный По гранулометри- ческому составу По плотности сложения, е По степени влажности, .S',
Пылевато- глинистый По индексу пла- стичности, 1р По содержанию включений По индексу текучести, IL
54
Так, если в результате лабораторных анализов установлено, что в иссле-
дуемом грунте твердых частиц крупнее 0,25 мм содержится 58% (т.е. более
50%), коэффициент пористости е = 0,48, а степень влажности >S'r = 0,74, то
такой грунт должен получить наименование песок средней крупности плот-
ный влажный.
Если установлено, что грунт имеет число пластичности 0,12. не содержит
включений и имеет показатель IL = 0,74, степень влажности Sr = 0,85, то назва-
ние такого грунта - суглинок мягкопластичный водонасыщенный.
2.2.5. Нормативные и расчетные характеристики грунтов
Нормативные и расчетные значения характеристик грунтов определяются
гг\ тем испытаний образцов грунта в лабораторных условиях и прямым спосо-
бом в полевых условиях. Испытания проводят в соответствии с требованиями
ГОСТ [3, 4, 5, 6, 7, 8]. Дополнительные требования к определяемым характери-
стикам приведены в СП [11, 12, 13, 14, 15, 16] и ENV [17, 18].
В расчетах оснований по деформациям используют нормативные значения
характеристик, а по несущей способности - расчетные значения характеристик
грунтов [5, 11, 13].
Нормативные значения определяют как среднестатистические, получаемые
осреднением их частных значений, или отвечающие осредненным по частным
значениям, аппроксимирующим зависимостям между измеряемыми в опытах
величинами (или функционально с ними связанными величинами), или зави-
симостям каких-либо из этих величин от координат по одному из направлений.
Расчетное значение получают делением нормативного значения на коэф-
фициент надежности по грунту.
Коэффициент надежности по грунту’ должен устанавливаться с учетом из-
менчивости и числа определений характеристики (числа испытаний) при за-
данной доверительной вероятности.
В СП 22.13330 для нормативных характеристик коэффициент надежности
(2.5) равен единице, т.е. статистический разброс не усчитывается. Это неверно,
так как при расчете, например, кренов фундамента коэффициент надежности
под одной частью фундамента следует принимать больше единицы, а под про-
тивоположной — меньше единицы.
Для расчетных параметров грунтов введены коэффициенты надежности: yg,
ует, 7g-., Yg?; рассчитываемые по формуле, которая дает два значения:
Yg = l/(l±pJ. (2.5)
Примечание. Знак перед величиной р(, принимают таким, чтобы обеспечивалась
большая надежность основания или сооружения.
На практике, используя выражение (2.5), в знаменателе применяют знак
«+», полагая, что заниженные значения определяемых характеристик обеспе-
чивают большую надежность оснований или соору жений, как отмечено в пре-
дыдущем примечании ГОСТ 20522. Это верно для расчета основания по пер-
вому предельному состоянию, но не всегда верно для расчетов по второму’
предельному состоянию.
При расчетах по второму предельному состоянию необходимо учитывать
образование пластических зон под краями фундамента, глубина которых зави-
сит от прочностных характеристик грунтов. Эти зоны могут иметь разную
55
глубину не только из-за разных грунтов, но из-за статистического разброса
прочностных характеристик одного и того же грунта. Разная глубина этих зон
может быть причиной неравномерных деформаций, что в СП 22.13330 не учтено.
Опытные данные, для которых проводится статистическая обработка,
должны быть получены единым методом испытания.
Рекомендованные в ГОСТ 20522 методы статистической обработки ис-
пользуют нормальный или логарифмически нормальный закон распределения
вероятностей.
В СП 22.13330 расчеты оснований по деформациям выполняются с ис-
пользованием нормативных значений характеристик, а расчеты по несущей
способности - с использованием расчетных значений характеристик грунтов,
определяемых по формуле
X=Xn/yg, (2.6)
где - А„ нормативное значение данной характеристики; yg - коэффициент надежности
по грунту.
Коэффициент надежности по грунту при вычислении расчетных значений
прочностных характеристик дисперсных и скальных грунтов, а также плотно-
сти гру нта устанавливают в зависимости от изменчивости этих характеристик,
числа определений и значения доверительной вероятности [5]. В СП 22.13330
при расчетах по второму’ предельному’ состоянию коэффициент надежности
для модуля деформации грунта принимается равным единице. При этом не
учитывается статистическая неоднородность модуля деформации, которую
можно представить тем, что коэффициент надежности под одной частью фун-
дамента больше, а под другой меньше единицы.
При оценке несущей способности основания расчетные (характерные) ве-
личины с и ср уменьшаются по сравнению с их нормативными значениями, т.е.
значения коэффициентов надежности больше единицы (yg > 1), что в данном
случае соответствует наиболее неблагоприятному’ сценарию.
При назначении размеров фундамента расчетное сопротивление грунта
основания определяется по глубине развития пластических зон под краями на-
грузки, равномерно распределенной под фундаментом. Это критерий допус-
тимости применения линейной теории упругости. При этом используются
нормативные величины параметров прочности грунта без учета статистиче-
ского разброса величин, т.е. yg = 1
Если учитывать влияние глубины развития пластических зон под краями
футщамента на осадки основания, то эта глубина может быть различна под
краями фундамента из-за фактических различий величин характеристик проч-
ности грунта из-за того, что грунты могут быть разными под противополож-
ными краями фундамента, и из-за их статического разброса. Это может быть
причиной неравномерных осадок основания. Поэтому' при учете краевых пла-
стических зон при расчете осадок следует использовать неблагоприятные со-
четания двух значений коэффициента надежности: ygmax > 1 с одной стороны
фундамента и y&mm < 1 с противоположной его стороны. Эти значения таковы:
• для сцепления: (ygc)max = 1,5, (ygc)mm = 0,75;
• для угла внутреннего трения песчаных грунтов: (ует)тах =1,1, (ует)тт = 0,917;
• для угла внутреннего трения глинистых грунтов: (yg4,)max= 1,15, (ует)т1п =
= 0,885.
56
2.2.6. Геомеханическая модель
Расчетные значения характеристик используются для создания геомехани-
ческой модели основания [5], которая создается с использованием инженерно-
геологических элементов (ИГЭ) и расчетных гру нтовых элементов (РГЭ), под
которыми понимаются:
• инженерно-геологический элемент (ИГЭ) — основная грунтовая единица
при инженерно-геологической схематизации грунтового объекта (массив
грунта в основании проектируемого здания или сооружения).
При изысканиях испытания производятся в весьма малом объеме
грунта, порядка 10 б... 10 5 часть всего объема на одно испытание в одной
точке, поэтому целесообразно проводить интерполяцию каждого парамет-
ра грунта между скважинами, не объединяя их в ИГЭ.
В большинстве случаев границы ИГЭ и РГЭ проводятся субъективно,
в особенности при наличии выклинивающихся слоев грунта и малом ко-
личестве скважин. В существующих компьютерных программах границы
ИГЭ строятся в виде многогранных поверхностей, состоящих из плоских
прямоугольников и треугольников, а их граница является прямолинейной.
Однако можно представлять не РГЭ и ИГЭ, а только значения характери-
стик грунтов в виде числовых изополей. Например, для каждой характери-
стики отдельно строить числовое поле или изополе (семейство изолиний).
Это позволяет определять характеристики и на участках между опорными
скважинами;
• расчетный грунтовый элемент (РГЭ) — основная грунтовая едини-
ца, выделяемая с учетом применяемого при проектировании метода рас-
чета.
За ИГЭ принимают некоторый объем грунта одного и того же проис-
хождения и вида при условии, что значения характеристик грунта изме-
няются в пределах элемента случайно (незакономерно) либо наблюдаю-
щаяся закономерность такова, что ею можно пренебречь. ИГЭ наделяют
постоянными нормативными и расчетными значениями характеристик.
Комплекс ИГЭ образует инженерно-геологическую модель основания.
За РГЭ принимают некоторый объем грунта, не обязательно одного и
того же происхождения и вида, в пределах которого нормативные и рас-
четные значения характеристик при проектировании грунтового объекта
по условиям применяемого расчетного или экспериментального метода
могут быть постоянными или закономерно изменяющимися по направле-
нию (чаше всего по глубине). РГЭ может включать часть одного или не-
сколько ИГЭ. Комплекс РГЭ образует расчетную геомеханическую мо-
дель основания.
Выделение ИГЭ и РГЭ следует выполнять в соответствии с ГОСТ 20522.
Для определения границ ИГЭ наряду’ с результатами лабораторных испытаний
грунтов допускается использовать результаты полевых исследований метода-
ми статического и динамического зондирования, вращательного среза и др.
Статистическую обработку^ результатов испытаний выполняют для ИГЭ или
РГЭ в соответствии с рекомендациями ГОСТ 20522. Проверка правильности
выделения ИГЭ выполняется путем сравнения фактических значений коэффи-
циента вариации характеристик с допустимыми согласно ГОСТ 20522. При
57
выделении РГЭ надлежит использовать все характеристики, входящие в рас-
сматриваемую геомеханическую модель.
Характеристики грунтов природного сложения, а также искусственного
происхождения должны определяться для сооружений I и II уровней ответст-
венности на основе их непосредственных лабораторных и полевых испытаний.
Не допускается использование таблиц приложения Б СП 22.1330 для сооруже-
ний I и II уровней ответственности.
Для оснований сооружений III класса, а также для оснований сооружений I
и II классов на стадии обоснования строительства расчетные значения физико-
механических характеристик грунтов допускается принимать, используя анализ
поведения существующих зданий или сооружений и корреляционные связи.
2.3. Характеристики, необходимые для расчета оснований
и фундаментов
Основными характеристиками различных моделей грунтов, применяемы-
ми при расчете несущей способности оснований и их деформации, являются
физические, прочностные и деформационные характеристики грунтов. Допус-
кается применять другие характеристики, характеризующие взаимодействие
фундаментов с грунтом основания и установленные опытным путем, например
удельные силы пучения при промерзании, коэффициенты жесткости основа-
ния [11, 12, 13, 15]. В случае применения нелинейных моделей грунта необхо-
димо определить дополнительные характеристики, вид и количество которых
зависит от выбранной модели грунта.
Расчет оснований зданий и сооружешш выполняется с использованием ана-
литических решений строительных норм и правил (СНиП), с учетом рекоменда-
ций сводов правил (СП) и численных методов расчета. Основные механические
характеристики грунтов, необходимые при расчете оснований зданий и сооруже-
ний с применением решений СНиП. СП. приведены в табл. 2.12.
Решения, приведенные в нормативной литературе, допускают проекти-
рование оснований зданий и сооружений при давлениях на основание, не пре-
вышающих предела пропорциональности зависимости «напряжение-деформа-
ция», или, как принято при проектировании оснований, при давлении не более
расчетного сопротивления грунта основания. Однако в настоящее время про-
ектирование оснований зданий и сооружешш допускается выполнять при дав-
лении на основание более расчетного сопротивления грунта с использованием
нелинейных зависимостей между напряжениями и деформациями. В этом слу-
чае расчет оснований выполняется с применением таких численных методов,
как метод конечных элементов, метод конечных разностей, метод граничных
элементов, метод дискретных элементов. В эти нелинейные зависимости, на-
зываемые определяющими уравнениями или моделями грунтов, входят не
только характеристики, приведенные в табл. 2.12, но и ряд других, дополни-
тельных, в зависимости от выбранной модели гр< нта.
Деформационные и прочностные характеристики грунтов определяют пу-
тем испытания образцов грунтов в приборах при различном виде напряженного
состояния: одноплоскостной, простой и кольцевой сдвиги, компрессионное,
трехосное и истинное трехосное сжатие и др. [1, 2, 6]. Следует иметь в виду, что
определяемые характеристики зависят от траектории напряжений.
58
При проектировании оснований зданий и сооружений используются ре-
шения математической теории упругости для определения напряжений в мас-
сиве грунта. В реальных грунтах возникают как упругие, так и остаточные де-
формации, причем доля упругих деформаций по сравнению с долей остаточ-
ных (необратимых) значительно меньше.
Таблица 2.12
Характеристики, применяемые при проектировании оснований зданий
и сооружений с использованием решений СП и СНиП
Наименование СНиП, СП, рекомендаций Проектируемый тип фундаментов, оснований, сооружений Используемые характе- ристики механических свойств грунтов
СП 22.13330.2011 «СНиП 2.02.01-83*. Ос- нования зданий и соору- жений» [11] Фундаменты мелкого зало- жения в обычных и струк- турно-неустойчивых грун- тах; основания опор линий электропередачи: искусст- венные основания Модуль общей деформации, Ео-, упругий модуль, £; ко- эффициент Пуассона, v; дре- нированный угол внутренне- го трения, <р; силы удельного сцепления, с
СП 24.13330.2011 «СНиП 2.02.03-85. Свай- ные фундаменты» [13] Сваи и свайные фундамен- ты То же и упругий модуль сдвига, G
СП 26.13330.2012 «СНиП 2.02.05-87. Фунда- менты машин с динами- ческими нагрузками» [ 15] Фундаменты машин с ди- намическими нагрузками То же
СП 23.13330.2011 «СНиП 2.02.02-85. Осно- вания гидротехнических сооружений» [ 14] Основания гидротехничес- ких сооружений То же и коэффициент консо- лидации, cv, давление пред- варительного уплотнения,^; параметры ползучести
СП 39.13330.2012 «СНиП 2.06.05-84*. Пло- тины из грунтовых мате- риалов» [15] Проектирование плотин из грунтовых материалов То же и коэффициент фильтра- ции, к. прочность на одноосное растяжение; коэффициент кон- солидации: коэффициент поро- вого давления
Вид нагрузки и тип фундамента определяют выбор решений теории уп-
ругости. В зависимости от условий нагружения на поверхности грунта в по-
следнем могут возникнуть различные виды напряженного состояния. Поэтом)
определение прочностных характеристик грунтов выполняют при заданной
траектории напряжений.
2.3.1. Характеристики прочности, определяемые
с использованием условий Кулона и Мора-Кулона
Это наиболее часто применяемые на практике условия прочности, которые
дают результаты, близкие к экспериментальным исследованиям, несмотря на
их простоту.
В общем случае прочность грунтов оценивают путем проведения лабора-
торных и полевых испытаний грунтов. Трехосное сжатие можно заменить ис-
59
пытаниями в условиях одноплоскостного сдвига, однако в этом случае невоз-
можно оценить влияние траекторий напряжений на прочность исследуемого
грунта. Поэтому более совершенными испытаниями являются испытания в ус-
ловиях трехосного сжатия.
Условия прочности используются в механике грутпов при решении ряда
практических задач, таких как определение устойчивости откосов и подпор-
ных стен, несущей способности оснований фундаментов, предельного дав-
ления грунта на конструкции, заглубленные в грунт, и др.
Одним из простых и, как оказалось, наиболее универсальным при описа-
нии разрушения дисперсных грунтов является условие прочности, предложен-
ное Кулоном:
а) для условий дренирования
т = ov tg ф' + с, (2.7)
т = c>v tgqv +с';
б) для условий консолидированно-недренированного сдвига
T = (<jv z/)tg<p + c: (2.8)
в) для маловлажных грунтов в условиях консолидированно-недренирован-
ного сдвига
т = (иа - г/^ф6 + (ov - г/^ф' + с'; (2.9)
г) для водонасыщенных в природном состоянии глинистых и органо-
минеральных грунтов мягкопластичной и текучей консистенции
т = си, (2.10)
где т - касательное напряжение, при котором происходит разрушение гр\ нта: ov - эф-
фективное нормальное напряжение; ср' - эффективный угол внутреннего трения; <р и с -
недренированные угол внутреннего трения и силы удельного сцепления соответст-
венно; с' - эффективные силы удельного сцепления; иа - давление порового воздуха;
и — давление поровой воды; ср* - угол внутреннего трения, зависящий от величины мат-
ричного всасывания; <р,' и с\ - остаточные угол внутреннего трения и силы удельного
сцепления соответственно; с„ - недренированная прочность.
Значения с’. малы и поэтому" не учитываются в расчетах прочности основа-
ний.
Параметры, входящие в уравнения (2.7)...(2.10), необходимы при проек-
тировании оснований сооружений с использованием решений, которые приве-
дены в СП 22.13330, СП 24.13330 и др. (см. табл. 2.12).
В связи с тем, что в СП 22.13330 исчерпание прочности дисперсных грун-
тов описывается с использованием условия прочности Кулона (нормальные
напряжения) или Мора-Кулона (главные напряжения), в ГОСТ 12248 были
введены методы определения характеристик прочности, входящие в отмечен-
ные выше уравнения.
К настоящему времени для описания поведения глинистых и песчаных
грунтов применяется несколько условий прочности, отличных от условия
прочности Мора-Кулона.
Модель грунта представляет собой совокупность одного из условий проч-
ности и дополнительных функций, описывающих, например, влияние объем-
60
ного сжатия, порового давления, структурных связей и т.д. на прочность и де-
формируемость грунта.
Несмотря на подобное многообразие введенных условий прочности, входя-
щих в модель грунта, на практике применяются лишь несколько из них. Это в
первую очередь условие прочности Мора- Кулона и Друкера-Прагера или их мо-
дификации. В то же время известны иные условия прочности Мора-Ренкина. Ми-
зеса- Боткина, Крыжановского-Ломизе и др.
Параметры моделей грунта следует определять путем испытания образцов
грунта при заданных траекториях напряжений в приборах трехосного сжатия.
Описание моделей грунта и требуемые параметры можно найти из руководств
соответствующих программ расчета.
2.4. Определение деформационных и прочностных
характеристик дисперсных грунтов
Выбор типа лабораторных и полевых испытаний и их объема определяется
в основном опытом инженера-геолога. Следующие минимальные критерии дол-
жны быть использованы при составлении программы лабораторных испытаний:
1. Тип проекта (здание жилое или промышленное, мост, насыпь, подпор-
ная стенка и т.п.).
2. Размер проектируемого объекта.
3. Величина нагрузок, которые предполагается передать на основание.
4. Тип нагрузки: статическая, динамическая, сейсмическая. Траектории
напряжений.
5. Ограничения по предельным состояниям: несущая способность и де-
формация основания.
6. Точность построения профиля грунта с выделением отдельных инже-
нерно-геологических элементов.
7. Особенности грунтов (лессовые, набухающие, вечномерзлые и т.п )
Результаты полевых и лабораторных испытаний должны дать достаточное
представление о профиле грунтовой толщи и физико-механических характери-
стиках, необходимых для проектирования зданий или сооружений.
Выбор вида и состава лабораторных определений механических характери-
стик грунтов следует производить в соответствии с ГОСТ 12248, СП 47.13330
и с учетом вида грунта, этапа изысканий (стадии проектирования), характера
проектируемых зданий и сооружений, условий работы грунта при взаимодей-
ствии с ними, а также прогнозируемых изменений инженерно-геологических
условий территории (площадки, трассы) в результате ее освоения и выбранной
модели грунта.
При соответствующем обосновании в программе изысканий следует вы-
полнять специальные виды исследований, методы проведения которых не опи-
саны в ГОСТ 12248, ГОСТ 20276, но используются в практике изысканий для
оценки и прогнозирования поведения грунтов в конкретных природных и тех-
ногенных условиях (методы определения механических свойств грунтов при
динамических воздействиях, характеристик ползучести, тиксотропии, типа и
характера структурных связей и др.).
Число определений характеристик грунтов, необходимое для вычисления
их нормативных и расчетных значений, должно устанавливаться в зависимо-
61
сти от степени неоднородности грунтов основания, требуемой точности вы-
числения характеристики и уровня ответственности сооружения и указываться
в программе инженерно-геологических изысканий. Рекомендуется для опреде-
ления количества лабораторных испытаний использовать рекомендации Евро-
код 7 [18] и СП 47.13330 [12].
Характеристики грунтов природного сложения, а также искусственного
происхождения должны определяться на основе их непосредственных испыта-
ний в полевых и лабораторных условиях с учетом возможного изменения
влажности грунтов в процессе строительства и эксплуатации сооружений.
2. 4.1. Деформационные характеристики
Основным параметром, характеризующим сжимаемость дисперсных грун-
тов, является модуль общей деформации (Е). Этот модуль используется при
расчете осадки фундаментов методом послойного элементарного суммирова-
ния 111] и называется нормативным модулем деформации, который определя-
ют с коэффициентом надежности yg = 1 [5]. Кроме модуля общей деформации
к параметрам, характеризующим сжимаемость и начальное напряженное со-
стояние грунта, относятся: коэффициент Пуассона, v; давление предваритель-
ного уплотнения, ог; степень переуплотнения, OCR', модуль сдвига, G; модуль
объемной деформации, К. коэффициент бокового давления в состоянии покоя,
Ко; коэффициент первичной консолидации, cv; коэффициент вторичной консо-
лидации, с„.
Для расчета осадки фундаментов методом послойного суммирования требу-
ются только два модуля деформации Е и Ее, причем второй используется только
в том случае, если глубина котлована проектируемого здания превышает 5 м.
В СП 22.13330 нормативное значение модуля деформации (£) принимает-
ся равным модулю деформации, определенному" путем испытаний грунтов
штампами ||Т). Достоверным считается значение модуля деформации, най-
денное из испытаний штампами площадью 5000 и 10 000 см2. Поэтому' модули
деформации, найденные другими методами испытаний, приводятся к штампо-
вому, с использованием коэффициентов перехода, тк. В частности, при пере-
ходе от компрессионного модуля деформации к штамповому для зданий и со-
оружений III уровня ответственности допускается использовать коэффициент
перехода тк, который зависит от вида грунта и изменяется от 1 до 6 [11, 12].
Для зданий и сооружений I и II уровней ответственности этот коэффициент
следует находить из опытов, путем сравнительных лабораторных и полевых
испытаний плоским, винтовым штампом и прессиометром [11].
Следует иметь в виду, что значения штампового модуля деформации зави-
сят от площади штампа: чем больше площадь штампа, тем больше значение
модуля деформации.
Модуль деформации, найденный из трехосных испытаний, также менее
штампового, но не столь значительно, как компрессионный модуль деформа-
ции. Фактически и для него необходима корреляция с штамповым модулем
деформации. В ГОСТ 12248, в условиях трехосного сжатия, рекомендуется
определять начальный или касательный модуль деформации, используя
опытную зависимость Ei =/(oi). В то же время может быть найден секущий
модуль деформации, который зависит от уровня напряжений (oi). При малом
62
уровне осевой деформации (eJ начальный и секущий модули деформации
совпадают.
Упругий модуль деформации не равен начальному модулю деформации,
найденного из трехосных испытаний, он может быть более до десяти раз. По-
этому при определении упругого модуля деформации проводятся трехосные
испытания с измерением скорости прохождения поперечных волн [1], которые
практически не вызывают уплотнение грунта (деформация менее 10 б). Однако
в этом случае определяется не упругий модуль деформации, а упругий модуль
сдвига из выражения
G = pK2, (2.11)
где р - плотность грунта; ГЛ - скорость поперечной волны.
Используя найденное значение модуля сдвига, определяют упругий мо-
дуль деформации;
E = 2G(l + v). (2.12)
Модули деформации песчаных и глинистых гру нтов, не обладающих вы-
раженной анизотропией их свойств в горизонтальном и вертикальном направ-
лениях, могут быть определены по испытаниям прессиометрами в скважинах
или массиве [7], но также должны быть корре лированы к испытаниям плоским
или винтовым штампом.
Модули деформации песчаных и глинистых грунтов могут быть определе-
ны методом статического зондирования, а песков (кроме пылеватых водона-
сыщенных) - методом динамического зондирования по ГОСТ 19912 [8] с ис-
пользованием корреляционных зависимостей.
Вертикальные нагрузки при испытании грунтов штампами, прессиометра-
ми, в компрессионных, срезных приборах и приборах трехосного сжатия необ-
ходимо назначать с учетом давления, передаваемого на основание сооружени-
ем (О;Г), природных напряжений от собственного веса грунта (czg) и учитывать
историю формирования грунтов (OCR. ир).
Испытания в условиях компрессионного сжатия
Данный вид испытаний проводится с целью оценки влияния нормального
давления на объемную деформацию грунта и определения характеристик сжи-
маемости: компрессионный модуль деформации, Ек; одометрический модуль
деформации, Еоеа, компрессионный модуль деформации на вторичной ветви
нагружения, Ее; давление предварительного уплотнения, <зр. Эти характеристи-
ки определяют по результатам испытаний образцов грунта в компрессионных
приборах или компрессионно-фильтрационных приборах (для определения
характеристик суффозионного сжатия), исключающих возможность бокового
расширения образца грунта при его нагружении вертикальной нагрузкой.
В СП 47.13330 приведены рекомендации для определения минимума ком-
прессионных испытаний в зависимости от изменчивости грунта и существуто-
щих сравнительных опытов с видами грутггов. Количество испытаний образцов
должно быть увеличено, если здания или сооружения очень чувствительны к
осадкам. Для оценки имеющихся данных достаточно провести одно испытание.
Если результаты новых испытаний не совпадают с существующими архивными
данными, должны быть проведены дополнительные испытания.
63
На рис. 2.2, схематично показана компрессионная кривая для переуплот-
ненного грунта в полулогарифмическом масштабе, с начальным участком до
давления предварительного уплотнения, что характерно для глинистых грун-
тов с прочными структурными связями.
Рис. 2.2. Определение параметров С,, Сс, Cs, <зр и т0, те
Поэтому при расчете сжимаемости структурированных грунтов, исполь-
зуют два модуля деформации: упругий на участке до ор и модуль деформации
на участке первичной консолидации, когда дополнительные напряжения (огр) в
основании более ор.
Из результатов испытаний (см. рис. 2.2) по стандарту ASTM D 2435,
ASTM D 4186 [1], используя функциональную зависимость е = /(Igo), опреде-
ляют три параметра в соответствующем диапазоне вертикальных эффектив-
ных напряжений. Это коэффициент рекомпрессии, С,., коэффициент первичной
компрессии, Сс, и коэффициент вторичной компрессии или разгрузки, Cs.
Отечественный стандарт ГОСТ 12248, используя компрессионную зави-
симость иного вида е =/(о), определяет коэффициент сжимаемости т0 при на-
грузке и те при разгрузке, а затем компрессионный модуль деформации (Ек) в
выбранном интервале нормального давления (ov). Точка перегиба на ветви
первичного нагружения определяет максимальное давление (ор), которое ис-
пытывал грунт при предыдущем нагружении от вышележащей массы грунта
или веса ледника. Это давление называется историческим, или давлением
предварительного уплотнения.
Компрессионные испытания должны проводиться до уровня напряжений,
который намного больше оценочного значения давления предварительного
уплотнения, для того чтобы найти точное значение действительного давления
предварительного уплотнения и далее определить параметры Cr, Сс, Cs или mfi
те. Может оказаться, что в программе испытаний на компрессию выбранный
интервал вертикального давления (ov) будет меньше давления предваритель-
ного уплотнения (ор), в особенности у сильно переуплотненных глин (OSR > 5)
В этом случае результаты будут отражать поведение грунта только при его уп-
ругой деформации, первичной консолидации не будет.
64
Важность определения параметра предварительного уплотнения объяс-
няется еще и тем, что при расчете деформации оснований инженер использует
решения для определения упругой и остаточной осадки. В расчетах переход от
упругого к неупругому поведению грунта основания определяется значением
давления предварительного уплотнения или коэффициентом переуплотнения.
Эти параметры вводятся в ряд программ (Plaxis, Abaqus и др.) и используются
при расчете не только деформации, но и прочности грунтов.
По результатам непосредственных измерений деформации сжатия при
различных ступенях нормального давления можно построить зависимость
в = /(cv), используя начальный участок данной зависимости, находят одомет-
рический модуль деформации:
£oed=Acv/A8. (2.13)
Этот модуль можно использовать для приближенной оценки осадки слоя
грунта при действии на его поверхности сплошной равномерно распределен-
ной нагрузки.
Компрессионный моду ль деформации находят из выражения
Ек=Р(1 + е0)/ш0, (2.14)
где Р = 1 - 2v2(l - v) - коэффициент стеснения поперечной деформации, зависящий от
коэффициента Пуассона, v; е0 - коэффициент пористости в природных условиях.
Значение коэффициента Пуассона можно найти из испытаний образцов
грунта в условиях трехосного сжатия или из компрессионных испытаний в
одометрах с измерением горизонтальных напряжений. При отсутствии экспе-
риментальных данных допускается принимать <р равным: 0,8 - пески; 0,7 - су-
песи; 0,6 - суглинки и 0,4 - глины.
Компрессионный модуль деформации (Ек) является величиной перемен-
ной, зависящей от значения нормального давления (ov). Поэтому при расчете
осадки с использованием компрессионного модуля деформации его значение
принимают из интервала нормального давления, равного дополнительным на-
пряжениям 'ozp) в рассматриваемом слое грунта в пределах сжимаемой толщи
(СП 22.13330, п. 5.6.31). Поэтому" в инженерно-геологических отчетах следует
приводить не одно значение компрессионного модуля деформации в интервале
нормального давления 0,1... 0,2 МПа, а во всех исследованных интервалах дав-
ления.
Следует иметь в виду, что при расчете осадки методом послойного сум-
мирования (СП 22.13330, п. 5.6.31) используется не компрессионный модуль
деформации. Ек, а расчетный модуль деформации, Е, который определяется
путем умножения компрессионного модуля деформации на повышающий ко-
эффициент тк.
В СП 22.13330, п. 5.3.6 даны следующие рекомендации по его использова-
нию: «Для сооружений I и II уровней ответственности значения Е по лабора-
торным данным должны уточняться на основе их сопоставления с результата-
ми параллельно проводимых испытаний того же грунта штампами, прессио-
метрами (см. 5.3.3, 5.3.4), а также в приборах трехосного сжатия. Для соору-
жений III уровня ответственности допускается определять значения Е только
по результатам компрессионных испытаний, корректируя их с помощью по-
вышающих коэффициентов тк, приведенных в табл. 5.1 СП 22.13330. Эти ко-
65
эффициенты распространяются на четвертичные глинистые грунты с показа-
телем текучести 0 < IL < 1, при этом значения модуля деформации по компрес-
сионным испытаниям следует вычислять в интервале давлений 0,1...0,2 МПа,
а значение коэффициента Р, учитывающего отсутствие поперечных деформа-
ций грунтов, принимать в соответствии с рекомендациями ГОСТ 12248».
В связи с тем, что большинство проектируемых зданий и сооружений от-
носятся к I или II уровню ответственности, на практике применять табл. 5.1
отмеченного СП нельзя. Кроме того, эта таблица дает коэффициент перехода
для давлений в интервале 0,1... 0,2 МПа, что значительно меньше давления под
подошвой фундаментов зданий и сооружений, проектируемых в настоящее
время. Поэтому значение модуля деформации следует определять из результа-
тов полевых испытаний штампом или прессиометром или из лабораторных
испытаний в условиях трехосного сжатия. При этом следует иметь в виду, что
модуль деформации, найденный из трехосных испытаний, будет менее модуля
деформации из полевых испытаний штампом. В свою очередь, штамповый мо-
дуль деформации зависит от площади штампа, поэтому надо стремиться про-
водить полевые испытания штампами большой площади - от 5000 см2 и более.
2. 4.2. Прочностные характеристики
Прочностные характеристики дисперсных гру нтов: дренированный (ср') и
недренированный (ср) утлы внутреннего трения: силы удельного сцепления, с:
остаточный угол внутреннего трения, ср,; утол дилатансии, ц>, показатель не-
дренированной прочности глинистых грунтов, си - могут быть получены путем
испытаний грунтов лабораторными методами в условиях прямого среза, про-
стого сдвига, кольцевого сдвига и трехосного сжатия [1, 6]. В полевых услови-
ях значения (рис могут быть получены испытаниями на срез целиков грунта в
шурфах или котлованах и методом кольцевого среза. Кроме того, для этой це-
ли можно использовать данные пенетрационных испытаний зондами различ-
ного типа, однако их необходимо коррелировать с резу льтатами лабораторных
испытаний.
Для учета возможности возникновения нестабилизированного состояния
медленно уплотняющихся водонасыщенных глинистых, органоминеральных и
органических грунтов (Sr > 0,8) необходимо определять недренированную
прочность (с„) по результатам неконсолидированно-недренированных трехос-
ных испытаний [6]. Более предпочтительными являются испытания в полевых
условиях крыльчаткой [7], так как отобрать качественно монолиты и подгото-
вить образцы глинистых грунтов мягкопластичной и текучей консистенции
практически невозможно.
Характеристики прочности (рис песков и глинистых грунтов могут быть
определены методом статического зондирования, а песков (кроме пылеватых
водонасыщенных) - методом динамического зондирования [8]. При интерпре-
тации данных статического и динамического зондирования необходимо ис-
пользовать корреляционные зависимости между результатами лабораторных и
полевых испытаний.
Определение остаточной прочности с использованием приборов коль-
цевого среза включено в стандарты BS 1377-7 и ASTM D 6467-99 [1]. До на-
стоящего времени данный метод испытаний не регламентирован стандартом
Российской Федерации. Испытания в условиях среза кольцевых образцов
66
грунтов проводятся с целью определения характеристик остаточной прочно-
сти: угла внутреннего трения (ср,.) и сил сцепления (сг). Характеристики оста-
точной прочности используют при расчете устойчивости склонов, откосов
котлованов, подпорных стен и др. Значения этих характеристик определяют в
лаборатории при больших деформациях сдвига, полагая, что это соответствует
механизму сдвига массивов грунта в естественных условиях, в особенности
когда часть массива грунта уже была в предельном состоянии и происходит
повторный сдвиг по сформировавшейся поверхности скольжения. Значения
прочностных характеристик зависят не только от величины нормального дав-
ления в плоскости сдвига, но и от скорости сдвига. Обычно при смещении
склонов наблюдаемая скорость их движения может изменяться от 5 см/год до
50 см/сут.
В связи с тем, что прочность грунтов зависит от скорости сдвига, испытания
в приборе кольцевого среза, как и в случае прямого среза или трехосного сжатия,
выполняются с предварительной оценкой времени, необходимого для достиже-
ния предельного состояния. Для условий полного дренирования в ГОСТ 12248
рекомендуется находить время до разрушения (If), основываясь на времени, ко-
торое необходимо для 100%-ного завершения консолидации (боо), используя со-
ответствующие методы обработки результатов компрессионных испытаний.
Следует заметить, что механические свойства песчаных грунтов зависят
не только от их плотности, но и от метода испытаний. Испытания в условиях
трехосного сжатия по сравнению с прямым срезом дают большие значения уг-
ла внутреннего трения. Кроме того, испытания плотных песчаных грунтов с
контролем деформации сдвига позволяют определить не только пиковую, но и
остаточную прочность.
В заключение следует отметить, что практическое применение определя-
емых характеристик прочности (рис зависит от способа решения конкретных
задач проектирования. Например, решения СП 22.13330 требуют при опреде-
лении расчетного сопротивления грунта основания или несущей способности
использовать критические значения сртах и с. В том случае, если рассчиты-
вается напряженно-деформированное состояние оснований с учетом упрочне-
ния и разупрочнения грунта, в зависимости от применяемой модели грунта
могут потребоваться как (рис, так и (р, и сг. В то же время при расчете устой-
чивости склонов используют (р,. и сг, а при расчете прочности водонасыщенных
глинистых грунтов - только значение недренированной прочности, си. Если в
опытах измерялось поровое давление, то в последнем случае могут быть при-
менены эффективные угол внутреннего трения, (р', и силы удельного сцепле-
ния, с'. Дополнительно, если в численном решении используется неассоцииро-
ванный закон течения, потребуется определение угла дилатансии, »р.
Испытания в условиях одноплоскостного сдвига
Испытания на прямой сдвиг (одноплоскостной или кольцевой) проводятся
предпочтительно для грунтов и условий потери устойчивости оснований или
откосов и насыпей, когда возникают явные плоскости разрыва (среза) или когда
прочностные характеристики определяются на поверхности контакта конст-
рукция-грунт [1].
Сравнительные изучения показывают, что результаты испытаний в услови-
ях прямого и кольцевого сдвигов хорошо совпадают. Подготовка образца для
67
испытаний в условиях прямого сдвига менее трудоемка по сравнению с коль-
цевым сдвигом. Напряжения более однородны в условиях кольцевого сдвига,
но деформации неоднородны. При этом легче получить большие деформации
сдвига (до 100% и более) и таким образом определить минимальную остаточ-
ную прочность грунта, чем в приборе прямого сдвига при деформации сдвига
не более 10%.
В СП 47.13330 даны рекомендации о требуемом минимальном количестве
испытаний в зависимости от изменчивости грунтов и существующих сравни-
тельных опытов с видами грунтов. Рекомендации применимы для случая, когда
испытания на прямой сдвиг используются для определения прочности слоев
гру нта.
Испытания на прямой сдвиг могут быть проведены в условиях контроля
напряжений (возрастание касательных напряжений ступенями и измерение
перемещения) или контроля деформации (срез при заданной скорости дефор-
мации сдвига с измерением возникающих касательных напряжений). Обычно
проводятся испытания с контролем деформации, так как их легче выполнить и
в то же время можно определить параметры пиковой (ср, с) и остаточной (ф,, сг)
прочности грунта.
В отличие от испытаний в условиях прямого сдвига, когда практически
невозможно выдержать условия отсутствия дренирования, при выполнении
испытаний в приборах простого сдвига [1] образец грунта находится в резино-
вой оболочке, что позволяет проводить как дренированные, так и недре-
ннрованные испытания, сохраняя в последнем случае неизменным объем об-
разца грунта. Вторым отличием является возможность измерения порового
давления при сдвиге образца. Сравнение результатов испытаний в условиях
простого сдвига с результатами испытаний в условиях трехосного сжатия или
прямого сдвига свидетельствует о том, что в условиях простого сдвига проч-
ность и жесткость получаются ниже. Опыты ясно показывают на то, что пиковая
прочность глины (ср, с) из испытаний в условиях простого сдвига несколько ниже,
чем пиковая прочность в условиях прямого сдвига. В то же время различия в оста-
точной прочности менее значительны. Учитывая эти различия, рекомендуется при-
нимать значения ср и с из опытов на прямой сдвиг с коэффициентом 0,77... 0,85.
Испытания в условиях трехосного сжатия
В настоящее время испытания в условиях трехосного сжатия проводятся в
соответствии с методами, которые приведены в отечественном стандарте
ГОСТ 12248 и зарубежных стандартах ASTM D2850, ASTM D4767, ISO 17892-8,
ISO 17892-9 и др. [1]. Общие требования к геотехническим исследованиям и
испытаниям приведены в Eurocode 7 [18]. Требования к испытаниям в зару-
бежных стандартах отличаются несущественно от отечественных.
Испытание грунта методом трехосного сжатия проводят для определения
следующих характеристик прочности и деформируемости: угла внутреннего
трения (ср); сил удельного сцепления (с); сопротивления недренированному
сдвигу (с„); модулей деформации (Е, G, К) и коэффициента поперечной дефор-
мации (у) для песков, глинистых, органоминеральных и органических грунтов.
В то же время испытания методом трехосного сжатия позволяют не только оп-
ределить ряд дополнительных параметров, входящих в те или иные модели
грунта, но и проводить сами испытания по различным траекториям напряжений.
68
Испытания в условиях трехосного сжатия проводят по следующим трем
схемам:
1) неконсолидированно-недренированное испытание (НН) - для опреде-
ления сопротивления недренированному сдвигу (с„) водонасыщенных глинис-
тых, органо-минеральных и органических грунтов природной плотности;
2) консолидированно-недренированное испытание (КН) — для определения
характеристик прочности (ср', с') глинистых, органоминеральных и органиче-
ских гру нтов в нестабилизированном состоянии;
3) консолидированно-дренированное испытание (КД) — для определения
характеристик прочности (ср, с) и деформируемости любых дисперсных грун-
тов в стабилизированном состоянии.
Требуемое количество испытаний
В СП 47.13330 даны рекомендации минимального количества испытаний в
зависимости от изменчивости грунтов и существующих сравнительных опытов
с видами грунтов. Одно испытание образца грунта допускается проводить
только с целью оценки архивных данных. Если новые результаты испытаний не
совпадают с существующими данными, то необходимо провести большее ко-
личество испытаний.
Количество испытаний может быть снижено, если имеются в распоряже-
нии данные других испытаний, например полевые испытания или корреляци-
онные зависимости.
Выбор траектории напряжений
В большинстве случаев при испытании грунтов в приборах трехосного
сжатия нагружение образцов грунта выполняется по траектории стандартного
трехосного сжатия (СТС), т.е. когда о, > о2 = Оз. Эти испытания моделируют
поведение грунта под подошвой большинства фундаментов, а также в опреде-
ленной части массива грунта в основании насыпей, выемок, откосов, подпор-
ных стен, шпунтовых стенок и т.п. Следует отметить, что в ГОСТ 12248 испы-
тания по схемам НН. КН и КД рекомендуется проводить только по траектории
СТС.
В приборе трехосного сжатия с гидравлической рабочей камерой можно
также реализовать условия компрессионного сжатия, характеризуемые отсут-
ствием радиальной деформации (е2 = £з = 0 и о2 = °з Ф 0). Эти испытания по-
зволяют определить не только компрессионный модуль деформации, но и ко-
эффициент бокового давления К = o3/oi, а через него и коэффициент Пуассона
[1,2]. Эти испытания принято называть К, -испытаниями.
В некоторых случаях, когда известно, что в естественных условиях в мас-
сиве грунта горизонтальные напряжения от собственного веса не равны верти-
кальным напряжениям (Ко > 1), испытания выполняют при анизотропной кон-
солидации образцов грунта. При этом возможны два случая в зависимости от
значения коэффициента переуплотнения OCR = opIovq, здесь ор - давление
предварительного уплотнения, а — бытовое напряжение (природное напря-
жение ov0 = yh) на глубине отбора монолита грунта.
1. Нормально уплотненные глинистые грунты (OCR = 1). На стадии кон-
солидации боковое напряжение прикладывается менее вертикального. Соот-
ношение напряжений определяется коэффициентом бокового давления в со-
69
стоянии покоя Ко = о3/о| = (1 — sin ср). Значение угла внутреннего трения долж-
но быть определено предварительно из испытаний методом прямого сдвига, а
горизонтальные напряжения могут быть найдены из испытаний в полевых ус-
ловиях прессиометром или дилатометром.
2. Переуплотненные глинистые грунты (OCR >1) На стадии консолида-
ции боковое напряжение создается более вертикального. Соотношение напря-
жений определяется коэффициентом переуплотнения OCR. Значение коэффи-
циента предварительного уплотнения определяется из испытаний в компрес-
сионном приборе, а значение бытовых напряжений определяется с учетом
взвешивающего действия грунтовых вод (при их наличии).
В некоторых случаях в опытах применяются и другие траектории напря-
жений, описание которых приведено в работе [1].
Выбор схемы испытаний
Выбор схемы трехосных испытаний при определении характеристик
прочности зависит от грунтовых условий, условий приложения внешней на-
грузки, вида и способа возведения зданий и сооружений.
Применение неконсолидированно-недренированных (НН) испытаний
Прочность грунтов, определенная из НН-испытаний при действии полных
напряжений, применима только к ситуациям, когда имеют место условия не-
значительного дренирования и консолидации. На практике это применимо к
грунтам, имеющим коэффициент фильтрации (к) менее чем I0 3 см/с.
Характеристику недренированной прочности (с„) (рис. 2.3), найденную в
условиях НН-испытаний, рекомендуется использовать в том случае, когда
имеют место быстрые темпы возведения зданий и насыпей на водонасыщен-
ных мягкопластичных и текучепластичных глинистых грунтах.
Если предполагается, что глинистые грунты, имеющие степень водонасы-
щения (S', > 0,85), будут использованы в качестве основания быстро возводи-
мых сооружений, подобных насыпям или дамбам, то испытания следует про-
водить по схемам НН или КН. Согласно СП 23.13330 испытания по схеме КН
рекомендуется проводить с целью определения несущей способности водона-
сыщенных оснований зданий и сооружений с незавершенной степенью консо-
лидации.
70
Применение консолидированно-недренированных (КН) испытаний
КН-испытания позволяют определить характеристики прочности как в
эффективных (<р', с), так и полных напряжениях (ср, с), которые используются
в следующих случаях:
1. При реконструкции существующих зданий и увеличении высоты суще-
ствующих насыпей.
2. При поэтапном возведении земляных сооружений в виде насыпей и дамб
3. При проектировании оснований резервуаров.
В первом и втором случаях нагрузка от сооружения прикладывается дли-
тельное время и плотность (пористость) грунта основания изменяется во вре-
мени за счет его уплотнения. В последнем случае скорость нагружения (запол-
нение резервуара) и вид грунтов в основании могут быть различными, поэтому
испытания следует проводить как по схеме НН, так и КН.
В отличие от НН- и КД-испытанпй КН-испытания с измерением порового
давления дают данные для интерпретации прочности как в полных, так и в эф-
фективных напряжениях (рис. 2.4). Подобно НН-испытаниям, в КН-испытаниях
образцы грунта реконсолидируются в лаборатории при заданном всесторон-
нем давлении.
Результаты КН-испытаний могут быть использованы различным образом.
В общем случае КН-испытания позволяют определить прочность сдвига как
функцию эффективных напряжений для использования в решении задач, где
нагружение действительно дренированное. В отличие от КН-испытаний. глав-
ным ограничением для КД-испытаний при определении характеристик проч-
ности является длительность испытаний вследствие низкой проницаемости
глинистых грунтов и медленной скорости фильтрации поровой воды. КН-
испытания могут быть выполнены быстрее, чем КД-испытания, а результаты
показывают, что оба испытания (КД и КН) дают практически одну и ту же пре-
дельную огибающую, если она построена в эффективных напряжениях. Таким
образом, после выполнения КН-испытаний с измерением порового давления
прочность грунта может быть выражена как функция эффективных напряже-
ний и затем использована в решении задач, где имеет место дренирование.
Модули деформации получаются различными, большими из условий КД-ис-
пытаний.
71
При интерпретации результатов КН-испытаний в полных напряжениях
полученные значения угла внутреннего трения ср и силы удельного сцепления
с не могут быть применены для анализа, предполагающего недренированные
условия. Например, при строительстве насыпи на связных водонасыщенных
грунтах нагружение основания выполняется ступенями по мере ее отсыпки
и уплотнения. Консолидация основания и насыпи не успевает завершиться
в ходе строительства. Поэтому’ некорректно использовать значения (рис, по-
лученные из КН-испытаний, для расчета устойчивости насыпи или ее осно-
вания, полагая, что ее вес будет вызывать возрастание нормальных напряже-
ний и, как следствие, возрастание прочности грунтов в соответствии с урав-
нением (2.7).
Из уравнения (2.7) следует, что увеличение веса насыпи (о) приводит к мгно-
венному возрастанию прочности, что не соответствует действительности. По-
этому при проектировании следует исходить из консервативной оценки недре-
нированной прочности, принимая условие прочности в виде (2 10).
В этом случае недренированная прочность грунтов основания не будет
возрастать в результате увеличения высоты насыпи, но будет изменяться в со-
ответствии с напряженным состоянием в основании перед каждым этапом от-
сыпки тела насыпи, согласно изменению коэффициента недренированной
прочности cJg^. Этот прием используют при оценке устойчивости насыпи
при ее ступенчатом возведении, полагая, что вертикальные эффективные на-
пряжения в грунте возрастают в результате предыдущего этапа отсыпки насы-
пи после завершения процесса консолидации на каждом этапе.
Как упоминалось ранее, как полные, так и эффективные значения характери-
стик прочности могут быть получены из КН-испытаний, если в опытах измеряет-
ся поровое давление. Характеристики прочности в эффективных напряжениях ф',
с' могут быть использованы для определения длительной прочности связных
грунтов. Однако следует заметить, что для испытания образцов в эффективных
напряжениях необходимо знать распределение порового давления в полевых ус-
ловиях. в месте отбора монолитов. Это поровое давление должно быть использо-
вано при реконсолидации образца грунта в эффективных напряжениях. На прак-
тике подобная процедура выполняется редко из-за сложности измерения порового
давления в полевых условиях. Недренированную прочность, полученную в пол-
ных напряжениях, из КН-испытаний, рекомендуется использовать для оценки
кратковременной прочности связных грунтов, включая определение зависимости
между недренированной прочностью си (когда ф = 0) и вертикальным эффектив-
ным напряжением (о).
Применение консолидированно-дренированных испытаний
КД-испытания позволяют определить характеристики прочности и дефор-
мируемости в полных напряжениях (ф, с), характеризующие стабилизирован-
ную прочность грунтов. Примером подобной ситуации могут быть:
1. Строительство большинства гражданских, общественных и промыш-
ленных зданий на маловлажных глинистых, песчаных и гравелистых грун-
тах.
2. Медленные темпы возведения земляной насыпи на мягкопластичных
глинистых грунтах
3. Возведение земляных дамб при установившейся фильтрации.
72
КД-испытания глинистых грунтов проводятся в том случае, если грунты
обладают способностью дренирования и в связи с этим быстрого рассеивания
избыточного порового давления. Как правило, подобное состояние наблю-
дается в основании большинства возводимых гражданских и промышленных
зданий или сооружений. В некоторых случаях при проектировании естествен-
ных склонов и насыпей на переуплотненных глинистых грунтах также реко-
мендуется проводить КД-испытания.
Как правило, переуплотненные глинистые грунты с OCR > 5 не могут
быть полностью водонасыщены в лаборатории методом обратного давления
(см. приложение Е в ГОСТ 12248) из-за неразумно больших значений этого
давления. В этом случае не удается выполнить испытания по схеме КН и при-
ходится проводить КД-испытания. В природном состоянии переуплотненные
глины нередко имеют высокую степень трещиноватости. Поэтому лаборатор-
ные значения прочности при испытании «хороших» образцов будут выше зна-
чений прочности, найденных из полевых испытаний, например, методом пе-
нетрации или лопастного среза.
При проектировании дамб или высоких насыпей из сыпучих грунтов, ко-
гда грунт укладывается с заданной контролируемой плотностью, для большей
достоверности рекомендуется проводить определение угла внутреннего трения
с использованием прибора трехосного сжатия в условиях КД-сдвига.
2.5. Начальное напряженное состояние
Определяемые характеристики прочности и в меньшей степени деформи-
руемости зависят не только от траектории напряжений и вида напряженного
состояния, но и от природных вертикальных и горизонтальных напряжений,
возникших в грунте в процессе его естественного формирования. Эти напря-
жения формируют так называемое начальное напряженное состояние, к кото-
рому’ затем добавляются напряжения от веса здания или сооружения. При про-
ведении испытаний образцов грунта необходимо выполнить их реконсолида-
цию природными напряжениями (т.е. вернуть разуплотненный образец грунта
в природное состояние), а затем провести испытания, приложив дополнитель-
ную нагрузку, имитирующую вес проектируемого здания или сооружения.
Для определения начального напряженного состояния необходимо опре-
делить горизонтальные О/, и вертикальные ov напряжения от собственного веса
грунта. Если испытания выполняются в эффективных природных напряжени-
ях, то необходимо измерить в полевых условиях величину порового (пьезо-
метрического) давления на глубине отбора образца грунта и создать его затем
внутри образца грунта.
Отношение О/, к о,, определяет коэффициент бокового давления Ко, кото-
рый зависит от предшествующей истории нагружения грунта. В то же время
историю нагружения грунта принято оценивать, используя коэффициент пере-
уплотнения:
OCR = CTvmax = , (2.15)
°v0
где Gy щах - максимальное вертикальное напряжение за весь период существования
массива грунта, равное давлению предварительного уплотнения <зр, а - вертикаль-
ное напряжение от собственного веса грунта в настоящий период.
73
В зависимости от значения коэффициента переуплотнения грунты подраз-
деляются на нормально уплотненные OCR=\ и переуплотненные OCR > 1.
Большинство нормально уплотненных грунтов имеет низкую прочность, а пере-
уплотненные - высокую прочность и меныпую деформируемость. Давление
предварительного уплотнения можно найти из испытаний в условиях компрес-
сионного сжатия, используя, например, метод Казагранде или иные методы [1].
Как было отмечено ранее, испытания грунтов в условиях трехосного сжа-
тия проводятся при заданном всестороннем (боковом) давлении по траектории
сжатия (СТС). Значение бокового давления (напряжения) назначается исходя
из глубины отбора монолита грунта и принимается равным вертикальному' на-
пряжению. Тем самым полагается, что в природном состоянии распределение
вертикальных и горизонтальных напряжений подчиняется гидростатическому’
закону. Принятие подобного начального напряженного состояния в естествен-
ных грунтовых отложениях может быть вполне оправданным, если они нахо-
дятся на стадии своего формирования и процесс консолидации от собственно-
го веса еще не завершен. К таким грунтам относятся илы. торф и иные водона-
сыщенные глинистые гру нты в мягкопластичном или текучем состояниях. Од-
нако в глинистых грунтах, в полутвердом и твердом состояниях, начальное на-
пряженное состояние не подчиняется гидростатическому’ закону распределе-
ния, т.е. горизонтальные напряжения не равны вертикальным напряжениям на
рассматриваемой глубине массива грунта и, как правило, более вертикальных.
В связи с этим важным является создание истинного начального напря-
женного состояния в образце грунта на этапе его реконсолидации, что невоз-
можно без знания значений горизонтальных напряжений. В том случае, если
природные горизонтальные напряжения более вертикальных, в опытах следует
выполнить анизотропную реконсолидацию, измерив предварительно горизон-
тальные напряжения в полевых условиях. Подобные испытания можно выпол-
нить, используя дилатометр, прессиометр или динамометрический зонд. При-
нятие гидростатического характера распределения природных (бытовых) на-
пряжений при реконсолидации образцов переуплотненных глинистых грунтов
может привести к ошибке при определении параметров прочности и деформи-
руемости.
Важным при определении характеристик прочности переуплотненных
грунтов в условиях прямого сдвига является то, что первая ступень нормаль-
ного давления не должна быть менее давления предварительного уплотнения.
Если в программе испытаний первая ступень нормального давления окажется
менее о/ъ то грунт практически не изменит своего физического состояния, сжа-
тие будет чисто упругим, уплотнения с уменьшением коэффициента пористо-
сти не будет. В любом случае, принимая значения всестороннего обжатия по
табл. 5.6 ГОСТ 12248 или нормального давления по табл. 5.5, следует иметь в
виду’, что рекомендуемая ГОСТом ступень давления консолидации должна
быть более давления предварительного уплотнения, а последующие ступени
след) ет назначать, прибавляя к ним рекомендуемые таблицами значения.
2.6. Характеристики проницаемости
Проницаемость, или водопроницаемость, грунтов характеризует их спо-
собность пропускать воду при наличии давления или градиента напора. Во
74
многих случаях свойство проницаемости грунтов используется при строитель-
стве, например, введение высокопроницаемого слоя под поверхностью дорож-
ного, аэродромного покрытия, устройство защитного слоя под балластной
призмой железнодорожного пути или за подпорной стенкой с целью удаления
грунтовой и поверхностной воды.
Проницаемость грунтов зависит как от микрострукту ры (размера и формы
частиц и их взаимного расположения и др.), так и от макроструктуры (наличие
разрывов, трещин, линз или лент песка и др.). Проницаемость грунтов зависит
также от пористости, степени водонасыщения, наличия воздуха в порах, вяз-
кости воды, которая изменяется с температурой, и др.
Водопроницаемость характеризуется коэффициентом проницаемости:
С = ^, (2.16)
ApF
где С - коэффициент проницаемости, дарси (1 дарси = 1,02-10 8 см2); Q - объемный
расход жидкости, см3/с; ц - коэффициент динамической вязкости, сП (1 сП = 1,02-Ю-9
МПа); А/ — отрезок пути фильтрации, на котором происходит изменение давления Лр,
см; Лр — перепад давления, кгс/см~; F — площадь поперечного сечения, см2.
При проектировании ограждающих стен котлованов, плотин, насыпей и
земляных дамб используется не коэффициент проницаемости, а коэффициент
фильтрации, который находится из выражения
k = aC^. (2.17)
Н
где к - коэффициент фильтрации, см/с или м/сут; а - коэффициент размерности при к
в см/с = 1, при к в м/сут а = 864; yw - удельный вес воды.
Коэффициент фильтрации определяется путем проведения испытаний в
лабораторных (ГОСТ 25584-90) и полевых условиях (ГОСТ 23278-78). Поле-
вые испытания дают более надежные результаты по сравнению с лаборатор-
ными. Однако в лабораторных условиях можно определить коэффициент
фильтрации как в вертикальном, так и в горизонтальном направлении, с моде-
лированием направлений дренирования [1]. В физически анизотропных грун-
тах проницаемость в горизонтальном направлении может быть значительно
выше, чем в вертикальном направлении.
Коэффициент фильтрации используется при расчете движения грунтовых
вод через основание и тело плотин и дамб; фильтрационных завес и в расчетах
фильтрационной консолидации грунтов в основании зданий и сооружений, в
частности при определении коэффициента фильтрационной консолидации и
расчете осадки во времени.
Для песчаных грутпов получены корреляционные связи между- коэффици-
ентом фильтрации и диаметром частиц. Наиболее часто используется зависи-
мость [18]
Jt = C<712, (2.18)
где к - коэффициент фильтрации, см/с; С - коэффициент гидравлической проводи-
мости, изменяющийся от 0,4 до 1,2 и зависящий от зернового состава песка; dVj -
эффективный размер зерна в мм при 10% по весу, найденному из гранулометриче-
ского анализа.
75
Данное выражение следует использовать с осторожностью для оценки
проницаемости чистых песков при к> 10—3 см/с. Песок должен иметь менее 5%
частиц, прошедших через сито 0,075 мм, и диаметр зерен между 0,] и 3,0 мм.
Типичные значения коэффициента фильтрации приведены в табл. 2.13.
Значения в табл. 2.13 приведены без учета эффекта уплотнения песка, поэтому
если учитывать уплотнение, то следует брать промежу точные значения, на-
пример между нижними и средними значениями.
Таблица 2.13
Значения коэффициента фильтрации для различных грунтов [18]
Значение к, см/с Вид грунта
Высокое > 10° 10° до 10’2 10"2 до 10"3 Чистый гравий Гравий, чистый крупно- зернистый песок Песок средней крупности, мелкозернистый песок
Среднее 103 до 10 4 10 4 до I0 5 Пылеватый песок Супесь
Низкое 10 5 до 10 6 Суглинок, глина
Очень низкое, практически водонепроницаемые 10 6 до 10 В * 10 Глина
Для глинистых грунтов коэффициент фильтрации следует определять пу-
тем испытаний в лабораторных и полевых условиях. В некоторых случаях, на-
пример при устройстве грунтовых подушек или плотин и насыпей из глини-
стых грунтов в перемятом состоянии, ориентировочное значение коэффициен-
та фильтрации (м/с) можно найти из следующей корреляционной зависимости:
Г -14,29
0,0174 е-0,027(/£-0,242/р)
(i+e) 1Р
где е — коэффициент пористости; IL — показатель текучести; 1р - число пластичности.
2.7. Определение прочностных и деформационных
характеристик грунтов с использованием корреляционных
связей
В Еврокоде 7 [18] деформационные и прочностные характеристики грунтов
рекомендуется определять не только при помощи лабораторных и полевых ис-
пытаний грунтов, но и с использованием соответствующих корреляционных
связей, например между’ данными измерений лобового сопротивления и сил
трения на боковой поверхности зонда с деформационными и прочностными ха-
рактеристиками.
Подобная рекомендация дана в п. 6.3.16 СП 47.13330 в следующем виде:
«Для зданий и сооружений нормального (при нагрузках на фундаменты менее
0,25 МПа) и пониженного уровней ответственности прочностные и деформа-
ционные свойства допускается определять методом статического и динамиче-
ского зондирования по приложению И, а также лабораторными методами
76
(см. ГОСТ 12248), для объектов нормального и повышенного уровня ответст-
венности при нагрузках на фундамент более 0,25 МПа деформационные пока-
затели следует подтверждать штамповыми или прессиометрическими испыта-
ниями».
Найденные из сравнительных опытов корреляциоонные связи представ-
ляются в виде уравнений или таблиц. Например, в табл. И.5 [12] приведена
зависимость модуля деформации от лобового сопротивления qc в виде Е =
= f (qc, вид грунта) и подобным образом для утла внутреннего трения и сил
удельного сцепления. Для компрессионного модуля деформации эта функция
имеет вид [18]:
Eoed= — = aqc. (2.20)
mv
В Еврокоде 7 [ 18] приведена корреляционная зависимость в виде следую-
щего уравнения:
ср' = 13,5-lgqc +23, (2.21)
где ср' — эффективный угол внутреннего трения (град); qc — лобовое сопротивление
(МПа).
Эта зависимость рекомендуется для однородных гравелистых песков с ко-
эффициентом неоднородности менее трех, выше грунтовых вод и лобовом со-
противлении в диапазоне 5 МПа < qc < 28 МПа.
В дополнение к прямым лабораторным испытаниям недренированную
прочность рекомендуется оценивать, используя корреляционные связи с видом
грунта, влажностью на границе текучести, числом пластичности, показателем
текучести и т.п. В связи с тем, что значение недренированной прочности опре-
деляется различными методами, рекомендованное значение должно быть свя-
зано с видом испытания, при котором оно определялось.
Корреляционная зависимость для определения недренированной прочно-
сти по данным статического зондирования имеет вид [18]:
(2-22)
где qt — скорректированное лобовое сопротивление; — вертикальные напряжения от
собственного веса грунта.
В этой зависимости коэффициент Nkt находится из корреляционных лабо-
раторных и полевых испытаний для конкретных инженерно-геологических ус-
ловий. Среднее значение параметра Nkt как функция числа пластичности для
грунтов с 1Р > 10 может быть найдено из корреляционного уравнения вида:
/ -10
М,,=19—, (2-23)
где 1р — число пластичности.
В заключение следует отметить, что все корреляционные зависимости
применимы только в качестве оценочных значений и не могут быть распро-
странены на различные виды отложений. Однако эти уравнения можно с успе-
хом использовать при создании региональных таблиц физико-механических
свойств различных грунтов.
77
2.8. Влияние происхождения глинистых грунтов
на характеристики прочности
Определение характеристик прочности при проектировании оснований и
фундаментов на аллювиальных, элювиальных и делювиальных глинистых
грунтах следует выполнять с учетом следующих их особенностей.
В общем случае элювиальные грунты могут быть определены как матери-
ал, полученный в результате разрушения скальных пород при физических и
химических воздействиях, таких, как замачивание и выветривание с отложе-
нием непосредственно в месте разрушения скальных пород. Величина эрозии
и баланс между физическим, химическим и биологическим воздействиями за-
висят главным образом от климата и исходной скальной породы, так же как и
от местного влияния, такого, как дренаж, топология и вегетация.
Элювиальные грунты могут иметь характеристики, совершенно отличные
от характеристик аллювиальных и делювиальных грунтов. Твердые частицы
элювиальных грунтов обычно включают агрегаты или кристаллы разру-
шенного матричного материала, которые могуч быть легко раздроблены при
перемятии руками.
Проницаемость элювиальных грунтов в отличие от аллювиальных не свя-
зана с гранулометрическим составом и зависит обычно от микро- и макро-
структу ры, упаковки частиц и дополнительных особенностей, таких, как глад-
кость частиц, наличие термитов и биоканалов.
Главными особенностями элювиальных грунтов являются их значительная
неоднородность, что затрудняет отбор представительных образцов, и высокая
проницаемость, которая приводит к резкому изменению естественных свойств
грунтов при их увлажнении.
Выбор соответствующих характеристик прочности является критичным
при проектировании склонов. Прочность и деформируемость элювиальных
грунтов отличны от прочности и деформируемости аллювиальных грунтов.
Основное отличие определяется наличием в элювиальных грунтах прочных
структурных связей; прочность и жесткость этих связей проявляются в виде
кажущегося сцепления (силы удельного сцепления, с), которое не зависит от
эффективных напряжений и отношения пористости к плотности.
На устойчивость склонов элювиальных грунтов более существенное влия-
ние оказывают эффективные напряжения (условия дренирования и длитель-
ность) по сравнению с полными напряжениями (недренированные условия).
Поэтому при анализе устойчивости склонов следу ет использовать параметры
прочности, с', ф', <prest, полученные в эффективных напряжениях путем испы-
тания представительных образцов. Эти характеристики определяются как в
лабораторных, так и в полевых условиях. Полевые исследования включают
испытания статическим и динамическим зондированием, лопастные испы-
тания и прессиометрические испытания. Лабораторные испытания обычно
проводят с образцами ненарушенной структуры с использованием прибора
прямого среза или прибора трехосного сжатия в условиях консолидированно-
недренированного сдвига с измерением порового давления и консолидирован-
но-дренированного сдвига.
При проведении лабораторных испытаний образцы грунта должны быть водо-
насыщены и испытаны при напряжениях, сравнимых с напряжениями, действую-
78
щими в полевых условиях. Элювиальные грунты обычно имеют высокую прони-
цаемость (1-Ю4... 10-бм/с); поэтому’ дождевые осадки могут легко инфильтри-
ровать в глубь естественного склона, что приводит к уменьшению прочности.
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ ПО ГЛАВЕ 2
1. Болдырев Г.Г. Методы определения механических свойств грунтов. Состояние во-
проса. - Пенза: Изд-во ПТУ АС. 2008. - 696 с.
2. Болдырев Г.Г., Малышев М.В. Механика грунтов. Основания и фундаменты. В во-
просах и ответа, Учеб, пособие. - Пенза: Изд-во ПГУАС. 2009. - 412 с.
3. ГОСТ 25100-2011. Грунты. Классификация. -М„ 2012.
4. ГОСТ 5180-84. Грунты. Методы лабораторного определения физических характе-
ристик. -М., 1985.
5. ГОСТ 20522-96. Грунты. Методы статистической обработки результатов испыта-
ний. -М., 1996.
6. ГОСТ 12248-2010. Грунты. Методы определения характеристик прочности и де-
формируемости. -М.. 2011.
7. ГОСТ 20276-99. Грунты. Методы полевого определения характеристик прочности
и деформируемости. -М.. 1999.
8. ГОСТ 19912-2012. Грунты. Методы полевых испытаний статическим и динамиче-
ским зондированием. - М.. 2012.
9. Грунтоведение / В.Т. Трофимов, В.А. Королев, Е.А. Вознесенский, Г.А. Голод-
ковская, Ю.К. Васильчук, Р.С. Зиангиров. Под ред. В.Т. Трофимова, 6-е изд., пере-
работ. и доп. - М.: Изд-во МГУ, 2005. - 1024 с.
10. Мангушев Р.А., Карлов В.Д., Сахаров И.И. Механика грунтов: Учебник. - М.: Из-
дательство строительных вузов, 2009. - 264 с.
11. СП 22.13330.2011 «СНиП 2.02.01-83*. Основания зданий и сооружений». - М.,
2011.- 166 с.
12. СП 47.13330.2012 «СНиП 11-02-96. Инженерные изыскания для строительства». -
М., 2012.-117 с.
13. СП 24.13330 2011 «СНиП 2.02.03-85. Свайные фундаменты». -М., 2011. - 90 с.
14 СП 23.13330.2011 «СНиП 2.02.02-85*. Основания гидротехнических сооружений».
-М., 2011.-112 с.
15. СП 39.13330.2012 «СНиП 2.06.02-84*. Плотины из грунтовых материалов». - М.,
2012. - 47 с.
16. СП 26.13330.2012 «СНиП 2.02.05-87. Фундаменты машин с динамическими на-
грузками». - М., 2012. - 70 с.
17. ENV 1997-1:2004. Eurocode 7: Geotechnical design - Part 1: General rules, 2004. - 172 p.
18. EN 1997-2:2007. Eurocode 7: Geotechnical design. Ground investigation and testing,
2007. - 202 p.
79
Р.А. Мангушев, Н.С. Никитина, С. Б. Насонов
Глава 3
ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ ПРОЕКТИРОВАНИЯ ОСНОВАНИЙ
И ФУНДАМЕНТОВ ПО ПРЕДЕЛЬНЫМ СОСТОЯНИЯМ. ОБЩИЕ
ПРИНЦИПЫ ВЫБОРА ТИПА ОСНОВАНИЙ И ФУНДАМЕНТОВ
3.1. Общие положения
Фундаменты, являясь обязательной частью любого здания и большинства
сооружений, значительно отличаются по своей работе от остальных строи-
тельных конструкций.
Основная задача фундаментов - обеспечить передачу нагрузки от соору-
жения на грунты основания, которые в большинстве случаев являются слабым
природным материалом по сравнению с материалом конструкций здания. Под
воздействием нагрузок от сооружения грунт в основном работает на сжатие и
на сдвиг, что приводит к деформациям основания и осадкам зданий.
Задачей проектирования оснований и фундаментов во многом является
«приспособление» сооружения к геологическим условиям площадки строитель-
ства и комплексное рассмотрение системы «основание-фундамент-сооруже-
ние». Особенностью проектирования этой системы зачастую является недос-
таток исходной информации, характеризующей основание в целом и каждого
слоя в отдельности.
В связи с этим проектирование фундаментов всегда сопряжено с риском,
оценить который не всегда представляется возможным. Вместе с тем ошибки
при проектировании могут привести к потере устойчивости или развитию не-
допустимых деформаций основания сооружения.
В основе проектирования оснований и фундаментов заложены следу ющие
принципы:
1) проектирование оснований сооружений по предельным состояниям;
2) учет совместной работы системы «основание-фундамент-сооружение»;
3) комплексный учет факторов при выборе типа фундаментов, несущего и
подстилающих слоев основания в результате рассмотрения, в том числе:
• инженерно-геологических условий площадки строительства;
• особенностей сооружения и чувствительности его несущих конструкций к
неравномерным осадкам;
• методов выполнения работ по подготовке оснований и устройству фунда-
ментов.
Комплексный взаимный учет всех этих факторов делает задачу проекти-
рования и устройства фундаментов сложной и ответственной. Ошибки, допу-
щенные при проектировании и возведении фундаментов, могут привести к
проведению дополнительных мероприятий, значительно превышающих стои-
мость фундаментов.
Основные требования к проектированию оснований и фундаментов
При разработке проектов фундаментов и грунтовых сооружений необхо-
димо обеспечить.
80
• прочность и эксплуатационную надежность зданий и сооружений (их об-
щие деформации или их конструкций не должны превышать предельно
допустимых величин);
• максимальное использование прочностных и деформационных свойств
грунтов основания, а также прочности материала фундамента;
• минимальную стоимость, материалоемкость и трудоемкость устройства
фундаментов;
• максимальное сокращение сроков строительства.
При этом фундаменты и грунтовые сооружения должны удовлетво-
рять следующим основным требованиям'.
• быть прочными и долговечными, устойчивыми к грунтовым водам и мо-
розному выветриванию;
• быть устойчивыми на опрокидывание и сдвиг в плоскости подошвы;
• не превышать нормативных величин абсолютных и неравномерных оса-
док;
• отвечать технико-экономическим требованиям и современным способам
производства работ.
Проектирование оснований включает обоснованный расчетом выбор:
• типа основания (естественное или искусственное);
• типа фундамента (мелкого или глубокого заложения);
• конструкции фундамента (ленточный, столбчатый, плитный или др.);
• материала фундамента (железобетонный, бетонный или др ),
• размеры фундамента мелкого заложения или количество свай и размеры
ростверка для свайного;
• мероприятия, применяемые для минимизации влияния деформаций осно-
вания на эксплуатационную надежность здания и сооружений окружаю-
щей застройки.
3.2. Основные типы оснований, фундаментов и область
их применения
Основанием называется напластование грунтов, непосредственно воспри-
нимающее давление от сооружения. Слой, находящийся под подошвой фунда-
мента, называется несущим, а нижележащие - подстилающими
Грунтовым сооружением называется конструкция, выполненная из грун-
та (искусственная насыпь, дамба, искусственный откос и др.) или выполненная
в грунте (траншея, котлован и т.п.).
Фундаментом называется заглубленная в грунт конструкция, передаю-
щая нагрузки и воздействия от здания (сооружения) на основание.
В строительстве применяют фундаменты нескольких типов.
1. Фундаменты мелкого заложения, иногда называемые фундаментами
на естественном основании, обычно устраиваются в отрытых котлованах на
глубинах не более 3... 4 м. Они передают нагрузку’ от надземной части соору-
жений через подошву (нижнюю опорную часть фундамента).
К ним относятся ленточные фундаменты под несущие стены и ряды ко-
лонн, столбчатые фундаменты под пилоны и колонны; сплошные плиты -
под всей площадью сооружения или его частью (рис. 3.1). Более подробно
фундаменты мелкого заложения рассмотрены в гл. 4.
81
2. Свайные фундаменты, посредством которых нагрузка от сооружений
передается на слои относительно глубоко залегающих грунтов, зачастую обла-
дающие лучшими свойствами, чем покровные отложения (рис. 3.2).
Рис. 3.1. Поперечные разрезы типичных фундаментов мелкого заложения:
а — ленточный фундамент несущей стены дома, построенный из природного камня:
б - сборный железобетонный ленточный фундамент крупнопанельного дома; в - сбор-
но-монолитный отдельный фундамент под колонну каркаса промышленного здания;
1 — кладка из природного камня на известковом растворе: 2 — валуны: 3 — лежни: 4 —
стена; 5 — стеновые блоки; 6 — блок-подушка; 7 — монолитный фундамент; 8 — сборный
подколенник; 9 — колонна
Рис. 3.2. Варианты свайных фундаментов:
а - дервянные сваи под фундаменты старых зданий; б — свайный фундамент под стену
крупнопанельного здания; в — свая-колонна современного промышленного здания;
1 — слабый грунт; 2 — плотный грунт; 3 — деревянная свая; 4 — железобетонная забив-
ная свая; 5 - буровая свая: б - бревна ростверка: 7 - бутовый фундамент: 8 - балка-
ростверк; 9 - стеновая панель; 10 - колонна каркаса
Свая - вертикальный или наклонный стержень различного сечения по раз-
меру и форме, различной длины, выполняемый из дерева, бетона, железобетона,
металла. Если свая опирается в малодеформируемый грунт, например в скалу,
то ее называют сваей-стойкой. Если свая может иметь вертикальные переме-
82
щения под действием нагрузки от сооружения, то она носит название висячей.
Обычно сваи объединяют в группы посредством конструкции, называемой
ростверком. Свайные фундаменты и их расчет подробно рассмотрены в гл. 5.
3. Фундаменты глубокого заложения (столбы, плиты, опускные колод-
цы), позволяющие передавать нагрузки на плотные слои грунтов, скалу на глу-
бине десятков метров; в последнем случае роль фундаментов могут играть
конструкции подземного сооружения (плиты, стены, колонны) (см. гл. 14).
Такие фундаменты имеют небоскребы Нью-Йорка, высотные дома Моск-
вы, Московская телебашня, а также массивные промышленные сооружения -
атомные реакторы, доменные печи, зерновые элеваторы и т.п.
Основания делятся на естественные и искусственные (улучшенные).
Естественное основание - обычный природный грунт, используемый как
опора фундаментов без предварительной подготовки.
Искусственные основания выполняются заменой естественного грунта
или посредством улучшения его свойств. Используют немало способов созда-
ния искусственных оснований. Простейший из них - искусственная подушка
(песчаная, грунтовая, щебеночная и т.п.). Ею заменяют верхние ненадежные
слои грунта (насыпные грунты, торфы, илы и т.п.). Существует большое коли-
чество и других методов искусственного улучшения грунтов (см. гл. 7).
3.3. Взаимодействие сооружений и оснований
3.3.1. Основные типы сооружений по жесткости и характер
их деформаций
А. Жесткость сооружений. В зависимости от чувствительности к дефор-
мациям основания все здания и сооружения можно условно разделить на три
основных типа: абсолютно гибкие, абсолютно жесткие и конечной жесткости.
Абсолютно гибкие сооружения беспрепятственно следуют за перемеще-
ниями поверхности грунтов основания во всех точках контакта так, что допол-
нительных усилий при развитии неравномерных осадок в их конструкциях
практически не возникает. Примером таких конструкций являются искусст-
венные насыпи (полотно автодорог, земляные дамбы и др.). Даже значитель-
ная неравномерная осадка для них не является опасной. Для обеспечения про-
ектных отметок насыпь делают выше на величину ожидаемой осадки, т.е. при-
дают насыпи строительной подъем (рис. 3.3, а). К этому же типу сооружений
относятся днища металлических вертикальных цилиндрических резервуаров,
которые работают как абсолютно гибкая мембрана и могут без ущерба для
прочности конструкции поллчать большой прогиб (рис. 3.3, б).
Рис. 3.3. Деформации основания под абсолютно гибкими сооружениями:
а - насыпь из сыпучего грунта; б - днище стального цилиндрического резервуара
83
Абсолютно жесткие сооружения. Подошва таких сооружений сохраня-
ет свою плоскую форму при любом виде деформации основания, а их нерав-
номерная осадка оценивается величиной крена. Выравнивание осадок проис-
ходит за счет развития в конструкциях сооружения дополнительных усилий.
Давление от жесткого сооружения на
грунт распределяется равномерно, а
реактивные давления в грунте распре-
деляются по криволинейной эпюре
(рис. 3.4).
К сооружениям такого типа отно-
сятся дымовые трубы, домны, элевато-
ры, атомные реакторы, массивные мос-
товые опоры и т.п.
Большинство зданий и сооружений
обладают конечной жесткостью
Они также перераспределяют давление
по подошве фундамента, однако час-
тично следуют за искривлением по-
верхности основания. Дополнительные
усилия вызывают деформации и обра-
Рис. 3.4. Распределение напряжений
под фундаментами абсолютно жестких
сооружений:
1 - распределенное равномерное давление
по обрезу фундамента; 2 - эпюра контакт-
ных напряжений под подошвой фундамента
зование трещин в элементах конструк-
ций. Это происходит тогда, когда усилия в конструкциях превышают проч-
ность материала, из которых они выполнены. При возникновении трещин же-
сткость сооружения снижается, а давление по подошве вновь перераспределя-
ется.
Для исключения возможности развития недопустимых трещин необходи-
мо рассматривать совместную работу- сооружения и основания.
Б. Виды деформаций оснований и сооружений. В зависимости от при-
чин возникновения деформации оснований проявляются в виде вертикальных,
горизонтальных и угловых перемещений. Возможные виды и формы неравно-
мерных деформаций сооружений и оснований подразделяются на следующие
виды.
Абсолютная осадка жесткого сооружения либо отдельно стоящего фун-
дамента s, определяемая как среднее вертикальное перемещение подошвы
фундамента (рис. 3.5, а).
Прогиб и выгиб связаны с искривлением сооружений (рис. 3.5, б. в). Тако-
го вида деформации распространены для многих зданий и сооружений, не об-
ладающих очень большой жесткостью. Протяженные здания на одних участ-
ках moi у г получать прогиб, а на других - выгиб. При прогибах наиболее опас-
ная зона растяжения находится в нижней части сооружения, а при выгибе - в
верхней. Чем большей жесткостью обладает сооружение, тем большие уси-
лия возникают. В этом случае величина прогиба будет меньше. Относитель-
ная неравномерность при прогибе или выгибе сооружения определяется по
формуле
z = 2//Z, (3.1)
где f= (s2 - -5]) - стрела прогиба или выгиба; I - длина участка прогиба или выгиба.
Перекос возникает в конструкциях в случаях, когда резкая неравномер-
ность осадок проявляется на участке небольшой протяженности при сохране-
84
нии относительно вертикального положения конструкции (рис. 3.5, г). Такой
вид деформаций характерен для каркасных зданий Относительная неравно-
мерность при перекосе сооружения или его части определяется по формуле
i = (s2-s})/l, (3.2)
где 5] и s2 - осадка соседних фундаментов на участке длиной /.
Крен - поворот сооружения по отношению к вертикальной оси, проходя-
щей через центр тяжести площади подошвы фундамента (рис. 3.5, д). Такой
тип деформаций наиболее опасен для высоких сооружений (дымовые трубы,
здания повышенной этажности, мачты, вышки и т.п.), загруженных с эксцен-
триситетом, или в основании имеется несимметричное напластование грунтов.
В этом случае крен приводит к развитию дополнительных моментов, которые,
в свою очередь, способствуют увеличению крена, что может привести к потере
устойчивости сооружения и его опрокидыванию.
Крен могут получать колонны и стены, жестко не связанные с остальными
конструкциями.
Относительная неравномерность при крене сооружения определяется по
форм\ле
z = tg0. (3.3)
Рис. 3.5. Характерные формы совместных деформаций основания и сооружений:
а - абсолютная осадка; б - прогиб; в - выгиб; г - перекос; д - крен; е - сдвиг
85
Закручивание возникает при неодинаковом крене сооружения по его дли-
не и при развитии крена в двух сечениях сооружения в разные стороны. При
этом виде деформации дополнительные усилия развиваются не только в сте-
нах, но и в конструкциях перекрытий, которые могут изгибаться или переме-
щаться в горизонтальном направлении.
Горизонтальные перемещения фундаментов возникают, если опираю-
щиеся на них конструкции передают значительные горизонтальные усилия (рас-
порные конструкции, подпорные стенки, мостовые опоры и т.п.) (рис. 3.5, е).
3.4. Принципы проектирования по предельным состояниям
Проектирование оснований и фундаментов в соответствии с действую-
щими нормами [1, 2] производится по двум группам предельных состояний:
первая группа предельных состояний — по несущей способности и устойчи-
вости, вторая группа — по деформациям.
3.4.1. Расчет оснований по первой группе предельных состояний
Целью расчета оснований по несущей способности является обеспечение
прочности и устойчивости грунтов основания фундаментов сооружений, осо-
бенно на слабых водонасыщеных грунтах, недопущение сдвига фундамента по
подошве, опрокидывания или сползания сооружений на откосах.
Расчет оснований и фундаментов по несущей способности и устойчивости
производится в следующих случаях:
а) на основание передаются значительные горизонтальные нагрузки;
б) основание сложено водонасыщенными глинистыми и биогенными грун-
тами, находящимися в нестабилизированном состоянии (при степени водона-
сыщенности sr > 0,85, коэффициенте консолидации cv < 107 см2/год и показате-
ле текучести IL > 0,5);
в) основание ограничено откосом или расположено вблизи откоса;
г) на фундамент действует выдергивающая нагрузка;
д) в толще основания имеется слой крутопадающих пластичных глини-
стых грунтов;
е) проектом предусмотрена возможность возведения сооружения непо-
средственно после устройства фундаментов до обратной засыпки грунтом па-
зух котлованов;
ж) основание сложено скальными грунтами.
Расчет оснований и фундаментов в случаях, предусмотренных в пунктах
«а» и «в», допускается не производить, если конструктивными мероприятиями
обеспечена возможность смещения проектируемого фундамента. К таким ме-
роприятиям относятся устройство полов в подвале здания, жесткое закрепле-
ние откоса, объединение фундаментов в единую систему пространственно-
жесткой и прочной надфундаментной конструкцией.
Расчет оснований и фундаментов по первой группе предельных состояний
(по прочности и устойчивости) производится исходя из условия
F<ycFu/yn, (3.4)
где F - расчетное усилие на основание или фундамент при основном или особом соче-
тании нагрузок; Fu - сила предельного сопротивления основания (несущая способ-
86
ность); ус - коэффициент условий работы, принимаемый равным для песков, кроме
пылеватых. 1.0; для песков пылеватых, а также глинистых грунтов в стабилизирован-
ном состоянии - 0,9; для глинистых грунтов в нестабилизированном состоянии - 0.85;
для скальных грунтов невыветренных и слабовыветренных - 1.0, выветренных - 0.9,
сильновыветренных - 0,8; у„ - коэффициент надежности по назначению сооружений,
принимаемый для сооружений I класса равным 1,20. II класса - 1.15 и III класса - 1.10.
Основания ленточных фундаментов рассчитываются на устойчивость
только в направлении короткой стороны (ширины) фундамента, а отдельных
фундаментов - в направлении действия момента либо по направлению гори-
зонтальной составляющей усилия (нагрузки) на фундамент. При этом следует
учитывать, что потеря устойчивости основания в зависимости от соотношения
вертикальной и горизонтальной составляющих нагрузок может иметь характер
выпирания грунта из-под подошвы фундамента (глубокого сдвига) или плос-
кого сдвига по подошве. В некоторых случаях необходима проверка по обоим
возможным вариантам разрушения.
Аналитический метод определения несущей способности
основания при действии наклонной нагрузки
В расчете принимается, что равнодействующая расчетной нагрузки на ос-
нование F при соответствующих значениях вертикальной Fv и Fh составляю-
щих наклонена к вертикали под утлом <5 = arctg (/*’/,//'.). При этом фундамент
имеет плоскую горизонтальную подошву.
Вертикальная составляющая Nu силы предельного сопротивления основа-
ния, сложенного нескальными однородными грунтами, находящимися в ста-
билизированном состоянии, определяется по формуле (СП 22.13330 2011) [2]
Nu =b'l\N^b\ +N^qy[d+N^ccx\ (3.5)
где b' и Г - соответственно приведенные ширина и длина подошвы фундамента (рис. 3.6),
вычисляемые по формулам (3.6); при т] < 1 в формуле (3.5) принимается С/уqс = 1, если
Ь'=Ь-1еъ и l'=l-2el (3.6)
(здесь ej и е/ — эксцентриситеты приложения равнодействующей нагрузок, причем
символом b обозначена сторона подошвы фундамента, в направлении которой ожида-
ется потеря устойчивости основания), м; Ny, Nq и Nc - безразмерные коэффициенты
несущей способности, определяемые по табл. 3.1 в зависимости от расчетного значе-
ния угла внутреннего трения epi и угла наклона к вертикали 8 равнодействующей
внешней нагрузки на основание F в уровне подошвы фундамента; yi и у{ - средне-
взвешенные расчетные значения удельного веса грунта, кН/м3, находящиеся в преде-
лах возможной призмы выпирания соответственно ниже и выше подошвы фундамен-
та (при наличии подземных вод определяется с учетом взвешивающего действия во-
ды); С] - расчетное значение удельного сцепления грунта, кПа; d - глубина заложения
фундамента, м (в случае неодинаковой вертикальной пригрузки с разных сторон фун-
дамента значение d принимается соответствующим наименьшей нагрузке, например,
со стороны подвала); £у, £9, С,с - коэффициенты формы подошвы фундамента, опреде-
ляемые по формулам:
^=1-0.25/п; ^=1 + 1,5/ц; ^=1 + 0,3/ц. (3.7)
Здесь г] = Ub, al иЬ - соответственно длина и ширина подошвы фундамента, при-
нимаемые в случае внецентренного нагружения равными приведенным значениям и Г
и Ь', если 1] > 5, фундамент рассматривается как ленточный, а коэффициенты £у, С,с
принимаются равными единице.
87
Рис. 3.6. Схема к расчету основания по несущей способности:
а - схема нагрузок на фундамент; б, в - схемы определения приведенных размеров подошвы
фундамента соответственно прямоугольной и круглой; / - поверхность скольжения
Таблица 3.1
Значения коэффициентов несущей способности Ny, /\!ч, Nc
Угол внут- реннего трения Фь град Коэф- фици- ент Угол наклона к вертикали равнодействующей внешней нагрузки 8, град
0 5 10 15 20 25 .30 35
Ny 0,60 0,42 0,12
10 N« 2,47 2,16 1,60 8 = 4,9 — — — —
Nc 8,34 6,57 3,38
Ny 1,35 1,02 0,61 0,21
15 N« 3,94 3,45 2,84 2,06 8 = 14,5 — — —
Nc 10,98 9,13 6,88 3,94
Ny 2,88 2.18 1,47 0.82 0,36
20 6.40 5,56 4,64 3,64 2,69 8= 18,9 — —
Nc 14,84 12,53 10,02 7,26 4,65
м 5,87 4,50 3,18 2,00 1,05 0,58
25 10,66 9,17 7,65 6,13 4,58 3,60 6 = 22,9 —
Nc 20,72 17,53 14,26 10,99 7,68 5,58
Ny 12,39 9,43 6,72 4,44 2,63 1,29 0,95
30 Ъ 18,40 15,63 12,94 10,37 7,96 5,67 4,95 8 = 26,5
Nc 30,14 25,34 20,68 16,23 12,05 8,09 6,85
Ny 27,50 20,58 14,63 9,79 6,08 3,38 1,60
35 33,30 27,86 22,77 18,12 13,94 10,24 7,04 8 = 29,8
Nc 46,12 38,36 31,09 24,45 18,48 13,19 8,63
Отметим, что формула (3.5) может применяться только при выполнении
условия
tg5<sincp1. (3 8)
88
Пример. Рассчитать по несущей способности основание фундамента колонны
каркасного здания с подвалом. Грунт пылевато-глинистый в стабилизированном со-
стоянии.
Исходные данные: М = 1100 кН, = 10 кН, Мг = 88 кН-м. В указанных значениях
учтено давление грунта на стену подвала. Фундамент отдельный, размер подошвы
I = 3 м, b = 2,4 м. Глубина заложения относительно пола подвала (приведенная)
d = 0,8 м. Характеристики грунта для расчета по несущей способности: cpz = 16°,
Ci = 10 кПа, Yj = 17 кН/м3.
Эксцентриситет равнодействующей составляет:
е = = 88/100 = 0,08 м.
Приведенные размеры фундамента определим по формулам (3.6):
/' = 3,0-2-0,08 = 2,84 м; b'=b' Г/Ь' = 2,84/2,4= 1,18.
Коэффициенты С, по форм}’лам (3.7):
Су = 1 - 0.25/1.18 = 0.79: = 1 + 1.5/1.18 = 2.27:
Сс = 1+0,3/1,18= 1,25.
Угол наклона равнодействующей через tg8 = 70/1100 = 0,063; Тогда 8 = 4°.
Для q>! = 16° и 6 = 4° по табл. 3.1 коэффициенты нес>щей способности Лу = 1,08;
Л/9 = 3.55; Nc = 9,35.
Эксцентриситет по направлению длинной стороны. Вертикальная составляю-
щая силы предельного сопротивления (несущей способности) по формуле (3.5)
Nu = 2,4-2,84 (1,08-0,79-2,4-17 + 3,55-2,27’17’0,8 + 9,35-1,25-10) = 1782 кН.
Для заданных условий ус = 0,9; уп = 1,2.
Тогда по формуле (3.4)
ycNJyn = 0,9-1782/1,2 = 1336 > М = 1100 кН.
Основание устойчиво.
Во всех случаях, если на фундамент действуют горизонтальные нагрузки и осно-
вание сложено грунтами в нестабилизированном состоянии, следует производить рас-
чет фундамента на сдвиг по подошве.
Предельное сопротивление основания из водонасыщенных глинистых
медленноуплотняющихся грунтов (cv < 107 см2/год) в неконсолидированном
состоянии определяется исходя из условия прочности
Ч =(o-w)tgq>i +с1; (3.9)
где <pi и С] соответствуют стабилизированном}’ состоянию грунтов основания, а пре-
дельное сопротивление сдвиг}’ т„ зависит от соотношения между полной величиной
нормального напряжения о в рассматриваемой точке и избыточного давления в поро-
вой воде и.
Величин} избыточного давления и в поровой воде допускается определять
методом фильтрационной консолидации грунтов с учетом скорости увеличе-
ния давления на основание в период строительства и эксплуатации сооруже-
ний. При соответствующем обосновании разрешается определять несущую
способность по формуле (3.5), принимая в запас надежности избыточное дав-
ление в поровой воде равным нормальному напряжению в точках по площад-
кам скольжения (и = о), а = 1 + 0,11/ц, или значение <pi и с} принимать исходя
из нестабилизированного состояния грунтов.
89
Вертикальную составляющую силу предельного сопротивления основания
ленточного фундамента в таких случаях допускается определять по формуле
пи =6'[g' + (l + 7t-a+cosa)cl], (3.10)
где q - пригрузка основания со стороны предполагаемого выпора грунта, кН/м2;
л = 3,14; a - угол, рад.
a = arcsin (Fh /Ь'с]). (3.11)
Формулой (3.10) можно пользоваться при I > ЗЬ и b'c} > Fh. При отсутст-
вии горизонтальной составляющей нагрузки на фундамент (Fh = 0) формула
(3.10) для ленточного фундамента принимает вид
пи = />'(<?+ 5,14cj). (3.12)
Следует отметить, что рассмотренный аналитический метод расчета не-
сущей способности допускается применять при условии, что пригрузка со сто-
роны, противоположной возможному’ выпору’ грунта, не превышает 0,52? (R -
расчетное сопротивление грунта), а основание ниже подошвы однородное до
глубины не менее ширины подошвы фундамента.
3.4.2. Расчет оснований по второй группе предельных
состояний
Для большинства промышленных и гражданских сооружений, основным,
как правило, является расчет оснований по деформациям, так как они устанав-
ливаются исключительно из условий нормальной эксплуатации самих соору-
жений.
Под действием массы конструкций и полезных нагрузок от сооружений фун-
даменты, возведенные на дисперсных грунтах, получают вертикальные переме-
щения - осадки, как правило, неравномерные. Это может стать причиной воз-
никновения деформаций в надземных конструкциях зданий и сооружений или
приводящих к нарушению нормальной эксплуатации сооружения. Поскольку’ те
или иные величины осадок получают почти все сооружения, то расчет основа-
ний. ведется по второй группе предельных состояний, т.е. по деформациям.
В соответствии с СП 22.13330.2011 [2] этот расчет производится из условия
s<su, (3.13)
где 5 - совместная деформация основания и сооружения, определяемая расчетом (см.
гл.4. 6); stl - предельное значение совместной деформации основания и сооружения,
рекомендуемые [2].
Неравномерные осадки сооружения являются весьма неблагоприятными
для их конструкций поэтому', наиболее важным является выполнение условия
(&s/L) < (^s/L)u или i < iu, (3.14)
где A.s' - разность между’ осадками соседних фундаментов, определяемая расчетом
(рис. 3.5); L - расстояние между’ осями рассматриваемых соседних фундаментов;
(Ах'Л) - относительная разность осадок; (ts.s!L)u - предельно допустимое значение от-
носительной неравномерности осадки; i - крен сооружения по расчету; iu - предельно
допустимый крен сооружения.
Виды и формы неравномерных деформаций сооружений и оснований рас-
смотрены в и. 3.3 [5].
90
В табл. 3.2 приведены значения предельных деформаций оснований для
различных зданий и сооружений, рекомендованные СП 22.13330.2011 (прило-
жение Д) [2].
Таблица 3.2
Предельные деформации основания фундаментов объектов
нового строительства
Наименование сооружений Предельные деформации оснований фундаментов
(As/Z)„ Крен /и шах см; su , см
1 2 3 4
1. Производственные и гражданские одно- этажные и многоэтажные здания с полным каркасом: • железобетонным; 0,002 10
• то же с устройством железобетонных поясов или монолитных перекрытий, а также здания монолитной конструкции; 0,003 15
• стальным; 0,004 — 15
• то же с устройством железобетонных поясов или монолитных перекрытий 0,005 — 18
2. Здания и сооружения, в конструкциях ко- торых не возникают усилия от неравномер- ных осадок 0,006 — 12
3. Многоэтажные бескаркасные здания с не- сущими стенами из: • крупных панелей; 0.0016 12
• крупных блоков или кирпичной кладки без армирования; 0,0020 — 12
• то же с армированием, в том числе с уст- ройством железобетонных поясов или мо- нолитных перекрытий, а также здания мо- нолитной конструкции 0,0024 18
4. Сооружения элеваторов из железобетон- ных конструкций: • рабочее здание и силосный корпус моно- литной конструкции на одной фундамент- 0,003 40
ной плите; • то же сборной конструкции; — 0,003 30
• отдельно стоящий силосный корпус мо- нолитной конструкции; — 0,004 40
• то же сборной конструкции — 0,004 30
5. Дымовые трубы высотой, м: Н< 100 — 0,005 40
100 <Н <200 — 1/(277) 30
200 <Н <300 — 1/(277) 20
И >300 — 1/(277) 10
6. Жесткие сооружения высотой до 100 м, кроме указанных в п. 4 и 5 — 0,004 20
91
Окончание табл. 3.2
I 2 3 4
7. Антенные сооружения связи:
• стволы матч заземленные; — 0,002 20
• то же электрически изолированные; — 0,001 10
• башни радио; 0,002 — —
• башни коротковолновых радиостанций; 0,0025 — —
• башни (отдельные блоки) 0,001 — —
8. Опоры воздушных линий электропередачи:
• промежуточные прямые; 0,003 — —
• анкерные и анкерно-угловые, промежу- точные угловые, концевые, порталы откры-
тых распределительных устройств; 0,0025 — —
• специальные переходные 0,002 — —
При мечания:
1. Значения предельной максимальной осадки основания фундаментов применяются к
сооружениям, возводимым на отдельно стоящих фундаментах на естественном (искусст-
венном) основании или свайных фундаментах с отдельно стоящими ростверками (ленточ-
ные, столбчатые и т.п.).
2. Значения предельной средней осадки s„ основания фундаментов применяются к соору-
жениям, возводимым на едином монолитном железобетонном фундаменте неразрезной
конструкции (перекрестные ленточные и плитные фундаменты на естественном или искус-
ственном основании, свайные фундаменты с плитным ростверком, плитно-свайные фунда-
менты и т.п.).
3. Предельные значения относительного прогиба (выгиба) зданий, указанных в п. 3, прини-
мают равными половине указанных предельных неравномерностей осадок - 0,5(As/Z)M, а
относительного выгиба - 0,25(As7L)„.
4. При определении относительной разности осадок (As/L) позиции 8 табл. 3.2 за L прини-
мают расстояние между осями блоков фундаментов в направлении горизонтальных нагру-
зок, а в опорах с оттяжками - расстояние между осями сжатого фундамента и анкера.
5. Если основание сложено горизонтальными (с уклоном не более 0,1), выдержанными по
толщине слоями грунтов, предельные значения максимальных и средних осадок допуска-
ется увеличивать на 20%.
6. Предельные значения подъема основания, сложенного набухающими грунтами, допус-
кается принимать: максимальный и средний подъем в размере 25% и относительную раз-
ность осадок в размере 50% соответствующих предельных значений деформаций, приве-
денных в таблице, а относительный выгиб - в размере 0,25(As /П)и.
3.5. Нагрузки и воздействия, учитываемые при расчетах
оснований и фундаментов
Нагрузки от сооружения передаются фундаментами на основание. Однако
они не в одинаковой степени воздействуют на грунт, поэтому важно рассмот-
реть возможное основное сочетание нагрузок, под действием которых разви-
ваются осадки оснований, приводящие к деформациям элементов конструкции.
При определении нагрузок на фундаменты и основания руководствуются
СП 20 13330.2011 «Нагрузки и воздействия» [3].
3.5.1. Классификация нагрузок по продолжительности действия
В зависимости от продолжительности действия нагрузки делятся на по-
стоянные и временные.
92
К постоянным (Pj) нагрузкам относятся: собственный вес несущих и ог-
раждающих конструкций, вес и давление грунтов. Вес конструкций и грунтов
определяется по проектным данным на основании геометрических размеров
конструкций как произведение их плотности р на объем V.
Вес грунтов определяется с учетом их влажности в условиях возведения и
эксплуатации сооружений. При сборе нагрузок от стен не стоит забывать о на-
личии отделки (штукатурка, вентилируемый фасад и т.п.).
На этапе сбора нагрузок еще нет окончательных данных о размерах фун-
дамента, его весе и весе грунта на его уступах. Поэтому' в первом приближе-
нии допускается принимать расчетную нагрузку' от них в пределах 10...25%
нагрузки, действующей по обрезу. Проверочный расчет производят по приня-
тым размерам фундамента.
В зависимости от длительности действия временные нагрузки подразде-
ляются па длительные (Pi) и кратковременные (Pi).
При проверке прочности и устойчивости оснований (I предельное состоя-
ние), а также для расчета конструкций фундаментов и подборе арматуры в них
для временных нагрузок, для которых предусмотрены два значения, принима-
ется их полное (кратковременное) значение, при определении размеров фун-
даментов на естественном основании и при расчетах по деформациям любых
типов фундаментов (II предельное состояние) - пониженное (длительное) зна-
чение.
Таким образом, по сути, необходимо каждый раз делать два сбора нагру-
зок: сначала для расчетов по I предельному' состоянию, потом по II. Это не
очень удобно и отнимает достаточно много времени. Поэтому на практике
часто используют среднее значение коэффициента надежности по нагрузке
принимаемое обычно равным 1,2. В таком случае нагрузка и момент на
фундамент для расчета по деформации определятся по формулам:
^С1П =fcil/Y/,m- Л^ОП =-ЛЛл/У/.»г, (3-15)
где /'<4 и Mu, — соответственно нагрузки и момент, действующие по обрезу фундамен-
та, при расчете по первой группе предельных состояний.
Пониженное (длительное) значение временной нагрузки получают путем
умножения ее полного нормативного значения на понижающий коэффициент,
приведенный в табл. 3.3.
Таблица 3.3
Понижающие коэффициенты
Источник нагрузки Понижающий коэффициент
1. Полезная нагрузка 0,35*
2. Автотранспорт 0,35
3. Снег 0,7**
* Для нагрузок, указанных в позициях 5, 8, 9, в и 11 табл. 3.4, понижающий коэффициент
не применяется.
** Согласно п. 10.11 [3] коэффициент 0,7 принимается для районов со средней температу-
рой января минус 5 °C и ниже. Для районов со средней температурой января выше минус
5 °C пониженное значение снеговой нагрузки не учитывается. Районирование территории
принимается по карте 5 прил. Ж [3].
93
Полное нормативное значение нагрузки от людей, мебели и оборудования
на перекрытия, лестницы и полы по фунту (так называемая полезная нагрузка)
следует принимать по табл. 3.4; полное нормативное значение нагрузки от ав-
тотранспорта- по табл. 3.5.
Таблица 3.4
Нормативные значения равномерно распределенных временных нагрузок
Помещения зданий и сооружений Нормативные значения равномер- но распределенных нагрузок, кПа
1 2
1. Квартиры жилых зданий; спальные помещения детских дошколь- ных учреждении и школ-интернатов: жилые помещения домов отдыха и пансионатов, общежитий и гостиниц; палаты больниц и санаториев; террасы 1,5
2. Служебные помещения административного, инженерно-техни- ческого, научного персонала организаций и учреждений; классные помещения учреждений просвещения; бытовые помещения (гар- деробные, душевые, умывальные, уборные) промышленных пред- приятий и общественных зданий и сооружений 2,0
3. Кабинеты и лаборатории учреждений здравоохранения, лабора- тории учреждений просвещения, науки; помещения электронно- вычислительных машин; кухни общественных зданий; техниче- ские этажи; подвальные помещения Не менее 2,0
4. Залы: а) читальные; б) обеденные (в кафе, ресторанах); в) собраний и совещаний, ожидания, зрительные и концертные, спортивные; г) торговые, выставочные 2,0 3,0 4,0 Не менее 4,0
5. Книгохранилища; архивы Не менее 5,0
6. Сцены зрелищных предприятий Не менее 5,0
7. Трибуны: а) с закрепленными сиденьями; б) для стоящих зрителей 4,0 5,0
8. Чердачные помещения 0,7
9. Покрытия на участках: а) с возможным скоплением людей (выходящих из производст- венных помещений, залов, аудиторий и т.п.); б) используемых для отдыха; в) прочих 4,0 1,5 0,5
10. Балконы (лоджии) с учетом нагрузки: а) полосовой равномерной на участке шириной 0,8 м вдоль ог- раждения балкона (лоджии); б) сплошной равномерной на площади балкона (лоджии), воздей- ствие которой неблагоприятнее, чем определяемое по поз. 10, а 4,0 2,0
11. Участки обслуживания и ремонта оборудования в производст- венных помещениях Не менее 1,5
94
Окончание табл. 3.4
1 2
12. Вестибюли, фойе, коридоры, лестницы (с относящимися к ним
проходами), примыкающие к помещениям, указанным в позициях:
а) 1,2иЗ; 3,0
6)4, 5. 6 и 11; 4,0
в) 7 5,0
14. Помещения для скота:
• мелкого: Не менее 2,0
• крупного Не менее 5,0
Примечания:
1. Нагрузки, указанные в поз. 8, следует учитывать на площади, не занятой оборудованием
и материалами.
2. Нагрузки, указанные в поз. 9, следует учитывать без снеговой нагрузки.
Таблица 3.5
Нормативные значения нагрузок от автотранспорта
Помещения зданий и сооружений Норм, значение равно- мерно распределенных нагрузок Р, кПа Норм, значения сосредоточенных нагрузок Q, кН
Встроенные автостоянки для автомашин общим весом до 3 т включительно: 1) площади парковки 2) пандусы и подъездные пути Встроенные автостоянки для автомашин общим весом от 3 до 16 т: 3) площади парковки 4) пандусы и подъездные пути 3.5 5,0 Не менее 5,0 Не менее 7,0 20,0 25,0 Не менее 90,0 Не менее 100,0
5. Автостоянки для автомашин общим весом свыше 16 т По строительному заданию
Примечания:
1. Общий вес — совокупность собственного веса автомобиля и максимальной полезной на-
грузки.
2. Нормативные значения нагрузок для зданий и помещений, указанных в п. 3 и 4, следует
принимать по строительному заданию на основании технологических решений.
3. Внутригаражные проезды (за исключением пандусов) следует относить к площадям пар-
ковки в тех случаях, когда они недоступны для проезда постороннего автотранспорта.
Величина нормативного значения снеговой нагрузки, приходящейся на
покрытие, зависит от снегового района строительства, профиля и уклона кров-
ли. Снеговой район следует принимать по карте 1 [3]. В общем случае норма-
тивное значение снеговой нагрузки на горизонтальную проекцию покрытия
определяется по формуле
5o=O,7p5g, (3.16)
где р - коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на
покрытие, принимаемый по прил. Г [3]; Sg - вес снегового покрова на 1 м2 горизон-
тальной поверхности земли, принимаемый по табл. 3.6 [3].
95
Таблица 3.6
Вес снегового покрова
Снеговые районы I II III IV V VI VII VIII
Sg, кПа 0,8 1,2 1,8 2,4 3,2 4,0 4,8 5,6
3.5.2. Нормативные и расчетные значения нагрузок
Основными характеристиками нагрузок являются их нормативные значе-
ния. Расчетное значение нагрузки получают путем умножения ее нормативно-
го значения на коэффициент надежности по нагрузке уу. Этот коэффициент
учитывает возможное отклонение значений нагрузок, принятых в проекте, в
условиях реального строительства. Коэффициенты надежности по нагру зке уу
для временных нагрузок приведены в табл. 3.7, для веса строительных конст-
рукций и грунтов - в табл. 3.8.
Таблица 3.7
Коэффициенты надежности по нагрузке Уудля временных нагрузок
Источник нагрузки V Первоисточник
Нагрузки, указанные в табл. 3.4: • при полном нормативном значении менее 2,0 кПа • при полном нормативном значении 2,0 кПа и более 1,3 1,2 [3, п. 8.2.2]
Снеговые 1,4 [3, п. 10.12]
Ветровые 1,4 [3, п. 11.1.12]
От автотранспорта 1,2 [3, п. 8.4.5]
Таблица 3.8
Коэффициенты надежности по нагрузке уудля веса строительных
конструкций и грунтов
Конструкции сооружений и вид грунтов Коэффициент надеж- ности по нагрузке уу
Конструкции:
• металлические 1,05
• бетонные (со средней плотностью свыше 1600 кг/м3), желе- зобетонные, каменные, армокаменные, деревянные • бетонные (со средней плотностью 1600 кг/м3 и менее), изоля- ционные, выравнивающие и отделочные слои (плиты, матери- алы в рулонах, засыпки, стяжки и т.п.), выполняемые: 1,1
- в заводских условиях 1,2
- на строительной площадке 1,3
Грунты:
• в природном залегании 1,1
• насыпные 1,15
При мечения:
1. Значения коэффициента надежности приняты по [3, табл. 7.1].
96
2. При проверке конструкций на устойчивость положения против опрокидывания, а также
в других случаях, когда уменьшение веса конструкций и грунтов может ухудшить условия
работы конструкций, следует произвести расчет, принимая для веса конструкции или ее
части коэффициент надежности по нагрузке уу= 0,9.
3. При определении нагрузок от грунта следует учитывать нагрузки от складируемых мате-
риалов, оборудования и транспортных средств, передаваемые на грунт.
4. Для металлических конструкций, в которых усилия от собственного веса превышают
50% общих усилий, следует принимать у/ = 1,1.
В общем случае полное нормативное значение нагрузки вычисляется по
формуле
<7н=у„Рн, (3.17)
где у„ - коэффициент надежности по ответственности здания; Рн - нормативное значение на-
грузки от рассматриваемого источника.
Полное расчетное значение нагрузки определяется по формуле
qp=qB7f, (3.18)
где уу- коэффициент надежности по нагрузке.
3.5.3. Коэффициенты, учитываемые при сборе нагрузок
Помимо коэффициента надежности по нагрузке у/ учитываются следую-
щие коэффициенты:
• коэффициент надежности по ответственности зданий и сооружений у„;
• коэффициенты сочетаний нагрузок и
• понижающие коэффициенты фь ерг, фз или ф4.
Коэффициент надежности по ответственности зданий и сооружений
у„ учитывает уровень ответственности проектируемого сооружения. На дан-
ный коэффициент умножаются значения нагрузок при расчете по I предельно-
му состоянию.
При расчете по II предельному состоянию коэффициент надежности по
ответственности допускается принимать равным единице. Уровни ответствен-
ности зданий следует принимать по [4].
Минимальные значения коэффициента у„ приведены в табл. 3.9.
Таблица 3.9
Минимальные значения коэффициента надежности
по ответственности зданий и сооружений у„
Уровень ответственности Уп
1а 1,2
16 1,1
2 1,0
3 0,9
Примечание. Значения коэффициентов приняты по [4, табл. 2].
Коэффициенты сочетаний нагрузок ф/ и вводятся для учета вероятно-
сти одновременного действия нескольких видов нагрузок - постоянных, дли-
тельных, кратковременных и особых.
97
Различают два сочетания нагрузок: основное, состоящее из постоянных,
длительных и кратковременных нагрузок, и особое, состоящее из постоянных,
длительных, кратковременных и одной из особых нагрузок.
Для основных и особых сочетаний нагрузок коэффициент сочетаний дли-
тельных нагрузок \|// принимается: для первой (по степени влияния) длитель-
ной нагрузки — 1,0, для остальных - 0,95.
Для основных сочетаний коэффициент сочетаний vy, для кратковремен-
ных нагрузок принимается: для первой (по степени влияния) кратковременной
нагрузки - 1,0, для второй - 0,9, для остальных - 0,7.
Для особых сочетаний коэффициенты сочетаний для всех кратковремен-
ных нагрузок принимаются равными 0,8, за исключением случаев, оговорен-
ных в нормах проектирования сооружений в сейсмических районах и в нормах
проектирования конструкций и оснований.
Понижающие коэффициенты cpi, фг, ф3 или ф4 допускается вводить при
сборе нагрузок на фундаменты, воспринимающие нагрузку от одного или не-
скольких перекрытий. Они учитывают маловероятность одновременного за-
гружсния всех перекрытий здания временными (полезными) нагрузками. При
расчете фундаментов, воспринимающих нагрузки от одного перекрытия,
нормативные значения временных нагрузок, указанные в табл. 3.4, следует
снижать в зависимости от грузовой площади А, м2, рассчитываемого элемента
умножением на коэффициент сочетания ф| или фг, равный:
а) для помещений, указанных в поз. 1, 2. 12, а табл. 3.4 (при Л > Ах = 9 м2),
ф! = 0,4 + 0,бД/Л/4 ; (3.19)
б) для помещений, указанных в поз. 4, 11, 12, б табл. 3.4 (при Л > Л2 = 36 м2),
ф2 = 0,5 + 0,5А /А2 (3.20)
При расчете фундаментов под стены, воспринимающие нагрузки от одно-
го перекрытия, значения нагрузок следует снижать в зависимости от грузовой
площади Л рассчитываемых элементов, опирающихся на стены.
При расчете фундаментов, воспринимающих нагрузки от двух перекры-
тий и более, полные нормативные значения временных нагрузок, указанные в
табл. 3.4, следует снижать умножением на коэффициент сочетания ф3:
а) для помещений, указанных в поз. 1, 2, 12, а:
ф3 = 0,4 + (ф1-0,4)/^; (3.21)
б) для помещений, указанных в поз. 4, 11, 12, б;
ф4 =0,5 + (ф2-0,5)Д/й, (3.22)
где п - общее число перекрытий (для помещений, указанных в табл. 3.4, поз. 1, 2, 4, 11,
12, а, б), нагрузки от которых учитываются при расчете рассматриваемого сечения
колонны, стены, фундамента.
Пример. Определить нагрузки, приходящиеся на фундамент внутренней колонны
4-этажного административного здания. Здание каркасное монолитное железобетонное:
перекрытия и покрытие толщиной 0.2 м. колонны сечением 0.3х0.3 м. План этажа и
разрез по зданию представлены на рис. 3.7. Уровень ответственности здания: 2. Город
строительства: Москва.
98
Решение. Выполним сбор нагрузок на фундамент под внутреннюю колонну на
пересечении осей «2» и <<Б» Результаты для наглядности представим в табличной
форме, причем для каждого типа нагрузок создадим отдельную таблицу. Коэффициент
надежности по ответственности для данного уровня ответственности здания: у„ = 1,0.
Постоянные нагрузки будем сопровождать индексом d, длительные - индексом I,
кратковременные — индексом t.
паркетная доска 20 мм
твердая плита ДВП 5 мм
цементно-песчаная стяжка 40 мм
экструдированный пенополистирол 30 мм
ж.б. плита перекрытия 200 мм
Рис. 3.7. Схема к примеру:
а — план этажа; б - разрез по зданию; в - конструкция перекрытия
Далее вычислим расчетные значения всех постоянных, длительных и кратковре-
менных нагрузок.
Постоянные нагрузки
Грузовая площадь для данного фундамента: А = 6,6-7,2 = 47,52 м2.
Нормативная нагрузка от монолитной железобетонной плиты перекрытия плотно-
стью р = 2500 кг/м3 = 25 кН/м3, толщиной 8 = 0,2 м составит:
= У„ Р8Д = 1,0 • 25 • 0,2 • 47,52 = 237,6 кН.
Аналогично определим нормативные значения от остальных слоев конструкции
пола:
• звукоизоляционный слой из экструдированного пенополистирола (р = 0,35 кН/м3,
8 = 0,03 м):
Ла2 = Уир8Л= 1,0-0,35-0,03-47,52 = 0,5 кН;
• цементно-песчаная стяжка (р = 18 кН/м3, 8 = 0,04 м);
Л^з = уир8А = 1,0-18-0,04-47,52 = 34,2 кН;
99
• плиты ДВП (р = 8 кН/м3, 5 = 0,005 м):
^4 = Р 8Л = 1,0 • 8 • 0,005 • 47,52 = 1,2 кН;
• паркетная доска (р = 6 кН/м3, 8 = 0,02 mJ
N%5 = у„р8Л = 1,0-6-0,02-47,52 = 5,7 кН.
Примем, что плита покрытия вместе с конструкцией кровли весит 7 кН/м2. Тогда
нормативная нагрузка от покрытия составит:
ЧУб = 7уи Л = 7 • 1,0 • 47,52 = 332,7 кН.
Нормативная нагрузка от колонны сечением а*Ь = О,ЗхО.З м высотой //=16 м
составит:
дг«7 = ynabpH = 1,0- 0,3 • 0,3 • 25 • 16 = 36 кН.
Как видно из рис. 3.7, к колонне примыкают монолитные балки сечением
b*h = 0,3 ><0,4 м и длиной L = 7,2 - а = 7,2 - 0,3 = 6,9 м. Нагрузка от балки:
JVjg = y^bhpL = 1,0 • 0.3 • 0,4 • 25 • 6,9 = 20,7 кН.
Коэффициенты надежности по нагрузке для постоянных нагрузок принимаем по
табл. 3.8 и записываем в табл. 3.10 значения нормативных и расчетных постоянных
нагрузок.
Таблица 3.10
Постоянные нагрузки на фундамент
№ Нагоужи Нормативные, А/?, кН У/ Расчетные, А?, кН
1 Перекрытия четырех этажей 4x237,6 = 950,4 1,1 1045,5
2 Звукоизоляционный слой на четырех этажах 4x0,5 =2,0 1,3 2,6
3 Стяжка на четырех этажах 4x34,2 = 136,8 1,3 177,9
4 Плиты ДВП на четырех этажах 4x1,2 =4,8 1,3 6,3
5 Паркет на четырех этажах 4x5,7 = 22,8 1,1 25,1
6 Плита покрытия и кровля 332,7 1,2 399,3
7 Колонна высотой 16 м 36 1,1 39,6
8 Балки от четырех перекрытий и покрытия 5x20,7 = 103,5 1,1 113,9
Итого: 1589 1810,2
Длительные и кратковременные нагрузки
Нормативное значение полезной нагрузки на перекрытие по табл. 3.4 для служеб-
ных помещений административных зданий составляет б// = 2 кПа.
При расчете фундаментов, воспринимающих полезные нагрузки от двух перекры-
тий и более, принимается понижающий коэффициент ср3, вычисляемый по формуле
(3.21). Для расчета по этой формуле сначала необходимо вычислить коэффициент epi
по формуле (3.19):
= 0,4 + 0, бД/Л/Д = 0,4 + 0,6/^47,52/9 = 0,66,
где Л - грузовая площадь рассматриваемой колонны, Л] = 9 м2;
100
Фз = 0.4 + (Ф1 - 0.4)/л/й = 0.4 + (0.66 - 0.4)/ лД = 0.53,
где п - число перекрытий.
Полная нормативная кратковременная полезная нагрузка от четырех перекрытий
составит:
=у„Фз$Ии =1,0-0,53-2-47,52-4 = 201,5 кН.
Длительную полезную нагрузи получаем путем умножения кратковременной на-
грузки на понижающий коэффициент, принимаемый по табл. 3.3. Для полезной на-
грузки он равен 0,35:
= 0,35^ =0,35-201,5 = 70,5 кН.
Нормативная снеговая нагрузка вычисляется по формуле (3.16):
=0,7pSg =0,7-1,0-1,8 = 1,26 кПа,
где р - коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на
покрытие и равный 1,0; Sg - вес снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхно-
сти земли, принимаемый по табл. 3.6. Для Москвы (III снеговой район) >Sg = 1,8 кПа.
Полная нормативная кратковременная снеговая нагрузка:
= У„ М = 1,0 • 1,26 • 47,52 = 59,9 кН.
Понижающий коэффициент для длительной снеговой нагрузки по табл. 3.3 состав-
ляет 0,7. тогда
мн; = 0,7 = 0,7 • 59,9 = 42 кН.
Помимо вышеперечисленных нагрузок необходимо учесть нагрузку от перегоро-
док. Нормативное значение нагрузки от перегородок принимаем равным 0,5 кН/м".
Нормы классифицируют данный тип нагрузок как длительные. Полное нормативное
значение нагрузки от перегородок составит:
N* = 0,5у„ А = 0,5 • 1,0 • 47,52 = 23,8 кН.
Коэффициенты надежности по нагрузке для временных нагрузок принимаем по
табл. 3.7. Длительные нагрузки запишем в табл. 3.11, кратковременные — в табл. 3 12.
Таблица 3.11
Длительные нагрузки на фундамент
№ Нагрузки Нормативные, М*,кН 7/ Расчетные, М,кН
1 Полезная нагрузка от четырех этажей 70,5 1,2 84,6
2 От снега 42 1,4 58,8
3 От перегородок 23,8 1,3 31
Таблица 3.12
Кратковременные нагрузки на фундамент
№ Нагрузки Нормативные, Ж кН У/ Расчетные, М,кН
1 Полезная нагрузка от четырех этажей 201,5 1,2 241,8
2 От снега 59,9 1,4 83,9
101
Как отмечалось в п. 3.5.1, в первом приближении нагрузку от фундамента и грун-
та на его уступах допускается принимать в пределах 10...25% нагрузки, действующей
по обрезу. Для данного примера примем значение 12%. С учетом этого получим сле-
дующие сочетания:
• основное сочетание нагрузок для расчета фундамента по I предельному состоя-
нию с учетом коэффициентов сочетания:
N? = 1,12(У₽ + +^;Л?; +у/3МРз) =
= 1,12(1810,2 + 1,0-241,8 + 0,9-83,9+1,0-31,0) = 2417,5 кН;
• основное сочетание нагрузок для расчета фундамента по II предельному состоя-
нию с учетом коэффициентов сочетания:
NS = 1,12(№ + W<2 +Ф/3<з) =
= 1,12 (1589 +1.0 • 70.5 + 0.95 • 42 + 0.95 • 23.8) = 1928,7 кН.
После уточнения окончательных размеров фундамента нагрузка от него и грунта
на уступах должна быть уточнена, а в случае необходимости - внесены поправки.
3.6. Выбор вариантных решений при проектировании
оснований и фундаментов
3.6.1. Вариантность решений
Вариантное проектирование оснований и фундаментов зданий и сооруже-
ний является сложной многофакторной задачей. Многообразие климатических
и инженерно-геологических условий реальных грунтовых условий мест будуще-
го строительства, большая изменчивость характеристик физико-механических
свойств, слагающих грунтов, различные конструктивные и технологические
особенности зданий и сооружений приводят к необходимости индивидуально-
го подхода к проектированию фундамента каждого сооружения на каждой но-
вой строительной площадке.
Дополнительным усложнением задачи оптимального проектирования яв-
ляется необходимость рассмотрения широкого спектра конструктивных ти-
пов фундаментов - в первую очередь фундаментов мелкого заложения
(столбчатых, ленточных, прерывистых, перекрестных, плитных) и свайных
фундаментов, различающихся по материалу, конструкции, способу изготов-
ления и др.
Кроме того, в вариантное рассмотрение в ряде случаев могут быть включе-
ны искусственные основания или фундаменты глубокого заложения (рис. 3.8).
Указанное вызывает необходимость использовать для вариантного про-
ектирования и выбора оптимального фундамента современные компьютеры
со специально разработанным программным обеспечением, возложив тем
самым на ЭВМ большую часть рутинных однообразных расчетов. За проек-
тировщиком остаются творческие, наиболее ответственные элементы - со-
ставление расчетной схемы, подготовка и ввод исходных данных, анализ ре-
злльтатов расчетов и принятие окончательного решения о типе и размерах
фундамента.
Одним из важнейших критериев выбора оптимального фундамента явля-
ется его стоимость, которую также необходимо учитывать при рассмотрении
варианта.
102
На рис. 3.9 приведена принципиальная схема программного комплекса
многовариантных расчетов фундаментов различных типов.
а) б)
в) г) д)
Рис. 3.8. Основные типы фундаментов, рассматриваемые при
вариантном проектировании:
а - фундаменты на естественном основании; б - плитно-свайный фун-
дамент, в, г- свайные фундаменты при различных типах и длинах свай;
д - фундаменты на искусственном основании
Рис. 3.9. Принципиальная схема программного комплекса много-
вариантных расчетов фундаментов различных типов
Оптимальное решение находят на основе технико-экономического сопос-
тавления вариантов.
Рассмотрение вариантов является одним из основных моментов проекти-
рования фундаментов. С этой целью проектирование выполняется по этапам:
• составляются эскизы всех реальных вариантов;
103
• исключаются из рассмотрения наиболее неприемлемые из них по способу
производства работ, величинам ожидаемых неравномерностей осадок и др.;
• рассчитывают отобранные варианты одного из наиболее загруженного
типичного фундамента;
• производят технико-экономическое сравнение вариантов фундамента,
ч довлетворяющих требованиям расчета по деформациям и устойчивости,
возможности их возведения, в том числе в зимнее время.
Каждый вариант доводят до оптимального решения, чтобы затраты на его
устройство были минимальными, что может достигаться автоматизированным
перебором различных возможных параметров данного типа фундамента.
3.6.2. Технико-экономическое сравнение вариантов
и оптимизация проекта фундаментов и сооружения
в целом
Технико-экономическое сравнение вариантов производится путем сравни-
тельного анализа их технико-экономических показателей. Экономическая эф-
фективность (приведенные затраты, сметная стоимость, расход основных ма-
териалов и др.) в ряде случаев является основным показателем при сравнении
вариантов. При этом важное значение играет соблюдение условий их сопоста-
вимости.
Экономическую эффективность вариантов правильнее всего подсчиты-
вать для всего сооружения, определяя суммарную стоимость фундаментов,
однако это требует детальной разработки большого числа фундаментов. По-
этому, для анализа этих показателей может быть выбрана сопоставимая еди-
ница измерения, например 1 м2 общей площади сооружения, на один отдель-
ный фундамент под колонну, на один погонный метр фундамента под стены
и т.д. При этом рекомендуется производить расчет для наиболее загруженно-
го типичного фундамента. Иногда при преобладающих вертикальных на-
грузках стоимость фундамента относят к единичной нагрузке, приходящейся
на фундамент (на 1 кН).
Наиболее экономичный вариант фундамента выбирают с учетом приве-
денных затрат Зщ,, которые назначают вместе с эксплуатационными расходами
по формуле
3Щ,=С + Е^ + (И/ЕН), (3.23)
где С - себестоимость фундамента в руб.; Ен - нормативный коэффициент эффектив-
ности капитальных вложений, 1/год (=0,12); К] - капитальные вложения в основные
производственные фонды и вложения в оборотные средства в руб.,
Kj =КМ+КТ +Ко, (3.24)
где IQ,, Кт — капитальные вложения в основные производственные фонды в сфере
строительства соответственно на приобретение строительных машин и средств на
транспорт (транспортных средств), руб./год; Ко - капитальные вложения в оборотные
фонды, незавершенное строительство и в создание запаса основных строительных ма-
териалов в руб.; И - эксплуатационные расходы в руб.,
И = С + ЕНК] (Ар + Арен)/100, (3.25)
где Ар и Арен - соответственно амортизационные отчисления на текущий ремонт и ре-
новацию, %.
104
В свою очередь, себестоимость фундаментов определяют по формуле
С = (СОПТ + ТР + ЗСР)И + ЗПраб + ЗПмех + 3ЭМ +НР, (3.26)
где Сопт - оптовая цена конструкций, изделий, полуфабрикатов, которая устанавлива-
ется по соответствующим прейскурантам в руб./ед.; ТР - расходы на транспортировку
конструкций, изделий, полуфабрикатов до стройплощадки и разгрузку в руб.; V- рас-
ход материалов конструкций, изделий, полуфабрикатов на весь объем фундамента;
ЗПраб - заработная плата рабочих, руб.; ЗПмех - заработная плата механизаторов, руб.;
Зэм - затраты на эксплуатацию строительных машин и механизмов, руб.; HP - наклад-
ные расходы.
Накладные расходы определяют по форму’ле
НР = анр(ЗПраб+ЗПмех)-И1, (3.27)
где ОнР - норматив накладных затрат по видам работ, в долях ед.
Экономический эффект Ээф определяют как разницу между сравниваемы-
ми вариантами:
Ээф =3’р-ЗП^р. (3.28)
При технико-экономическом сравнении вариантов не следует стремиться
к расчетному определению чрезмерно точных размеров каждого фундамента.
При этом результаты вариантного проектирования не должны приводить к
значительному увеличению числа типоразмеров фундаментов. Так, например,
рекомендуется под отдельные объекты принимать по возможности сваи одной
длины. Глубину заложения отдельных и ленточных фундаментов устанавли-
вать одну и ту же. Размеры фундаментов и пх деталей должны соответствовать
моду’лю конструкций или модулю инвентарной опалубки
Иногда принятие более дешевого варианта может привести к развитию
значительных и неравномерных осадок в течение многих лет. Равноценными в
этом плане решениями являются такие, при которых ожидаются примерно
одинаковые неравномерности осадок, но, во всяком случае, меньше предельно
допустимых значений. Это свидетельствует, что простое сравнение вариантов
по стоимости допустимо далеко не всегда.
В последнее время появились компьютерные программы, позволяющие
численными методами комплексно рассчитывать и проверять все фундаменты
здания как в плоской, так и в трехмерной постановке, учитывая в том числе
конструктивные особенности здания.
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ ПО ГЛАВЕ 3
1. СП 50-101-2004. Проектирование и устройство оснований и фундаментов зданий и со-
оружений. - М.: Стройиздат, 2004. - 130 с.
2. СП 22.13330.2011 (актуализированная редакция СНиП 2.02.01-83*). Основания зданий
и сооружений. — М., 2011.
3. СП 20.13330.2011 (актуализированная редакция СНиП 2.01.07-85*). Нагрузки и воздей-
ствия. — М., 2011.
4. ГОСТ Р 54257-2010. Надежность строительных конструкций и оснований. - М.: Изд-во
стандартов, 2011.
5. Методика определения стоимости строительной продукции на территории Российской
Федерации. МДС 81-35.2004. -М.: Госстрой России, 2004.
105
6. Указания по применению федеральных единичных расценок на строительные и специ-
альные строительные работы (ФЕР-2001) МДС 81-36.2004. -М.: Госстрой России, 2004.
7. Федеральный сборник сметных цен на материалы, изделия и конструкции. Бетонные,
железобетонные и керамические изделия. Нерудные материалы. Товарные бетоны и
растворы. - М.: Госстрой России, 2003, часть IV.
8. Федеральный сборник цен на перевозки грузов для строительства. Автомобильные пе-
ревозки. — М.: Госстрой России, 2001, часть I.
9. Мангушев Р.А., Карлов В.Д., Сахаров И.И., Осокин А.И. Основания и фундаменты.
Учебник для вузов по направлению подготовки 550100 «Строительство». — М.: Изд-во
АСВ; СПб.: СПбГАСУ, 2011. - 392 с.
10. Руководство по выбору проектных решений фундаментов. -М.: НИПОСП, 1984.
106
И.Т. Мирсаяпов, З.Г. Тер-Мартиросян, И.В. Королева, Р.А. Мангушев
Глава 4
КОНСТРУИРОВАНИЕ И РАСЧЕТ ФУНДАМЕНТОВ
НА ЕСТЕСТВЕННОМ ОСНОВАНИИ
4.1. Общие положения
Отличительными особенностями фундаментов мелкого заложения являются:
• нагрузка на основание передается через подошву фундамента;
• соотношение размеров (высоты И и ширины Ь) не превышает 4, что позво-
ляет рассматривать указанные фундаменты как жесткие конструкции.
Фундаменты могут выполняться в монолитном варианте непосредственно
в котловане или в сборном варианте из заранее изготовленных на заводе эле-
ментов.
Верхняя плоскость фундаментов, на которую опираются надземные кон-
струкции, называется обрезом, нижняя плоскость, соприкасающаяся с основа-
нием, - подошвой. За ширину’ фундамента принимают наименьший размер
подошвы Ь, а за длину - наибольший ее размер I. Высота фундамента h равня-
ется расстоянию от подошвы до обреза, а расстояние от поверхности плани-
ровки до подошвы фундамента является глубиной заложения. В железобетон-
ных фундаментах нижняя плоская или ступенчатая часть называется плитной,
а верхняя - фундаментной стеной у ленточных фундаментов или подколен-
ником у столбчатых фундаментов. Пространство в верхней части подколенни-
ка, служащее для установки колонны, называется стаканом.
Фундаменты изготавливаются из бетона, железобетона и каменных мате-
риалов в зависимости от конструктивных особенностей сооружения.
Для армирования элементов фундамента мелкого заложения применяются
арматурные сетки и каркасы.
4.2. Определение геометрических размеров фундамента
4.2.1. Определение высоты фундамента
Высота фундамента принимается исходя из условий:
а) жесткой заделки колонны в фундамент;
б) глубины заложения фундамента.
4.2.1.1. Определение глубины заложения фундамента
Глубина заложения фундамента исчисляется от уровня планировки или
пола подвала до подошвы фундамента и определяется с учетом:
• назначения и конструктивных особенностей здания (наличие подвалов,
подземных коммуникаций и т.д.);
• геологических и гидрогеологических условий площадки строительства;
• глубины сезонного промерзания грунтов.
А. Влияние конструктивных особенностей здания.
Для бесподвальных зданий глубина заложения фундамента зависит от его
высоты.
107
Минимальная высота железобетонного монолитного фундамента под же-
лезобетонные колонны для одно- и многоэтажных каркасных зданий (серия
1.412.1-6), принятая из условия надежного защемления фундамента в грунте,
равна Hf= 1,5 м, а глубина заложения - 1,65 м.
В зданиях с подвалами подошва фундамента заглубляется ниже отметки
его пола не менее 0,5 м.
Верхний обрез фундаментов под металлические колонны устраивается на
глубине 0,7 м или 1,0 м от уровня пола для устройства базы колонны. Высота
фундамента под металлические колонны зависит от длины анкерных болтов,
определяемых расчетом, и минимальное значение принимается равным 1,0 м.
Поэтому конструктивно подошва фундамента от уровня пола 1-го этажа или
подвала должна находиться на глубине либо 1,7 м, либо 2,0 м.
Определение глубины заложения фундамента от его минимальной высоты
можно выполнять по схемам, приведенным на рис. 4.1.
Рис. 4.1. Схемы для определения глубины заложения фундамента из его минимальной
высоты:
а - фундаменты под металлические колонны; б - фундаменты под сборные железобетонные
колонны; в - железобетонные ленточные фундаменты: г - сборные железобетонные фундаменты
под трехшарнирные рамы
Б. Влияние инженерно-геологических и гидрогеологических условий
площадки.
При этом необходимо учитывать сжимаемость грунтов, характер напла-
стования слоев, положение уровня грунтовых (подземных) вод.
При выборе глубины заложения фундаментов в качестве несущего слоя
использовать грунты с модулем деформации не менее 10...20 МПа для зданий
с нагрузками на отдельные фундаменты 2000...4000 кН, с модулем деформа-
ции 5... 10 МПа - для зданий с меньшими нагрузками.
Предусматривается заглубление фундамента в несущий слой не менее 0.3 м.
В. Влияние глубины сезонного промерзания грунтов.
Глубина заложения подошвы фундамента d принимается с учетом расчет-
ной глубины промерзания грунта df и глубины расположения уровни подзем-
ных вод dw согласно табл. 4.1.
Расчетная глубина сезонного промерзания грунта df определяется по форму’ле
df - k,ylfn, (4.1)
где kn - коэффициент, учитывающий влияние теплового режима здания, принимается
по табл 1 [2]; df,- нормативная глубина промерзания грунта, определяется по указа-
ниям и. 2.26 и 2.27 [2] или по схематической карте [4] или с. 104 [8], для песков и су-
песей значения df,, найденные по карте, следует умножать на коэффициент 1,2.
108
Таблица 4.1
Глубина заложения фундаментов по условиям морозного пучения грунтов
Расположение, dfad„ Грунты под подошвой фундаментов Положение d по отношению к df
Любое распо- ложение d„ Скальные, крупно обломочные, пески гравелистые крупной и средней крупности Не зависит от df
< 2 м Пески мелкие, пылеватые и глинистые грунты (супеси, су - глинки, глины). Независимо от показателя консистенции JL
d
d>df
Пески мелкие и пылеватые,
супеси с J£ < О
Суглинки и глины
Суглинки и глины
с JL < 0,25
Не зависит от df
d>05d>
4.2.1.2. Высота фундамента из условия жесткой заделки колонны
Исходя из условий заделки колонны в фундаменте, определяется мини-
мальная высота фундамента:
Hf= hcf+ 200 мм, (4.2)
где И#- глубина стакана в мм; 200 мм - минимальная толщина дна стакана фундамен-
та по конструктивным требованиям.
Глубина стакана hcf определяется из условий:
• жесткой заделки колонны в стакане фундамента;
• анкеровки продольной рабочей растянутой арматуры колонны.
Величина заделки колонны в стакане фундамента h3 зависит от вида на-
пряженного состояния, вида и размеров поперечного сечения колонны.
Для колонн прямоугольного поперечного сечения величина заделки
Л3 = (1... 1,5)-Лс, (4.3)
где hc - высота поперечного сечения колонны в уровне обреза фундамента
В случае. когда колонна двухветвевая, величина заделки принимается равной:
• при hc < 1,2 м — /73 = М1-0,8-(йс-0,9)]; (4.4)
• при hc > 1,2 м- И3 = 0,5 + 0,3 ЗЛС; (4.5)
• при hc < 2,1 м — h3 = 1,2 м. (4.6)
109
Глубину заделки растянутой ветви двухветвевой колонны необходимо
проверить по плоскостям контакта бетона замоноличивания:
• с бетоном стенок стакана по формуле
м
(4.7)
К ^ц[2(/7с+0,1) + /гс-/у]’
с бетоном ветви колонны по формуле
/7=______М_____
3 2R%a[bc+hc]’
(4.8)
где 7?'ц и А”ц - величины сцепления по плоскостям контакта бетона замоноличивания.
принимаются по табл. 4.2, заимствованной из [6]; Ьс и hc - размеры ветви колонны; Nt -
растягивающее усилие в ветви колонны.
Таблица 4.2
Величина сцепления по плоскостям контакта бетона замоноличивания
с бетоном стенок стакана фундамента и колонны
Опалубка Величина сцепления по плоскостям контакта бетона замоноличивания с бетоном
стенок стакана К'сц ветви колонны А”ц
Деревянная O,35Rbt 0,40Afa
Металлическая 0,\&Rbt 0,20/у„
Примечание. Величина Rbt относится к бетону замоноличивания
Глубина заделки колонны в стакан фундамента из условия анкеровки про-
дольной рабочей арматуры колонны принимается по табл. 4.3 в зависимости
от класса бетона и арматуры и диаметра арматуры.
Таблица 4.3
Величина заделки рабочей арматуры колонны в фундаменте
Класс арматуры Поперечное сечение колонны Величина заделки рабочей арматуры колонны в фундаменте при классе бетона колонн
В15 В20 и выше
растянутой сжатой растянутой сжатой
А-П Прямоугольное 25ds 15c4 2(И кН
Двухветвевое 30ds 15t4 25d„ КН
А-Ш Прямоугольное 30ds 18c4 25ds 15Н
Двухветвевое 35ds 18<Л 3(Н 15«4
Глубина стакана в зависимости от величины заделки колонны определяет-
ся по формуле
hcf= h3 + 0,05 м. (4.9)
При проектировании принимается большее из двух вычисленных значе-
ний высот фундамента - по условиям сезонного промерзания грунтов или же-
сткой заделки колонны в стакане фундамента.
110
После определения высоты фундамента принимаются размеры подколен-
ника.
Поперечные размеры подколенника зависят от размеров поперечного се-
чения колонны и толщины стенок стакана:
lcf =ЬС + 2-0,075 + 2bw, м; (4.10)
bcf =ЬС + 2-0,075 + 2^,, м, (4.11)
где Ь'и, - толщина стенки стакана, расположенной параллельно плоскости действия из-
гибающего момента; />„. - толщина стенки стакана, расположенной перпендикулярно
плоскости действия изгибающего момента.
Если толщина стенок стакана более 200 мм и более 0.75/г^или более 0,75/?3
(при hcf> И3), стенки стакана армируются по конструктивным требованиям.
При невыполнении этих условий стенки стакана армируются расчетной
продольной и поперечной арматурой. В этом случае толщина стенок стакана
должна быть не менее 150 мм и не менее величин, указанных в табл. 4.4.
Таблица 4.4
Величина толщины стенок стакана в зависимости от типа колонны
Направление усилия Толщина стенок стакана
Колонны прямоугольного сечения с эксцентриситетом продольной силы* Двухветвевые
е0 < 2/у е0 > 2hc
В плоскости действия изгибающего момента b„ > 0,2hcoi bv, > 0,3hcol bv > 0,2hcoi
Из плоскости изгибаю- щего момента b'„> 150 мм b'„> 150 мм b'„> 150 мм
Примечание'. е0 =Ma/Na.
4.2.2. Определение размеров подошвы фундамента
При определении предварительных размеров подошвы фундамент прини-
мают абсолютно жестким, а реактивное давление грунта под его подошвой -
распределенным по линейному закону’.
Площадь подошвы фундамента Л/ подбирают так, чтобы среднее давление
под подошвой не превышало условного расчетного сопротивления грунтов Ro
по формуле
(4.12)
__ NOser
где Ao>ser - продольное усилие, передаваемое колонной, приложенное к фундаменту в
уровне его обреза, при коэффициенте надежности у^ = 1,0; d - глубина заложения
фундамента; ymt - среднее значение удельного веса фундамента и грунта на его усту-
пах (принимается ® 20 кН/м3).
Затем определяются стороны подошвы фундамента:
• для фундаментов с квадратной подошвой
bf=lf =jAf '
111
• для фундаментов с прямоугольной подошвой
lf=4AflU'‘ bf=lfu’
где bf- ширина подошвы фундамента; If - длина подошвы фундамента; и = 0,6... 0,85.
После этого уточняется расчетное сопротивление грунта в соответствии с
[2] по формуле
R = ’1^[M/:bfylx+Mqd^ + (Mq-\)db^+Mcc^ кПа, (4.1з)
где уС1 и ус2 - коэффициенты условий работы, принимаются по табл. 3 [2] или табл. 5.3
[8] в зависимости от наименования грунта и его состояния, а также от конструктивной
особенности здания; к - коэффициент, принимаемый равным к = 1,0, если прочност-
ные характеристики грунта (<р и сп) определены непосредственными испытаниями, и
к= 1.1, если они приняты по табл. 1...3 рекомендуемого прил. [2]; Л/у, Л/?, Мс - ко-
эффициенты, зависящие от угла внутреннего трения <р несущего слоя грунта, прини-
маются по табл. 4 [2] или табл. 5.4 [8]; bf - ширина подошвы фундамента; kz - коэф-
фициент, принимаемый равным: при bf < 10 м - kz = 1,0, при bf > 10 м - kz = z0!bf+ 0,2
(здесь z0 = 8 м); у[| - осредненное расчетное значение удельного веса грунтов, зале-
гающих выше подошвы фундамента (при наличии подземных вод определяется с уче-
том взвешивающего действия воды), кН/м3 (тс/м3); уц - то же ниже подошвы фунда-
мента; сп - расчетное значение удельного сцепления грунта, залегающего непосредст-
венно под подошвой фундамента, кПа (тс/м3); d} - глубина заложения фундаментов
без подвальных сооружений от уровня планировки или приведенная глубина заложе-
ния наружных и внутренних фундаментов от пола подвала (рис. 4.2), определяется по
формуле
d}=hs+1^-^, м, (4.14)
Уп
где h, - толщина слоя грунта выше подошвы фундамента со стороны подвала, м; Л<у-
толщина конструкции пола подвала, м; у<у- расчетное значение удельного веса конст-
рукции пола подвала, кН/м3 (тс/м3), у^« 22...24 кН/м3; dh - глубина подвала - расстоя-
ние от уровня планировки до уровня пола подвала, м (для сооружений с подвалом ши-
риной В < 20 м и глубиной свыше 2 м принимается db = 2 м, при ширине подвала В >
> 20 м - = 0).
Рис. 4.2. Схемы для определения глубины заложения фундамента:
а - для зданий без подвала; б - с подвалом
112
Затем проверяется условие
P<R,
(4.15)
где
р _ Алах + Рщт . ркр _ -^П , j Al [(' —
' ' 2 ’ Af Ут1 “ П ’ 6 '
mm J
Если правая и левая части неравенства (4.15) отличаются друг от друга
более чем на 10%, необходимо уточнить размеры подошвы фундамента.
Уточнение производится следующим образом. Сначала по формуле (4.12)
вычисляется новое значение площади подошвы Af с заменой Ro на R. После
этого уточняются стороны подошвы фундамента If и bf.
Затем по формуле (4.13) вычисляется новое значение R и так до выполне-
ния условия | (Рср - R)/R | < 0,1.
Для внецентренно нагруженных фундаментов следует проверить условия:
/’max < 1,2/2 И Pmm > 0.
Полученные из расчета размеры подошвы округляются кратно 0,3 м в
большую сторону. Окончательные размеры подошвы фундамента устанавли-
ваются после расчета основания по деформациям (осадки).
4.3. Расчет оснований по деформациям
4.3.1. Общие положения
При эксплуатации зданий и сооружений, даже в тех случаях, когда несу-
щая способность обеспечена, возникают и развиваются деформации грунто-
вого основания. Как правило, эти деформации имеют неравномерный харак-
тер в пределах сооружения и вызывают перераспределение усилий в системе
«основание — фундаменты - конструкции надземной части» и, как следствие,
происходит увеличение деформаций и усилий в конструктивных элементах
надземной части сооружения по сравнению с проектными значениями. При
определенных условиях эти дополнительные деформации и усилия могут
привести к образованию и развитию дефектов и повреждений в конструктив-
ных элементах и, как следствие, затруднить нормальную и безопасную экс-
плуатацию сооружения, а в некоторых случаях - привести к аварийным си-
туациям.
Прогнозирование величины деформаций системы «основание-фундамент-
сооружснис» представляет собой одну из сложных задач механики грунтов.
Деформации основания в зависимости от причин их возникновения под-
разделяют на два вида:
1) деформации от внешней нагрузки на основание (осадки, просадки, го-
ризонтальные перемещения);
2) деформации, не связанные с внешней нагрузкой на основание и прояв-
ляющиеся в виде вертикальных и горизонтальных перемещений поверхности
основания (оседания, просадки грунтов от собственного веса).
При проектировании следует учитывать, что деформации основания пер-
вого вида вызывают тем больше усилия в конструкциях сооружения, чем
больше сжимаемость и неравномерность (неоднородность) свойств грунтов
основания.
113
Наиболее опасны для конструкций сооружения неравномерные деформа-
ции основания, главными причинами возникновения которых являются инже-
нерно-геологические и гидрогеологические факторы, конструктивные и техно-
логические особенности (возведения и эксплуатации) проектируемых соору-
жений, способы производства работ по устройству оснований и фундаментов,
особенности эксплуатации сооружений.
Расчет оснований по деформациям должен производиться из условия со-
вместной работы сооружения. Совместная деформация оснований и сооруже-
ния может характеризоваться следующими параметрами: абсолютной осадкой
основания отдельного фундамента S,-: средней осадкой основания сооружения
S'; относительной неравномерностью осадок /\S/L двух соседних фундамен-
тов, креном фундамента или сооружения в целом /, относительным прогибом
или выгибом f/L', кривизной изгибаемого участка сооружения р= MR, относи-
тельным углом закручивания 6 = Др/£; горизонтальным перемещением фунда-
мента или сооружения в целом и.
Целью расчета оснований фундаментов при различных схемах загружения
является ограничение перемещений фундаментов такими пределами, при кото-
рых не нарушается нормальная и безопасная эксплуатация зданий и сооружений.
Расчет оснований фундаментов по деформациям производится исходя из
условия
S<SU, (4.16)
где .S' - осадка основания фундамента (совместная деформация основания и сооруже-
ния), определяемая расчетом; Stl - предельное значение осадки основания фундамента
(совместная деформация основания и сооружения), устанавливаемое из условия нор-
мальной и безопасной эксплуатации сооружения в соответствии с указаниями [2].
4.3.2. Определение осадки основания фундаментов
Осадка основания фундамента 5 с использованием расчетной схемы в виде
линейно деформируемого полупространства определяется методом послойно-
го суммирования по формуле
« (о_„,-с_,,)/?, « с,,, -h
^=РЕ р’ F ~7’ (4-17)
1=1 Ej 1=1 &e,i
где р - безразмерный коэффициент, равный 0.8: - среднее значение вертикального
нормального напряжения от внешней нагрузки в z-м слое грунта по вертикали, прохо-
дящей через центр подошвы фундамента. кПа: - среднее значение вертикального
нормального напряжения в z-м слое грунта по вертикали, проходящей через центр по-
дошвы фундамента, от собственного веса выбранного при отрывке котлована грунта.
кПа: Л, - толщина z-ro слоя грунта, принимается (0.2 ..0.4) ширины подошвы фунда-
мента, см: Et - модуль деформации z-ro слоя грунта по ветви первичного нагружения.
кПа; Ес>, - модуль деформации z-ro слоя грунта по ветви вторичного нагружения. кПа:
zz - количество слоев, на которые разбивается сжимаемая толща основания.
В этом случае распределение вертикальных напряжений по глубине осно-
вания принимается в соответствии со схемой, приведенной на рис. 4.3.
Вертикальные напряжения от внешней нагрузки <5zp = ог — о;н зависят от
размеров, формы и глубины заложения фундамента, распределения давления
на грунт по его подошве и свойств грунтов основания. Для прямоугольных,
круглых и ленточных фундаментов значения czp, кПа, на глубине z от подошвы
114
фундамента по вертикали, проходящей через центр подошвы, определяются по
формуле
czp=a-p. (4.18)
где а — коэффициент, принимаемый по [2] в зависимости от относительной глубины
£ = 2z/b и соотношения сторон подошвы фундамента т] = 1Иг. р - среднее значение дав-
ления под подошвой фундамента, кПа.
Рис. 4.3. Схема распределения вертикальных напряжений в линейно
деформируемом полупространстве:
DL - отметка планировки; NL - отметка поверхности природного рельефа; FL - отметка
подошвы фундамента; IFL - уровень подземных вод; ВС - нижняя граница сжимаемой
толщи: d и d„- глубина заложения фундамента соответственно от уровня планировки и
поверхности природного рельефа; b - ширина фундамента; р - среднее давление под по-
дошвой фундамента; ozg и ozg0 - вертикальное напряжение от собственного веса грунта
на глубине z от подошвы фундамента и на уровне подошвы; czp и сгр0 - вертикальное на-
пряжение от внешней нагрузки на глубине z от подошвы фундамента и на уровне подош-
вы; czg;, - вертикальное напряжение от собственного веса вынутого в котловане грунта в
середине /-го слоя на глубине z от подошвы фундамента; Нс - глубина сжимаемой толщи
Примечания
1. При отсутствии опытных определений модуля деформации Eei для сооружений II и III
уровней ответственности допускается принимать Ее= 5Е/.
2. Средние значения напряжений о_р, и в z-м слое грунта допускается вычислять как
полусумму соответствующих напряжений на верхней z,, и нижней z, границах слоя.
3. При возведении сооружения в отрываемом котловане следует различать три следующих
значения вертикальных напряжений: ozg - от собственного веса грунта до начала строи-
тельства; о^ — после отрывки котлована; oz - после возведения сооружения.
4. При определении средней осадки основания фундамента s все используемые в формуле
(4.17) величины допускается определять для вертикали, проходящей не через центр фун-
дамента, а через точку, лежащую посередине между центром и углом (для прямоугольных
фундаментов) или на расстоянии гс = (г\ + г2)/2 от центра, где /у - внутренний, а г2 - внеш-
ний радиус круглого или кольцевого фундамента (для круглого фундамента i\ = 0).
115
Вертикальное напряжение от собственного веса грунта на отметке подош-
вы фундамента = ozg - oz„ на глубине z от подошвы прямоугольных, круглых
и ленточных фундаментов определяется по формуле
ог; = a -<5zgfi, (4.19)
где а - то же, что и в (4.18); ог&0 - вертикальное напряжение от собственного веса
грунта на отметке подошвы фундамента, кПа (при планировке срезкой ог&0 = l'd, при
отсутствии планировки и планировке подсыпкой ozg о = y'd„, где у' — удельный вес
грунта, кН/м3, расположенного выше подошвы; d и d„ - глубина заложения фундамен-
та от уровня планировки и от уровня поверхности природного рельефа соответствен-
но, м; в этих случаях при расчете ог&, используются размеры котлована в плане).
При расчете осадки фундаментов, возводимых в котлованах глубиной ме-
нее 5 м, допускается в формуле (4.17) второе слагаемое не учитывать.
Если среднее давление под подошвой фундамента р < ог&0, осадку основа-
ния фундамента 5 рекомендуется определять по формуле
и . h
S = (4.20)
z=l
где P, огд/, hi, Ee i и и - то же, что и в формуле (4.17).
Вертикальные напряжения от внешней нагрузки на глубине z от подошвы
фундамента определяются по формуле
пгАС=а-|, (4.21)
где а - коэффициент, принимаемый по табл. 4.5 в зависимости от значения ^ = zlb.p -
то же, что и в формуле (4.18).
Вертикальные напряжения огр а, кПа, на глубине z от подошвы фундамента
по вертикали, проходящей через произвольную точку- А (в пределах или за
пределами рассматриваемого фундамента с давлением по подошве, равным р),
определяют алгебраическим суммированием напряжений <5гр,сь кПа, в угловых
точках четырех фиктивных фундаментов (рис. 4.4) по формуле
^zP,a = X^zp,cj- (4.22)
7=1
Рис. 4.4. Схема к определению вертикальных напряжений в основании рассчитыва-
емого фундамента с учетом влияния соседнего фундамента методом угловых точек:
а - схема расположения рассчитываемого 1 и влияющего фундамента 2; б - схема расположе-
ния фиктивных фундаментов с указанием знака напряжений оглс/ в формуле (4.22 ) под углом
/-го фундамента
116
Таблица 4.5
Значения коэффициента а для фундаментов
£ Коэффициент а для фундаментов
круглых прямоугольных с соотношением сторон ц = 1/Ь, равным ленточных 01 > 10)
1,0 1,4 1.8 2,4 3,2 5
0 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000
0,4 0,949 0,960 0,972 0,975 0,976 0,977 0 977 0,977
0,8 0,756 0,800 0,848 0,866 0,876 0,879 0,881 0,881
1,2 0,547 0,606 0,682 0,717 0,739 0,749 0,754 0,755
1,6 0,390 0,449 0.532 0,578 0,612 0,629 0,639 0,642
2,0 0.285 0,336 0,414 0,463 0,505 0,530 0,545 0,550
2,4 0,214 0,257 0,325 0,374 0,419 0,449 0,470 0,477
2,8 0,165 0,201 0,260 0,304 0,349 0383 0,410 0,420
3,2 0,130 0,160 0,210 0,251 0,294 0,329 0,360 0,374
3,6 0,106 0,131 0,173 0,209 0,250 0,285 0,319 0,337
4,0 0,087 0,108 0,145 0,176 0,214 0,248 0,285 0,306
4,4 0,073 0,091 0,123 0,150 0,185 0.218 0.255 0,280
4,8 0,062 0,077 0,105 0,130 0,161 0,192 0,230 0,258
5,2 0,053 0,067 0,091 0,113 0,141 0,170 0,208 0,239
5,6 0,046 0,058 0,079 0,099 0,124 0,152 0,189 0,223
6,0 0,040 0,051 0,070 0,087 0,110 0,136 0,173 0,208
6,4 0,036 0,045 0,062 0,077 0,099 0,122 0,158 0,196
6,8 0,031 0,040 0,055 0,069 0,088 0,110 0,145 0,185
7,2 0,028 0,036 0.049 0,062 0,080 0,100 0,133 0,175
7,6 0,024 0,032 0,044 0,056 0,072 0,091 0,123 0,166
8,0 0,022 0,029 0,040 0,051 0,066 0,084 0,113 0,158
8,4 0,021 0,026 0,037 0,046 0,060 0,077 0,105 0,150
8,8 0,019 0,024 0,033 0,042 0,055 0,071 0,098 0,143
9,2 0,017 0,022 0,031 0,039 0,051 0,065 0,091 0,137
9,6 0,016 0,020 0,028 0,036 0,047 0,060 0,085 0,1 32
10,0 0,015 0,019 0,026 0,033 0,043 0,056 0,079 0,126
10,4 0,014 0,017 0,024 0,031 0,040 0,052 0,074 0,122
10,8 0,013 0,016 0,022 0,029 0,037 0,049 0,069 0,117
11,2 0,012 0,015 0,021 0,027 0,035 0,045 0,065 0,113
11,6 0,011 0,014 0,020 0,025 0,033 0,042 0,061 0,109
12,0 0,010 0,013 0,018 0,023 0,031 0,040 0,058 0,106
Примечания:
1. В таблице обозначено: b - ширина или диаметр фундамента, I - длина фундамента.
2. Для фундаментов, имеющих подошву в форме правильного многоугольника с площадью
А, значения а принимают как для круглых фундаментов радиусом г = ^А/п.
3. Для промежуточных значений с ит] коэффициенты а определяют интерполяцией.
117
Вертикальные напряжения о:м„/, кПа, на глубине z от подошвы фундамен-
та по вертикали, проходящей через центр рассчитываемого фундамента, с уче-
том влияния соседних фундаментов или нагрузок на прилегающие площади
(включая вес обратной засыпки) определяют по формуле
А"
= М -p,ai, (4 -23)
/I
где сгр - то же. что и в формуле (4.18). кПа; - вертикальные напряжения от сосед-
него фундамента или нагрузок; к — число влияющих фундаментов или нагрузок.
4.4. Расчет железобетонных фундаментов на прочность
4.4.1. Общие положения
Размеры подошвы и глубина заложения фундаментов определяются рас-
четом основания в соответствии с и. 4.2. Расчет конструкции фундамента про-
изводится по прочности и трещиностойкости и включает в себя: расчет плит-
ной части фундамента на продавливание и на «обратный момент», расчет
плитной части фундамента на прочность по нормальному сечению и на тре-
щиностойкость, а также расчет подколенника на прочность по нормальному’ и
наклонному сечениям.
Расчет фундаментов на прочность и трещиностойкость производится на
основное и особое сочетание нагрузок. При расчете фундамента на прочность
расчетные усилия и изгибающие моменты принимаются с коэффициентом на-
дежности по нагрузке в соответствии с указаниями действующих норм проек-
тирования [1], а при расчете трещиностойкости - с коэффициентом надежно-
сти, равным единице.
Расчетные характеристики прочности и деформативности принимаются с
учетом соответствующих коэффициентов условий работы [3].
4.4.2. Расчет прочности плитной части фундамента
Обычно сначала определяют предварительную высоту по приближенной
форму ле и затем проверяют прочность на продавливание и на раскалывание.
Предварительные размеры высоты плитной части фундамента определяют
по приближенной формуле
ь = । 1 (4 24)
р 4 2\ayЬ2yЬ9Rbt+PnliiX,
где hc и Ьс - размеры поперечного сечения колонны; a - коэффициент, принимаемый
равным 0,85; уЬ2 — коэффициент, учитывающий длительность действия нагрузки; ybg —
коэффициент, учитывающий вид материала фундамента; R/,, - расчетное сопротивле-
ние бетона растяжению; /V, - расчетная нагрузка, передаваемая колонной на уровне
обреза фундамента, определяется по формуле М = где У/ - коэффициент надеж-
ности по нагрузке, у/ = 1,2.
Затем определяется высота плитной части:
hpi=hoPi+as. (4.25)
После этого определяется полная высота фундамента Hf= hpi + hc и вычис-
ленная Лу округляется кратно 0,3 м, а высота ступени - кратно 0,15 м.
118
Далее приступаем к конструированию ступеней.
Высота ступеней принимается равной: 300, 450 и 600 мм. При высоте
плитной части до 900 мм рекомендуется принимать вылет ступеней равным
300 мм. Минимальный вылет ступеней - 150 мм. Это сделано с целью приме-
нения при возведении монолитных железобетонных фундаментов унифициро-
ванной инвентарной опалубки.
Ступени плитной части фундамента рекомендуется назначать так, чтобы 2-я
и 3-я ступени имели отношение вылета к высоте от 1,0 до 1,5, а 1-я ступень - до 2.
При вылете подошвы фундамента за грани подколенника с < 600 мм плит-
ная часть фундамента выполняется одноступенчатой. При 750 < с < 900 мм
плитная часть может быть запроектирована как одноступенчатой, так и двух-
ступенчатой, а при больших вылетах - двухступенчатой или трехступенчатой.
Задача проектирования высоты и вылета ступеней плитной части фунда-
мента строго не определена, поэтому может быть составлено несколько вари-
антов разбивки плитной части на ступени. Выбор осуществляется по миниму-
му затрат на устройство фундамента.
Монолитные железобетонные фундаменты под типовые железобетонные
колонны одноэтажных и многоэтажных каркасных зданий выполняются по
типовой серии 1.412.1-6, которая содержит набор типоразмеров плитной части
фундамента с различным количеством ступеней.
Затем переходят к окончательному’ расчету’ на продавливание плитной части.
Рис. 4.5. К расчету плитной части фундамента на продавливание:
« - по схеме 1; б - по схеме 2
Следует различать две схемы расчета на продавливание в зависимости от
вида сопряжения фундамента с колонной:
1. При монолитном сопряжении колонны с фундаментом или подколенником
с плитной частью фундамента при высоте подколенника hcf> 0,5(lcf- 1С\, а также
при стаканном сопряжении сборной колонны с высоким фундаментом при вы-
соте подколенника, удовлетворяющей условию h#- h3 > 0,5(4/— 1С) (рис. 4.5, а).
В этом случае продавливание плитной части рассматривается от низа мо-
нолитной колонны или подколенника на действие продольной силы TVj и изги-
бающего момента Л/j.
119
2. При стаканном сопряжении сборной колонны с низким фундаментом -
при высоте подколенника, удовлетворяющей условию hcf— h3 < 0,5(1^— lc).
В этом случае фундаменты рассчитываются на продавливание плитной
части колонной от дна стакана и на раскалывание от действия только продоль-
ной силы Nc (рис. 4.5, б).
4.4.2.1. Расчет на продавливание по схеме 1
Расчет на продавливание плитной части нагруженных фундаментов про-
изводится из условия
F — ^btUm^Opl >
(4-26)
где и,„ = 2(hc + hc + 2hOpI) - среднее арифметическое значение периметров верхнего и
нижнего оснований пирамиды; F=рА0 - продавливающая сила.
Рис. 4.6. К расчету плитной части
фундамента на продавливание
Величина продавливающей силы F при-
нимается равной величине продольной силы
N, действующей на пирамиду продавлива-
ния, за вычетом величины реактивного дав-
ления грунта, приложенного к большему ос-
нованию пирамиды продавливания.
Расчет на продавливание внецентренно
нагруженных фундаментов, центрально на-
груженных фундаментов прямоугольной
подошвы также производится по условию
(4.26).
При этом рассматривается условие
прочности на продавливание только одной
наиболее нагруженной грани пирамиды
продавливания:
F = A0-pmax, (4.27)
где ртах = Ni/Af + Ао - часть площади по-
дошвы фундамента, ограниченная нижним осно-
ванием рассматриваемой грани пирамиды про-
давливания и продолжением в плане соответст-
вующих ребер (многогранник abedeg) (рис. 4.6).
Л = O.5bf(lf-hc - 2^) - 0,25(bf -bc- 2/^z)2, (4.28)
где If и bf -- соответственно длина и ширина подошвы фундамента; hc nbc— соответст-
венно высота и ширина сечения колонны; - рабочая высота плитной части фунда-
мента.
В общем случае вылеты ступеней также определяют расчетом на продав-
ливание.
4.4.2.2. Расчет на продавливание по схеме 2
Расчет по схеме 2 производится только на действие расчетной продольной
силы Nc, действующей в уровне торца колонны (см. рис. 4.5, б).
При этом расчетная продольная сила на торцах колонны Nc определяется с
учетом частичной передачи продольной силы N на стенки стакана за счет сцеп-
ления:
120
Nc=aNT,
(4.29)
где a = 1 - Q,4RbtAc/N> 0,85, Ac - площадь боковой поверхности колонны, заделанной в
стакан фундамента.
Проверка плитной части фундамента на прочность на продавливание ко-
лонной от дна стакана производится из условия
bflfRbtb„,hOpl
А
(4.30)
где bm = bcpl + h0pi,A0 - площадь многоугольника abcdeg, определяется по формуле
4 = 0,5bf(lf-h„-2hOpI)~ 0,25(bf-b„ -2^)2, (4.31)
где h„ nb„- соответственно высота и ширина подколенника.
4.4.2.3. Расчет прочности нижней ступени на продавливание
Расчет прочности рабочей высоты нижней
ступени hm фундамента на продавливание осу-
ществляется по формуле
F<cpb/4^n,A01, (4.32)
где F- продавливающая сила, кН,
Р = р1пахА0,
где ртзх - максимальное краевое давление под по-
дошвой внецентренно нагруженного фундамента без
учета давления грунта на его уступах; Ао - площадь
прямоугольника abcdef (рис. 4.7), определяется по
формуле
Л = 0,5bf(lf -4 -2М-0,25(^-Ь} -2Л01)\
здесь Ь} - верхняя грань пирамиды продавливания
(рис. 4.7);
срг, - коэффициент, учитывающий вид бетона; Ры -
расчетное сопротивление бетона на растяжение,
МПа; Ьт - средний размер проверяемой грани пира-
миды продавливания.
Рис. 4.7. К расчету прочности
нижней ступени на продавли-
вание
4.4.2.4. Расчет плитной части фундамента на раскалывание
Проверка плитной части фундамента на раскалывание от действия про-
дольной силы Nc производится из условий (рис. 4.8):
при (ЬС/1С) < (Л/Д) Nc < (1 + bJh^py^RhP, (4.33)
при (bc/lc) > (AJA,) Nc < (1 + hJb^A^, (4.34)
где Ah Ab - площади вертикальных сечений фундамента в плоскостях, проходящих по
осям сечения колонны параллельно сторонам lf и bf подошвы фундамента, за вычетом
площади стакана фундамента соответственно (см. рис. 4.8); Ры - расчетное сопротив-
ление бетона растяжению; ц -коэффициент трения бетона по бетону, принимается
равным 0,75; yg - коэффициент, учитывающий совместную работу фундамента с грун-
том и принимаемый равным 1.3; при отсутствии засыпки фундамента грунтом (напри-
мер, в подвалах) коэффициент yg принимается равным 1.
121
Рис. 4.8. К расчету плитной части фундамента на раскалывание:
а - в направлении действия момента; б - в направлении, перпендикулярном плоскости
действия момента
4.4.2.5. Расчет прочности фундамента на смятие
Расчет прочности фундамента на смятие (местное сжатие) под торцом ко-
лонны (или двухветвевой колонны) сводится к проверке следующего условия:
Nc < 0,9\yIocRbIocAlocl, (4.35)
где Nc = расчетная продольная сила в уровне торца колонны или ветви двухветвевой
колонны; \|//ос - коэффициент, зависящий от характера распределения местной нагруз-
ки по площади смятия, при равномерном распределении, как в случае с колонной;
Aioc.i - фактическая площадь смятия (площадь торца колонны или ветви двухветвевой
колонны); RbtioC - расчетное сопротивление бетона смятию, определяется по формуле
Rb.ioc =a<pIocRb, (4.36)
где a - коэффициент условий работы бетона при местном сжатии (для бетона класса
ниже В25 а = 1,01; для бетонов класса В25 и выше а = 13,5RbtIRb, где Rbt, Rb - расчет-
ное сопротивление бетона на растяжение и сжатие соответственно); <pjoc — коэффици-
ент, учитывающий повышение несущей способности бетона при местном сжатии для
бетона выше класса В7 5 не более 2.5. определяется по формуле
(Р/ос = V ^ioc2 / 4ос1 5 (4-37)
здесь Aioc-2 - расчетная площадь смятия (площадь поперечного сечения подколенника).
4.4.2.6. Расчет прочности фундамента по поперечной силе
Расчет прочности фундамента по поперечной силе заключается в проверке
прочности рабочей высоты нижней ступени Л01 фундамента по поперечной си-
ле заключается в проверке прочности нижней ступени по наклонному’ сечению
на восприятие поперечной силы Q бетоном (см. рис. 4.8), исходя из условия
0<\,^Ь^/сА, (4.38)
где Q = рГр(с\ ~ co)bf. ci - вылет (длина) нижней ступени фундамента; с0 - длина проек-
ции рассматриваемого наклонного сечения; bf - ширина подошвы фундамента; Rbt -
расчетное сопротивление бетона растяжению.
Правая часть неравенства принимается > 0,6Rbtbfhol и < 2,5Rbtbjhi }.
122
4.4.3. Определение площади сечения арматуры плитной части
фундамента
Площадь сечения рабочей
арматуры определяется из рас-
чета на изгиб консольных вы-
ступов фундамента в сечениях,
проходящих по граням ступеней
фундамента и по граням колон-
ны (подколенника) (рис. 4.9).
Площадь сечения рабочей
арматуры в плитной части фун-
дамента в z-м сечении на шири-
ну фундамента определяется по
формуле
Рис. 4.9. К определению площади сечения
арматуры плитной части фундамента
М
As=—^±—, (3.39)
s 0,9«
где Ло, - рабочая высота фундамента в z-м сечении, м; Л/ - момент в z-м сечении, кН-м;
Rs - расчетное сопротивление растянутой арматуры, кПа.
Значение изгибающего момента в направлении большей стороны фунда-
мента от внешней нагрузки вычисляется по формуле
с2Ь
Л/г=^(2Ртах+/’), (4.40)
о
где
р _ р (Jf ^i)*(^inax -^rnin) р __ Aj Л/j
тт Tf ;
Значение изгибающего момента в направлении меньшей стороны фунда-
мента момента от внешней нагрузки определяется по формуле
M,=Ubf-b,)p/f, (4.41)
о
где p = NilAf,bfTilf- размеры плитной части фундамента.
4.4.4. Армирование плитной части фундамента
Подошва фундамента армируется сварными арматурными сетками по
ГОСТ 23279-84, ГОСТ 10922-90.
При ширине подошвы bf< 3 м следует применять сетки с рабочей армату-
рой в двух направлениях (рис. 4.10, а, б). При Ь/> 3 м применяются четыре
отдельные сетки с рабочей арматурой в одном направлении, укладываемые в
двух плоскостях так, чтобы рабочая арматура верхних и нижних сеток распо-
лагалась в двух взаимно перпендикулярных направлениях (рис. 4.10, в, г). При
этом сетка с рабочей арматурой, параллельной стороне /у, укладывается снизу.
Сетки каждого направления укладываются без нахлестки с расстоянием между
крайними стержнями не более 200 мм.
Минимальный диаметр рабочих стержней, укладываемых вдоль стороны
фундамента 3 м и менее - 10 мм, при размерах стороны подошвы более 3 м -
12 мм.
123
Конструктивная арматура в сетках С-1 и С-2 принимается из стержней
диаметром 6... 10 мм класса А240 или А400 с шагом 300...500 мм.
Рис 4 10. К армированию плитной части фундамента:
при(/у)£у< 3 м: а-арматурная сетка С-1; б-схема армирования; при 3 м: в-арматурные
сетки С-1 и С-3; г - схема армирования
4.4.5. Расчет фундамента по образованию и раскрытию трещин
Такой расчет производится для сечения, в котором требуется максималь-
ное количество арматуры из расчета по прочности.
Расчет производится с коэффициентом надежности по нагрузке у„ = 1.
124
Проверка ширины раскрытия трещин асгс для изгибаемой плитной части и
внецентренно сжатого подколенника при однорядном армировании НЕ ПРО-
ИЗВОДИТСЯ в следующих случаях:
• если коэффициент армирования сечения ц, равный отношению площади
сечения арматуры As к площади соответствующего сечения бетона при ра-
бочей высоте h0, для арматуры классов А 240 и А 400 ц > 0,02 (более 0,02);
• если при любом коэффициенте армирования сечения диаметр арматуры
класса А 240 не превышает 22 мм (0 < 22 мм).
Расчет ширины раскрытия трещин асгс, нормальных к продольной оси эле-
мента, производится только один раз:
• если MrJM,-) > 2/3, то проверяется ПРОДОЛЖИТЕЛЬНОЕ раскрытие тре-
щин от ДЛИТЕЛЬНОГО действия постоянных и длительных нагрузок;
• если МЛ1МЛ <2/3, то проверяется НЕПРОДОЛЖИТЕЛЬНОЕ раскрытие
трещин от действия полной нагрузки, здесь М,л - изгибающий момент Мг
от постоянных и длительных нагрузок; Мл - суммарный момент Мг от
полной нагрузки, включающей и кратковременные нагрузки.
Ширина раскрытия трещины асгс определяется по формуле
&сгс Ф1 " ф2 " фз " Ч/s (^5ММ,
(4.42)
где gs - напряжение в продольной растянутой арматуре в нормальном сечении с тре-
щиной от соответствующей внешней нагрузки; 1Х - базовое (без учета влияния вида по-
верхности арматуры) расстояние между смежными нормальными трещинами; v|/s - ко-
эффициент, учитывающий неравномерное распределение относительных деформаций
растянутой арматуры между' трещинами, = 1; уц - коэффициент, учитывающий про-
должительность действия нагрузки, принимаемый равным: 1,0 - при непродолжитель-
ном действии нагрузки; 1,4 - при продолжительном действии нагрузки; \р2 - коэффи-
циент, учитывающий профиль продольной арматуры, принимаемый равным: 0,5 - для
арматуры периодического профиля; 0,8 - для гладкой арматуры; у3 - коэффициент,
учитывающий характер нагружения, принимаемый равным ц/3 = 1,0.
4.4.6. Расчет подколенника
Расчет подколенника сводится к расчету' требуемой площади продольной
и поперечной арматуры.
4.4.6.1. Расчет прочности подколенника по нормальным сечениям
Требуемая площадь продольной арматуры определяется из расчета проч-
ности по нормальным сечениям I-I и П-П (рис. 4.] 1).
сечение I—I
сечение П-П
Рис. 4.11. К расчету прочности подколенника по нормальным сечениям
125
Расчет по сечению I—I
Rbbfhaf gm-^(1-0,5^).
5 5 Rs 1-8
_ RJ)fhof g„,-^(1-0,5^)
5 s Rs 1-8
•^1 . „ _ „ „ , л «/i, „ \. s: _ as . с _ M
Требуемая площадь продольной арматуры определяется в зависимости от
высоты сжатой зоны х. Требуемая площадь продольной арматуры вычисляется
по формуле
при X < Хр
при х > xR
где
Nye
- г, , ,7 > с-co,i"rv>-’V'o-ид> —> ъ- D , ,—,
Rbbfhlf М /?о/ RbbfhOf
е . __ 1
91 1-^+2ате ’ П 1-ММ/
где N — продольная сила от внешней нагрузки; Ncr - условная критическая сила, опре-
деляемая по форм}'ле
Ncr = ,
где /0 - расчетная длина подколенника; D - жесткость железобетонного элемента в
предельной по прочности стадии, определяемая по формуле
D = kbEbIb+ksEsIs,
где Ej. Es - модули упругости бетона и арматуры соответственно; Ib, Is - моменты
инерции площадей сечения бетона и всей продольной арматуры соответственно отно-
сительно оси, проходящей через центр тяжести поперечного сечения элемента;
кь = ((.^/[срдО.З + 8е)]; ks = 0.7; cpj - коэффициент, учитывающий влияние длительности
действия нагрузки cpi = 1 + Л1П/Л7[, но не более 2.
Здесь Л/ь Л/п — моменты относительно центра наиболее растянутого или наименее
сжатого (при целиком сжатом сечении) стержня соответственно от действия полной
нагрузки и от действия постоянных и длительных нагрузок; 8С - относительное значе-
ние эксцентриситета продольной силы e0IJi, принимаемое не менее 0,15 и не более 1,5.
Расчет по сечению II—II
Расчет по сечению П-П производится по правилам расчета коробчатых се-
чений. Коробчатое сечение приводится к двутавровому сечению. В дальней-
шем расчет производится как для двутаврового сечения (рис. 4.12).
Рис. 4.12. К расчету продольной арматуры подколенника в сечении П-П
126
=M+Qdp + оиеи;
(4.45)
^=(l-a)^+cW5 (4.46)
где e0 = A/j/M; bf= bf.
Вычисляется высота сжатой зоны бетона х = N\/(Rtbf).
Прих <xR As= 4' = (4 47)
A s. 1 — 0
поих>х А _у_ Wo/.a„,-^(l-0,5^)-Bos
при X>XR As — As — — —- , (4.46)
где
IVjC iVj ( bf A A^f
ат= . ,2р ; р , . ; B08=a08 1-0,5-^ ; a0=——;
btRRb RbbfhOf riQ j bfhOf
s ^(l-^R) + 2am^R A/]
^1=1 ; ; ^=тг; ^cop+o, 5/?-^.
l-^+2a„ TV;
4.4.6.2. Расчет прочности подколенника по наклонным сечениям
Расчет прочности подколенника по наклонным сечениям производится на
действие изгибающих моментов МА и Мв. При этом рассматриваются два на-
клонных сечения: Ш-Ш и ГУ-ГУ (рнс. 4.13).
Рис. 4.13. К расчет}' поперечной арматуры подколенника
Расчет сводится к вычислению требуемой площади поперечной арматуры.
Расчетные изгибающие моменты в зависимости от величины эксцентриси-
тета е0 определяются по формулам:
при ео^у
hr hr
при -7-<е0 <“7
6 2
где е0 = (A/j + Qh^lN^
MA=0^M + Qhs-0,5Nhcoiy,
Мв =M + Qh3-О;7е0,
(4.49)
(4.50)
127
Требуемая площадь поперечной арматуры вычисляется по формуле
Aswi=Mi/R±zsi. (4.51)
/ 1=1
По Aswi определяется требуемый диаметр поперечной арматуры. При этом
dm. > 8 мм. Шаг поперечной арматуры назначается исходя из условий: Sw < dc/4
и < 200 мм.
4.4.6.3. Армирование подколенника
Подколенники железобетонных фундаментов армируется четырьмя пло-
скими каркасами КР-1 и КР-2 (рис. 4.14), образующими пространственный
каркас с горизонтальными сетками С-2 (рис. 4.15) в пределах стакана и сетка-
ми косвенного армирования под дном стакана.
Рис. 4.14. Продольное армирование подколонника каркасами:
о - КР-1 - в направлении действия изгибающего момента; б - КР-2 - в направлении,
перпендикулярном плоскости действия момента
Площадь поперечного сечения расчетной продольной арматуры должна
быть не менее 0,05% площади поперечного сечения подколонника (bnxl,^, диа-
метр стержней при этом - не менее 12 мм.
Поперечные стержни каркасов ус-
танавливаются конструктивно с шагом
20с/л и не более 500 мм. Диаметр стерж-
ней принимается из условий сваривае-
мости dsvl > 0,25ds и не менее 5 мм.
Стержни горизонтальных сеток С-2
располагают у наружных и внутренних
плоскостей стенок стакана с таким рас-
четом, чтобы стержни продольной арма-
туры подколонника проходили внутри
ячеек сетки.
Диаметр арматуры горизонтальных
сеток принимается не менее 8 мм.
Расстояние между сетками по высо-
те должно быть не более 0,25 hCf и не бо-
лее 200 мм.
128
4.5. Расчет ленточных фундаментов
4.5.1. Общие положения
Ширина ленточного фундамента bf определяется по формуле
bf = TVii/(7?с> - ymtd), м, (4.52)
так как Лу = bflf, где lf= 1,0 п.м.
Затем находится расчетное сопротивление R по формуле (4.13) и уточня-
ется размер ширины фундамента путем подстановки в формулу (4.12) вместо
Ro значения R. При внецентренно нагруженном фундаменте находят краевые
напряжения Ртах и Ртш по форму’ле
P^=TL + ^±^L- (4-53)
пип j
где И7 = Ifbj/G - момент сопротивления подошвы условного фундамента.
Делается проверка следующих условий:
Рср < R, Rmax < 1,2R и Pmm > 0. (4.54)
4.5.2. Расчет осадки ленточных фундаментов
Расчет осадки ленточных фундаментов производится по аналогии со
столбчатыми фундаментами. При этом должны учитываться погонные нагруз-
ки, приложенные на обрез фундамента, распределенные на один погонный
метр или на участке между’ серединами соседних простенков стены.
4.5.3. Расчет прочности нормальных сечений ленточного
фундамента
Расчет сводится к определению требуемой площади арматуры вдоль
длинной стороны фундамента (рис. 4.16).
Рассчитываем только подушку, выступы которой работают как консоли,
загруженные реактивным давлением грунта Рт (без учета массы веса тела по-
душки и грунта на ее обрезах):
у.кПа. (4.55)
Af
где уу= 1,2 - коэффициент надежности по нагрузке; Mi - погонная нагрузка на обрез
фундамента при расчете по второй группе предельных состояний; Af= bf-1 п.м - пло-
щадь фундамента, м2.
Сечение арматуры подушки подбираем по моменту’ консоли в сечении I-I
по формуле
7ИМ = 0,5РД2, кН п.м. (4.56)
Определяем значение а„, по формуле
а„,(4))=М| i/(/U/72), (4.57)
где Pj - расчетное сопротивление осевому’ сжатию (призменная прочность бетона).
кПа, определяется по табл. 13 [3]: Ь - ширина сжатой зоны (в верхней части) сечения
ленточного фундамента равная 1 п.м: Ло - рабочая высота рассматриваемого сечения,
см; Ьх — вылет консоли, м, определяется по формуле
129
(4.58)
bx=(bf-bc)/2,
где bf и bc - соответственно ширина по-
дошвы фундамента и стены (колонны).
В зависимости от о.т(Л) определя-
ем v [3] и по формуле вычисляем пло-
щадь арматуры As:
As =M1_1/(Rsvh0), см2, (4.59)
где Rs - расчетное сопротивление армату-
ры для предельных состояний первой
группы, кПа (кгс/см2), определяется по [3J.
По сортаменту арматурной стали
подбираем расчетную арматуру.
Рис. 4.16. К расчет^’ прочности нормаль-
ных сечений ленточного фундамента:
а = 35 мм - с бетонной подготовкой;
а = 70 мм - без бетонной подготовки;
/1 = 1,0 п.м ленточного фундамента
4.5.4. Расчет прочности ленточных фундаментов на действие
поперечной силы
При расчете наклонных сечений на действие поперечной силы должно со-
блюдаться следующее условие:
Q<O,35Rt,bfho, кН. (4.60)
Расчет на действие поперечной силы НЕ ПРОИЗВОДИТСЯ при выполне-
нии следующего условия:
кН, (4.61)
где - коэффициент, для тяжелого бетона принимается равным 0,75; Rbt - сопротив-
ление осевому растяжению бетона.
4.6. Пример расчета
Исходные данные.
Строительство ведется в г. Москве.
Расчет и проектирование фундамента (ФМЗ-1) в сечении I-I производим по рас-
четной нагрузке на обрез фундамента: = 800 кН и Л/п = 60 кН-м. Имеется отапли-
ваемый подвал высотой Лподв = 2,0 м. Мощность h1, начальное расчетное сопротивле-
ние 7?о и модуль деформации Ео ИГЭ-1 являются достаточными, чтобы использовать
данный слой грунта в качестве несущего.
4.6.1. Определение глубины заложения фундамента
Определение глубины заложения фундамента производим в следующей последо-
вательности.
130
1. Определяем расчетную глубин}’ промерзания df несущего слоя грунта по формуле
dj = \s:dfn = 0.4’ 1.35 =0.54 м,
где к - коэффициент, учитывающий температурный режим здания, принимается для
зданий с подвалом при среднесуточной температуре воздуха в помещении +20 °C
к = 0,4; dfn - нормативная глубина промерзания грунта, определяется в зависимости от
климатического района строительства - для г. Москвы df„ = 1,35 м.
2. Выясняем, зависит ли глубина заложения фундамента от глубины промерзания
грунтов. Для этого определяем величину df + 2 = 0,54 + 2 = 2,54 м. Так как d„ = 10 м >
> df + 2 = 2,54 м, то для нашего несущего слоя - суглинок тугопластичный с показате-
лем текучести грунта JL = 0,27 - глубина заложения фундамента dx назначается не ме-
нее расчетной глубины промерзания грунта df.
3. Определяем глубину заложения фундамента d по конструктивным требованиям
(рис. п.4.1):
d = кПодв 4- hcj + + Hj — h-ц = 2.0 + 0,1 + 0,2 + 1,5 — 0,15 = 3,65 м.
где Лподв - высота подвала, /гподв = 2,0 м; hc< - толщина конструкции пола подвала,
/гсу = 0,1 м; Л] - толщина слоя грунта от обреза фундамента до низа пола подвала,
Л] = 0,2 м; Hf- высота фундамента, Hf = 1,5 м; Лц- высота цоколя, Лц = 0,15 м.
Рис. п.4.1. Схема для определения глубины заложения
фундамента по конструктивным требованиям
ВЫВОД: так как расчетная глубина промерзания df грунта меньше, чем конструк-
тивная глубина заложения d фундамента, то в качестве расчетной глубины заложения
фундамента принимаем большую из них, т.е. d = 3,65 м.
Абсолютная отметка подошвы фундамента составляет:
FL=DL-d= 159,50-3,65 = 155,85 м.
4.6.2. Определение размеров подошвы фундамента
Определение размеров подошвы фундамента производится в следующей последо-
вательности.
1. Так как фундамент испытывает воздействие нормальной силы Лф и изгибающе-
го момента Л/ц, он считается внецентренно нагруженным. Следовательно, фундамент
проектируется прямоугольным в плане вытянутым в плоскости действия момента, при
этом и соотношение размеров сторон подошвы фундамента принимается в пределах
г] = bf Hf = Ojb. 0,85. Принимаем г] = 0,75.
131
2. Исходя из принятого соотношения сторон, определяем предварительные (ори-
ентировочные) размеры подошвы фундамента. Ширина подошвы фундамента bf опре-
деляется по формуле
, = N ~ _ I 800,0 I 800,0 _
f N n-Wj-Ymtrf) У] 0,75-(227,77-20,0-3.65) \ 116,08 ’
где г] - коэффициент соотношения сторон подошвы фундамента, г] = 0,75; Rl: - началь-
ное расчетное сопротивление грунта ИГЭ-1, Ro = 227,77 кПа; - осредненный удель-
ный вес материала фундамента и грунта на его уступах, ymt = 20 кН/м3; d - глубина
заложения фундамента, расстояние от уровня планировки земли до подошвы фунда-
мента (см. рис. и 4 1), принимаем d = 3,65 м.
Тогда длина подошвы фундамента lf определяется по формуле
/у =йу/г] = 2,63/0,75 = 3,51м.
Полученные размеры подошвы фундамента bf и If округляем кратно 0,3 м в боль-
шую сторону. Принимаем bf = 2,7 м и If = 3,6 м.
3. Определяем соотношение длины здания или сооружения к его высоте
L/H = 42/19 = 2,2 м.
4. По формуле уточняем расчетное сопротивление грунта основания R. При этом
расчетное сопротивление определяется в предположении возможного замачивания
просадочного слоя грунта в период эксплуатации здания и использованием расчетных
значений прочностных характеристик (ср и Сц) в водонасыщенном состоянии по формуле
R + AMYu +(М? - Wb +Мссп],
где yd и уС2 - коэффициенты условий работы, ул = 1.2 и ус2 = 1.06, принимаются по
табл. 3 [2]; к - коэффициент, так как прочностные характеристики грунта (ср и сц) оп-
ределены непосредственными испытаниями, то к = 1.0; Л/т, Мс - коэффициенты,
зависящие от угла внутреннего трения <р несущего слоя грунта, для <р = 18° -Му = 0.43.
\!q = 2,73, Мс = 5,31, принимаются по табл. 4 [2]; bf - ширина подошвы фундамента,
bf= 2,7 м; kz - коэффициент, kz = 1,0, так как ширина подошвы фундамента bf = 2,7 <
< 10 м; db - глубина подвала - расстояние от уровня планировки до уровня пола подва-
ла, db = /гподв - /гц = 2,0 - 0,15 = 1,85 м (см. рис. п.4.1); сп - расчетное значение удельного
сцепления грунта, залегающего непосредственно под подошвой фундамента,
сд = 4 кПа; уп - осредненное расчетное значение удельного веса грунтов, залегающих
выше подошвы фундамента (при наличии подземных вод, определяется с учетом
взвешивающего действия воды), определяется по формуле
Yn =7\d/d = Yj = pjg = 1,75-10 = 17,5 кН/м3,
здесь у, - удельный вес грунта ненарушенной структуры ИГЭ-1; pi = 1,75 г/см3 - плот-
ность грунта ненарушенной структуры ИГЭ-1; g = 9,82 ~ 10 м/с2 - ускорение свобод-
ного падения; уп — то же ниже подошвы фундамента. Толгщ грунта принимаем по
скважине, расположенной ближе к расчетном}' сечению. Тогда
_ '/1^1/2+'/2^2 + У3^3 +Y^4+Y5^5 _
hi / -» + + /?3 +h 4 +h5
17,5-0,35 + 20,0-2,0 + 18,6-4,0 + 9,65-5,0 + 20,0-5,0 268,78 ,, TT/ 3
0,35 + 2.0 + 4.0 + 5.0 + 5.0 16.35
где Yi = prg = 17,5 кН/м3 - удельный вес грунта ненарушенной структуры ИГЭ-1; у2 =
= P2'g = 20,0 кН/м3 - удельный вес грунта ненарушенной структуры ИГЭ-2. Здесь р2 =
= 2,00 г/см3 - плотность грунта ненарушенной структуры ИГЭ-2; у3 = p3-g = 18,6 кН/м3 -
132
удельный вес грунта ненарушенной структуры ИГЭ-3. Здесь р3= 1,86 г/см3 - плот-
ность грунта ненарушенной структуры ИГЭ-3; ysM - удельный вес грунта ИГЭ-4 с уче-
том взвешивающего действия воды, определяется по формуле
_ Y.s4~Yw _ 26,5-10
1 + е4 1 + 0,71
= 9,65 кН/м3,
где у,„ - удельный вес воды; е4 = 0.71 - коэффициент пористости грунта ИГЭ-4;
у„, = 10 кН/м3; ys4 = pS4'g = 2,65-10 = 26,5 кН/м3 - удельный вес твердых частиц грунта
ИГЭ-4. Здесь рл4 = 2,65 г/см3 - плотность твердых частиц грунта ИГЭ-4.
Так как ниже 4-го слоя песка залегает глина в полутвердом состоянии, являющая-
ся водоупором, то удельный вес данного слоя грунта рассчитывается без учета взве-
шивающего действия воды по формуле
у5 = p5-g = 2,0-10 = 20,0 кН/м3,
где р.?5 = 2,0 г/см3 - плотность грунта ненарушенной структуры ИГЭ-5; d\ - приведен-
ная глубина заложения фундамента от пола подвала, определяется по формуле
л -Ь . _ 0.1-22,0
«1 - "s 4-!----- k ' -I------- Г оЗ М,
Yu 17,5
где hs - толщина слоя грунта выше подошвы фундамента со стороны подвала (см.
рис. п 4.1), hs = 1,7 м; h<f — толщина конструкции пола подвала, hcf = 0,1 м; у<у - удель-
ный вес конструкции пола подвала, для тощего бетона у<у = 22,0 кН/м3; уп — осреднен-
ное расчетное значение удельного веса грунта, залегающего выше подошвы фунда-
мента, уп = 17,5 кН/м3. Тогда
R "1’21q06 [0-43-1.0-2,7-16,44+2,73-1,83-17,5+(2.73-1)4,85-17,5+5,31-4] =
= 233,75 кПа.
5. Уточняем размеры подошвы фундамента bf и If с полученным в п. 4 расчетным
сопротивлением R и округляем их кратно 0,3 м в большую сторону:
, _ ( _ | 800,0 _ I 800,0
7 ~ Vn(fi-y„X) 0,75-(233,75-20,0-3,65) “\ 120,56
I -bf
f г) 0,75
= 3,43 м.
Принимаем окончательно bf = 7.J м и /у = 3,6 м.
6. Определяем максимальное и минимальное краевое давление и среднее давление
под подошвой внецентренно нагруженного фундамента в предположении линейного
распределения напряжений в грунте:
7Х =^-+7mtd+—= 800,0 +20,0-3,65+-^-=82,30+73,0+10,29 = 165,59 кПа;
max bflf 1mt W 2,7-3,6 ’ ’ 5,832 ’ ’
р? = 800’° +20.0-3.65—^-=82.30+73.0-10.29=145.01 кПа;
тт bflf 1mt W 2,7-3,6 5,832
р = +РЛ = 165,59 + 145,01 = 310^6 = 155
ср 2 2 2
где W - момент сопротивления подошвы фундамента, определяется по формуле
bfl2f 2 7-3 62 ,
W = ЦА = ’ 7 = 5,832 м3.
6
6
133
7 Для исключения возникновения в грунте пластических деформаций проверяем
выполнение следующих условий:
РХ = 165,59 кПа < 1,2R = 1,2 • 233,75 = 280,5 кПа;
/w =145,01 кПа >0;
Рср = 155,3 кПа < Р = 233,75 кПа.
+р ' '
Все условия выполняются, следовательно, фундамент подобран правильно. Одна-
ко в основании имеется значительное недонапряжение, составляющее
155,3-233,75
233,75
Pcp-R
R
•100% «
•100% ~ 34% >10%,
следовательно, фундамент запроектирован неэкономично, что недопустимо. Принима-
ем решение уменьшить размеры подошвы фундамента, приняв в качестве расчетных
размеры плитной части, равные: bf = 2,4 м и If = 3,3 м. Тогда
Р=1’2^06.[0,434,0-2,4-16,44+2.73-1.83-17.5+(2.73-1)4.85-17.5+5.31-4]=231,05 кПа;
1Г =4,356 м3;
РХ = 187.78 кПа < 1.2Р = 277.26 кПа:
=160,24 кПа >0;
Рср = 174,01 кПа < Р = 231,05 кПа.
Все условия выполняются, однако недонапряжение составляет около 25% > 10%,
что недопустимо, следовательно, фундамент запроектирован неэкономично. Принима-
ем решение снова уменьшить размеры подошвы фундамента, приняв в качестве рас-
четных размеры плитной части, равные: bf = 2,1 м и If = 3,0 м. Тогда
Р=1’2'1^06.[0.434.0-2.146.44+2.734.8347.5+(2 73-1)4.85-17.5+5.31-4]=228.35 кПа:
IF = 3,15 м3;
РХ = 219,03 кПа < 1,2Р = 274,02 кПа;
/w =180,93 кПа >0;
Рср = 199,98 кПа < Р = 228,35 кПа.
Все условия выполняются, однако недонапряжение составляет 12% > 10%. что
недопустимо, следовательно, фундамент запроектирован неэкономично. Принимаем
решение снова уменьшить размеры подошвы фундамента, приняв в качестве расчет-
ных размеры плитной части, равные: bf = 1.8 м и If = 2.7 м. Тогда
R = 1,21q°6- [0,43 4,04,8 46,44 + 2,73 4,83 47,5 + (2,73-1)4,85 47,5 + 5,31-4] =
= 225,65 кПа;
1Г = 2,187 м3;
РХ = 265,04 кПа < 1,2Р = 270,79 кПа;
=210,18 кПа >0;
Рср = 237,61 кПа < Р = 225,65 кПа.
Так как одно из условий не выполняется, принимаем решение принять в качестве
расчетных размеров размеры плитной части, равные bf = 2,1 м и If = 3,0 м.
134
4.6.3. Вычисление вероятной осадки фундамента
Вычисление вероятной осадки ФМЗ-1 производится методом послойного сумми-
рования. В связи с тем, что глубина котлована менее 5 м, второе слагаемое в формуле
(4.17) не учитываем.
1 Вычисляем ординаты эпюр природного давления uzg (вертикальные напряжения
от действия собственного веса грунта) и вспомогательной 0,5ozg по формуле
zgi zgi--1
где Л, - толщина /-го слоя грунта; уц, - удельный вес /-го слоя грунта (при наличии
подземных вод определяется с учетом взвешивающего действия воды).
Точка 0 - на поверхности земли (рис. п.4.2)
czg = 0; 0,5ozg = 0;
точка 1 - на уровне подошвы фундамента
ozgo = Yi ’^i/i = 17,5-3,65 = 63,875 кПа; O,5ozg0 = 31,95 кПа;
точка 2 - на границе 1-го и 2-го слоев
ozg] = ozg0 + Yi = 63,875 + 17,5-0,35 = 70,0 кПа; 0,5ozg] = 35,0 кПа;
точка 3 — на границе 2-го и 3-го слоев
ozg2 = ozg, + 72’^2 = 70,0 + 20,0-2,0 = 110,0 кПа; 0,5ozg2 = 55,0 кПа;
точка 4 — на границе 3-го и 4-го слоев (на уровне подземных вод)
ozg3(ozgw) = ozg2 +у37г3 = 110,0 + 18,6-4,0 = 184,4 кПа; 0,5ozg3 = 92,20 кПа;
точка 5 - на границе 4-го и 5-го слоев с учетом взвешивающего действия воды
ozg4 = Ozgsfcg») + YsM’^4 = 184,4 + 9,65-5,0 = 232,65 кПа; 0,5ozg4 = 116,325 кПа.
Ниже 4-го слоя песка залегает глина в полутвердом состоянии, являющаяся водо-
упорным слоем, поэтому к вертикальному напряжению на кровлю глины добавляется
гидростатическое давление столба воды, находящегося над глиной,
ои = Уж-/г4 = 10,0-5,0 = 50,0 кПа;
полное вертикальное напряжение, действующее на кровлю глины,
ozg5 = ozg4 + °>i- = 232,60 + 50,0 = 282,65 кПа; 0,5ozg5 = 141,33 кПа;
точка 6 - вертикальное напряжение по подошве 5-го слоя
ozg6 = oZg5 + Ys’^s = 282,65 + 20,0-5,0 = 382,6 кПа; 0,5ozg5 = 191,30 кПа.
2. По полученным значениям ординат на геологическом разрезе в масштабе стро-
им эпюру природного давления ozgI (слева от оси OZ) и вспомогательную эпюру
0,5oz&1 (справа от оси OZ).
3. Определяем вертикальное давление на основание от здания или сооружения по
подошве фундамента:
^zP=P= 199,98 кПа,
здесь р - среднее давление под подошвой фундамента, р = 199,98 кПа.
4. Разбиваем толщу грунта под подошвой фундамента на элементарные подслои
толщиной Л, = (0,2...0,4)-Zy, где bf- ширина подошвы фундамента.
Принимаем А, = 0,2bf = 0,2-2,1 = 0,42 м.
5. Определяем вертикальные нормальные oz/) напряжения на глубине z, от подош-
вы фундамента:
®zpi Ър,
где а, - коэффициент рассеивания напряжений для соответствующего слоя грунта,
зависит от формы подошвы фундамента и соотношений 4 = Izjbf и т] = If/bf, где z, -
глубина /-го элементарного слоя от подошвы фундамента, z; = £Д„ определяется по
табл. 4.5. Принимаем £, = 0,95z, и г] = 1,4.
135
6. По полученным данным строим эпюру дополнительных вертикальных напря-
жений <3zp от подошвы фундамента (справа от оси OZ) (см. рис. п.4.2).
7. Определяем высоту сжимаемой толщи основания Нс, нижняя граница которой
ВС принимается на глубине z = Нс, где выполняется условие равенства azp = 0,5ozg (см.
рис. п.4.2).
Сечение I-I
#„ = 800 кН
Ац= 0,15,
/// ///•///9//^’
DL
159,50
_ Л/я = 60 кН-м
0,000
Ур. ч. п.
Рис. п.4.2. К расчету осадки фундамента ФМЗ-1 в сечении Т-1 (А-7):
DL - отметка планировки; NL - отметка природного рельефа; FL - отметка подошвы фундамента;
WL - уровень подземных вод; ВС - нижняя граница сжимаемой толщи; Нс - толщина сжимаемой
толщи; d] - глубина заложения фундамента от уровня планировки; /у - ширина фундамента; эп. Gzg
и эп. 0,5czg - соответственно основная и вспомогательная эпюры вертикальных напряжений от
собственного веса грунта; эп. - эпюра вертикального напряжения от подошвы фундамента
136
8. Определяем величин}’ обшей осадки по форм}'ле
1=1
где Р - безразмерный коэффициент, р = 0,8; огл, - среднее значение вертикального
нормального напряжения от подошвы фундамента в z-м слое грунта, равное полу-
сумме напряжений на верхней z, i и нижней z, границах слоя по вертикали, прохо-
дящей через центр фундамента; А, - толщина z-ro слоя грунта; Е, - модуль деформа-
ции z-ro слоя грунта; п - количество слоев, на которые разбита сжимаемая толща
основания.
9. Для удобства расчета осадки все вычисления ведем в табличной форме сле-
дующего вида:
Таблица
Расчет вероятной осадки ФМЗ-1 в сечении 1-1
Наименование Мощ-
№ ИГЭ грунта и его ность слоя, А„ м z,-,m а, кПа кПа ^zp,i- кПа
А,-,м
ИГЭ-1 Суглинок туго- 4,0 0,00 0,00 0,0 1,000 199,98 197,80 12 000
пластичный 0,35 0,35 0,3 0,979 195,78
0,07 0,42 0,4 0,972 194,38 195,09 182,00 153,00 121,39
ИГЭ-2 Супесь пластичная, 2,0 0,42 0,42 0,84 1,26 0,8 1,2 0,848 0,682 169,58 136,39 20 000
0,42 1,68 1.6 0,532 106,38 94,60 78,40 69,50 58 50
непросадочная 0,42 2,10 2,0 0,414 82,80
0,25 2,35 2,2 0,370 74,00
Песок средней 0,17 2.52 2,4 0,325 65,00 30 000
0,42 2,94 2,8 0,260 52,00 47,00 ВС
ИГЭ-3 крупности, 4,0 0,42 3,36 3,2 0,210 42,00 38 30
средней плот- 0,42 3,78 3,6 0,173 34,60 31,79
ности, влажный 0,42 4,20 4,0 0,145 28,97
S) = 0,8/12 000-(197,80-0,35) = 0,0046 м = 0,46 см;
S2 = 0,8/20 000-(195,09-0,07 + 182,00-0,42 + 153,00-0,42 + 121,39-0,42 +
+ 94,60-0,42 + 78,40 -0,25) = 0,0106 м = 1,06 см;
S3 = 0,8/30 000-(69,50-0,17 + 58,50-0,38) = 0,0009 м = 0,09 см;
Яобщ = Sj + S2 + S3 = 0,46 + 1,06 + 0,09 = 1,61 см.
10. Сравниваем полученное расчетное значение вероятной осадки >8' со значением
предельных деформаций основания Л„. принимаемым в зависимости от конструктив-
ной системы здания или сооружения по прил. Д [2].
S = 1,61 см < Su = 10 см. условие выполняется.
4.6.4. Расчет тела фундамента
4.6.4.1. Конструирование фундамента
Конструирование фундамента выполняем в следующей последовательности.
Назначаем количество и высоту ступеней фундамента, принимая их кратно 0,15 м
(рис. п.4.3).
137
0,30,30,45
1-1
2-2
Рис. п.4.3. К определению высоты фундамента, конструированию фундамента и для
расчета прочности плитной части на продавливание
Так как 0,45 м < = 0,47 м < 0,9 м, то принимаем две ступени фундамента, при
этом высоту первой hx и второй /?2 ступеней назначаем равной 0,3 м, т.е. = /?2 = 0,3 м.
Тогда окончательная высота плитной части фундамента принимается равной
hpi = 0,6 м, а окончательная рабочая высота плитной части фундамента
hllpi = hpi -cis- 0,6 - 0,04 = 0,56 м.
138
Назначаем размеры консолей первой ct и второй с2 ступеней плитной части фун-
дамента. принимая их кратно 0.15 м:
• в направлении действия момента - в направлении большей стороны:
С] = (1...2.5)7h = 2-0.3 = 0.6 м. принимаем cj = 0.6 м;
с2 = (1...2,5)-й2 = 1,5-0,3 = 0,45 м, принимаем с2 = 0,45 м;
• в направлении, перпендикулярном плоскости действия момента:
Ci = (1...2,5)7?i = 1,0-0,3 = 0,3 м, принимаем сА = 0,3 м;
с2 = (1...2,5)-Л2 = 1,0-0,3 = 0,3 м, принимаем с2 = 0,3 м,
где /?| и й2 — соответственно высота первой и второй ступеней ф ндамента
4.6.4.2. Расчет прочности фундамента на продавливание
Расчет прочности плитной части на продавливание заключается в проверке вы-
полнения условия
/7„ -hcf > 0,5(/„ -/?<_).
Так как 0,9 - 0,5 > 0,5-(0,9 - 0,3), условие выполняется, следовательно, при ста-
канном сопряжении сборной колонны с фундаментом расчет на продавливание следу-
ет вести по 1-й схеме. В этом случае продавливание плитной части рассматривается от
низа колонны или подколенника на действие продольной силы /V, и изгибающего мо-
мента
При расчете плитной части фундамента на продавливание рассматривается усло-
вие прочности только одной наиболее нагруженной грани пирамиды продавливания в
предположении, что продавливание происходит по поверхности пирамиды, меньшим
основанием которой служит площадь действия продавливающей силы, боковые грани
которой начинаются у колонны и направлены под углом 45° к горизонтали (рис. п.4.3):
F < qbRbtbmhopI = 1.0 • 900.0 • 1.46 • 0.56 = 735.84 кН,
где <рг, - коэффициент, для тяжелого бетона класса В20 ср* = 1,0; Rbt - расчетное сопро-
тивление бетона растяжению, принимается по [3], для бетона класса В20 Rbt = 0,9 МПа;
hpl - рабочая высота плитной части фундамента, hOpI = 0,56, bm - средний размер про-
веряемой грани пирамиды продавливания (см. рис. и 4.3), при bf-bc> 2hOpi определя-
ется по формуле:
bm = bc + hOpl = 0,9 + 0,56 = 1,46,
где Ьс — размер сечения колонны или подколенника, являющийся верхней стороной рас-
сматриваемой грани пирамиды продавливания, Ьс = Ь„ = 0,9 м (см. рис. п.4.3); F - про-
давливающая сила, принимаемая равной расчетной продольной силе Nb приложенной
к верхнему основанию пирамиды продавливания, за вычетом отпора грунта, прило-
женного к нижнему основанию и сопротивляющемуся продавливанию, определяется
по формуле
F=pmax-H0 = 175,24-1,03 = 180,5 кН,
где р1пах - максимальное краевое давление под подошвой внецентренно нагруженного
фундамента без учета давления грунта на его уступах, определяется по формуле
М л/;
bf -lf п
960,0 72,0
2,1-3,0 + 3,15
= 175,24 кН.
Ао - часть площади подошвы фундамента, ограниченная нижним основанием рас-
сматриваемой грани пирамиды продавливания и продолжением в плане соответст-
вующих ребер (прямоугольник abedef, рис. п.4.3), определяется по формуле
Ao = 0,5b^(/^ —/n — 2h0pi) — 0,25(bf -b„ — 2b(lp/)2 =
= 0,5-2,1 -(3,0 - 0,9 - 2-0,56) - 0,25-(2,1 - 0,9 - 2-0,56)-2 = 1,03 м2.
Итак, F= 180,5 кН < 735,84 кН, условие выполняется, следовательно, продавлива-
ния дна стакана не произойдет и высота плитной части достаточна.
139
4.6.4.3. Расчет прочности нижней ступени на продавливание
Расчет прочности рабочей высоты нижней ступени Ит фундамента на продавли-
вание осуществляется по формуле
Рис. п.4.4. К расчету прочности
нижней ступени на продавливание
F < ^>bRbjbmhm = 1,0 • 900,0 • 1,76 • 0,26 =
= 411,84 кН,
так как bf-b} > 2Лга, то Ьт = Ь} + = 1,5 + 0,26 =
= 1,76 м (здесь Ьх — верхняя грань пирамиды про-
давливания, ЬА = 1,5 м (рис. п.4.4)); И01 - рабо-
чая высота нижней ступени фундамента, hm =
= —as= 0,3 -0,04 = 0,26 м.
^=Pmaxx4o = 175,24-0,712 = 124,77 кН,
где Ао - площадь прямоугольника abcdef (см.
рис. п.4.4), определяется по формуле:
Ао = 0,5bf(lf -h- 2ha) - 0,25(Zy - bt - 2Л01)-2 =
= 0,5-2,l-(3,0 - 1,8 - 2-0,26)-0,25-(2,l - 1,5 -
- 2-0,26)-2 =0,712 m2.
Итак, F= 124,77 кН < 411,84 кН, условие
выполняется, следовательно, продавливания дна
нижней ступени фундамента не произойдет и
высота нижней ступени достаточна.
Высоту нижней ступени и плитной части
фундамента в направлении большей стороны
подошвы фундамента не проверяем, так как
размеры граней плоскости продавливания
больше, чем в рассмотренном выше случае.
4.6.4.4. Расчет фундамента по прочности на раскалывание
Проверка фундамента по прочности на раскалывание от действия продольной си-
лы Nc производится из условий и. 2.22 [6]:
при bc/hc <АЪ LAi Nc < (1 + bc !hc)p у, AbRb{,
при bc lhc > Ab /Л, Nc<(\ + hc Ib^p Л* Rbt,
где ц - коэффициент трения бетона по бетону, р = 0,75; yj - коэффициент, учитываю-
щий совместную работу фундамента с грунтом, yj = 1,3; Л/ - площадь вертикального
сечения фундамента в плоскости, проходящей по оси стакана колонны, за вычетом
площади стакана фундамента, в направлении действия изгибающего момента,
Ai = 2,03 м2 (рис. п.4.5, а); Аь - то же в направлении, перпендикулярном плоскости дей-
ствия изгибающего момента, Аь = 1,67 м2 (рис. п.4.5, б); Rbt - расчетное сопротивление
бетона растяжению, для тяжелого бетона класса В20 Rbt = 0,9 МПа, принимается по
[3]; zVc - расчетная продольная сила в уровне торца колонны или ветви двухветвевой
колонны, определяется
Nc = aNT = 0,85-960,0 = 816,0 кПа,
где а - коэффициент, учитывающий частичную передач) продольной силы на плит-
ную часть фундамента через стенки стакана, но не менее 0,85, определяется по формуле
„ ОЛуиу^Л 0,4-1,0-0,9-900-0,54 R_
Nb 960,0
где Rbt - расчетное сопротивление бетона замоноличивания стакана растяжению: уи -
коэффициент, учитывающий длительность действия нагрузки, уи =10; yb9 - коэффи-
циент, учитывающий вид материала фундамента, ую = 0,9; М - продольная сжимаю-
140
щая сила от местной нагрузки, У, = 960,0 кН; Ас - площадь боковой поверхности ко-
лонны, заделанной в стакане фундамента, определяется по формуле
Ас = 2(bc + hc)-hcJ = 2-(0,3 + 0,3)-0,45 = 0,54 м2.
Вследствие того, что 0.82 < 0.85. принимаем а = 0.85.
Так как О.З/О.З > 1.67/2.03, то
Nc= 816,0 кН < (1 + 0.3/0.3)-0.75-1.3-1.67-900 = 2930,85 кН.
Условие выполняется, следовательно, раскалывания фундамента не произойдет.
Рис. п.4.5. К расчет}- плитной части фундамента на раскалывание:
а - в плоскости действия изгибающего момента; б - в направлении, перпендикулярном
плоскости действия изгибающего момента
4.6.4.5. Расчет прочности фундамента на смятие
Проверяем условие
Nc <0,9\fiIocRb IocA/oc l,
где Nc - расчетная продольная сила в уровне торца колонны или ветви двухветвевой
колонны; - коэффициент, зависящий от характера распределения местной нагруз-
ки по площади смятия, при равномерном распределении, как в случае с колонной,
У/ос = 1,0; Aoc.i - фактическая площадь смятия (площадь торца колонны или ветви
двухветвевой колонны), = bc-hc = G,3-0,3 - 0,09 м2; Rbjoc - расчетное сопротивле-
ние бетона смятию, определяется по формуле
Rb,ioc = v-WiocRb = 1, о • 2,1 • 11500 = 24150,0 кПа,
где а - коэффициент, принимаемый для бетона класса ниже В25 а = 1,0; Rb - расчет-
ное сопротивление бетона сжатию, для тяжелого бетона класса В20 Rb= 11,5 МПа;
<Р/ОС - коэффициент, учитывающий повышение несущей способности бетона при мест-
ном сжатии, для бетона выше класса В7,5 не более 2,5, определяется по формуле
так как 2,1 < 2,5, то принимаем <ptoc = 2,1: здесь 4/ос 2 - расчетная площадь смятия (пло-
щадь поперечного сечения подколонника), = /„ • Ьп = 0,9-0,9 = 0,81 mz
Тогда 816,0 кН <0.9-1.0-24150.0-0,09 = 1956.15 кН.
Условие выполняется, следовательно, смятия бетона под колонной не произойдет,
значит, ниже стакана сетки косвенного армирования не устанавливаются.
141
4.6.4.6. Расчет прочности фундамента по поперечной силе
Расчет прочности фундамента по поперечной силе заключается в проверке проч-
ности рабочей высоты нижней ступени /?01 фундамента по наклонному сечению на
восприятие поперечной силы (J одним бетоном (см. рис. п.4.3), исходя из условия
n < \5Rbtbfhl = 1,5-900,0-2,1-0,26 = 319 41
Q 0.6
где Q = pTp(c\ - c^)-bf= 152,38-(0,6 - 0,3)-2,1 = 96,0 кН; ct - вылет (длина) нижней сту-
пени фундамента, с, = 0,6 м; с0 - длина проекции рассматриваемого наклонного сече-
ния, с0 = 0,3 м; р|р — реактивный отпор грунта от расчетной продольной нагрузки, ргр =
= = 960,0/(2,1-3,0) = 152,38 кПа; bf- ширина подошвы фундамента. bf= 2,1 м;
Rbt - см. п. 4.2 примера расчета.
Правая часть неравенства принимается не менее (},6Rbt-b/-h(:l = 0,6-900,0-2,1-0,26 =
= 294,84 кН и не более 2,5Rbt-bfh^ = 2,5-900,0-2,1-0,26 = 1228,5 кН. Все условия вы-
полняются.
Итак, Q = 96,0 кН < 319,41 кН, условие выполняется, следовательно, прочность
нижней ступени по поперечной силе обеспечена.
4.6.4.7. Определение площади сечения арматуры плитной части фундамента
Площадь сечения рабочей арматуры плитной части фундамента определяется из
расчета на изгиб консольных выступов вдоль сторон фундамента bf в сечениях,
проходящих по граням колонны и подколенника и по граням ступеней фундамента
(см. рис. п.4.3).
Расчет выполняется в следующей последовательности.
1. В сечениях I-I, П-П и III—III определяем изгибающие моменты. В плоскости
действия момента - в направлении большей стороны:
для сечения 1-1
1?ф, 0 62 - 2 1
Л/н =-^Л(2Рп10Х +Л-0 = \ '(2• 175.24 +166,1) = 65,09 кН-м,
6 6
где bf - ширина подошвы фундамента, bf= 2,1 м; /н - см. рис. п.4.3; - давление
грунта в сечении I-I, определяется по формуле
D п , (//-/нХ^ах-Pmm) 1ОП (3,0-0,6)-(175,24-129,52)
/1м -+ Tf ~ 129,52 + — -
= 129,52 + 36,58 = 166,1 кПа,
где If- длина подошвы фундамента, //=3,0 м:
= 152’38 + 22’86 = 175’24
Ifbf W 3,0-2,1 3,15
—^- = 960,0 -Z^° = 152.38-22.86 = 129.52 кПа:
lfbf №' 3,0-2,1 3,15
max
p.
M mm
для сечения П-П:
In-nbf 1052 - 2 1
= -^(2Ртах + РД-п)= , ’ -(2-175.24 + 159 24) =196.69 кН-м.
6 6
где /П-п - см. рис. п.4.3; Рд_п- давление грунта в сечении П-П,
n п , (//-Ai-nXPmax-Ршп) , (3,0-1,05)(175,24-129,52)
'П-П - Лит 4 --------------12У-32 4 “
V
= 129,52 + 29,72 = 159,24 кПа;
3,0
142
3,0
для сечения III—III:
= ^^(2Pmax + Pin-ш) = 1;35" '2; 1 • (2• 175,24 + 154,67) = 322,22 kH-m,
О о
где /щ-щ - см. рис. п.4.3; Рщ-ш - давление грунта в сечении III—III,
п п , (If -/ш-шХ^ах-Pmm) 1ОО м , (3,0-1,35)(175,24-129,52)
Лп-ш - 'тш 1 ",------------- 12У,Э2 Ч
lf
= 129,52 + 25,15= 154,67 кПа.
В направлении, перпендикулярном плоскости действия момента, от реактивного
давления (отпора) грунта ртр = 152,38 кПа:
для сечения 1-1
и _ P^bf ~b^f _ 152,38.(2,1 -1,5)2 -3,0 _
Л4Г_Т =-------------=------------------------= 20,Эб кН-м,
8
1-1 8
для сечения П-П:
Л/„ = . 152,38.(2.1/0,9У.З,0=82 29
8
8
для сечения III—III:
_pTp(bf-bS-lf _ 152,38-(2,l-0,3)2-3,0
i\'L11[ 111 — — — Ioj,It- Krl’M.
8 8
2. В тех же сечениях определяем требуемую площадь сечения рабочей арматуры
А'г’ в плитной части фундамента (см. рис. п.4.3). Подбор арматуры ведется на всю ши-
рин)- или длину фундамента.
В плоскости действия момента - в направлении большей стороны:
для сечения I-I:
= ^i-i =---------65J19-----= 000795 м2 = 7,95 см2.
0,9h01Rs 0,9 • 0,26 • 350 000
4?-п
для сечения П-П:
^П-П 196,69 Л Iic ? 111С 2
WV 0.9.0,56.350 000 = 0.001113М- = 11.15 см ;
для сечения III—Ш:
^ш-ш = JHlSL =--------322,22-----= 000701 м2 = 7 01 см2
0,9h03Rs 0.9-1.46-350 000
В направлении, перпендикулярном плоскости действия момента:
для сечения 1-1:
= =-----21X58------= 00()25 м2 = 2 5х 2
* 0,9holRs 0.9-0.26-350 000
для сечения П-П:
лп-п = Чп =-----------8|79-------= 000466 м2 = 4 66 2
х 0,9bn2Rs 0,9-0,56-350 000
Для сечения III—III:
Лш-ш = Мп-Ш =---------185Д4------= 2 = 2
* 0,9/703Ла 0,9-1,46-350 000
где /701, Лоз, /7С,з - расчетная рабочая высота фундамента соответственно в сечении I-I,
П-П и Ш-Ш: Ли = /?1 - as = 0,3 - 0,04 = 0,26 м, /702 = hpj — as = 0,6 — 0,04 = 0,56 м,
143
ha -Hf — as —1,5 — 0,04 - 1,46 м; Л/t—i, Л/ц ц, Л/Ш-ш — изгибающие моменты соответст-
венно в сечении I-I, П-П и III-III; Rs - расчетное сопротивление арматуры растяже-
нию, определяется по [3], для арматуры класса А400 Rs = 350 МПа.
3. Из трех значений Л*-1, Дп~п и Л™-111 в соответствующем направлении выбираем
большее, по которому и производим подбор диаметра и количество стержней. Для
этого задаемся шагом стержней, обычно >S'= 150...200 мм. Принимаем >S'= 150 мм. Ко-
личество стержней больше числа шагов на 1. Деля /1"та" на число стержней, получаем
требуемую площадь Ар1 одного стержня, по которой, используя сортамент арматуры,
подбираем окончательный диаметр одного стержня.
В плоскости действия момента - в направлении большей стороны:
принимаем шаг стержней S=150mm (рис. п.4.6). Л™ах = 11,15 см2. Количество
стержней принимаем и = 14 шт. Тогда
Лтр = Aw*ln = 11,15/14 = 0,796 см2;
принимаем диаметр одного стержня 0 = 10 мм (Л, = 0,785 см2). Окончательно при-
нимаем 14010.
В направлении, перпендикулярном плоскости действия момента:
принимаем шаг стержней S = 150 мм (см. рис. п.4.6). = 4,66 см2. Принимаем
количество стержней п = 20 шт.
уДр = 4тах /п = 4,66/20 = 0,233 см2;
принимаем диаметр одного стержня 0 = 8 мм (Я^ = 0,503 см2). Так как минималь-
но допустимый диаметр арматуры должен быть не менее 10 мм, окончательно прини-
маем 20010 Л, = 0,785 см3
Рис. п.4.6. Арматурная сетка С-1
Так как размеры ширины подошвы фундамента bf< 3 м. то подошва фундамента
армируется одной арматурной сеткой с рабочей арматурой в двух направлениях. Схе-
ма армирования подошвы фундамента арматурной сеткой С-1 представлена на
рис. п.4 7.
4.6.4.8. Расчет подколенника фундамента
Конструирование подколонника
Стаканная часть фундамента должна удовлетворять следующим требованиям.
Толщина стенок стакана определяется расчетом на прочность, но принимается не
менее 0,15 м. Толщину защитного слоя бетона назначаем равной «, = «( = 35 мм. Раз-
меры подколонника в плане и высоте принимаются кратно 0,15 м. Зазоры между ко-
лонной и стенками стакана для возможности рихтовки и качественного заполнения
144
бетоном должны быть понизу' не менее 50 мм, а поверху - не менее 75 мм После мон-
тажа колонны в стакан фундамента, зазоры заполняют бетоном класса В 17,5 на мел-
ком заполнителе. Принимаем симметричное армирование.
Расчет прочности подколонника по нормальным сечениям
Расчет прочности подколонника по нормальным сечениям сводится к определе-
нию требуемой площади продольной рабочей арматуры. Для этого рассматриваются
два нормальных сечения: первое - сечение I-I - в уровне заделанного торца колонны и
второе - сечение П-П - в уровне плитной части фундамента (рис. п.4.8).
Расчет по сечению I-I производится по правилам расчета коробчатого сечения,
которое, в свою очередь, приводится к двутавровому' сечению (см. рис. п.4.8). Расчет
выполняем в следующей последовательности.
1. Определяем значение расчетного эксцентриситета е0:
=
Mi
М
72,0
960.0
= 0,075 м.
2. Проверяем условие
М = 960,0 кН <Rb b„ Ьс/= 11 500-0,9-0,225 = 2328,75 кН,
где Ь„ - ширина поперечного
(толщина) стенки стакана,
bcf= 0,225 м; Rb - расчетное
сопротивление бетона сжа-
тию, для тяжелого бетона
класса В20 Rb= 11,5 МПа,
принимаем по [3].
Условие выполняется,
следовательно, нейтральная
ось проходит в пределах
полки (рис. п.4.9), следова-
тельно, арматуру рассчиты-
ваем как для прямоугольного
сечения шириной bn = b'n =
= 0,9 м и толщиной стенки
стакана; bcf= 0,225 м.
сечения стакана фундамента, Ьп = 0,9 м; - ширина
Рис. п.4.9. К расчету продольной арматуры подколон-
ника по сечению II
145
3. Определяем высоту' сжатой зоны х бетона:
х = = 960,0 = 0,093 м > 2а' = 2-0,035 = 0,07 м.
Rbbn 11500-0,9 5
4. Определяем относительную высоту сжатой зоны бетона:
£ = х//70„ = 0,093/0,865 = 0,11,
где /70„ - рабочая высота подколонника, hOn = /„ - as = 0,9 - 0,035 = 0,865 м, здесь /„ -
длина поперечного сечения подколонника.
5. Определяем граничное значение относительной высоты сжатой зоны бетона
по формуле
= со = 0,758 = 0,758 = 59
” 1+А. ~ 1+ 365 [ 0,758^ “ 1,284 “ ’ ’
400 1,1) 400 1,1 )
где со - коэффициент, характеризующий деформативность сжатой зоны бетона, опре-
деляется по формуле
со = 0,85 - 0,008/?,, = 0,85 - 0,008 -11,5 = 0,758,
здесь Rb - в МПа: Rs - расчетное сопротивление продольной арматуры растяжению,
для арматуры класса А 400 R, = 350 МПа. определяется по [3].
6. Проверяем условие х < xR:
х = 0,093 м < xR = h0„ = 0.59-0.865 = 0.51 м. условие верно, следовательно, гра-
ница сжатой зоны проходит в полке.
7. Определяем требуемую площадь продольной арматуры:
. = __ Rbbnh0„ ат ~ 5(1 ~ 0- 5Q ~ В0,9 11500 - 0,9 - 0,865
s s Rs ' 1-8 350 000 Х
х 0,06-0,11-(1-0^5-0,11)-0,001 =0 025.(_0,045) = _0 00112 м2 =-11,2 см2,
где
8=^=01035 = 960,0-0,486 06
h0„ 0,865 Rbb'„ho„ П500-0,9-0,8652
здесь е - эксцентриситет, определяется по формуле
е = е0"Ц + 0,5/„ - as = 0,075-0,945 + 0,5-0,9 - 0,035 = 0,486 м,
где
где
ц= 1-0,5^= 1-0,5-0,11 =0.945;
b'cf
1-0.5—2-
йОи
0,0012- 1-0,5-
0,225^1
0.865 )
= 0,001,
= °-009 =0 012
b„hOn 0.9-0.865 ’ ’
Рис. п.4.10. К расчету продоль-
ной арматуры подколонника по
сечению П-П
здесь .'loy - площадь сжатой зоны, A'Of = b'jXt, =
= 0,9 • 0,093 • ОД 1 = 0,009 м2
8. Расчет по сечению II II производится по
правилам расчета прямоугольного сечения с двой-
ной арматурой (рис. п.4.10).
146
Так как х = 0,093 м < .Yr = 0,51 м, то
_ A'_Rbb„hOn ате-£(1-0,5£)_ 11500-0,9-0,865 0,06-0,11-(1-0,5-0,11)
s~ s~ Rs ' 1-8 “ 365 000 ’ 1-0,041
= 0,025 • (-0,046) = -0,001146 м2 = -11,46 см2.
По расчету продольная арматура в подколоннике не требуется, следовательно,
она устанавливается конструктивно. Назначаем шаг продольных стержней 8' = 400 мм
(рис. п.4.11). Тогда минимально допустимый диаметр, который можно применить в
этом случае, равен 12 мм. Принимаем 3012 А400 (,4S = 1.313 см2). Поперечная армату-
ра в каркасах КР-1 и КР-2 принимается либо класса В500. либо А240 и устанавливается
из условия свариваемости dx/4 = 12/4 = 3 мм, но не менее 5 мм. где ds — диаметр про-
дольной арматуры. Принимаем поперечную арматуру 05 мм класса В500 (As = 0,154 м~).
Рис. п.4.11. Продольное армирование подколонника плоскими каркасами:
а - КР-1 - в плоскости действия изгибающего момента; б - КР-2 - в направлении,
перпендикулярном плоскости действия момента
Расчет прочности подколонника по наклонным сечениям
Расчет прочности подколонника по наклонным сечениям сводится к определению
требуемой площади поперечной арматуры А^,. Для этого в зависимости от значения
расчетного эксцентриситета е0 в сечениях III—III или IV-IV определяем соответствую-
щие значения изгибающих моментов АД или Мв (см. рис. п.4.12).
Так как hc/6 = 0,05 м < е0 = 0,075 м < 0,5hc = 0,15 м, расчет ведем по наклонному
сечению IV-IV, проходящему' через точку- В. Значение изгибающего момента в этой
точке будет определяться по формуле
Тогда
Мв =Мг + Q-hcf-O.7eo = 72.0 - 0,7-0.075 = 71.95 кН-м.
Д IV-IV _ Мв
Г)
Ау / . ^sw
------------= 0,000202 м2 = 2,02 см2,
285 000-1,25
где Rs - расчетное сопротивление арматуры растяжению, определяем по [3]. для попе-
речной арматуры класса А 400 /Д, = 285 МПа; - сумма расстояний от каждого
ряда поперечной арматуры до нижней грани колонны (учитываем только ряды попе-
речной арматуры, расположенные выше нижней грани колонны) (см. рис. п.4.12);
Ijsw = zi + z2 + z3 + z4 + z5 = 0,05 + 0,15 + 0,25 + 0,35 + 0,45 = 1,25 m; - шаг попереч-
ной арматуры, принимается исходя из следующих условий: < hcjl4 = 500/4 = 125 мм
и >SW < 200 мм, где hcj -высота стакана. Принимаем Д. = 100 мм.
Деля на число стержней сетки воспринимающих растягивающие усилия от
изгибающего момента, получаем требуемую площадь одного стержня, по которой.
147
используя сортамент арматуры по [3], подбираем диаметр одного стержня (рис. п.4.13).
= A™~IV/n = 2,02/4 = 0,505 см2, что соответствует 010 (А^ = 0,785 см2). Здесь п -
количество стержней, и = 4 шт. Схема армирования подколонника арматурной сеткой
С-2 представлена на рис. п.4.13.
Рис. п.4.13. Схема армирования подко-
лонника арматурной сеткой С-2
4.7. Методы защиты подземных частей зданий
и сооружений от воздействия подземных вод
При современном строительстве вопрос защиты подземных частей соору-
жений от подземных вод приобретает особое значение. Это касается жилой и
нежилой застроек, объектов метро и подземных объектов городской инфра-
структуры - подземных паркингов, пешеходных переходов, инженерных со-
оружений. Особую остроту эти вопросы приобретают в связи с начинающимся
широким освоением подземного пространства как под существующими зда-
ниями, так и при строительстве подземных объектов.
Гидроизоляция подземных сооружений и подземных частей зданий - до-
вольно трудоемкий и ответственный процесс. Стоимость материалов и работ
по гидроизоляции составляет от 0,1 до 0,5% от сметной стоимости строитель-
но-монтажных работ, при этом на работы по гидроизоляции приходится до 3%
от общего объема трудозатрат по возведению сооружения.
При этом защита подземных частей зданий и сооружений от воздейст-
вия подземных вод - это комплекс мероприятий, который должен включать
в себя элементы инженерной подготовки территории, водопонижение или
отвод воды от здания, а также разработку’ комплексной системы гидроизо-
ляции.
4.7.1. Воздействие подземных вод на сооружения
Основное воздействие на подземные части сооружения оказывает грави-
тационная и капиллярная вода [11].
Гравитационная вода оказывает давление на контактирующие с ней кон-
струкции сооружения (стены, днище) и при отсутствии на своем пути непро-
ницаемой гидроизолирующей преграды проникает внутрь сооружения, что
может привести к его затоплению.
Капиллярная вода проникает из грунта в стены и поднимается на высоту
до 4 м (табл. 4.6).
148
Таблица 4.6
Величина капиллярного подъема в зависимости от вида грунта
Вид грунта Капиллярный подъем воды, м
Пески крупнозернистые 0,03...0,15
Пески среднезернистые 0,15...0,35
Пески мелкозернистые 0,35... 1,1
Супеси 1,1....2,0
Суглинки легкие 2,0... 2,5
Суглинки средние и тяжелые 2,5... 6,5
Глины до 12,0
Кирпичная кладка 0,5... 4,0
Нормальная влажность кирпичных стен составляет 0,02...0,03, а у неза-
щищенного контакта с влажным грунтом она повышается до 0,15...0,3. Миг-
рирующая в стене влага выщелачивает растворимые компоненты кладочного
раствора, а испаряясь с поверхности стен, увеличивает влажность воздуха
внутри помещения и образует на стенах рыхлые скопления принесенных со-
лей. Плесень во влажных помещениях крайне неблагоприятно воздействует на
здоровье людей и сохранность интерьера. Агрессивная вода, содержащая кис-
лоты или щелочи, разрушает строительные материалы.
4.7.2. Виды воды в грунте
1. Свободная (гравитационная) вода - содержится в песчаных грунтах.
В этой форме вода может свободно перемещаться во всех направлениях в ре-
зультате особенностей рельефа местности, разности напорных водяных стол-
бов, гравитационных сил, фильтрации капиллярного подъема и т.д.
2. Прочносвязанная (гигроскопическая) вода - содержится в глинистых
грунтах. Эта вода прочно связана с частицами грунта электромолекулярны-
ми силами притяжения. Поскольку^ частицы глинистого грунта очень мелкие
и водонепроницаемые, то передвижение гигроскопической воды очень за-
труднено и возможно только в случае перехода в газовую фазу (при высуши-
вании).
3. Рыхлосвязанная (пленочная) вода — содержится в глинистых грунтах.
В этой форме вода может перемещаться под действием градиентов температу-
ры, влажности, разности электропотенциалов и т.д. Пленочная вода мигрирует
по капиллярам грунта из мест повышенной влажности в более сухие слои и
может отжиматься из грунта под нагрузкой.
Верхняя поверхность гравитационной воды называется уровнем подзем-
ных вод (УПВ). Выше этого уровня толща грунта, в которой имеются капил-
лярная вода и воздух, носит название зоны аэрации. Именно в зоне аэрации
наиболее быстро происходят процессы коррозии строительных конструкций.
Ниже УПВ, при степени водонасыщения грунта У = 1, поры грунта не содер-
жат кислорода, что препятствует процессам коррозии.
Уровень подземных вод во многом определяется уровнем воды располо-
женных рядом водоемов. Например, в центральных районах Санкт-Петербурга
149
он находится в среднем на глубинах 1,8...2 м и может существенно повышать-
ся в зависимости от уровня воды в реках и каналах города, нагонных наводне-
ний, протечек из водопроводных и канализационных сетей.
В весенние сезоны, когда грунт еще не до конца оттаял, или во время ин-
тенсивного выпадения дождей в зоне аэрации может образовываться времен-
ный верхний водоносный горизонт - верховодка.
4.7.3. Способы устройства гидроизоляции и гидроизоляционные
материалы
Устройство гидроизоляции. Основная цель гидроизоляции конструкций
подземных сооружений - защита строительных конструкций зданий и со-
оружений от коррозионного разрушения, предотвращение проникновения
капиллярной воды внугрь конструкций и помещений и защита подземных
сооружений от напорных вод. По способам защиты элементов подземных
конструкций зданий и сооружений гидроизоляцию можно условно подразде-
лить на:
• противокоррозионна, ю;
• противокапиллярную:
• противонапорную.
Для выполнения гидроизоляционных работ лучше всего использовать водо-
непроницаемые материалы и трещиностойкие конструкции, а при агрессивных
свойствах воды — устойчивые к ним материалы (Р.А. Мангушев и др., 2013)
Так, для этого используется сульфатостойкий цемент, производящийся
отечественной промышленностью, нечувствительный к наиболее агрессивной
разновидности подземных вод. Представляет интерес опыт добавления в бето-
ны микрокремнезема (кремниевой пыли) в количестве 10...30% от веса цемен-
та, являющегося отходом металлургических производств. При этом водопро-
ницаемость бетона снижается в 5...25 раз и заметно возрастают прочность и
устойчивость против агрессивных вод. При этом бетонирование следует вести
непрерывно, поскольку при укладке бетона с перерывами стыки могугт ока-
заться водопроницаемыми.
На рис. 4.17 представлены основные современные схемы гидроизоляции
подземных помещений зданий и сооружений гражданского назначения.
Рис. 4.17. Основные современные схемы гидроизоляции подземных помещений:
a - наружная противонапорная; б - внутренняя противонапорная: в - гидроизоляция для защиты
от капиллярной влаги; г - гидроизоляция подземного помещения; 1 - противонапорная изоляция;
2 - бетонная подготовка; 3 - защитная стенка; 4 - кессон; 5 - противокапиллярная изоляция;
б - наружная обделка; 7 - внутренняя обделка
150
Схема а - наружная противонапорная гидроизоляция. Давление подзем-
ных вод передается на ограждающие конструкции сооружения, что делает ее
более надежной. Горизонтальный участок гидроизоляции наносится по бетон-
ной подготовке до устройства днища соору жения. Вертикальные участки на-
носятся на стены и для защиты от повреждений при обратной засыпке ограж-
даются кладкой в полкирпича, бетонными плитами или покрываются слоем
торкрет-бетона.
Схема б — внутренняя противонапорная гидроизоляция. Устраивается в
уже существующих зданиях. При значительных напорах необходимо устрой-
ство внутреннего железобетонного кессона, упирающегося в выступы или
штробы в стенах и способного воспринять давление воды.
Схема в — гидроизоляция подвала от капиллярной влаги.
Следует отметить, что эта схема принципиально непригодна для защиты
от напорных вод по следующим причинам: во-первых, при осадке фундамента
возможен, а зачастую неизбежен порыв слоя гидроизоляции в месте стыка по-
ла со стеной; во-вторых, на участке опирания стены подвала на фундаментную
подушку слой гидроизоляции будет находиться под большим давлением и мо-
жет быть поврежден. Противокапиллярных свойств эти повреждения не сни-
жают.
С учетом этих соображений следует соблюдать основное правило строи-
тельства подземных сооружений: днище сооружений, находящееся ниже уров-
ня подземных вод, должно воспринимать и передавать на грунт нагрузки от
всех стен и колонн сооружения. Пропускать колонны сквозь днище с переда-
чей нагрузки на собственный фундамент недопустимо.
На рис. 4.17, г изображена гидроизоляция горизонтального подземного
сооружения с бетонной обделкой. Изоляционный слой наносится на внутрен-
нюю поверхность наружного слоя обделки, воспринимающего давление грун-
та. Внутренний слой обделки воспринимает давление воды, передаваемое на
него через слой гидроизоляции. Если подземное сооружение находится в ус-
ловиях, когда возможен его продольный изгиб, например в массиве неустой-
чивых, плывунных грунтов или в зоне влияния горной подработки, то наибо-
лее рациональной является обделка, состоящая из дву*х концентрических тю-
бинговых колец, зазор между которыми заполнен, например, бетоном. При
деформировании подземного сооружения и появлении зазоров в стыках тю-
бингов внутреннего кольца они могут быть подчеканены свинцом, а межтю-
бинговый зазор проинъецирован герметиком, т.е. внутренняя гидроизоляция,
роль которой исполняет внутреннее кольцо тюбингов, в этом случае оказыва-
ется ремонтодоступной.
Гидроизоляционный слой противокапиллярного назначения выполняют в
виде:
• слоя материала с крутшыми порами (синтетический или минераловоло-
конный дренажный мат, слой стекловаты) для прерывания капиллярного
потока, обмазки битумной, резинобитумной мастикой, этинолевым лаком,
цементно-полимерными мастиками: при отсутствии значительной нагруз-
ки на изоляционный слой со стороны грунта;
• слоя рулонной гидроизоляции на гнилостойкой основе (стеклоткань, асбо-
картон): при наличии значительной нагрузки, например при устройстве
противокапиллярного слоя под стеной.
151
Гидроизоляционный слой противонапорного назначения выполняется в виде:
• торкрст-штукатурного покрытия в 3... 5 наметов общей толщиной 3... 5 см
с напорной стороны - на трещиностойких конструкциях при напорах до
30 м;
• обмазки битумными и другими мастиками в несколько слоев с прокладкой
стеклоткани или синтетических сеток между слоями — на нетрещиностой-
ких конструкциях при напорах до 20 м из расчета 1 слой на 4 м напора, но
не менее трех слоев;
• наклеенных в несколько слоев рулонной гидроизоляции на гнилостойкой
основе, синтетических рулонных материалов (толстые полиэтиленовые и
полнхлорвиниловые пленки, бутилкаучуковые полотна) — на нетрещино-
стойких конструкциях при напорах до 30 м из расчета 1 слой на 6 м напо-
ра, но не менее двум слоев;
• стальных листов 4...6 мм толщиной, сваренных в сплошной чехол: при
напорах более 30 м и для особо ответственных сооружений, в том числе
нетрещиностойких.
При напорах до 2...3 м, что характерно для подвалов жилых домов, пеше-
ходных переходов, использование современных гидроизоляционных штука-
турных составов и мастик с высокой адгезией позволяет выполнять внутрен-
нюю гидроизоляцию по схеме рис. 4.17, б без кессона с передачей водной на-
грузки на ограждающие конструкции за счет адгезии.
В некоторых случаях металлическая гидроизоляция выполняется как
внутренняя облицовка, прикрепленная к стенам анкерами, которые передают
гидростатическую нагрузку от воды на стену. Тогда гидроизоляционный ме-
таллический лист должен быть рассчитан как плита под действием распреде-
ленной нагрузки с точечным опиранием на анкеры с учетом ослабления проч-
ности в сварных швах.
При выходе из строя одного анкера нагрузка на соседние анкеры резко
возрастает и создаются условия для лавинообразного отрыва всего гидроизо-
ляционного покрытия. Подобную конструкцию можно считать более или ме-
нее надежной, если она по расчету' выдерживает одновременный выход из
строя двух соседних анкеров (Проектирование фундаментов зданий и подзем-
ных сооружений, 2006).
Гидроизоляционные материалы. По способам устройства выделяют
пропиточную, окрасочную (обмазочную), штукатурную, рулонную, металли-
ческую и инъекционную гидроизоляцию. Краткое описание этих технологий
приведено в книгах А.Б. Фадеева (2007), А.А. Шилина (2003).
Ассортимент гидроизоляционных материалов очень широк и непрерывно
пополняется как отечественными, так и зарубежными компаниями.
При гидроизоляционных работах обычно используют следующие материалы:
• рулонные оклеенные;
• обмазочные на органической основе;
• материалы на цементной основе (водонепроницаемые бетоны и штукатур-
ки, ремонтные смеси, обмазочные цементные и полимерцементные соста-
вы, проникающие материалы, составы «водная пробка», солепоглащаю-
щие штукатурки);
• бентонитовые;
• гидрофобизирующие;
152
• соленейтрализующие;
• материалы для герметизации швов и трещин;
• материалы для противофильтрационной обработки грунта;
• материалы для герметизации межпанельных стыков.
На рис. 4.18...4.25 приведены схемы типовых узлов гидроизоляционной
защиты подземных сооружений, устраиваемой с помощью оклеечной наплав-
ляемой гидроизоляции (www.dwg.ru).
Рис. 4 18. Схема гидроизоляции
фундаментной плиты на естественном
основании:
1 - грунтовое основание: 2 - геотекстиль;
3 - уплотненный гравийно-песчаный грунт;
4 - подготовка из «тощего» бетона. 5 - грун-
товочный слой; б — оклеенная наплавляемая
гидроизоляция; 7 - защитная цементно-пес-
чаная стяжка; 8 - фундаментная железобе-
тонная плита
Рис. 4.19. Схема гидроизоляции
вертикальной стены подземного
сооружения:
1 - вертикальная железобетонная стена;
2 - грунтовочный слой; 3 — оклеенная на-
плавляемая гидроизоляция; 4 - утепли-
тель; 5 - пароизоляция из полиэтилено-
вой пленки; б - дренажная пупырчатая
мембрана; 7 - геотекстиль; 8 — обратная
засыпка местным грунтом
200
Рис. 4.20. Поперечный разрез
наружной гидроизоляции вертикаль-
ной стены:
1 - вертикальная железобетонная стена:
2 - грунтовочный слой; 3 - оклеенная на-
плавляемая гидроизоляция; 4 - защитная
цементно-песчаная стяжка; 5 - защитный
слой; б - защитная стенка
153
1
Рис. 4.21. Гидроизоляция анкерного
крепления в вертикальной железобетон-
ной стене:
1 - вертикальная железобетонная стена;
2 - грунтовочный слой; 3 - оклеенная на-
плавляемая гидроизоляция 4 - металличе-
ская прижимная пластина; 5 - защитный
слой; 6 - прижимная гайка; 7 - утеплитель
(экструдированный пенополистирол или
полиуретановая пена); 8 - анкерный болт;
9 - прижимная стенка
Рис. 4.22. Схема гидроизоляции
мест ввода инженерных сетей и ком-
мл никаций:
1 - вертикальная железобетонная стена;
2 - грунтовочный слой; 3 - оклеенная на-
плавляемая гидроизолция; 4 - защитный
слой; 5 - прижимная защитная стенка;
б - утеплитель (экструдированный пено-
полистирол или полиуретановая пена);
7 - резиновый колпак; 8 — металлический
хомут, 9 - слой из мастики; 10 - труба
Рис. 4.23. Поперечный разрез внут-
ренней гидроизоляции вертикальной
стены:
I - вертикальная железобетонная стена;
2 - грунтовочный слой; 3 — оклеенная на-
плавляемая гидроизоляция; 4 - защитный
слой; 5 - гидроизоляционная прокладка;
б - защитная стенка
154
Рис. 4.24. Схема наружной гидроизо-
ляции подземного сооружения:
1 - фундаментная железобетонная плита;
2 - подготовка из «тощего» бетона' 3 -
грунтовочный слой; 4 - оклеенная наплав-
ляемая гидроизоляция; 5 - защитная це-
ментно-песчаная стяжка:. 6 - грунтовоч-
ный слой; 7 - защитная цементно-песчаная
стяжка; 8 - защитная стенка
Рис. 4.25. Схема гидроизоляции темпе-
ратурно-осадочного шва фундаментной
плиты:
1 - подготовка из «тощего» бетона; 2 - грун-
товочный слой; 3 - горячая битумно-поли-
мерная мастика; 4 - резиновый полиуретано-
вый шнур; 5 - оклеенная наплавляемая гидро-
изоляция; 6 - дополнительные слои оклеен-
ной гидроизоляции; 7 - сжимаемый заклад-
ной элемент; 8 - гидрошпонка; 9 - утепли-
тель (экструдированный пенополистирол);
10- фундаментная железобетонная плита
Для защиты оклеечной наплавляемой гидроизоляции от механических по-
вреждений, отвода напора подземных вид от стен и поддержания микроклимата
в подземных сооружениях очень активно стали применяться гидроизоляцион-
ные дренажные пупырчатые мембраны. Мембраны выполняются в виде пупыр-
чатых полиуретановых и полиэтиленовых материалов большой эластичности.
Выпуклости с наружной стороны мембраны обеспечивают дополнительную
защиту от подземных вод, так как наличие выступов увеличивает путь прохож-
дения воды. В результате вода идет по пути наименьшего сопротивления и
дренируется между выпуклостями мембраны.
Выпуклости имеют внутри воздушный зазор для осуществления микро-
вентиляции внутри гидроизоляции и поддержания микроклимата внутри
подземного сооружения. Мембрана может монтироваться в вертикальном,
горизонтальном направлениях, снаружи и внутри подземных конструкций.
Монтаж мембраны осуществляется путем закрепления верхней части с по-
мощью специальных креплений с шайбами. Далее с помощью наложения
выпуклостей друг на друга осуществляется скрепление листов между собой
одинарным или двойным замком. Швы мембранных листов скрепляются эла-
стичной лентой.
155
Двойной замок
Рис. 4.26. Общий вид гидроизоляцион-
ной дренажной пупырчатой мембраны
Tefond
Одинарный замок
На рис. 4.26 приведен общий вид
гидроизоляционной дренажной пупыр-
чатой мембраны Tefond.
В последние 10... 15 лет сущест-
венно расширился перечень материа-
лов и технологий гидроизоляционной
защиты подземных сооружений. Как
правило, на сегодняшний день подзем-
ные конструкции защищаются от под-
земных вод с помощью системы ком-
плексной гидроизоляции из различных
материалов и технологий.
На рис. 4.27 приведен пример схе-
мы комплексной защиты подземного со-
оружения от подземных вод (А.А. Ши-
лин и др., 2003). В данном случае
система подразумевает применение
различных материалов: пароизоляция защищает сооружение от образования
конденсационных вод, утеплитель — от деформаций морозного пучения при
промерзании грунтов, гидроизоляционная мембрана и оклеенная гидроизоля-
ция - от напорных подземных вод.
Рис. 4.27. Система комплексной защиты
подземного сооружения от подземных
вод (А.А. Шилин и др.):
1 - бетонная отмостка, асфальтобетонное
покрытие или почвенно-растительный слой;
2 — обратная засыпка местным непучини-
стым грунтом; 3 - геотекстиль; 4 - песчаный
дренаж; 5 — пароизоляция (полиэтилен); 6 —
утеплитель (пенополистирол); 7 — гидроизо-
ляционная мембрана или оклеечная рулон-
ная гидроизоляция; 8 - цементно-песчаная
стяжка; 9 — железобетонная плита перекры-
тия; 10 — железобетонная стена; 11 — дре-
нажная труба; 12 - обратная засыпка песча-
ным водопроницаемым грунтом; 13 — слой
щебня; 14 — галтель из раствора; 15 — паро-
изоляция (полиэтилен); 16 — железобетон-
ная фундаментная плита
Примером системы комплексной защиты от подземных вод могут служить
гидроизоляционные материалы фирмы Sica.
На рис. 4.28 приведена система комплексной защиты подземного соору-
жения с помощью различных гидроизоляционных материалов фирмы Sica.
156
Интересной и перспективной технологией гидроизоляционной защиты
подземных сооружений является технология напыляемой гидроизоляции
Flexigum, которая является битумной эмульсией с полихлоропреновым латек-
сом. Данная эмульсия представляет собой две взаимно нерастворимые жидко-
сти (битум - вода), из которых битумная распределена в воде в виде мельчай-
ших частиц диаметром 5... 10 мкм. Введение специальной добавки полихлоро-
пренового латекса значительно увеличивает прочностные и эластичные
свойства этого материала.
Наносится эта гидроизоляция механизированным способом с помощью
установки напыления. Процесс напыления осуществляется посредством пода-
чи двух компонентов: битумно-латексной эмульсии и коагулянта, по двум
контурам, включающих систему гибких шлангов высокого давления. Шланги
соединены с двухсопельным распылителем, в соплах которого установлены
конусовидные форсунки.
Рис. 4.28. Система комплексной защиты подземного сооружения с помощью
гидроизоляционных материалов Sica (рекламные материалы фирмы Sica):
I — штукатурная или битумная гидроизоляция стены; 2 — эластичная лента, наклеива-
емая на углы, сопряжения конструкций, подвижные и неподвижные стыки; 3 — про-
филь с набухающими вставками и продольным каналом, через который возможно за-
качивать инъекционные составы для дополнительной защиты; 4 — гидроизоляционная
шпонка для защиты неподвижных стыков и холодных швов: 5 — профили и герметики,
набухающие при контакте с водой, для защиты мест ввода инженерных сетей, комму-
никаций и т.д.
157
Большим преимуществом данной технологии является высокая эластич-
ность материала и возможность наносить на любую неровную поверхность,
сопряжения конструкций и т.д.
При устройстве гидроизоляции Flexigum могут возникать следующие де-
фекты:
• образование воздушных полостей, которое может происходить во время
стабилизации мембраны под прямыми солнечными лучами или нагрева-
нием от высокой температуры;
• образование пузырей, наполненных водой, может происходить во время
стабилизации мембраны вследствие неправильного направления нанесе-
ния материала от повышенного участка конструкций к пониженному;
• недостаточная адгезия мембраны с конструкцией преимущественно связа-
на с нарушением технологии производства работ, таких как нанесение на
влажную поверхность основания, неправильный подбор грунтовки, попа-
дание технологической влаги на поверхность основания, несоблюдение
общих требований к подготовке основания;
• образование подтеков на вертикальной плоскости вызвано замедленным
процессом стабилизации мембраны и следующими причинами: неполным
смешением компонентов на выходе из сопел, пониженной концентрации
раствора коагулянта, неправильным соотношением раствора коагулянта к
эмульсии;
• нарушение однородности мембраны может происходить вследствие не-
равномерной подачи компонентов, несоблюдения рекомендуемого мини-
мального расстояния от сопла распылителя до изолируемой поверхности,
несоблюдения рекомендуемого угла наклона факела относительно изоли-
руемой поверхности;
• механические разрывы мембраны происходят вследствие возникновения
избыточного напряжения в теле мембраны во время стабилизации по при-
чине повышенного содержания концентрации раствора коагулянта.
На рис. 4.29, 4.30 приведены схемы применения напыляемой гидроизоля-
ции Flexigum.
Бетонная монолитная плита — 1800 мм
Защитная стяжка В15 - 40 мм
Геотекстиль, Y= 110-140 г/м2
Гидроизоляция Flexigum - 4 мм
Праймер битумный
Бетон В15, армированный метал, сеткой - 60 мм
Геотекстиль, Y= 110-140 г/м2
Шиповидная мембрана - 8 мм
Геотекстиль, Y= 160-200 г/м2
zzzzzzzzzzzzzzzzzzzzzz:
Противокапиллярная
гидроизоляция на
цементной основе
Выпуски арматуры
Рис. 4.29. Схема применения напыляемой гидроизоляции Flexigum для защиты
от воды свайного фундамента и стен заглубленного здания
158
Галтель
Противокапиллярная
гидроизоляция
пенетрирующего
действия - 2 мм
Геотекстиль, Y= 160-200 г/м2
Гидроизоляция Flexigum - 4 мм
Праймер битумный___________
Ж/б плита
Подкладка из рулонного
гидроизоляционного материала.
L = 300 мм - 4 мм
Рис. 4.30. Схема применения напыляемой гидроизоляции Flexigum
для защиты от воды фундаментной плиты и стен подземного паркинга
Подкладка из рулонного
гидроизоляционного материала,
L = 300 мм - 4 мм
Кирпичная кладка
Выравнивающая бетонная
стяжка В10 - 40 мм_________
Геотекстиль, Y= 160-200 г/м2
Гидроизоляция Flexigum - 4 мм
Праймер битумный___________
Уклонообр. бетон В15
(min 50 мм, i = пр.)
Ж/б плита
Узел примыкания
стена/пол
Ремонт швов бетонирования,
трещин
Ремонт напорных
течей
Пенеплаг
(Ватерплат)
Пенекрит
Пенетрон
Рис. 4.31. Схема защиты и ремонта наружных поверхностей, стыковых соединений
и активных течей с помощью гидроизоляции Пенетрон
В качестве еще одного примера устройства гидроизоляции можно привес-
ти материалы фирмы «Пенетрон». Эта гидроизоляция представлена сухими
смесями Пенетрон, Пенекрит, Ватерплаг и др., которые затворяются с водой и
применяются в качестве растворов для защиты наружных поверхностей бетон-
ных, железобетонных и каменных конструкций, заделки стыков, швов, ремонта
159
активных течей и т.д. Этими растворами заделываются наружные поверхности
конструкций, стыки, сопряжения, холодные швы и прочие соединения железо-
бетонных и каменных конструкций. На рис. 4.3] приведены типовые схемы
применения этого типа гидроизоляции.
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ ПО ГЛАВЕ 4
1. СП 20.13330.2011 «СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия». - М.: ЦНИИСК
им. В.А. Кучеренко, 2007. - 76 с.
2. СП 22.13330.201 1 «СНиП 2.02.01-83*. Основания зданий и сооружений». - М.:
НИИОСП им. Н.М. Герсеванова, 2011. - 138 с.
3. СП 63.13330.2010 «СНиП 52-01-2003. Бетонные и железобетонные конструкции.
Основные положения». - М.: ГУП НИИЖБ, 2011. - 30 с.
4. СНиП 2.01.01-82. Строительная климатология и геофизика. - М.: Сгройиздат,
1983.- 136 с.
5. Пособие по проектированию оснований зданий и сооружений (к СНиП 2.02.04-
83)/НИИОСП им. Н.М. Герсеванова. -М.: Сгройиздат, 1986. -415 с.
6. Пособие по проектированию фундаментов на естественном основании под колон-
ны промышленных зданий (к СНиП 2.03.01-84). - М.: Сгройиздат, 1985. - 415 с.
7. Основния, фундаменты и подземные сооружения. Спавочник проектировщика. -
М.: Сгройиздат, 1985. - 480 с.
8. Веселов В.А. Проектирование оснований и фундаментов (основы теории и приме-
ры расчетов): Учеб, пособ. для вузов. - 3-е изд., перераб. и доп. - М.: Сгройиздат,
1990. - 304 с.; ил.
9. Мангушев Р.А., Никифорова Н.С., Конюшков В.В., Осокин А.И., Сапин Д.А. Про-
ектирование и устройство подземных сооружений в открытых котлованах. - М,-
СПб.: Изд-во АСВ, 2013. - 248 с.
10. Проектирование фундаментов зданий и подземных сооружений: Учеб, пособие /
Подред. Б.И. Далматова. -М.: Изд-во АСВ; СПб.: СПбГАСУ, 2006.-428 с.
11. Драновский А.Н., Фадеев А.Б, Подземные сооружения в промышленном и граж-
данском строительстве: Учеб, пособие для студентов вузов по специальности ПГС.
- Казань: Изд-во КГУ, 1993. - 355 с.
12. Фадеев А.Б. Гидроизоляция подземных частей зданий и сооружения: Учеб, посо-
бие. - СПб: СПбГАСУ, 2007. - 53 с.
13. Шилин А.А., Зайцев М.В., Золотарев И.А., Ляпидевская О.Б. Гидроизоляция под-
земных и заглубленных сооружений при строительстве и ремонте. - Тверь: Изд-во
«Русская Торговая Марка», 2003. - 396 с.
14. Технологическая карта на устройство мастичной гидроизоляции строительных
конструкций, с использованием модифицированной латексом битумной эмульсии
Flexigum. 418.00.000 ТК. - Киев, 2006.
15. Технологический регламент на проектирование и выполнение работ по гидроизо-
ляции и антикоррозионной защите монолитных и сборных бетонных и железобе-
тонных конструкций. - М., 2008.
160
А. Б. Пономарев, Р.А. Мангушев, А.Л. Гетман, А. И. Осокин
Глава 5
КОНСТРУКЦИИ СВАЙ. ОСНОВНЫЕ ТЕХНОЛОГИИ
УСТРОЙСТВА СВАЙ И ИХ ПОЛЕВЫЕ ИСПЫТАНИЯ
5.1. Классификация свай
Сваей называется стержень, погружаемый в готовом виде в грунт или из-
готовленный непосредственно в скважине в грунтовом массиве. Свая передает
нагрузку на основание как нижним торцом, так и трением, возникающим по ее
боковой поверхности при перемещении [1].
В отечественной практике известно более 150 видов свай, которые клас-
сифицируются:
1) по материалу (железобетонные, бетонные, керамобетонные, деревян-
ные, стальные, грунтовые, каменные);
2) по конструкции (цельные и составные квадратные, круглые прямо-
угольные и многоугольные, с уширением и без него, с острием и без острия,
призматические и пирамидальные, пустотелые, сплошного сечения, винтовые
и сваи-колонны);
3) по виду армирования (с напрягаемой и ненапрягаемой продольной ар-
матурой, с поперечным армированием ствола и без него),
4) по способу изготовления и погружения (сборные и монолитные, завин-
чиваемые, буроопускныс, буронабивные, в том числе с уплотнителем-забоем,
набивные в пробивных скважинах, виброштампованные, винтовые);
5) по условиям взаимодействия с грунтом на сваи-стойки и висячие.
К сваям-стойкам следует относить сваи
всех видов, опирающиеся на скальные грун-
ты, а забивные сваи, кроме того, - на мало-
сжимаемые грунты. К малосжимаемым от-
носят крупнообломочные грунты и глины
твердой и полутвердой консистенции при
Е > 50 МПа. Силы сопротивления грунтов,
за исключением отрицательных (негатив-
ных) сил трения, на боковой поверхности
свай-стоек в расчетах их несущей способно-
сти по грунту основания на сжимающую
нагрузку не должны учитываться.
К висячим сваям (сваям трения) следует
относить сваи всех видов, опирающиеся на
сжимаемые грунты и передающие нагрузку
на грунты основания боковой поверхностью
и нижним концом (рис. 5.1).
5. 1.1. Предварительно изготовленные сваи
Предварительно изготовленные сваи применяются для всех типов зданий
и сооружений в любых грунтах (за исключением грунтов с непробиваемыми
Рис. 5.1. Схема передачи нагрузки
сваями на грунты и основания:
a - свая-стойка; б — висячая свая
161
включениями) для восприятия вдавливающих, выдергивающих и горизонталь-
ных нагрузок.
К предварительно изготавливаемым сваям относят забивные и вдавливае-
мые, погружаемые в грунт без его разбуривания или в лидерные скважины с
помощью молотов, вибропогрл жателей, вибровдавливающих, виброударных и
вдавливающих устройств, а также железобетонные сваи-оболочки диаметром
до 0,8 м, заглубляемые вибропогружателями без выемки или с частичной вы-
емкой грунта [1].
Призматические сваи. Сваи данной конструкции применяют для фунда-
ментов при строительстве различных сооружений и зданий. Они выдерживают
вертикальные и горизонтальные нагрузки [2].
Согласно ГОСТ 19804-91 призматические сваи подразделяют на следую-
щие типы:
• С - квадратного сплошного сечения, цельные и составные, с поперечным
армированием ствола;
• СП - квадратного сечения с круглой полостью, цельные;
• 1СД - сваи-колонны квадратного сплошного сечения, двухконсольные,
расположенные по крайним осям здания;
• 2СД - то же, расположенные по средним осям здания;
• СЦ - квадратного сплошного сечения, цельные, без поперечного армиро-
вания ствола, с напрягаемой арматурой в центре сваи (табл. 5.1).
Таблица 5.1
Типовые конструкции призматических сваи
Тип и характеристика сваи Эскиз сваи Основные размеры сваи, мм Обозначение стандарта или серии рабочих чертежей
Ь или <7 /
1 2 3 4 5
Тип С. Цельная с ненапрягаемой арматурой 200 3000... 6000 Серия 1.011.1-10, вып. 1; УД-40-88; 3.500.1-1
ч <1 T 250 4500... 6000
300 3000... 12 000
1-1 350 4000... 16 000
ъ_ М11 400 4000... 18 000
Тип С. Цельная с напрягаемой арматурой 200 3000... 6000 ГОСТ 19804.2 Серия 3.500.1-1
250 4500... 6000
300 3000... 15 000
350 8000... 20 000
400 13 000...20 000
Тип С. Составная с ненапрягаемой арматурой ч и J 1 1-1 300 14 000...24 000 Серия 1.011.1-10, вып. 8
350 400 14 000...28 000
Тип С. Составная с напрягаемой арматурой ъ_ 300 14 000...20 000 Серия 1.011.1-9
350 14 000...24 000
400 14 000...28 000
162
Окончание табл. 5.1
1 2 3 4 5
Тип СП. Цельная с ненапрягаемой и напрягаемой арматурой 300 3000... 12 000 ГОСТ 19804.3
400
ч Т1 1-1 1200
1500
1600
о ъ_ 3000
1200
1500
1600
3000
Тип 1СД 1 с ч 1-1 200 5000... 6000 ГОСТ 19804.7
д 300 5000... 7500
Тип 2СД 4j J 1 г д -1 300 5000... 7500
ТипСЦ ч * ч 1-1 250 5000... 6000 ГОСТ 19804.4
д 300 3000... 9000
Забивные призматические сваи допустимы к использованию на различных
сжимаемых грунтах, за исключением сильно сжимаемых грунтов, торфов, сла-
бых грунтов с илом и глинистых грунтов текучей консистенции. Также недо-
пустимо применение свай в местах насыпей, где имеются твердые включения
в виде остатков от разрушенных железобетонных, бетонных или каменных
конструкций, и в местах, где встречается множество валунов и имеются слои
твердых глинистых грунтов [3].
Сваи без поперечного армирования ствола допускается применять для
восприятия вдавливающих нагрузок до 500 кН и горизонтальных до 15 кН от
зданий и сооружений при условии полного погружения свай в грунт [2].
Забивные составные железобетонные сваи квадратного сплошного сече-
ния рекомендуется применять при условии, если конструкция стыка воспри-
нимает осевые вдавливающие и горизонтальные нагрузки и изгибающие мо-
менты, а для фундаментов с выдергивающими нагрузками - также растяги-
вающие силы.
163
Составные сваи применяются в слабых грунтах мощностью более 12 м и
состоят из нескольких звеньев с различными стыками: стаканным, коробча-
тым. сварным, болтовым, клеевым.
Составные сваи рекомендуется применять:
1) при необходимости заглубления свай в несущий слой, кровля которого
имеет невыдержанное залегание в пределах контуров проектируемого здания
(сооружения);
2) при затруднении транспортирования длинномерных элементов, вызван-
ных стесненными дорожно-транспортными условиями или стесненными усло-
виями площадки строительства: при отсутствии копрового оборудования, необ-
ходимого для погружения свай длиной более 12... 14 м;
3) при возможности уменьшения размеров поперечного сечения свай, если
при этом несущая способность таких свай удовлетворяет расчетной нагрузке.
Применение составных свай позволяет изготавливать их в формах, имею-
щихся на заводах железобетонных изделий для более коротких призматиче-
ских свай, а погружение таких свай производить с помощью имеющихся у
строительных организаций копров небольшой высоты.
По конструкции нижнего конца сваи могут быть с заостренным или пло-
ским нижним концом, с объемным уширением (булавовидные), полые сваи с
закрытым или открытым нижним концом, сваи с камуфлетной пятой [1].
Пирамидальные сван. Пирамидальные сваи с малыми углами конусно-
сти (углами наклона боковых граней 1... 4°) применяют в однородных по глу-
бине грунтах, а также в случаях, когда сваями вынужденно прорезаются слои
плотных грунтов и их нижний конец заглубляется в более слабые грунты. Та-
кие сваи не применяют в насыпных грунтах, в набухающих и просадочных
грунтах (без полной их прорезки), а также в пучинистых грунтах, если силы
пучения превышают величину вертикальной вдавливающей нагрузки на сваю.
Пирамидальные сваи с большими углами наклона боковых граней
(4... 14°) применяют в песчаных и глинистых грунтах, в том числе для легких
зданий и просадочных грунтах I типа по просадочности. При пучинистых
грунтах пирамидальные сваи с большими углами наклона граней в фундамен-
тах должны целиком располагаться ниже уровня сезонного промерзания грун-
тов. Эти сваи не применяют в набухающих грунтах, просадочных грунтах II
типа по просадочности, в насыпных грунтах, а также в случаях, когда на глу-
бине менее 5 м под концами свай залегают текучепластичные и текучие гли-
нистые грунты или торфы [4].
Пирамидальные сваи (при любом уклоне боковых граней) рекомендуется
применять только как висячие сваи, при передаче на них преимущественно
вертикальных вдавливающих нагрузок (табл. 5.2).
Пирамидальная форма сваи обусловливает работу при погружении и под
нагрузкой «враспор» подобно объемному' клину. Это позволяет при погруже-
нии сваи создавать вокрут ее боковых граней большой объем уплотненного
грунта, а при работе под нагрузкой - передавать нормальное давление на уп-
лотненный грунт по боковой поверхности сваи. Такие сваи могут применяться
для фундаментов жилых домов до 9 этажей, фундаментов производственных
зданий (при количестве свай в кусте не более четырех), безростверковых фун-
даментов сельскохозяйственных зданий [1].
164
Таблица 5.2
Характеристики пирамидальных сваи
Длина сваи, м Ширина сечения, см Площадь боковой поверхности, м2 Объем сваи, м3 Масса сваи, т
верхнего торца нижнего торца
1,5 70 10 2,45 0,29 0,71
2 3,66 0,49 1,22
2,5 4,55 0,61 1,52
3 5,43 0,73 1,82
3,5 80 6,31 0,85 2,12
4 7,23 0,97 2,47
5 9,06 1,22 3,02
6 10,90 1,46 3.66
Пирамидальные сваи изготавливаются ненапрягаемыми с поперечным ар-
мированием ствола или с напрягаемым центральным стержнем без поперечно-
го армирования (рис. 5.2)
Рис. 5.2. Пирамидальные сваи:
а - с поперечным армированием ствола; б - с продольной напрягаемой арматурой
Полые конические сваи. Полые конические сваи представляют собой
полый усеченный конус из предварительно напряженного железобетона с ар-
мированием высокопрочной проволокой. Диаметр свай по острию принят рав-
ным 290 мм, сбег (коничность) - 1,5%. Толщина стенки сваи - 70 мм. Основ-
ные размеры полых конических свай указаны на рис. 5.3 и в табл. 5.3.
165
Таблица 5.3
Характеристики полых конических сваи
Марка сваи Длина сваи, м Диаметр головы, см Объем сваи, м Масса сваи, т Вес арма- туры, кг
СПК-3-33 3,0 33,5 0,160 0,40 9,44
СПК-4-35 4,0 35,0 0,212 0,53 13,08
СПК-5-36 5,0 36,5 0,269 0,67 15,72
СПК-6-38 6,0 38,0 0,330 0,83 25,73
СПК-7-39 7,0 39,5 0,392 0,98 29,60
СПК-8-41 8,0 41,0 0,460 1,15 33,46
СПК-9-42 9,0 42,5 0,530 1,33 37,15
СПК-10-44 10,0 44,0 0,600 1,50 54,67
СПК-11-45 11,0 45,5 0,670 1,68 60,73
Рис. 5.3. Полая коническая свая
Полые конические сваи рекомендуется применять при погружении в на-
пластования глинистых грунтов тс куче пластичной, мягкопластичной, тутопла-
стичной консистенции, песков пылеватых, мелких и средней крупности, рых-
лого сложения и средней плотности. При этом возможно прорезание прослой-
ки следующих видов грунтов:
• гравелистые и крупные пески - 0,5 м;
• суглинки и глины полутвердой и твердой консистенции - 1,0 м;
• возможна забивка в сутлинки и глины тутопластичной консистенции -5 м.
Опирание сваи осуществляется на суглинки и глины полутвердой, твердой
консистенции, на пески крупные, гравелистые, гравийные грунты, аргиллиты,
алевролиты и дресвяные грунты.
166
Не допускается применять полые конические сваи в набухающих, проса-
дочных грунтах II типа, а также в грунтовых условиях, ухудшающихся с глу-
биной при многорядном расположении свай [5].
Полые круглые сваи и сваи оболочки. Полые круглые сваи и сваи-
оболочки рекомендуется применять при необходимости прорезки слабых
грунтов и опирания на любые виды грунтов, за исключением торфов, заторфо-
ванных грунтов, слабых грунтов типа илов, глинистых грунтов текучей конси-
стенции и других видов сильносжимаемых грунтов.
Сваи согласно ГОСТ 19804-91 подразделяют на следующие типы (табл. 5.4):
СК — полые круглого сечения, цельные и составные;
СО - сваи-оболочки, цельные и составные.
Таблица 5.4
Типовые конструкции полых круглых свай и свай-оболочек
Тип и характеристика сваи Эскиз сваи Основные размеры сваи, мм Обозначение стандарта или серии рабочих чертежей
Ъ или d 1
Тип СК. Цельная с ненапрягаемой арматурой 400 4000...18 000 ГОСТ 19804.5 Серия 3.501.1
ч и T 1-1 © 500
600
800 4000... 12 000
1000 6000... 12 000
Тип СО. Цельная с ненапрягаемой арматурой 1200
1500
1600
3000
Тип СК. Составная с ненапрягаемой арматурой 400 14 000...26 000 ГОСТ 19804.6 Серия 3.501.1
т I1 1-1 © м 500 14 000...30 000
600 14 000...40 000
800 14 000...48 000
Тип СО. Составная с ненапрягаемой арматурой 1000 14 000...48 000
1200
1500
1600
3000
Полые круглые сваи и сваи-оболочки рекомендуется применять для лю-
бых зданий и сооружений, в том числе возводимых в сейсмических районах,
при больших вертикальных вдавливающих и выдергивающих, а также гори-
зонтальных нагрузках.
Полые круглые сваи, открытые снизу, могут иметь различную конструк-
цию обрамления нижнего конца. Если сваи погружают сквозь толщу слабых
грунтов, не имеющих включений, с опиранием на малосжимаемые грунты без
большого заглубления в них, то нижние концы свай допускается обрамлять
стальными ножами, ограничившись усилением их на высоту двух наружных
диаметров путем уменьшения шага поперечной арматуры.
167
По конструкции нижнего конца выделяют полые сваи с закрытым или от-
крытым нижним концом или с камуфлетной пятой. Сваи с камуфлетной пятой
устраивают путем забивки полых свай круглого сечения с закрытым стальным
полым наконечником с последующим заполнением полости сваи и наконечни-
ка бетонной смесью и устройством с помощью взрыва камуфлетной пяты в
пределах наконечника.
Сваи-оболочки чаще всего погружаются при помощи вибраторов. В про-
цессе погружения свай-оболочек производят полную или частичную выемку
грунта из полости либо оставляют грунтовое ядро нетронутым [4].
Булавовидные железобетонные сваи (рис. 5.4) целесообразно применять,
когда на строительной площадке от поверхности планировки залегают слабые
Рис. 5.4. Булавовидная
свая:
а,Ь- геометрические раз-
меры уширения и сваи со-
ответственно; h — высота
уширения; L — длина сваи
оплывающие грунты (рыхлые пески, супеси текучей
консистенции, илы, заторфованные грунты и т.п.),
подстилаемые относительно плотными грунтами; при
этом заглубление уширенной части свай в относи-
тельно плотные грунты должно быть не менее чем на
высоту’ уширения. Уширенная часть острия сваи опи-
рается на плотный грунт, а образующаяся за булавой
полость заполнятся оплывающим грунтом и форми-
рует сопротивление грунта по его боковой поверхно-
сти. Булавовидные сваи имеют в ряде случаев более
высокую несущую способность, отнесенную к 1 м3
расходуемого материала (в среднем в 1,5 раза и бо-
лее), чем забивные призматические сваи, что позво-
ляет значительно снизить материалоемкость, трудо-
емкость и стоимость свайных фундаментов.
Такие сваи могут применяться для устройства
футщаментов жилых и общественных зданий, объек-
тов промышленного, сельскохозяйственного и транс-
портного назначения при статических вдавливающих
нагрузках. Вертикальные булавовидные сваи воспри-
нимают меньшие горизонтальные нагрузки, чем желе-
зобетонные призматические сваи, поэтому примене-
ние их не рекомендуется при больших горизонтальных
нагрузках, передаваемых на фундаменты.
Несомненным преимуществом всех свай завод-
ского изготовления являются: 100%-ный контроль ка-
чества ствола сваи еще до ее погружения, их высокая
технологичность, а также отсутствие дополнительного
сезонного удорожания работ при устройстве свай.
5.1.2. Сваи, изготавливаемые в грунте
5.1.2.1. Набивные сваи
Набивные сваи бетонируют в скважинах, образованных в результате при-
нудительного вытеснения грунта. Скважины могут быть выполнены пробив-
кой, раскатыванием, статическим или вибрационным продавливанием грунта.
Для пробивки, статического или вибрационного продавливания грунта ис-
пользуют сердечники или трубы с закрытым нижним концом. В зависимости
168
от способа образования скважины сердечники и трубы заглубляют с помощью
вибропогружателей, сваебойных или сваевдавливающих установок.
Возможность применения того или иного способа образования скважины
для набивных свай должна быть установлена на стадии инженерно-геологичес-
ких изысканий. В табл. 5.5 указана область применения разных способов обра-
зования скважин для набивных свай в зависимости от грунтовых условий [6].
Таблица 5.5
Способ образования скважины Грунтовые условия
Глинистые грунты с показателем текучести IL Пески
Статическое продавливание IL> 0,3 —
Раскатывание IL> 0,2 Пылеватые слабые водонасы- щенные
Вибрацион. продавливание Il> 0,6 Слабые водонасыщенные
Пробивка Il> 0,3 Мелкие и средней крупности
Набивные сваи по способу изготовления, согласно [1], подразделяются на:
• набивные, устраиваемые путем погружения инвентарных труб;
• набивные виброштампованные, устраиваемые в пробитых скважинах.
• набивные в выштампованном ложе.
Набивные сваи рекомендуется применять вместо забивных свай преимуще-
ственно при отсутствии в зоне их погру жения грунтовых вод. особенно в случа-
ях, когда затруднено получение забивных железобетонных свай заводского из-
готовления или когда застраиваемая территория характеризуется резким колеба-
нием уровня залегания малосжимаемых и несжимаемых грунтов. Набивные сваи
изготавливают диаметром поперечного сечения до 0,8 м и длиной до 50 м [4].
Технологии устройства набивных свай без применения обсадных труб ис-
пользуют в связных грунтах, способных сохранять стенки скважин вертикаль-
ными. Фундаменты в вытрамбованных котлованах наиболее эффективны в
просадочных лессовых грунтах, так как при вытрамбовании вокруг котлована
повышается плотность грунта и устраняются его просадочные свойства.
5.1.2.2. Буровые сваи
Буровые сваи по способу устройства, согласно [1], подразделяют на сле-
ду ющие виды:
• буронабивные сплошного сечения с уширениями и без них;
• буронабивные с применением технологии непрерывного полого шнека -
НПШ (CFA);
• баретты;
• бу ронабивные с камуфлетной пятой;
• буроинъекционные диаметром 0,15...0,35 м, устраиваемые в пробуренных
скважинах нагнетанием (инъекцией) в них мелкозернистой бетонной смеси;
• буроинъекционные диаметром 0,15...0,35 м, выполняемые по разрядно-
импульсной технологии (РИТ);
• сваи-столбы;
• буроопускные сваи с камуфлетной пятой.
169
Буронабивные сплошного сечения. По способу изготовления бурона-
бивных свай можно выделить четыре основных их типа:
• сваи, не требующие специальных мероприятий по креплению стенок сква-
жин (БСС). Этот способ применяется в устойчивых связных грунтах выше
уровня подземных вод (сухих). Скважина проходится вращательным бу-
рением насухо или вибробурением специальными механизмами;
• сваи, изготавливаемые в неустойчивых грунтах с креплением стенок
скважин неизвлекаемыми (БСВО) или извлекаемыми обсадными трубами
(БСИ). Последние два способа применяются в любых грунтах ниже уровня
подземных вод [1];
• сваи, стенки скважин которых удерживаются от обрушения глинистым
раствором (БСВГ). Последний создает гидродинамическое давление, ис-
ключающее возможность обрушения стенок скважины. К достоинствам
этой технологии можно отнести и то, что при ограниченном бурении
скважин для устройства буронабивных свай в непосредственной близости
от существующих зданий не происходит дополнительных осадок;
• сваи в устойчивых глинистых грунтах (сухих) для малонагру женных зда-
ний и сооружений (БССм).
Типоразмеры буронабивных свай и наиболее распространенные марки бу-
рового оборудования приведены в табл. 5.6. Вид и номенклатуру буронабив-
ных свай принимают в зависимости от их экономической эффективности,
гру нтовых условий, вида и величины действующих нагрузок, а также способа
производства работ.
В зависимости от грунтовых условий принимаются сваи: при необходимо-
сти прорезания грунтов мощностью более 20 м - БСС и БСВО длиной 20...30 м,
БСИ длиной 20...50 м; при перепаде кровли несущего слоя грунта - все виды
свай; при опирании свай на глинистые грунты твердой, полутвердой и туто-
пластичной консистенции, на скальные, полускальные и песчаные грунты и
прорезании слоя насыпи с твердыми включениями - БСВс длиной до 30 м и
БСИ длиной 20...50 м; слоя просадочных грунтов толщиной более 10 м - БСС
длиной 12...30м, слоя глинистых грунтов от мягкопластичной до текучей
консистенции толщиной более 10м - БСВГ длиной 15...20 м, БСВО длиной
15...30 м и БСИ длиной 20...50 м; слоя набухающих грунтов — БСС длиной
1... 30 м и БССМ — длиной 3... 6 м с уширенной пятой.
В зависимости от действующих нагрузок применяются следующие сваи:
• БСС, БСВО, БСИ при действии на сваю больших (более 100 кН) горизон-
тальных нагрузок, в том числе сейсмических;
• БСС диаметрами 500 и 1200 мм, БСВО диаметрами 600 и 800 мм;
• БСИ диаметрами 880, 980, 1080 и 1180 мм при строительстве на оползне-
вых склонах;
• БСИ длиной до 20 м для фундаментов оборудования;
• БССм для малонагруженных конструкций.
В зависимости от условий производства работ буронабивные сваи приме-
няются:
• при отсутствии забивных свай и оборудования для их погружения;
• при производстве работ вблизи существующих зданий и сооружений, на
которые недопустимы динамические воздействия, возникающие при за-
бивке свай;
170
• в стесненных условиях строительной площадки, на которой невозможна
забивка свай;
• при необходимости усиления фундаментов существующих зданий.
Таблица 5. б
Номенклатура буронабивных свай согласно СП 24.13330.2011
Тип сваи Способ изготовления сваи Диаметр сваи*, мм Марка Класс бетона Длина, м Оборудо- вание
БСС Вращательное бурение в устой- чивых грунтах без крепления стенок скважин 500/1200 1600 200... 300 В15...В22,5 10...30 Станки СО-2 и станки зару- бежных фирм
800/1800 1000 1200 200... 300; 200 В15...В22.5 В15 В15 Станки СО-1200 и станки зару- бежных фирм
БСВГ Вращательное бурение в неус- тойчивых грунтах с закреплением стенок скважин бентонитовым (глинистым) рас- твором 600/1600 200... 300 В15...В22,5 8...20 Станки УРБ-ЗАМ с использо- ванием трех- шарошечно- го долота и станки зару- бежных фирм
БСВ0 Вращательным или ударно-канатным бурением в неус- тойчивых грунтах с закреплением стенок скважин трубами, остав- ляемыми в грунте 600/1600 800/1800 200... 300 В15...В22.5 8...30 Станки УРБ-ЗАМ, УКС и станки зару- бежных фирм
БСИ Вращательным и ударно-канатным бурением в устой- чивых грунтах (водонасыщенных) с креплением сте- нок скважин извле- каемыми трубами 880 980 1080 200 В15 8. .50 Установка СП-45 и станки зару- бежных фирм
БССМ В устойчивых гли- нистых грунтах без закрепления сте- нок скважины 400 500 200 В15 2...4 Ямобуры
* Перед чертой указан диаметр ствола сваи, за чертой - диаметр уширения.
В зависимости от инженерно-геологических условий, особенностей проек-
тируемого здания или сооружения и внешних нагрузок, передаваемых на фун-
даменты. буронабивные сваи армируются на полную длину, на часть длины
или только в верхней части для связи с ростверком (табл. 5.7).
171
Таблица 5.7
Факторы, определяющие вид армирования буронабивных сваи
Вид каркаса Грунтовые условия Особые Нагрузки на сваю
Эскиз условия площадки Выдерги- вающие Сжима- ющие Горизон- тальные
На всю глубину § Отм. низа сваи_\ t l_J_ Ё ^7 Слабые водонасы- щенные грунты по всей длине сваи Наличие по глубине сваи кар- стовых пустот или подземных выработок По всей свае Напря- жения в бетоне не бо- лее прочно- сти При рас- тягиваю- щих на- пряжени- ях в бето- не свыше 0,4 МПа
। То же в Наличие в Воспри- То же То же
Верхняя + ^7 ^2 верхней части пределах глубины h нимае- мые кар- менее 0,4 МПа
часть сваи Отм низ: сваг у] сваи на глубину h карстовых пустот, подземных выработок касом сваи
Без ар- миро- вания > 20<7 св Отм. низа сваи х в 4 ж "5 Связные грунты Il <0,4 Нет Нет -//- То же
При мечание. На эскизах: 1 - выпуски арматуры; 2 - арматурные каркасы; 3 - отдельные
арматурные стержни: d - диаметр арматуры.
Арматурные каркасы для буронабивных
свай изготовляются, как правило, звеньями дли-
ной 6... 12 м. Конструкция арматурного каркаса
буронабивной сваи приведена на рис. 5.5.
Стык звеньев арматурных каркасов осуще-
ствляется с помощью сварки продольных
стержней нижнего каркаса с кольцом жестко-
сти, расположенным в нижней части верхнего
звена. Предельная длина каркаса устанавлива-
ется с учетом принятой технологии изготовле-
ния и наличия соответствующего кранового и
транспортного оборудования.
Рис. 5.5. Конструкция арматурного каркаса
буронабивной сваи:
1 - продольная арматура; 2 - кольцо жесткости;
3 - спираль; 4 - фиксатор защитного слоя
172
По имеющемуся опыту’ предельная длина арматурного каркаса для свай
диаметром 500...600 мм составляет 14 м, диаметром 1000... 1200 мм — 10 м. Ре-
комендуемое число продольной арматуры и ее диаметры приведены в табл. 5.8.
Таблица 5.8
Материалы и характеристики продольной арматуры каркасов
буронабивных свай
Диаметр сваи, см Класс арматуры Диаметр арматуры, мм Число продольных стержней, шт.
40 A-I, А-П, А-Ш 12, 14, 16 6
50 То же 12, 14, 16 6
60 А-П, А-Ш 14, 16, 18 6, 8, 10
80 То же 16, 18, 20 8, 10
90 -//- 16, 18, 20 8, 10, 12
100 -//- 16, 18,20 10,12, 14
ПО -//- 16, 18,20,22, 16, 18,20,22,25 12,14. 16
120 -//- 16, 18,20, 22, 25 12,14. 16
Для буронабивных свай применяют, как правило, литую бетонную смесь
на мелком заполнителе из бетона классов В 12,5, В15 (наиболее распростра-
ненный класс) и В22,5
Материалы и характеристики арматуры каркасов, геометрические харак-
теристики и объемы буронабивных свай приведены в табл. 5.9 и 5.10.
Таблица 5.9
Геометрические размеры буронабивных свай
Тип сваи Диаметр, мм Площадь сечения, м2 Высота уширения, м Объем уширения, м3
ствола уширения ствола уширения
БСС 500 1200 1400 1600 0,196 1,130 1,540 2,015 0,67 0,439 0,565 0,708
600 800 1000 1200 1600 1800 0,283 0,503 0,785 1,130 2,015 2,545 0,82 1,09 0,903 1,600
БСВ] 600 1600 0,283 2,015 0,60 0,679
БСВО 600 800 1600 1800 0,283 0,503 2,015 2,545 0,60 0,80 0,679 1,196
БСИ 880 980 1080 1180 — 0,608 0,755 0,916 1,093 — — —
БССМ 400 500 — 0,126 0,196 — — —
173
Таблица 5.10
Геометрический объем бетона буронабивной сваи без уширения
Диаметр сваи, мм Объем бетона, м\ при длине сваи, м
5 10 15 20 25 30 35 40 45
0,3 0,35 0,71 1,06 1,41 1,77 2,12 2,47 2,83 3,18
0,4 0,63 1,26 1,89 2,51 3,14 3,77 4,40 5,03 5,65
0,5 0,98 1,96 2,94 3,93 4,91 5,89 6,87 7,85 8,84
0,6 1,41 2,83 4,24 5,65 7,70 8,48 9,90 11,31 12,72
0,7 1,92 3,85 5,77 7,70 9,62 11,54 13,47 15,39 17,32
0,8 2,51 5,03 7,54 10,05 12,57 15,08 17,59 20,11 22,62
0,9 3,18 6,36 9,54 12,72 15,9 19,08 22,27 25,45 28,63
1,0 3,93 7,85 11,78 15,71 19,63 23,56 27,49 31,42 35,34
1,1 4,75 9,50 14,25 19,00 23,76 28,51 33,26 38,01 42,76
1,2 5,65 11,31 16,96 22,62 28,27 33,93 39,58 45,24 50,89
1,3 6,64 13,27 19,91 26,55 33,18 39,82 46,46 53,09 59,73
1,4 7,70 15,39 23,09 30,79 38,48 46,18 53,88 61,57 69,27
1,5 8,84 17,67 26,51 35,34 44,17 53,01 61,85 70,69 79,52
1,6 10,10 20,11 30,16 40,21 50,26 60,32 70,37 80,42 90,48
1,7 11,35 22,70 34,05 45,40 56,74 68,09 79,44 90,79 102,14
1,8 12,72 25,45 38,17 50,89 63,62 76.34 89,06 101,79 114,51
1,9 14,18 28,35 42,53 56,71 70,88 85,06 99,24 113,41 127,59
2,0 15,71 31,42 47,12 62,83 78,54 94,25 109,96 125,66 141,37
Буронабивные сваи с применением технологии непрерывного полого
шнека - НПШ (CFA). Скважины под сваи разрабатывают с помощью рабоче-
го органа — непрерывного проходного шнека [6]. Данный тип свай имеет диа-
Рис. 5.6. Устройство сваи-баретты
метр от 0,45 до 1,0 м и длину 22 м.
Метод НПШ (CFA) применяется в раз-
личных грунтах: как в плотных, так и неус-
тойчивых водонасыщенных. Данная техно-
логия не производит шума, вибрации, уда-
ров. Преимуществами технологии также
являются высокая производительность и вы-
сокое качество заполнения скважины бето-
ном, так как бетонная смесь подается под
давлением при помощи бетононасоса.
Баретты - буровые сваи, изготавливае-
мые технологическим оборудованием типа
плоский грейфер или грунтовая фреза (рис.
5.6). Баретты представляют собой вид на-
бивных свай повышенной несущей способ-
ности. Баретты могут выполняться в форме
четырехугольников и различных комбинаций
из них (рис. 5.7). При выборе геометрических
174
параметров баретг исходят из принципа со-
осной передачи нагрузки от вертикальных
элементов верхней конструкции (стен, ко-
лонн, пилонов и т.д ) на фундаменты и соот-
ветственно подбирают размеры баретт. Кро-
ме того, при определении размеров баретт
необходимо учитывать размеры и техниче-
ские характеристики гидрофрезы, а также
производственные особенности при соедине-
нии нескольких баретт в единый элемент.
Баретгные фундаменты применяются
при больших строительных нагрузках зда-
ний, что характерно для высотного строи-
тельства, и могут служить альтернативой бу-
Рис. 5.7. Возможные конфигура-
ции баретт
ронабивным сваям, особенно когда требуется производство значительного ко-
личества свай большого диаметра. Баретты благодаря сравнительно большим
размерам могуч воспринимать большие нагрузки по материалу и по грунту.
При анализе инженерно-геологических условий необходимо обратить
внимание на возможные крупнозернистые, галечные или подобные отложения,
так как при их наличии суспензия не может удержать стенки траншеи и устой-
чивость траншеи не может быть обеспечена без принятия особых мер (предва-
рительного инъецирования, специальных ограждающих конструкций и т.д.).
Также при анализе гидрогеологических условий на проектируемом объекте
необходимо выявить возможные напряженные водоносные горизонты и дав-
ление в них. Это позволит учесть давление воды на подошву траншеи и пре-
дотвратить ее разуплотнение вследствие давления воды.
Буронабивные сваи с камуфлетной пятой представляют собой запол-
ненные бетоном пробуренные скважины с уширениями, которые образованы
при помощи взрывов (в том числе электрохимических).
Процессы армирования и бетонирования набивных свай с камуфлетной
пятой осуществляются по аналогии с одноименными процессами при устрой-
стве буронабивных свай без уширения.
Буроинъекционные сваи диаметром 0,15...0,35 м - «корневидые сваи»,
устраиваемые в пробуренных скважинах путем нагнетания (инъекции) в них
мелкозернистой бетонной смеси, а также устраиваемые полым шнеком. Они
отличаются большой гибкостью (l!d= 80... 120); малым диаметром (d =
= 0,15...0,35 м); материалом ствола (цементный раствор); способом изготовле-
ния (инъекция раствора в скважину’).
Буроинъекционные сваи в зависимости от характера и действующих на-
грузок армируются на всю длину или в пределах верхней части. Длина секций
арматуры определяется в основном высотой помещения, в котором произво-
дятся работы (не более 4,5 м).
Буроинъекционные сваи рекомендуется применять в следующих случаях:
• у силение перегруженных оснований в связи с повышением или изменени-
ем характера эксплуатационных нагрузок;
• строительство новых объектов рядом с существующими, а также строи-
тельство в стесненных условиях;
• решение сложных задач при реконструкции фундаментов.
• строительство новых объектов в сложных грунтовых условиях.
175
Во многих случаях усиления оснований существующих зданий и соору-
жений их фундаменты используют в качестве ростверка в новом фундаменте.
Устройству буроинъекционных свай в этих случаях, как правило, предшеству-
ет укрепительная цементация фундаментов.
Сваи «Сойлекс» представляют собой буроинъекционные сваи с ушире-
ниями, которые образуются при инъекции цементного или цементно-
песчаного раствора в оболочку. Оболочка представляет собой пакет сверну то-
го листового металла, помещаемый в забой скважины. Номенклатура расши-
ряющихся оболочек приведена в табл. 5.11 [6].
Таблица 5.11
Номенклатура расширяющихся оболочек «Сойлекс»
Марка оболочки До расширения После расширения
Длина, м Поперечное сечение, мм Масса, кг Минималь- ный диаметр скважины, мм Длина, м Диаметр, м Площадь поперечного сечения, м2 Объем,л
ЕВ 410 1,0 70x70 18 87 0,8 0,4 0,12 75
ЕВ 430 3,0 70x70 45 87 2,8 0,4 0,12 325
ЕВ 512 1,2 80x80 26 115 1,0 0,5 0,20 125
ЕВ 517 1,7 80x80 35 115 1,5 0,5 0,20 220
ЕВ 530 3,о 80x80 59 115 2,8 0,5 0 20 480
ЕВ 614 1,4 95x95 35 135 1,1 0,65 0,33 200
ЕВ 630 3,0 95x95 72 135 2,7 0,65 0,33 675
ЕВ 815 1,5 110x110 54 160 1,1 0,8 0,50 340
ЕВ 825 2,5 110x110 80 160 2,1 0,8 0,50 845
ЕВ 830 3,0 110x110 95 160 2,6 0,8 0,50 1100
Буроинъекционные анкерные сваи «Титан» состоят из арматурной тяги
и монолитного бетонного ствола. Анкерная тяга в виде трубы с непрерывной
резьбой одновременно служит буровой штангой и инъекционной трубкой. Но-
менклатура анкерных тяг «Титан» приведена в табл. 5.12. Диаметр свай «Ти-
тан» составляет 150... 250 мм.
Буроинъекционные сваи «Титан» применяют: а) при усилении фундамен-
тов; б) при закреплении шпунтовых стен котлованов; в) при армировании от-
косов; г) при возведении фундаментов сооружений, подверженных опрокиды-
ванию [6].
Буроинъекционные сваи диаметром 0,15...0,35 м, выполняемые с уплотне-
нием окружающего грунта путем обработки скважины по разрядно-импульсной
технологии (серией разрядов импульсов тока высокого напряжения - РИТ),
используются в конструкциях фундаментов зданий повышенной этажности,
сооружений I (повышенного) уровня ответственности, многофункциональных
высотных зданий и комплексов. Также сваи РИТ применяются для зданий и
сооружений II и III уровня ответственности, реконструируемых зданий, па-
мятников архитектуры и зданий, расположенных в плотной застройке [7].
176
Таблица 5. 12
Номенклатура анкерных тяг «Титан»
Характеристика TITAN 30/16 TITAN 30/11 TITAN 40/20 TITAN 40/16 TITAN 52/26 TITAN 73/53 TITAN 73/45 TITAN 103/78 TITAN 103/51
Внешний диаметр, мм 30 30 40 40 2 73 73 103 103
Внешний диаметр для статических расчетов, мм 27,2 26,2 36,4 37,1 48,8 69,9 70,0 100,4 98,0
Внутренний диаметр, мм 16 11 20 16 26 53 45 78 51
Допустимая нагрузка на растяжение-сжатие, кН 100 150 240 300 400 554 675 1000 1500
Допустимая поперечная сила, кН 58 88 138 164 240 329 390 578 899
Разрушающая нагрузка, кН 220 320 539 660 929 1160 1630 2282 3460
Масса погонного метра, кг/м 3,0 3,5 5,6 6,9 10,5 12,8 17,8 24,7 43,4
Наименьшее поперечное сечение, мм2 382 446 726 879 1337 1631 2260 3146 5501
Усилие на границе текучести, кН 180 260 430 525 730 970 1180 1800 2726
Предел текучести при 0,2% растяжения, МПа 470 580 590 590 550 590 510 570 500
Момент инерции, см4 2,37 2,24 7,82 8,98 25,6 78,5 97,6 317,0 425,0
Момент сопротивления, см3 1.79 1,71 4,31 4,84 10,5 22,4 27,9 63,2 86,3
Пластический момент сопротивления, см3 2,67 2,78 6,70 7,83 16,44 32,1 41,9 89,6 135
Допустимый крутящий момент, Н-м 487 649 1506 1784 3216 8202 8449 20940 24818
Допустимая энергия удара. Дж 84 84 145 145 400 610 610 610 610
Примечания:
1. Допустимые нагрузки на растяжение-сжатие учитывают коэффициент безопасности, равный 1,75.
2. Допустимая поперечная сила определена с учетом пластических деформаций.
3. Допустимый крутящий момент учитывает коэффициент безопасности, равный 2,0.
Сваи-столбы представляют собой железобетонные цилиндрические или
призматические элементы диаметром 80см длиной 6... 12 м, погруженные в
пробуренную скважину с уширением или без него, заполненную омоноличи-
вающим цементно-песчаным раствором.
Сваи-столбы рекомендуется применять преимущественно для устройства
фундаментов опор мостов, строящихся в районах распространения вечномерз-
лых и пучинистых грунтов, при невозможности забивки свай ввиду мерзлого
состояния грунтов либо наличии плотных песчаных, гравелистых и галечни-
ковых грунтов, в которые столбы должны быть заделаны исходя из условий
воспринятая сил морозного пучения.
Буроопускные сваи с камуфлетной пятой отличаются от буронабивных
свай с камуфлетной пятой тем, что после образования и заполнения камуфлет-
ного уширения в скважину опускают железобетонную сваю.
Такие сваи могут воспринимать нагрузки до набора прочности уложенно-
го бетона.
5.1.3. Другие виды свай
К прочим видам свай, имеющих специальное применение и изготовляе-
мых по индивидуальным проектам, относятся винтовые сваи, сваи с ушире-
ниями (булавовидные), грунтовые сваи (песчаные, каменные колонны).
Винтовые сваи состоят из металлической трубы и винтовой металличе-
ской лопасти, обеспечивающей погружение сваи вращением.
Достоинством винтовых свай является отсутствие при их устройстве земля-
ных работ, водопонижения, динамических и вибрационных воздействий на зда-
ния окружающей застройки. Другой положительной стороной является высокая
несущая способность, в частности большое сопротивление выдергиванию.
Серьезным недостатком винтовых свай является подверженность их кор-
розии, и в первую очередь в сварных швах соединения трубы и лопасти [6].
На рис. 5.8 и в табл. 5.13 приведены основные конструктивные параметры
Рис. 5.8. Основные размеры
стальных винтовых свай
винтовых свай, используемых при строительстве
[8]. Материал свай - сталь С255 или С345
(09Г2С).
Конструкция винта определяется характером
грунтов. Для слабых грунтов применяются ци-
линдрические винты с незначительным шагом и
большим диаметром для распространения давле-
ния на большую площадь. При средних грунтах
используются винтовые наконечники несколько
меньшего диаметра. Для плотных грунтов нако-
нечники имеют коническую форму' при несколь-
ких оборотах и большом шаге.
При небольших объемах работ возможно
погружение винтовых свай с использованием
простейшего оборудования, установленного на
трелевочном тракторе или с заменой ковша экс-
каватора на приспособление с системой гидрав-
лических домкратов, работающих последова-
тельно для ввинчивания сваи.
178
Таблица 5.13
Номенклатура винтовых сваи
Марка сваи Длина сваи L, мм Диаметр ствола d. мм Диаметр лопасти D, мм Площадь опорной поверхности лопасти, м2
СВЛ-15 5000±25 168 500±9 0,162
СВЛ-25 5000±25 219 500±9 0,162
СВЛ-28 5000±25 219 850±9 0,532
СВЛМ-23 5000±25 219 300±8 0,037
СВЛ-15-01 6000±31 168 500±9 0,162
СВЛ-25-01 6000±31 219 500±9 0,162
СВЛ-28-01 6000±31 219 850±9 0,532
СВЛМ-23-01 6000±31 219 300±8 0,037
Сваи из инертных материалов (песчаные, каменные колонны). Уст-
ройство грунтовых, щебеночных и грунтоизвестковых свай, по существу,
относится к способам искусственного улучшения грунтов основания. Такие
сваи применяются для уплотнения и улучшения строительных свойств про-
садочных макропористых и насыпных пылевато-глинистых грунтов на глу-
бине до 20 м.
Основным способом устройства данного вида свай является погружение
любым методом в грунт обсадной трубы. В случае использования наружного
армирования на обсадную трубу заранее устанавливают замкнутую цилиндри-
ческую оболочку из геосетки и в дальнейшем сваю изготавливают из инерт-
ных материалов типа щебня или же внутрь трубы устанавливают оболочку из
геотекстиля и сваю изготавливают с применением песка. На нижнем конце
труба имеет раскрывающийся наконечник с кольцом или съемный башмак.
В процессе погружения грунт вокруг сваи уплотняется и раздвигается. При
извлечении обсадной трубы из грунта кольцо спадает, наконечник раскрывает-
ся, и песок или инертный материал заполняет скважину (рис. 5.9).
Рис. 5.9. Изготовление щебеночных свай в геосинтетической оболочке
179
Достоинства грунтовых свай:
• минимальные затраты на материалы для устройства свай, кроме того, до-
полнительный объем грунта не требует доставки (разработка выполняется
непосредственно на площадке строительства);
• высокая производительность выполнения работ;
• улучшение прочностных характеристик грунтов основания не только в
пятне застройки, но и на некотором удалении;
• низкие сроки начала и окончания работ, так как не требуется затрат вре-
мени на изготовление и доставку погружаемых элементов (при использо-
вании ж/б свай заводского изготовления) или времени на набор бетоном
проектной прочности (при устройстве буронабивных ж/б свай);
• минимальные шумовые и экологические воздействия в отличие от забивки
свай.
Набивные сваи бетонируемые в выштампованном основании. Разли-
чают несколько разновидностей таких свай.
Штампонабивные сваи пирамидальной формы изготавливают в следую-
щей технологической последовательности (рис. 5.10) [22].
Непосредственно на строительной площадке выштамповывается скважина
пирамидальной (конусной) формы путем забивки в грунт молотом копра ме-
таллического штампа-скважинообразователя с последующим его извлечением
с помощью гидровыдергивателя. Затем в скважину устанавливают арматурный
каркас и укладывают бетонную смесь, формируя ствол сваи. Наиболее эффек-
тивно их применение в качестве односвайных фундаментов в маловлажных
глинистых грунтах от мягкопластичной до полутвердой консистенции.
Рис. 5.10. Технологическая схема устройства штампонабивных свай:
1 — штамп; 2 — скважина; 3 — опорная площадка; 4 — гидроцилиндры; 5 — арма-
турный каркас; б — обсадной короб; 7 — бетонная смесь; 8 — глубинный вибра-
тор; 9 — бадья; 10 — штампонабивная свая
Цилиндрические штампонабивные сваи изготавливаются по такой же
технологии, но выштамповка скважины осуществляется с помощью пробой-
ника, на нижнем конце которого имеется теряемый башмак.
Комбинированные сваи изготавливаются по технологии устройства
штампонабивных свай, но после выштамповки скважины в нее погружают за-
180
бивную призматическую сваю, после чего производят армирование и бетони-
рование верхней пирамидальной части сваи (рис. 5.11).
Рис. 5.11. Технологическая схема устройства комбинированной сваи:
1 — штамп; 2 — опорная площадка с гидроцилиндрами; 3 — добойник; 4 — кондуктор
для погружения забивной сваи; 5 — обсадной короб; 6 — забивная свая; 7 — арматур-
ный каркас; 8 - глубинный вибратор; 9 - бадья; 10- готовая свая
Преимущества таких свай:
• повышенная несущая способность за счет дополнительного сопротивле-
ния грунта на наклонной боковой поверхности (для свай пирамидальной
(конусной) формы;
• повышенная несущая способность по сравнению с буронабивными сваями
за счет уплотнения стенок скважины при их выштамповке;
• повышенная технико-экономическая эффективность при использовании
их в качестве отдельного фундамента под колонну за счет исключения не-
несущего по грунту конструктивного элемента — ростверка.
5.2. Выполнение свайных работ
5.2.7. Погружение свай заводского изготовления
Для погружения свай заводского изготовления применяют следующие спо-
собы погружения: забивка, вибропогружение, вдавливание и завинчивание, а
также облегчающие погружение средства — лидерное бурение, удаление грунта
из полых свай и свай-оболочек и т.п. Выбор способа погружения зависит от
конкретных условий производства работ. Технологии «вибропогружение» и
«вдавливание» обычно применяются в условиях плотной городской застройки.
Для забивки свай применяют копры, копровое оборудование и навесное или
сменное оборудование на базе тракторов и экскаваторов. По конструктивным
особенностям копры делятся на рельсовые, самоходные и навесные. Копер под-
бирают исходя из требуемого удельного давления копра на грунт под ходовой
частью, полезной высоты стрелы, грузоподъемности лебедки. Технические ха-
рактеристики универсальных гидравлических копров приведены в табл. 5.14.
181
Таблица 5.14
182
Технические характеристики универсальных гидравлических копров (рис. 5.12)
Фирма (страна) Марка копра Масса ударной части молота Размеры, м Масса без мо- лота, т Макси- мальная длина сваи, м
а b С d е Г g
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 и 12
Junttan (Финляндия) РМ-16 3...4 4,0 0.9 3.6 4,46 2,4... 3,6 3,9 20,4 30 16
PM-20L 4...5 4,15 0,8 3,9 4,76 3.6...5,1 4,0 21,9 39 14...16
PM-20LC 4 .5 4,25 0,9 4,5 5,05 4,2...5,7 4,2...5 21,9 42 15...19
РМ-23 3...5 4,25 0,9 4,2 5,05 3,8 4,2...5 24,9 44 19
РМ-25 5...9 4,4 0,9 4,2 5.05 3,6...5,1 4,2...5 23,5...29,5 50 16
РМ-26 7...9 4,8 0,9 4,7 5,7 3,7...4,6 4,6 26,3 57,3 17
РМ-30 9...12 5,0 0,9 4,7 5,7 3,9...5,4 5,2 39 83 h 32
PVE (Нидерланды) PVE 3015 7 3,6 0,9 3,9 4,85 2,8 3,7 18,8 27 15
PVE 4017 10 4,1 0,9 3,9 4,8 3,7 3,7 23,4 39 17
PVE 5021 6...7 4,4 0,9 4,1 5,03 3,2 3,0...4 26,3... 24,8 50 18...21
PVE 6025 10 4,8 0,9 4,1 5,03 3,3 4,9 31,57 60 25
PVE 8027 12,5 4,8 0,9 4,1 5,03 3,4...4,9 4,0 34,5 80 27
IHC Fundex Equipment FN14 — 4,3 0,7 5,05 4,32 69...5,37 3,2 24,8 39 18
F15 — 6 0,75 6,43 — 3,3...5,8 7,75 34/47,4 86 38
F4201 — 6 0,9 6,43 — 56...6,06 6,6 42,2 90 35
F3500 — 5,0 0,9 6,43 — 3,8...5,4 7,4 35 68 28
Liebherr (Германия) LRB 125 5 4,2 0.7 4,7 5,1 2.5...3,5 3,67 12,5 44...48 15
LRB 155 8 4,3 0,7 — 5,54 3...4,88 4 18/21/24 66 18...24
LRB250 12 4,8 0,8 4,83 5,74 3...4,7 4,7 24/27/30 73...84 То же
LRB255 15 4,7 0,8 — 5,8 2,2...4,9 4,23 21/24/27/30 78 -//-
Banut (Австрия) Banut-655 6 3,8 0,9 4,1 5,05 4,2 4,2 24 55 17
«Ропат» (Россия) СК 25 73 4,3 0,9 4,7 5,1 4,0 3,6 22 33,8 16
ООО «Спецавто» (Россия) КБУ12 5 3,5 0,8 4,2 5,04 3,3...5,0 3,6 20,6 43,6 12
КБУ14 5 3,5 0,8 4,2 5,04 3,3...5,0 3,6 22,6 44,2 14
КБУ16 5 3,5 0,8 4,2 5,04 3,3...5,0 3,6 24,6 44,8 16
Забивку осуществляют моло-
тами: механическими, паровоз-
душными, дизельными (штанго-
выми, трубчатыми или гидравли-
ческими), вибромолотами или
вибропогружателями. Молот под-
бирают исходя из инженерно-
геологических особенностей пло-
щадки строительства, соотноше-
ния массы ударной части молота
и массы сваи, возможности при-
менения способа забивки на рас-
сматриваемой площадке.
При формировании комплек-
та оборудования следует исхо-
дить из: параметров погружаемых
свай; типа и конструкции молота;
необходимой точности погруже-
ния свай; условий работы обору-
дования [19].
Рельсовые копры применя-
ются, как правило, при погруже-
нии свай большой длины (до
20 м) и массы (до 8 т), а также в
тех случаях, когда площадка
строительства сложена от по-
верхности слабыми грунтами и
давление на грунты дна котлована
не может быть более 0,05 МПа.
Рис. 5.12. Схема универсального полнопово-
ротного копра
Таблица 5.15
Технические характеристики навесного копрового оборудования
Показатель На тракторах На экскаваторах
Модель С-870 С-879С СП-49К СП-67 С-860 СП-50
Максимальная длина погружаемой сваи, м 8,00 8,00 12,00 10,00 8,00 12,00
Грузопо дъемность 5,4 7,0 11,0 8,5 10.0 10,0
Наибольший наклон направляющей стре- лы, град: • вперед • назад • вправо-влево 5.0 5,0 5,0 15,0 18,0 7,0 10,0 18,0 7,0 10,0 18,0 7,0 7,0 15,0 5,0 7,0 18,5 5,0
Изменение вылета стрелы, м 0,40 0,40 0,40 0,40 0,70 1,05
Базовая машина Т-100М Т-100МГС Т-13001Г-1 Т-ЮОМГН Э-652Б Э-10011
183
Для свай длиной до 12 м следует применять комплекты оборудования с
использованием копрового оборудования на базе экскаваторов и тракторов.
При кустовом расположении свай предпочтение следует отдавать копрам на
базе экскаваторов, при рядовом - на базе тракторов. Технические характери-
стики навесного копрового оборудования приведены в табл. 5.15 [22].
Выбор сваебойного молота следует производить с учетом его типа и кон-
струкции и в зависимости от отношения массы ударной части молота к погру-
жаемой массе сваи. Выбранный тип молота должен обеспечивать получение
отказа в конце забивки не ниже 0,2 см за удар. Технические характеристики
дизель-молотов приведены в табл. 5.16.
Таблица 5.16
Технические характеристики дизель-молотов
Показатель Трубчатые Штанговые
СП-40 (С-995) СП-41 (С-996) СП-47 (С-1047) СП-48 (С-1048) СП-6 (С-330)
Масса ударной части, кг 1250 1800 2500 3500 2500
Наибольшая энергия удара, кНм 22,5 32,0 43,5 61,0 20,0
Наибольшая высота подъема ударной части, м 3,0 3,0 3,0 з,о 2,5
Число ударов в минуту 43... 55 43...55 43... 55 43... 55 50... 60
Степень сжатия (номинальная) 15 15 15 15 25
Топливо Дизельн. Дизельн. Дизельн. Дизельн. Дизельное
Наибольший допустимой на- клон сваи к горизонту 1:3 1:3 1:3 1:3 —
Ширина направляющих, мм 360 360 360/625 625 —
Высота молота без наголовника, мм 3955 4190 4970 5080 4540
Масса молота с кошкой, кг 2600 3500 5600 8000 4200
Механические молоты следует применять при прорезке сваями слабых
грунтов, грунтов с плотными прослойками, а также в условиях низких темпе-
ратур.
В некоторых случаях целесообразно вместо молотов ударного действия
для забивки железобетонных свай применять вибропогружатели. Тонкостен-
ные сваи-оболочки погружаются преимущественно вибропогружателями в
различные по плотности грунты, вплоть до тяжелых. Погружение стально-
го шпунта, балок и т.п. вибропогружателями почти при любых грунтовых
условиях более эффективно, чем забивка молотами. Технические характе-
ристики вибропогружателей отечественного производства приведены в табл.
5.17.
Контроль за погружением сваи ведется измерением скорости погружения
и амплитуды колебаний погружаемой сваи. При резком снижении скорости
или значительном увеличении амплитуды колебаний дальнейшее погружение
должно быть прекращено для выяснения причин.
184
Таблица 5.17
Технические характеристики вибропогружателей отечественного производства
Показатель ВПМ-170 ВУ-1,6 ВРП15/60 ВРП30/132 ВРП70/200 ВП-52Б
с постоянными параметрами с регулируемыми параметрами
Статический момент массы дебалансов М, кН-м 7,0 3,4 0... 1,5 о...з,о 2,3... 7.0 5,2
Частота вращения де- балансов п, об/мин 475... 550 300-498 0 . 460 0...520 0...500 250... 500
Вынуждающая сила максимальная Ръ, кН 1250... 1700 350-960 348 895 2000 1480
Мощность основного электродвигателя, кВт 200 2x90 60 132 200 2x132
Масса вибропогружа- теля без наголовника, т 15,6 12,0 5,08 7,25 14,0 13,25
Габариты, мм:
• высота 3400 1910 2044 2245 3250 1880
• длина 1860 3350 1245 1440 1700 3200
• ширина 1260 2620 1114 1440 1346 2850
Тип гидравлического наголовника НГ-1,6 НГ-1,6 НГ-0,6 НГ-0,8 НГ-1,6 НГ-3
Вдавливание свай может осуществляться в тех же грунтовых условиях, в
которых выполняют их погружение другими способами (ударным, вибрацион-
ным и др.)
При вдавливании свай в плотные грунты (или при прохождении просло-
ек таких грунтов) рекомендуется применять различные способы снижения
сопротивления погружению (например, устройство лидерных скважин). При
их назначении необходимо учитывать такие факторы, как возможное сниже-
ние несущей способности погружаемых свай, а также негативное влияние
этих мероприятий на состояние и обеспечение надежности существующих
фх ндаментов соседних зданий и сооружений, в том числе подземных. Для
вдавливания свай могут быть использованы различные типы установок само-
ходных (на базе тракторов, экскаваторов и кранов) или несамоходных (с
упором домкратов в существующие фундаменты или систему анкерных уст-
ройств, соединенных с фундаментами) 119|. Основные технические характе-
ристики отечественных сваевдавливающих установок на гусеничном ходу
приведены в табл. 5.18 [6].
Выбор установки следует производить исходя из следующих условий:
• стесненности условий строительства (габариты);
• размеров свай;
• несущей способности запроектированных свай;
• оснащенности строительной организации, выполняющей свайные работы.
185
Таблица 5.18
Технические характеристики отечественных сваевдавливающих установок
на гусеничном ходу
Характеристика Марка установки
УСВ-120 УСВ-120М УСВ-160 СУПС-В СВУ-В-6
Базовая машина Экскаватор ЭО-6122 Экскаватор ЭО-6122 Экскаватор ЭО-6122 Экскаватор ЭО-6122 Кран РДК-250
Тип вдавливающего механизма Гидравли- ческий Гидравли- ческий Гидравли- ческий Г идравли- ческий Поли- спастный
Максимальное вда- вливающее усилие • без пригруза, кН • с пригрузом, кН 800 1200 800 1200 800 1600 800 1600 400 900
Скорость вдавлива- ния, м/мин Не более 2,0 Не более 2,0 Не более 2,0 Не более 2,0 0,5... 2,5
Размеры сечений погружаемых свай: • сечение квадрат- ное, см • сечение круглое, см 30x30 35x35 40x40 30x30 35x35 40x40 30x30 35x35 40x40 30x30 35x35 40x40 Не более 35x35 Не более 35
Погружаемый шпунт — Ларсен-ГУ, Ларсен-V — Ларсен-IV, Ларсен-V Любой
Миним. расстояние от вдавливаемой сваи до стены существую- щего здания, м 1,00 1,00 1,00 1,00 0,4
Снаряженная масса установки, т 105 117 135 130 112
Удельное давление установки на грунт, МПа 0,159 0,180 0,10 0,185 0,07
Максимальная скорость передвиже- ния, км/ч 1,5 1,5 1,5 1,5 1,0
Максимальная потребляемая мощ- ность, кВт 150 150 180 90 90
Габаритные размеры установки в рабочем положении, м: • длина • высота • высота до крыши кабины • ширина установ- ки по гусеницам • ширина по осям боковых аутригеров 8,80 13,36 3,80 3,8 7,55 9,50 16,80 3,80 3,8 7,55 9,9 5,0 3,8 3,8 7,55 12,0 5,0 3,8 3,8 6,5 8,6-9,6 20,0 3,35 3,3 5,2-7,5
186
Погружение винтовых и бурозавинчиваемых свай рекомендуется произво-
дить с помощью буровых установок типа СО-2, СО-1200 или специальных ус-
тановок, развивающих крутящий момент не менее 32 000 Нм. Основные тех-
нические характеристики отечественных машин для завинчивания свай приве-
дены в табл. 5.19 и 5.20 [6].
Таблица 5.19
Основные технические характеристики машины МЗС-219
Базовое шасси КамАЗ-53228
Размеры завинчиваемой сваи, м: • диаметр лопасти • диаметр ствола • длина завинчиваемой сваи (секции сваи) До 1,2 До 0,4 5,0; 6,35
Максимальный угол завинчивания сваи к вертикали, град 50
Максимальный крутящий момент при завинчивании сваи, кН-м 150
Глубина бурения, м 5,7
Диаметр бурения, мм 200; 400
Максимальный крутящий момент на буровом инструменте, кН-м 15
Тип привода вращателя Механический
Масса установки, кг 8300
Габаритные размеры в транспортном положении, мм: • длина • ширина • высота 9650 2500 3700
Габаритные размеры машины в рабочем положении, мкг: • длина • ширина • высота 11 400 4500 9400
Масса снаряженной машины, кг 22 500
Примечание. В качестве базовой машины могут использоваться «Урал», «КрАЗ».
Таблица 5.20
Основные технические характеристики машин УБМ-85 и УБМ-150
Характеристика Модель
УБМ-85 УБМ-150
1 2 3
Базовое шасси «Урал»-4320, КамАЗ-53228 «Урал»-4320, КамАЗ-53228
Максимальный вылет стрелы, м 12 12
Угол поворота колонны, град 400 400
Рабочий сектор, град 200 200
Максимальная длина завинчиваемой сваи, м 8 8
187
Окончание табл. 5.20
1 2 3
Диаметр лопасти сваи, мм 500 500
Диаметр ствола сваи, мм 219 219
Максимальная глубина завинчивания, м 24 24
Максимальный крутящий момент при завин- чивании сваи, кН-м 85 150
Глубина бурения непрерывным шнеком, м До 24 До 24
Диаметр бурения непрерывным шнеком, м 360; 500; 630; 800; 1200:2000 360; 500; 630; 800; 1200;2000
Максимальный крутящий момент на буровом инструменте, кН-м 15 90
Допускаемый уклон платформы, град 3 3
Грузоподъемность платформы, кг 3000 3000
Собственная масса установки, кг 8300 8300
Масса снаряженной машины, кг 17 000 17 000
В целях минимального нарушения структуры грунта при погружении вин-
товых и бурозавинчиваемых свай и сокращения времени погружения значение
осевой пригрузки должно приниматься в зависимости от плотности проходи-
мого грунта. Осевую пригрузку корректируют таким образом, чтобы коэффи-
циент погружения сваи кп, вычисляемый как отношение теоретического числа
оборотов сваи на 0,5 м ее погружения ит к фактическому числу оборотов и, оп-
ределяемому путем умножения скорости вращения выходного вала установки
для погружения на продолжительность погружения сваи на 0,5 м, был воз-
можно ближе к 1.
5.2.2. Подбор молота и вдавливающего агрегата
для погружения свай
Успешное применение сваепогружающих средств зависит от правильного
выбора молота или вибропогружателя.
Выбрать молот (в первом приближении) можно по отношению веса удар-
ной части молота к весу сваи, которое должно быть для штанговых дизель-
молотов и молотов одиночного действия не менее 1,5 при плотных грунтах,
1,25 при грунтах средней плотности и 1 при слабых водонасыщенных грунтах
Подбор молота производится по приведенной в [23] методике.
Исходя из принятой в проекте расчетной нагрузки, допускаемой на сваю,
определяется необходимая для забивки сваи минимальная энергия удара моло-
та Eh, кДж, по форму ле
Eh=0,45N, (5.1)
где N расчетная нагрузка, передаваемая на сваю, кН.
Затем по таблицам технических характеристик молота подбирается такой
молот, энергия удара которого соответствует минимальной. Далее произво-
дится проверка пригодности.
188
Принятый тип молота и высоту падения его ударной части следует допол-
нительно проверять, рассчитав для железобетонной сваи максимальные сжи-
мающие напряжения, достигаемые в свае при забивке.
Забивку свай до проектных отметок следует выполнять, как правило, без
применения лидерных скважин и без подмыва путем использования сваебой-
ного оборудования с достаточной для этого энергией удара. Применение ли-
дерных скважин допускается только в тех случаях, когда для погружения свай
до проектных отметок требуются несерийные молоты с большой массой удар-
ной части, а также при прорезке сваями просадочных грунтов.
При забивке наклонных свай расчетную энергию удара молота Eh следует
определять с учетом повышающего его коэффициента, значение которого
принимается для свай с наклоном 5:1; 4:1; 3:1; 2:1 соответственно равным 1,1;
1,15; 1,25 и 1,4.
Выбор молота при забивке свай длиной свыше 25 м или с расчетной на-
грузкой на сваю более 2000 кН производится расчетом, основанным на волно-
вой теории удара.
Описание методики подбора вибропогружателя представлено в [23].
Значение необходимой вынуждающей силы вибропогружателя Fo, кН, оп-
ределяют по формуле
F0=(y^-2.8G„)/^, (5.2)
где Yg - коэффициент надежности по грунту', принимаемый равным 1,4; N - расчетная
нагрузка на свайный элемент по проекту’, кН, а в случае погружения свайных элемен-
тов до расчетной глубины - соответствующее этой глубине сопротивление углубле-
нию в грунт свайного элемента по проекту; G„ - суммарный вес вибросистемы, вклю-
чая вибропогружатель, свайный элемент и наголовник, кН; к. - коэффициент снижения
бокового сопротивления грунта во время вибропогружения, принимаемый по табл. 5.21.
Таблица 5.21
Коэффициент к, для грунтов
песчаных влажных средней плотности
гравелистых крупных средних пылеватых мелких
2,6 3,2 4,9 5,6 6,2
глинистых с показателем текучести IL
0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8
1,3 1,4 1,5 1,7 2,0 2,5 3,0 3,3 3,5
Примечания:
1. Для водонасыщенных крупных песков значения к. увеличиваются в 1,2 раза, средних
песков - в 1,3 раза, мелких и пылеватых - в 1,5 раза.
2. Для заиленных песков значения к„ понижаются в 1,2 раза.
3. Для плотных песков значения к, понижаются в 1,2 раза, а для рыхлых — увеличиваются в
1,1 раза.
4. Для промежуточных значений показателя текучести глинистых грунтов значения к, оп-
ределяются интерполяцией.
5. При слоистом напластовании грунтов коэффициент ks определяется как средневзвешен-
ный по глубине.
189
Необходимое значение минимальной вынуждающей силы вибропогрл жа-
теля Fq окончательно принимается не ниже 1,3 G„ при погружении свай-
оболочек (с извлечением грунта из внутренней полости в ходе погружения) и
2,5 G,. - при погружении полых свай без извлечения грунта.
При окончательном выборе типа вибропогружателя следует учитывать,
что при равной вынуждающей силе большей погружающей способностью об-
ладает вибропогружатель с большим статическим моментом массы дебалансов
К„„ а при прочих равных условиях следует выбирать вибропогружатель с ре-
гулируемыми в процессе работы параметрами.
5.2.3. Изготовление буровых и набивных свай
Буровые и набивные сваи относятся к сваям, изготавливаемым на строи-
тельной площадке. Классификация приведена в п. 5.1. Буровые сваи бетони-
руются в буровых скважинах, из которых грунт извлекается на поверхность.
Набивные сваи изготавливаются в скважинах, образованных в результате вы-
теснения грунта при внедрении в него сердечников, труб с закрытым концом и
других специальных снарядов.
5.2.3.1. Буровые сваи
Для бурения скважин под буровые сваи используют шнеки, ковшебуры,
колонковые буры и уширители. После завершения бурения в скважину уста-
навливают арматурный каркас и опускают бетонолитную трубу. Бетонирова-
ние ведут методом вертикально перемещаемой трубы (Bill ) [6].
В связных маловлажных грунтах, когда можно осуществлять бурение без
крепления стенок скважин, устраивают сваи типа БСС и БССм. При примене-
нии свай типа БСС рекоменд} ется использовать установки вращательного бу-
рения СО-2 и СО-1200. Работы выполняют в следующем порядке. Буровым
станком проходят скважину требуемых размеров. После завершения проходки
скважины производят зачистку' забоя. В скважину опускают заранее изготов-
ленный арматурный каркас, закрепляя его с помощью трубы-кондуктора в
проектном положении. Далее в скважину укладывается бетонная смесь спосо-
бом ВПТ. Комплект ВИТ включает бункер (воронку) для загрузки бетонной
смеси; секции бетонолитных труб; подъемную балку для опирания труб в про-
цессе монтажа (демонтажа); подъемное звено для монтажа (демонтажа) секций
бетонолитных труб.
В неустойчивых и водонасыщенных грунтах устраивают сваи типа БСВГ.
Применяя глинистый или полимерный буровой раствор, в скважине создают
избыточное давление для удержания стенок от обрушения. При бурении сква-
жины под защитой глинистого раствора его уровень в процессе бурения, очи-
стки и бетонирования скважины должен быть выше уровня подземных вод не
менее чем на 0,5 м; при применении бурового полимерного раствора - выше
на величину, равную 10% длины сваи, но не менее чем на 2 м. Бетонирование
свай ведется методом ВПТ. По мере заполнения скважины бетонной смесью
глинистый раствор вытесняется.
При изготовлении свай в водонасыщенных грунтах наиболее надежной
защитой от обрушения стенок скважины является применение обсадных труб.
Работы по устройству буронабивных и буросскущихся свай типа БСИ
осуществляют станками вращательного и ударно-канатного бурения. При этом
190
рекомендуется использовать установку СП-45 или зарубежные установки «Бе-
ното», «Касагранде», «Бауер» и др. Применяемые при устройстве свай типа
БСИ инвентарные обсадные трубы должны состоять из отдельных секций,
причем стыки ниже уровня подземных вод должны быть герметичными. Буре-
ние скважин с применением обсадных труб должно осуществляться без опе-
режающего забоя.
Подачу бетонной смеси в скважину осуществляют до момента выхода
чистой (без шлама) бетонной смеси на поверхность и заканчивают удалением
загрязненного слоя бетонной смеси. После этого при наличии обсадной трубы
извлекают последнюю ее секцию и формируют оголовок сваи (рис. 5.13).
Сваи с неизвлекаемой обсадной трубой типа БСВО применяют, когда от-
сутствует возможность качественного изготовления свай с извлекаемой обо-
лочкой (на оползневых участках и на площадках, сложенных водонасыщен-
ными глинистыми грунтами текучей консистенции с прослойками песков и
супесей, где под напором подземных вод ствол сваи на отдельных участках
может быть разрушен во время твердения бетонной смеси). При применении
буронабивных свай типа БСВо, устраиваемых с уширением и закреплением
стенок неизвлекаемыми обсадными трубами, рекомендуется использовать ус-
тановки вращательного и ударно-канатного бурения БС 1-М, УКС или УРБ-
ЗАМ [19].
Рис. 5.13. Схема устройства свай под защитой обсадной трубы:
I — установка станка на точку бурения; II — посекционное погружение обсадной трубы на тре-
буемую глубину, извлечение грунта из обсадной трубы; III — извлечение шнека из обсадной
трубы, зачистка забоя скважины, погружение арматурного каркаса; IV - бетонирование сваи
методом ВПТ; V — извлечение обсадной трубы
Буронабивные сваи должны выполняться из бетона класса не ниже В15
по прочности на сжатие (на плотных заполнителях) и марки по водонепро-
ницаемости W6. Бетонная смесь должна удовлетворять требованиям ГОСТ
7473 и приготовляться на щебне фракции 5...30 мм. Удобоукладываемость
бетонной смеси, определяемая по осадке стандартного конуса по ГОСТ
10181, должна составлять к моменту ее укладки не менее 18 см (марка П4).
Для изготовления буронабивных свай должны применяться цементы со сро-
191
ком схватывания не менее 2 ч. Подвижность бетонной смеси следует обеспе-
чить подбором ее состава и введением в смесь поверхностно-активных пла-
стифицирующих добавок.
Система CFA (НПШ) — это непрерывное бурение скважин для свай с
помощью шнекового бура. Данная технология изготовления свай заключает-
ся в погружении рабочего органа - полого проходного шнека на необходи-
мую глубину. Грунт извлекается в объеме разбуриваемой скважины и дос-
тавляется на поверхность посредством реборд, наваренных по спирали по
всей длине трубы.
Для устройства буронабивных свай по технологии «непрерывный пере-
мещающийся шнек» (CFA) применяют буровые установки TesCar CF6 CFA
(диаметр до 650 мм); Enteco E25HD (диаметр до 1500 мм), Soilmec SM305
(диаметр 150, 180, 230 мм.)
Технология устройства CFA-свай (НПШ) включает в себя следующую по-
следовательность операций. Буровой станок устанавливается на точку предпо-
лагаемого устройства сваи (рис. 5.14, I). Шнековая колонна погружается до
проектной отметки (рис. 5.14, II). Постепенно извлекают шнек из скважины с
одновременным заполнением ее бетонной смесью, подаваемой через полый
шнек бетононасосом (рис. 5.14, III). Станок перемещается на следующую точ-
ку бурения (рис. 5.14, IV). С помощью вибратора в скважину, заполненную
бетонной смесью, погружают арматурный каркас (рис. 5.14, V). Далее форми-
руют оголовок сваи для связи с ростверком (рис. 5.14, VI).
Рис. 5.14. Схема устройства свай непрерывным проходным шнеком (НПШ)
Эффективное использование свай НПШ достигается в грунтах, имеющих
слои, существенно различающиеся по прочности. Технология хорошо зареко-
мендовала себя при проходке большой толщи песков, полутвердых и тугопла-
стичных суглинков, когда применение забивных, вдавливаемых и набивных
свай невозможно [6].
Особенность устройства свай по технологии «Дабл Ротари» заключается
в том, что бурение скважины происходит при одновременном правом враще-
нии непрерывного проходного шнека внутри обсадной трубы и левом враще-
нии трубы.
192
Технология устройства свай методом бурения с использованием двойного
вращателя («Дабл Ротари») заключается в следующем. Буровой станок уста-
навливается на точку бурения (рис. 5.15, I). Скважина бурится на требуемую
глубину с одновременным погружением шнека (правое вращение) и обсадной
трубы (левое вращение) (рис. 5.15, II). Через сердечник шнека осуществляется
бетонирование скважины с одновременным подъемом шнека и обсадной тру-
бы (рис. 5.15, III). Буровая установка смещается относительно скважины, и
грунт выгружается из обсадной трубы при левом вращении шнека (рис. 5.15,
IV). Арматурный каркас погружается в скважину, заполненную бетоном, с по-
мощью вибратора, подвешенного к стреле крана (рис. 5.15, V). Для связи с ро-
стверком формируется оголовок сваи (рис. 5.15, VI).
Рис. 5.15. Схема устройства свай по технологии «Дабл Ротари»
К преимуществам технологии можно отнести применимость ее для всех
видов дисперсных грунтов (несвязные плотные грунты, илы, твердые глины);
отсутствие шума и значимых вибрационных воздействий; высокую произво-
дительность: высокое качество заполнения скважины бетоном: возможность
контроля параметров бурения высокоточным бортовым компьютером.
Для устройства баретт грейфером под защитой суспензии отрывается
траншея, в которую впоследствии опускается арматурный каркас (в случае
производства армированных баретт) и производится бетонирование. Техноло-
гия устройства баретт соответствует технологии выполнения одной захватки
стены в грунте: устраиваются параллельно несколько участков стены в грунте
(не менее двух), которые выполняют роль прямоугольных свай, объединяемых
ростверком.
Для устройства баретт используется то же оборудование, что и для возве-
дения стены в грунте.
Технология устройства свай-столбов заключается в следующем. Бурится
скважина диаметром 90... 100 см на глубину, определяемую расчетом. В сква-
жину погружается сборный железобетонный элемент. Зазор между стенками
скважины и боковой поверхностью столба заполняется песчано-цементным
раствором на всю высоту ниже глубины сезонного промерзания или сезонного
оттаивания грунтов (а в верхней части — сухим песчаным грунтом) [4].
193
Рис. 5.16. Сваи с камуфлетным уширением:
а - со сборным стволом; б - с набивным стволом;
/ - готовая свая; 2 — уширенная камуфлетная пя-
та; 3 — уплотненная взрывом грунтовая оболочка;
4 — бетонный ствол; 5 - арматурный каркас
Рис. 5.17. Технологическая схема Луги для
изготовления свай с камуфлетной пятой:
1 - свайная оболочка; 2 - заряд взрывчатого ве-
щества; 3 - проводники; 4 - тощий цементный
раствор; 5 - литой бетон
Для повышения несущей спо-
собности сваи за счет увеличения
опорной площади у нижнего кон-
ца буронабивных свай может уст-
раиваться уширение с помощью
специальных уширителей механи-
ческим способом или с помощью
камуфлснтых взрывов. Схемы свай
с камуфлетным уширением приве-
дены на рис. 5.16.
Такие сваи могут восприни-
мать нагрузки до набора прочно-
сти уложенного бетона.
Существует несколько спосо-
бов устройства буронабивных
свай с камуфлетной пятой.
Способ Вильгельмы. Перво-
начально забивается или погружа-
ется бурением открытая снизу
оболочка (обсадная труба). Из
внутренней полости оболочки уда-
ляется грунт, опускается заряд
взрывчатого вещества (ВВ) и сква-
жина заполняется бетонной сме-
сью. Затем трубу приподнимают
на 1... 1,5 м и взрывают заряд. По-
лученное уширение заполняется
бетоном, после чего заполняется
бетоном и ствол сваи. В некото-
рых случаях труба может быть
оставлена в грунте.
Способ Луги (рис. 5.17). Рабо-
та по изготовлению таких свай
заключается в следующем. Снача-
ла погружают до заданной глуби-
ны оболочку, закрытую конусным
наконечником (рис. 5.17, I), что
позволяет получить свободную
от воды и грунта полость сваи.
В нижний конец оболочки поме-
щают заряд взрывчатого вещества
с электродетонатором, от которого
выводят электропровода к подрыв-
ной машинке или иному источни-
ку тока (рис. 5.17, II). Затем по-
лость сваи заполняют литым бето-
ном с осадкой конуса 20...25 см и
заряд взрывают (рис. 5.17, III). Та-
194
ким образом, получают бетонное уширение, связанное с бетоном, оставшимся
в оболочке (рис. 5.17, IV) Затем заполняют остальную часть трубы бетоном.
В верхнюю часть ствола сваи устанавливают каркас (рис. 5.17, V). Количество
взрывчатого вещества устанавливают из такого расчета, чтобы после заполне-
ния камуфлета в оболочке оставался еще столб бетона высотой примерно 2 м.
Это необходимо для получения надежной связи между уширением и телом сваи.
Для устройства буроопускных свай с камуфлетной пятой в скважину,
заполненную бетонной смесью, после взрыва погружают сваю заводского из-
готовления.
При устройстве уширенных полостей методом камуфлетирования в связ-
ных грунтах на поверхности могут образоваться трещины. В целях устранения
отрицательного влияния энергии взрыва на строительные свойства грунтов
для заполнения нижней половины камуфлетной полости рекомендуется при-
менять цементно-песчаные растворы текущепластичной консистенции марки
100 или бетонные смеси литой консистенции марок М150.. .М200.
Проходку скважин для буроинъекционных свай выполняют вращатель-
ным бурением шнековым буром или шарошечными долотами. При проходке
неустойчивых обводненных грунтов бурение скважин ведется под защитой
глинистого (бентонитового) раствора или под защитой обсадных труб.
По окончании шарошечного бурения следует произвести промывку сква-
жины от шлама через буровой став свежим глинистым раствором в течение
3... 5 мин.
Установка арматурного каркаса, как правило, должна предшествовать
инъекционным работам, но при соответствующем обосновании арматурный
каркас разрешается устанавливать в скважину’, уже заполненную инъекцион-
ным раствором. Установку арматурного каркаса буроинъекционной сваи в
скважину допускается производить отдельными секциями. Стыковка арматур-
ных стержней секций должна осуществляться ручной ду говой сваркой. Арма-
турный каркас должен иметь фиксирующие элементы для центрирования его в
скважине и обеспечения требуемой толщины защитного слоя.
Заполнение скважин буроинъекционных свай должно производиться инъ-
екционным раствором - мелкозернистой бетонной смесью (цементно-песчаным
раствором). Марка раствора по удобоукладываемости должна быть П4. В необ-
ходимых случаях возможно применение растворов других специальных соста-
вов. В каждом конкретном случае состав раствора подбирает лаборатория.
Приготовлять инъекционный раствор следует на строительной площадке
непосредственно перед его нагнетанием в скважину. Бетонную смесь следует
расходовать не позднее двух часов после ее изготовления.
Заполнение скважины инъекционным раствором необходимо производить
либо непосредственно через буровой став, либо через трубу-инъектор. В лю-
бом случае заполнение должно производиться от забоя скважины снизу вверх
до полного вытеснения бу рового раствора и появления в устье скважины чис-
того инъекционного раствора.
Весь процесс инъецирования раствора до полного заполнения скважины
должен проходить при расположении нижнего конца инъекционной трубы на
расстоянии не более 0,5 м от забоя скважины (в начальный момент инъецирова-
ния нижний конец инъекционной трубы должен располагаться непосредственно
на забое скважины). Диаметр инъекционных труб должен быть не менее 40 мм.
195
Рис. 5.18. Технологическая схема изготовления сваи
«Сойлекс» под защитой обсадной трубы:
При устройстве бу-
роинъекционных свай
(кроме буроинъекцион-
ных свай РИТ) после за-
полнения скважины твер-
деющим раствором и
установки арматурного
каркаса в проектное по-
ложение следует произ-
вести опрессовку сваи.
Для опрессовки в верх-
ней части трубы-кон-
дуктора необходимо ус-
тановить тампон (обтю-
ратор) с манометром и
через инъектор произве-
I — скважина с обсадной трубой: II — погружение пакета пла-
стин; III — извлечение обсадной трубы; IV - снятие верхней
секции обсадной трубы; V — бетонирование ствола сваи;
1 — обсадная труба; 2 - расширяющаяся оболочка: 3 — сталь-
ной стержень; 4 - секция обсадной трубы; 5 - бетонолитная
труба; 6 — инъекционная труба; 7 — уширенное основание
сти нагнетание раство-
ра под давлением 0,2—
0,3 МПа в течение 1-
3 мин. При усилении
бутовых фундаментов
заделка буроинъекцион-
ных свай в тело фундамента должна быть не менее их 6 диаметров.
Суть технологии устройства буроинъекционных свай «Сойлекс» состоит
в бурении скважины любым способом, обеспечивающим устойчивость стенок
скважины. Далее устанавливается труба с расширяющимся металлическим
мешком на конце, выполненным из очень тонкого металлического листа. Затем
производится подача под давлением твердеющего раствора в трубу (рис. 5.18).
Свая, выполненная по технологии «Сойлекс», работает только по пяте.
Если нет достаточно хорошего несущего слоя, который может служить осно-
ванием для пяты сваи, то применение такого типа свай нецелесообразно.
Скважины под анкерные сваи «Титан» бурят без обсадных труб ударно-
вращательным способом с подачей по внутреннему каналу штанги под давле-
нием 1...2 МПа промывочного цементного раствора с В/Ц = 0,7...1,0. Анкерная
тяга в виде трубы с непрерывной резьбой одновременно служит буровой
штангой и инъекционной трубкой. После достижения проектной глубины в
скважину через анкер под давлением подается густой раствор, который вытес-
няет промывочную жидкость. Анкер с теряемым долотом остается в скважине
и является армированием скважины (рис. 5.19).
Сущность разрядно-импульсной технологии заключается в том, что сква-
жина, заполненная мелкозернистым бетоном или цементным раствором, обра-
батывается серией высоковольтных электрических разрядов. При этом возни-
кает электрогидравлический эффект, в результате которого формуется тело
сваи или корня анкера, цементируется, уплотняется окружающий грунт.
Устройство буроинъекционных свай РИТ по разрядно-импульсной тех-
нологии производят не менее чем 5...7 электрическими разрядами с шагом
соответственно 200...300 мм по ее длине и не менее чем 15 разрядами в забое
скважины при энергии каждого разряда 30... 40 кДж.
196
Для этого в скважину после заполнения ее мелкозернистой бетонной сме-
сью опускают специальный разрядник. В процессе погружения разрядника на
его электроды периодически подают высокое напряжение, обеспечивающее
возникновение электрического разряда требуемой мощности, что вызывает
уплотнение грунта в стенках скважины и в ее забое.
На рис. 5.20 показана принципиальная схема изготовления буроинъекци-
онной сваи с использованием электроразрядной технологии.
Рис. 5.19. Технологическая
схема устройства свай
«Титан»:
I - бурение скважины с промыв-
кой рабочей жидкостью, теряемой
буровой колонной; II - замеще-
ние рабочей жидкости бетоном;
III - готовая свая
Рис. 5.20. Технологическая схема изготовления
буроинъекционной сваи с использованием электро-
разрядной технологии (сваи РИТ):
о - бурение лидерной скважины; б - инъекция бетонной
смеси; в - обработка скважины электрическими разряда-
ми; г - опускание арматурного каркаса; 1 - инъекцион-
ная труба; 2 - излучатель энергии; 3 - штанга излучателя;
4 - электрокабель; 5 - арматурный каркас
Расход инъекционного раствора на одну спрессованную буроинъекцион-
ную сваю должен быть не менее 1,25 и не более 2,5 объема скважины. При
утечках инъекционного раствора из скважины буроинъекционной сваи (не по-
зволяющих поднять давление опрессовки до проектного значения) следует
прекратить его инъекцию при подаче раствора в объеме, равном 2,5 объема
скважины, а затем выполнить повторную опрессовку через (12±1) ч.
Расход инъекционного раствора при устройстве свай РИТ должен соответ-
ствовать установленному в проекте 119].
Технология устройства и методика расчета свай, изготавливаемых по раз-
рядно-импульсной технологии, приводится в «Рекомендациях по применению
буроинъекционных свай» [7].
5.2.3.2. Набивные сваи
Скважины для набивных свай могут быть выполнены пробивкой, раскаты-
ванием, статическим или вибрационным продавливанием грунта.
197
Рис. 5.21. Изготовление свай системы
«Компрессоль»:
I - пробивка скважины; II - образование
уширенного основания; III - устройство
ствола сваи; 1 - скважина; 2 - чугунный
конус; 3 — жесткая бетонная смесь или
щебень; 4 — трамбовка стрельчатой фор-
мы; 5 — бетон; 6- плоская трамбовка
Технология изготовления набивных
свай по системе «Компрессоль» (рис.
5.21) заключается в следующем. Внача-
ле путем многократного сбрасывания с
высоты чугунного конуса пробивается
скважина. Затем скважину заполняют
бетонной смесью, щебнем или песком
и уплотняют трамбовкой стрельчатой
формы до образования уширенной части
в основании сваи. Затем укладывают бе-
тонную смесь в верхнюю часть сваи с
уплотнением плоской трамбовкой [24].
Устройство свай без выемки грунта
может быть выполнено методом вы-
штамповывания с использованием стан-
ка ударно-канатного бурения БС-1М.
Сначала станком БС-1М бурят лидерную
скважину’, а затем скважину пробивают
снарядом на требуемую глубину. В ниж-
нюю часть ствола на высоту 1,5...2 м подают жесткую бетонную смесь и уда-
рами трамбовки в основании сваи устраивают уширенную пяту. После этого в
устье скважины устанавливают обсадной патрубок и монтируют армокаркас, а
затем бетонируют верхнюю часть свай (рис. 5.22).
Рис. 5.22. Технологическая схема изготовления набивных свай станком БС-1М:
I - бурение лидерной скважины; II - пробивка скважины; III - укладка жесткой смеси; IV - уст-
ройство уширенной пяты; V - бетонирование ствола сваи; 1 - лидерная скважина; 2 - станок
УШ-2Т; 3 - снаряд; 4 - скважина, 5 - станок БС-1М; 6 - кондуктор; 7 - жесткая бетонная смесь;
8 - бадья; 9 - уширение; 10- армокаркас; 11 - обсадной патрубок
198
Технология устройства винтонабивных свай (DDS) заключается в образо-
вании скважины под сваю без извлечения грунта за счет его уплотнения осо-
бым рабочим органом.
При погружении рабочего органа образуется зона уплотнения грунта, раз-
мер которой зависит от вида грунта, степени его водонасыщения, скорости
погружения и формы рабочего органа.
По данным разработчика технологии — фирмы BAUER, площадь передачи
нагрузки увеличивается на 30% за счет объема уплотненного грунта, включен-
ного в работу. Как следствие, возрастают трение по боковой поверхности сваи
(примерно на 30%) и сопротивление острия сваи по отношению к нагрузке,
воспринимаемой буровой сваей (на 50...70%). После достижения буровым ин-
струментом проектной отметки происходит подача бетонной смеси под давле-
нием, которое складывается из давления на выходе бетононасоса и давления
высоты бетонного столба.
Технология устройства буронабивных свай уплотнения DDS заключается
в следующем:
1. Установка бурового станка наточку (рис. 5.23, а).
2. Погружение бурового инструмента с системой уплотнения грунта до
проектной отметки (рис. 5.23, б, в).
3. Извлечение бурового инструмента с одновременным бетонированием
скважины (рис. 5.23, г).
4. Погружение армокаркаса вибропогружателем с помощью крана
(рис. 5.23, б).
Рис. 5.23. Схема устройства винтонабивных свай
Несомненными достоинствами данной современной технологии являются
следующие факторы:
1. Высокая несущая способность.
2. Высокая производительность (полный технологический цикл по уст-
ройству сваи диаметром 550 мм и длиной 25 м составляет 20...25 мин).
3. Высокое качество заполнения скважины бетоном за счет подачи бетона
под давлением.
199
4. Параметры бурения контролируются высокоточным бортовым компью-
тером.
5. Отсутствие шлама при бурении.
Технология устройства свай в выштампованном ложе или вытрамбован-
ных котлованах заключается в следующем. Котлованы под отдельные фунда-
менты вытрамбовываются на необходимую глубину с последующим заполне-
нием бетоном враспор. Для повышения несущей способности в дно котлована
втрамбовываются порциями щебень или песчано-гравийная смесь (рис. 5.24).
Вытрамбовывание котлованов производят путем сбрасывания трамбовки с
экскаватора по направляющей штанге длиной 4...8 м. Трамбовки применяют
квадратного, прямоугольного, шестигранного или круглого сечений длиной от
1 до 3,5 м.
Рис. 5.24. Устройство фундамента в вытрамбованном котловане с уширенным
основанием:
I - установка трамбовки и вытрамбование котлована; II - засыпка в котлован жесткого
материала: III - втрамбовывание жесткого материала в дно котлована: IV - бетониро-
вание фундамента; V - готовый фундамент; 1 - трамбовка; 2 - направляющая штанга;
3 - каретка; 4 - котлован; 5 - бункер с жестким материалом; 6 - жесткий материал;
7 - втрамбованный в грунт жесткий материал: 8 - бетон фундамента: 9 - стакан для
установки колонны
Другим способом изготовления свай без выемки грунта является метод виб-
роформования свай, сущность которого заключается в следующем. На месте
будущей скважины устанавливают приемный бункер и виброформователь. По-
лый наконечник виброформователя, закрытый снизу лопастями и соединенный
через жесткую штангу с вибропогружателем, под действием последнего погру-
жается в грунт и образует скважину’, которая сразу’ по мере погружения нако-
нечника заполняется бетонной смесью из бункера, установленного над устьем
скважины. Затем наконечник приподнимают, при этом лопасти раскрываются, а
бетонная смесь остается в скважине (рис. 5.25). Вместо самораскрывающихся
створок может быть использован теряемый железобетонный башмак.
Часто трамбованные набивные сваи выполняют в скважинах, образован-
ных путем забивки обсадной трубы, опирающейся на чугунный башмак. Трубу
после заполнения ее бетонной смесью извлекают, и бетонная смесь, выходя-
щая из трубы, заполняет скважину. Забивку и извлечение обсадной трубы вы-
200
полняют с помощью специального копра, оборудованного паровым молотом
двойного действия. Этот молот также используют и для у плотнения бетонной
смеси в скважине. При подъеме трубы чугунный башмак остается в скважине.
После загрузки каждой порции бетонной смеси трубу поднимают. Высота
подъема трубы от удара молота примерно в 1,5...2 раза превосходит величину
погружения ее от последу югцего удара. Через трубу удары передаются на бе-
тонную смесь, вызывая ее уплотнение. Свая имеет волнистую внешнюю по-
верхность, что повышает несущую способность сваи
Рис. 5.25. Технологическая схема виброформования свай:
I - установка приемного бункера и виброформователя; II - погружение виброфор-
мователя; III - извлечение виброформователя; IV- установка армокаркаса; 1 - агре-
гат ВВПС-32/19; 2 - вибратор; 3 - штанга виброформователя; 4 - приемный бункер:
5 - автобетоносмеситель; б - лопасти виброформователя; 7 - армокаркас; 8 - кран
Сваи системы «Франки» изготовляют с помощью копрового оборудования
KPF диаметром до 0,6 м и длиной до 20 м в инвентарной толстостенной об-
садной трубе с помощью специального копра. Обсадную трубу устанавливают
на поверхности грунта в месте изготовления сваи и заполняют на высоту
0,8 ...1м жесткой или сухой бетонной смесью. Затем смесь уплотняют бабой,
падающей с высоты 1 м. Заклиниваясь в трубе, смесь образует бетонную проб-
ку’ При дальнейшем уплотнении бетона пробка, увлекающая за собой обсад-
ную трубу, погружается вместе с ней в грунт. После достижения проектной
отметки обсадную трубу’ поднимают на канатах на 20...30см и трамбовкой
выбивают из нее бетонную пробку’. Уширенную пяту образуют трамбованием
бетонной смеси жесткой консистенции. О размерах уширенной пяты судят по
объему израсходованного бетона. В слабых грунтах объем пяты достигает не-
скольких кубических метров. После установки арматурного каркаса обсадную
трубу заполняют бетоном и постепенно извлекают из скважины. Расширяют
ствол сваи ударами снаряда с высоты 1... 1,5 м. Вследствие уплотнения окру-
жающего грунта бетоном диаметр ствола сваи на 10...20% получается больше
внутреннего диаметра обсадной трубы (рис. 5.26).
201
Рис. 5.26. Технологическая последовательность устройства
набивных свай «Франки»:
I - установка обсадной трубы; II - погружение обсадной трубы; Ш - об-
садная труба в рабочем положении; IV - формирование уширенной пя-
ты сваи; V - установка арматурного каркаса; VI - формирование ство-
ла сваи и извлечение обсадной трубы; VII - готовая свая; 1 - трамбовка;
2 - бетонная пробка; 3 - вибратор; 4 - скобы; 5 - арматурный каркас;
6 - уширение
Вибротрамбованные сваи используют в сухих связных грунтах на глуби-
ну 4...6 м. Вибротрамбованные сваи устраивают по следующей технологии.
С помощью вибропогружателя в грунт погружают обсадную трубу со съем-
ным башмаком на конце. После погружения трубы вибропогружатель снимают
и полость трубы загружают на 0,8... 1 м бетонной смесью. С помощью трам-
бующей штанги, подвешенной к вибропогружателю, смесь трамбуют, в ре-
зультате чего она вместе с башмаком вдавливается в грунт, образуя при этом
уширенную пяту. Заполнив бетонной смесью обсадную трубу, ее извлекают из
грунта с помощью экскаватора при работающем вибропогружателе. В верхней
части сваи устанавливают арматурный каркас (рис. 5.27).
Скважины для набивных свай в раскатанных скважинах (НРС) выполняют
без извлечения гранта, за счет его вытеснения в горизонтальном направлении
снарядом-раскатчиком, который представляет собой конус или цилиндр пере-
менного сечения с винтовой лопастью. Снаряд (SDA - шнек, вытесняющий
грунт) закрепляют на конце буровой трубы, диаметр которой меньше макси-
мального диаметра снаряда. При погружении снаряда грунт вытесняется в сто-
роны и вокруг скважины образуется уплотненная зона, размер которой зависит
от свойств грунта, скорости погружения и конструкции снаряда. Когда буровая
труба со снарядом достигает проектной отметки, начинают бетонирование сваи.
Для этого в труб) подают литую мелкозернистую смесь, которая при вывинчива-
нии снаряда выходит через отверстия в снаряде и заполняет скважину (рис. 5.28).
202
К сваям, изготавливае-
мым в раскатанных скважи-
нах, относятся сваи «Бауэр»,
«Омега», «Де Вааль» [6].
Технология устройства
набивных свай «Атлас» вклю-
чает следующую последо-
вательность операций. Тру-
ба устанавливается на точку
предполагаемого устройства
сваи (рис. 5.29, а). Осущест-
вляется герметизация сое-
динения бура и наконечни-
ка водонепроницаемым пла-
стичным материалом. Труба
и буровой наконечник, за-
крытый снизу теряемым баш-
маком, безвибрационно ввин-
чиваются в грунт по часовой
стрелке (рис. 5.29, б) под дей-
ствием крутящего момента и
вертикального усилия. При
ввинчивании трубы режущий
наконечник отжимает и уп-
лотняет грунт. Внутренний
диаметр режущего наконеч-
ника равен диаметру буровых
труб. Вращающий момент во
время ввинчивания регистри-
руется и сопоставляется с
характеристиками гру нта, по-
лученными при инженерно-
геологических изысканиях
(геологическим разрезом и
результатами зондирования).
Далее в трубу погружается
арматурный каркас после до-
стижения необходимой глу-
бины (рис. 5.29, в), и скважи-
на заполняется бетонной
смесью через бетонолитную
трубу (рис. 5.29, г). После
труба и бур вывинчиваются
против часовой стрелки, во
время чего вновь происходит
отжатие грунта, а бетонная
смесь под действием гидро-
статического давления по-
Рис. 5.27. Технологическая схема устройства
вибротрамбованных свай:
I — образование скважины; II — укладка бетонной сме-
си; III — уплотнение бетонной смеси трамбующей
штангой; IV — извлечение обсадной трубы и уста-
новка арматурного каркаса; 1 — съемный башмак;
2 - обсадная труба; 3 - вибропогружатель; 4 - кран;
5 - приемная воронка; б - бадья; 7 - трамбующая
штанга; 8 - уширенная пята; 9 - арматурный каркас
I
II
Рис. 5.28. Устройство сваи с помощью раскатчика:
I - зашнековка грунта шнеком 1, отцентрированным
по оси скважины с помощью направляюшей обоймы
со штырем 2; II - первая проходка раскатчика 3 с на-
порной штангой 4 и образование скважины; III - засып-
ка сухой смесью 5 скважины с уплотненной зоной б
203
Рис. 5.29. Схема устройства свай «Атлас»
степенно заполняет пустоты,
созданные буром. Во избежание
обжатия сваи грунтом необхо-
димо, чтобы гидростатическое
давление бетонной смеси в ос-
новании обсадной трубы (забое
скважины) было значительно
выше совместного давления
грунта и подземных вод.
Готовая свая «Атлас» с ти-
пичным винтовым профилем
изображена на рис. 5.29, д. Если
на оголовок сваи передаются
значительные горизонтальные
силы или изгибающие моменты,
он может быть усилен дополни-
тельным арматурным каркасом.
Технология изготовления
свай «Фундекс» основана на погружении обсадных труб с винтовым наконеч-
ником. Сваи «Фундекс» изготавливаются установками вращательно-вдавлива-
ющего (извлекающего) действия (F12, F16, F3500).
Пятой будущей сваи служит теряемый чугунный винтовой наконечник,
который выставляется на заданную точку поверхности грунтового основания.
К наконечнику штыковым соединением через тройную гидроизолирующую
мягкую прокладку крепится нижний конец штатной буровой толстостенной
трубы, верхний конец которой зажат в силовом рабочем органе бурового сто-
ла, перемещающегося по направляющей стреле. Скважина для будущей сваи
создается путем вращательно-вдавливающего погружения системы «наконеч-
ник — буровая труба» до заданной отметки (рис. 5.30). В процессе внедрения
Рис. 5.30. Схема устройства свай
«Фундекс»
системы в основание грунт раз-
двигается в радиальном направ-
лении от оси скважины и одно-
временно уплотняется. По дости-
жении наконечником проектной
отметки труба проверяется на от-
сутствие воды.
В сухую инвентарную трубу
через открытый верхний конец
опускается арматурный каркас.
Перед подачей бетонной смеси
для предотвращения ее расслое-
ния в трубу подается порция
праймера, состоящего из одной
части цемента, одной части пес-
ка и одной части воды. Затем
производится порционное за-
полнение полости пластичным
бетоном на мелком (5...20 мм)
204
заполнителе с осадкой конуса 12... 14 см посредством сбрасывания бетонной
смеси из установленного на трубу бункера.
Извлечение буровой трубы из грунта производится возвратным вращени-
ем с одновременным вытягиванием.
Технология устройства свай «Омега» заключается в образовании скважи-
ны под сваю без извлечения грунта за счет его уплотнения ввинчиваемым на-
конечником, размещенным на конце инвентарной стальной трубы, нижний
конец которой закрыт оставляемым в грунте башмаком (рис. 5.31).
Рис. 5.31. Схема устройства свай «Омега»
Далее следуют операции, аналогичные
операциям по устройству свай «Фундекс», -
установка арматурного каркаса в трубу, за-
полнение трубы бетонной смесью с одновре-
менным извлечением трубы.
Технология устройства свай «Беркель»
аналогична технологии «Омега». Отличие
заключается в конструкции ввинчиваемого
наконечника, который размещается на конце
инвентарной стальной трубы (рис. 5.32).
Современные сваи «Симплекс» — это на-
бивные сваи, устраиваемые путем забивки
инвентарной трубы, нижний конец которой
закрыт оставляемой в грунте плоским башма-
ком (рис. 5.33). После достижения требуемой
глубины в случае необходимости устанавли-
вается арматурный каркас.
Рис. 5.32. Наконечники для
устройства свай «Омега» (слева)
и свай «Беркель» (справа)
205
Бетонную смесь заливают (без бетонолитной трубы) в обсадную трубу.
Трубу извлекают вибрированием, оставляя в основании теряемый башмак.
Весь процесс изготовления сваи тщательно контролируется мониторами,
гарантируя высокое качество сваи.
Сваи «Симплекс» изготавливаются диаметрами 0,37; 0,42; 0,51; 0,56 и
0,60 м и длинами до 30 м.
Рис. 5.33. Схема устройства сваи «Симплекс»:
1 — установка обсадной трубы, нижний конец которой закрыт теряемым башмаком,
на точку предполагаемого устройства сваи; 2 — забивка в грунт обсадной трубы;
3 — погружение в трубу арматурного каркаса после достижения необходимой глу-
бины; 4 — заполнение скважины литой бетонной смесью; извлечение трубы вибри-
рованием, во время которого происходит уплотнение бетонной смеси в скважине;
5 — готовая свая «Симплекс»
Изготовление свай по технологии «Вибрекс» включает операции забивно-
го и вибрационного характера воздействия на обсадную стальную трубу (за-
бивка при погружении трубы и извлечение при помощи вибратора).
Технология устройства набивных свай «Вибрекс» заключается в образова-
нии скважины под сваю без извлечения грунта за счет его уплотнения забивкой
инвентарной полой стальной трубой, ниж-
Рис. 5.34. Общий вид плоского
оставляемого башмака
ний конец которой закрыт оставляемым в
грунте плоским башмаком (рис. 5.34).
Труба погружается на проектную от-
метку при помощи дизельного или гид-
равлического молота с последующей ус-
тановкой в полость трубы арматурного
каркаса. Далее выполняется заполнение
трубы бетонной смесью с обратным
плавным извлечением трубы при помощи
вибратора, установленного на лидере бу-
ровой установки. Бетонная смесь укла-
дывается в теле сваи под воздействием
вибрации трубы.
206
Технология нашла широкое применение во многих странах мира на
строительных объектах гражданского, промышленного и транспортного на-
значения, где допускается работа ударных механизмов в процессе свайных
работ.
Для устройства набивных свай может быть использован метод винтового
продавливания скважин спиралевидными снарядами. Образование скважин и
устройство набивной сваи с использованием спиралевидных снарядов осуще-
ствляются на месте изготовления набивной сваи. С помощью привода осуще-
ствляется вращение снаряда. Одновременно с вращением на снаряд передается
осевое усилие, которое создается весом снаряда, буровой колонны, привода, а
также пригрузки или усилием, создаваемым натяжением каната специальной
лебедкой. При погружении снаряда грунт вытесняется в стороны за счет спе-
циальной геометрии снаряда. Бетонирование свай производится по технологии
изготовления свай сухим способом. В слабых грунтах несущую способность
сваи можно повысить за счет многоразового прохода и заполнения скважины
грунтом или другим материалом (цементно-песчаная смесь, раствор, песок).
На последнем этапе скважина заполняется бетонной смесью с уплотнением.
Перед бетонированием в скважину' устанавливают арматурный каркас.
Для погружения спиралевидных снарядов могут быть использованы буро-
вые установки с вращательным приводом БУК-600, СО-2 и др. [24].
Технические характеристики буровых станков для приготовления бетон-
ных смесей приведены в табл. 5.22... 5.25.
Таблица 5.22
Оборудование для приготовления бетонных смесей
Показатель Передвижные бетономешалки Стационарные бетономешалки Автобетономешалки (миксеры)
СБ-27 (С-674А) СБ-28 (С-675) СБ-30 (С-73Э) СБ-15 (С-ЗЗЗГ) СБ-91 СБ-10А (С-302И) СБ-3 (С-230А) СБ-69 (С-Ю36) СБ-92
Вместимость
смесительно- го барабана, л 100 100 250 500 750 1200 2400 6100 6100
Объем гото- вого замеса, л 65 15 165 330 500 800 1600 2500 4000
Частота вра-
щения смеси- тельного ба- рабана, мин-1 23 23 20 18,2 18 17 12,6 8,5-12 9-14,5
Мощность
электродвига- теля, кВт 0,6 4,4 1 2,8 4 13 25 29,4 36,7
Габариты, мм:
• длина 1680 1900 1915 2260 1750 3725 3432 6630 8030
• ширина 1030 1030 1590 2180 2000 2730 4180 2550 2650
• высота 1340 1340 2250 1920 1800 2526 3323 3420 3520
207
Таблица 5.23
208
Технические характеристики буровых станков для изготовления набивных сваи
Показатель УКС- 22М УКС- зом БС- 1М УРБ- ЗАМ СО-2 СО- 1200/2000 СО-1200 НБО-1 МБС-1,7 СП-45
Диаметр мм: • бурения скважины • уширения основания 600 900 300 350... 400 500... 600 1800 1500... 1800 До 3000 1500... 1800 До 2500 600... 920 1600... 2000 1300... 1700 До 3500 720... 1220
Максимальная глубина бурения,м 300 500 300 20 30 24 28 27 До 28 До 60
Электродвигатель привода: • мощность, кВт • частота вращения, мин-1 20 49 55 109,6; 189,7; 313,7 55 1460 — 75 740 55 80 75
Частота вращения буро- вого инструмента, мин-1 — — — — 2,09 6,86 7 2,14 8,4 —
Скорость бурения сква- жин, м/ч — — — — До ю До 8 До 8 До 8 4...5 —
Базовая машина установки Экскаватор Кран Кран- экскаватор Экска- ватор
Э-1252 МГК-25 или ДКЭ-251 МГК-25 Э-1258Б Э-10011А
Масса навесного бурового оборудования, т — — — — 126 15,6 12,7 — — —
Габарит установки в рабочем положении, м: • высота • длина • ширина 5,8 2,28 12,7 6,2 2,64 16,3 7,07 3,46 15,05 — 23 11 3,2 16 11 3,2 30 10 3,8 — — 15,8 4,78 9,43
Масса базовой машины, т — — — — 38,3 38,3 43,2 43,2 — —
Тип изготовляемых свай БСВ0 БСВо БСВ0 БСВГ БСС БСС БСС БСВ0 БСВГ БСИ
Таблица 5.24
209
Технические характеристики установок вращательного бурения «Бауер»
Показатель BG 15Н BG 18Н BG 20Н BG 24 BG 24Н BG 25С BG 25С BG 28 BG 28 BG 28Н BG 36 BG 36 BG 40 BG 40 BG 48
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16
Шасси ВТ 40 ВТ 50 ВТ 60 BS 70С BS 70С ВН 60 ВН 60 BS 80В BS 80В BS 80В BS 80В BS 80В BS 100В BS 100В BS 180
Способ подачи бурового инструмента Ле- бед- ка Ле- бед- ка Ле- бед- ка Ле- бед- ка Ле- бед- ка Ле- бед- ка Гид- роци- линдр Ле- бед- ка Гид- роци- линдр Ле- бед- ка Ле- бед- ка Гид- роци- линдр Ле- бед- ка Гид- роци- линдр Гид- роци- линдр
Общая высота, м 18,0 19,1 20,9 22,8 21,9 22,8 22,8 26,5 26,5 25,4 24,2 24,2 27,1 27,1 36,0
Масса в снаряженном со- стоянии, т 47,5 53,0 60,0 76,5 77,5 70,0 69,0 96,0 95,0 96,0 120,0 115,0 140,0 139,0 250,0
Крутящий момент, кН-м 151 176 200 233 233 245 245 275 275 275 367 367 390 390 482
Мощность двигателя, кВт 153 187 210 260 260 194 194 313 313 313 354 354 433 433 570
Тяговое усилие главной лебедки, кН: • эффективное • номинальное 110 140 140 178 170 218 200 256 200 256 200 250 200 250 250 317 250 317 250 317 250 317 250 317 300 384 300 384 600 750
Тяговое усилие вспомога- тельной лебедки, кН: • эффективное • номинальное 50 63 55 68 55 70 80 100 80 100 80 100 80 100 80 100 80 100 80 100 100 125 100 125 130 162 130 162 200 256
Усилие лебедки при пода- че бурового инструмента. кН: • вниз • вверх 100 200 200 200 205 210 200 330 200 330 260 260 200 260 330 330 250 330 330 330 250 400 250 400 460 460 270 400 300 600
Окончание табл. 5.24
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16
Ход лебедки, м: • штанга Келли • непрерывный про- ходной шнек 6,5 12,6 8,5 14,0 8,6 15,0 15,7 9,0 15,4 8,1 15,8 6,7 15,8 10,4 19,3 6,5 17,8 10,0 18,4 9,3 16,7 6,5 16,4 10,1 19,7 7,7 19,4 8,8
Максимальный диаметр бурения, мм: • без обсадной трубы • с обсадной трубой 1500 1200 1500 1200 1500 1200 2000 1700 1700 1400 1700 1400 1900 1600 1900 1600 2100 1800 1900 1600 2300 2000 2500 2200 2800 2500 3000 2700 3000 2700
Максимальная глубина бу- рения, м 40,7 45,5 53,3 57,6 53,8 57,2 57,4 71,0 70,7 71,0 68,6 60,1 80,5 72,1 102,2
Угол наклона мачты, град: • назад • вперед • поперек 15 5 5 15 5 5 15 5 5 15 5 8 15 5 8 15 5 5 15 5 5 15 5 5* 15 5 5* 15 5 8 15 5 5 15 5 5 15 5 5 15 5 5 15 5 5
Ходовая часть UW 45 UW 50 UW 60 UW7 0 UW 70 UW 65 UW 65 UW 95 UW 95 UW 95 UW 110 UW 110 UW 130 UW 130 UW 180
Длина гусеничной ходовой части, мм 4710 4750 5100 5285 5285 5358 5358 5680 5680 5680 5675 5675 6000 6000 8800
Ширина раздвижной гусе- ничной ходовой части, мм: • минимальной • максимальной 3000 4000 3000 4200 3000 4300 3000 4400 3000 4400 3200 4400 3200 4400 3300 4500 3300 4500 3300 4500 3400 4600 3400 4600 3700 5000 3700 5000 7200
Ширина трака ходовой час- ти, мм 600 700 700 700 700 700 700 800 800 800 800 800 1000 1000 1200
Тяговое усилие ходовой части, кН • эффективное • номинальное 360 420 350 437 424 530 473 473 422 520 422 520 730 860 730 860 730 860 693 693 790 930 790 930 —
Скорость передвижения, км/ч 1 8 1 6 1,5 1,6 1,6 1,5 1,5 1,1 1,1 1,1 1,3 1,3 1,1 1,1 1,0
Таблица 5.25
211
Основные характеристики установок вращательного бурения «Казагранде»
Показатель В 80 В125 В135 В170 B180HD В250 ВЗОО C600HD Н40
Максимальная глубина бурения ме- тодом Келли, м 38 50 50 50 68 68 70 87
Максимальный диаметр бурения методом Келли, мм 1300 1500 1500 1500 1800 2500 2000 2700
Максимальная глубина бурения проходным шнеком, м 16 20,4 20,4 21,0 22,7 24,7 25,7 28,5
Максимальный диаметр бурения проходным шнеком, мм 600 800 800 800 1000 1200 1200 1200
Ширина раздвижной гусеничной ходовой части, мм 2,5... 3,6 2,5... 3,7 2,5... 3,7 2,5... 3,9 2,5... 3,9 3,0...4,4 3,0... 4,4 3,0...4,4
Ширина трака, мм 600 600 600 700 700 900 900 900
Тяговое усилие главной лебедки, кН 105 135 135 180 200 200 220 250
Тяговое усилие второстепенной ле- бедки, кН 45 60 60 70 70 110 110 ПО
Усилие подачи бурового инстр^тмен- та с помощью гидро цилиндра, кН: вниз вверх 140 90 148 114 148 114 148 122 211 125 211 180 211 180 400 250
Усилие подачи бурового инструмен- та с помощью лебедки, кН: вниз вверх 240 240 240 240 240 240 240 240 240 240 240 240 320 320 400 400
Максимальный крутящий момент на буровом инструменте, кН-м 100 112 112 155 180 217 250 358
Скорость бурения, об/мин 42 33 33 32 34 34 29 25
Снаряженная масса установки, т 27 35,5 35.5 52 62 80 88 100
5.3. Контроль качества и приемка свайных фундаментов
Контроль и приемку’ свай и свайных ростверков осуществляет служба тех-
нического надзора заказчика с участием авторов проекта свайных фундамен-
тов и исполнителей, выполнивших работы по сооружению фундаментов.
Приемку свайных фундаментов осуществляют в два этапа: после погруже-
ния или изготовления свай и после выполнения работ по устройству7 ростверков.
Запрещаются устройство ростверков и вывод с площадки оборудования для
погружения и изготовления свай до устранения дефектов, выявленных в процес-
се осуществления авторского надзора и приемки свайного поля. Запрещается
также монтаж конструкций зданий и сооружений до приемки ростверков.
Приемка работ по устройству фундаментных конструкций из свай должна
производиться на основании:
• проектов фундаментов из свай и проектов производства работ;
• технологических регламентов на производство работ;
• паспортов заводов-изготовителей на погружаемые сваи и сборные рост-
верки, а также щебень (гравий), арматуру7 и товарный бетон для изготав-
ливаемых на площадке свай и монолитных ростверков;
• журнала учета входного контроля качества материалов и конструкций;
• общего журнала работ;
• акта на сдачу-приемку- котлована под погружение или изготовление свай;
• акта на геодезическуто разбивку’ осей здания и фундаментов и закрепление
строительных осей;
• актов лабораторных испытаний контрольных бетонных образцов;
• исполнительных схем расположения свай с указанием их отклонений в
плане, по глубине и по вертикали;
• журналов погружения или изготовления свай;
• сводных ведомостей погруженных или изготовленных свай;
• документации по результатам опытных работ, включающей результаты
испытаний свай по ГОСТ 5686;
• актов освидетельствования арматурных каркасов и скважин перед бетони-
рованием изготавливаемых на площадке свай.
Приемка работ по устройству фундаментных конструкций из свай должна
сопровождаться:
• изучением предъявленной документации;
• освидетельствованием свай с проверкой соответствия выполненных работ
проекту;
• инструментальной проверкой правильности положения свай;
• контрольными испытаниями свай, если их несущая способность вызывает
сомнения.
Контроль качества изготовления буронабивных свай выполняется в соот-
ветствии с рекомендациями, приведенными в табл. 5.26...5.28.
Допустимость использования свай и ростверков, имеющих отклонения
сверх указанных выше, устанавливает автор проекта свайных фундаментов.
При наличии технической документации, подтверждающей качество и не-
сущую способность свай, составляется акт приемки свайных работ, в котором
отмечают допущенные в выполненной работе отклонения, принятые по ним
решения и сроки выполнения решений.
212
Таблица 5.26
213
Пооперационный контроль за изготовлением буронабивных свай
Процесс Контролируемый параметр Кто выполняет Техническая документация Кому передаются материалы
1 2 3 4 5
Бурение скважин Планово-высотная привязка свайных групп (кустов! и отдельных свай Геодезическая группа Акты разбивки Подрядная организация
Фактическое положение свайных групп (кустов) и свай Подрядная организация Исполнительная съемка Технадзор, авторский надзор
Бурение скважины (диаметр ствола, ушире- ния; вертикальность; способ бурения; пара- метры глинистого раствора, если последний применяется) Подрядная организация, контрольный пост Исполнительная ведомость То же
Соответствие фактических данных по гео- логии принятым в проекте Строительная лаборато- рия - группа геологов Журнал работ, акты -И-
Наличие воды в скважине То же То же -И-
Наличие вывалов грунта Строительная лаборато- рия - группа геологов, контрольный пост -//- -//-
Состояние забоя скважины после очистки То же -И- -//-
Соответствие фактической конструкции армокаркасов принятой в проекте Завод по изготовлению армокаркасов, контрольный пост Паспорт, акты Технадзор, авторский надзор, подрядная ор- ганизация
Фактическое положение (в плане и по высо- те) армокаркаса в скважине Подрядная организация, контрольный пост Исполнительная съемка Технадзор, авторский надзор
Порядок бурения скважин при кустовом или рядовом расположении в плане (исключение опережающего бурения скважины) То же Журнал работ То же
214
Окончание табл. 5.26
1 2 3 4 5
Укладка бетонной смеси в скважину Перерывы между окончанием бурения и на- чалом бетонирования Подрядная организация, контрольный пост при участии технадзора Журнал работ, акты Технадзор, авторский надзор, служба обес- печения
Перерывы в процессе бетонирования То же То же То же
Характеристика бетонной смеси Бетонный завод Заводской паспорт Подрядная организация, контрольный пост, тех- надзор
Способ доставки бетонной смеси Подрядная организация, контрольный пост при участии технадзора Журнал работ То же
Фактическая интенсивность бетонирования То же То же -И-
Фактический объем бетонной смеси, уложен- ной в скважину -И- Журнал работ, паспорта на бетонную смесь -И-
Температура воз,духа в скважине (для зим- них условий) -И- То же -И-
Температура окружающего воздуха (для зим- них условий) -И- -И- -и-
Температура бетонной смеси при отгрузке на бетонном заводе Бетонный завод -И- -и-
Температура бетонной смеси перед уклад- кой в скважину Подрядная организация, контрольный пост при участии технадзора -и- -и-
Электропрогрев То же -и- -и-
Отбор бетонных кубиков и условия их хра- нения -И- Журнал работ, паспорта -и-
Осадка конуса бетонной смеси перед уклад- кой в скважину -И- То же -и-
Таблица 5.27
Способы контроля при бурении скважин
Контролируе- мый параметр Способ контроля Тип сваи
Состояние скважины Визуальный контроль с лампочкой Сравнение объема грунта выбурен- ной породы с геометрическим объ- емом свай По расходу' глинистого раствора БСС, БССМ, БСВЗ, БСИ* БСВЗ БСВГ
Вертикальность скважины Отвесом, инклинометром По длине троса бурового снаряда, лотом БСС, БССМ, БСВ0, БСВГ, БСИ БСС, БССМ, БСВ0, БСВГ, БСИ
Размеры скважины Шаблоном По диаметру обсадной трубы По раскрытию лопастей бурового уширителя БСС, БССМ, БСВГ БСВО, БСИ БСС, БССМ, БСВГ
Состояние забоя скважины Стальным щупом Осветление воды, используемой при промывке БСС, БССМ, БСВО, БСИ БСВО, БСИ, БСВГ
* При сухой скважине.
Таблица 5.28
Способы контроля качества готовых сваи
Контролируе- мый параметр Способ контроля Тип сваи
Сплошность ствола Сравнение объема бетона, фактически уложенного в скважину', с ее геомет- рическим объемом Бурение стволов с отбором кернов Акустический метод БСС, БССМ, БСВГ, БСИ БСС, БССМ, БСВО, БСВГ, БСИ БСС, БССМ, БСВО, БСВГ, БСИ
Наличие уширения Бурение скважин малого диаметра (36 мм) в зоне уширения БСС, БССМ, БСВГ
Прочность бетона ствола Испытание контрольных кубиков и образцов кернов на раздавливание. По скорости бурения бетона ствола (ша- рошечное бурение без отбора керна). Склерометрический метод для оценки прочности бетона в голове сваи. Ульт- развуковой метод для оценки прочно- сти бетона в голове сваи БСС, БССМ, БСВО, БСВГ, БСИ
* Расшифровку маркировок по типам свай см. в п. 1.2.
Отклонения свай не должны превышать допускаемых, приведенных в
табл. 5.29.
215
Таблица 5.29
Допускаемые отклонения сваи
Отклонения Значения допускаемых отклонений
при устройстве за- бивных, вибропог- ружемых, вдавли- ваемых и завинчи- ваемых свай при выполнении буронабив- ных свай
В плане: а) при однорядном расположении свай • поперек оси ряда ±0,2d + 10 см
• вдоль оси ряда ±0,3d
б) для кустов и лент с расположением в 2 и 3 ряда • для крайних свай поперек оси свайного поля ±0,2d ±15 см
• для остальных свай и крайних свай вдоль оси ±0,3d
свайного ряда в) для сплошного свайного поля • для крайних свай ±0,2d
• для средних свай ±0,4d
Фактических отметок голов свай от проектных: а) при монолитном ростверке или плите ±3 cm ±3 см
б) при сборном ростверке ±1 CM ±1 см
в) в безростверковом фундаменте со сборным ого- ловком • по вертикали ±5 cm ±5 см
• по глубине скважины ±2% ±2%
±100 мм
Бетонирование монолитных ростверков и монтаж сборных ростверков
разрешается производить только после приемки работ по устройству свай.
При приемке свайных ростверков, на которую составляют отдельный акт,
необходимо обратить особое внимание на качество и точность установки ан-
керных болтов (при стальных конструкциях) пли стаканообразующих вкла-
дышей (при сборных железобетонных колоннах), которые должны соответ-
ствовать проекту.
Для буронабивных и буросекущихся свай производят контроль качества
стволов, осуществляемый испытанием прочности образцов керна, выбуренных
по вертикали в различных зонах по высоте через 0,5 м. Для этого по указанию
авторского надзора произвольно выбирают сваи из расчета одна свая на сто
свай, но не менее двух свай. Отбор проб производят в присутствии авторского
надзора. Контроль качества стволов буроинъекционных свай осуществляют
путем откопки голов у 2% выполненных свай и определения их прочности не-
разрушающим способом. При обнаружении дефектов в испытываемой свае
число испытаний рекомендуется увеличить.
При монтаже сборных ростверков контролируют их смешение относи-
тельно разбивочных осей и отклонение в отметках поверхностей [21].
216
5.4. Полевые испытания свай
В данном разделе использованы следующие термины:
Натурная свая - обычная по материалу’, конструкции и размеру свая,
применяемая в строительстве.
Эталонная свая - забивная инвентарная металлическая составная свая
диаметром 114 мм.
Свая-зонд - забивная инвентарная металлическая составная свая диамет-
ром 127 мм с коническим наконечником и муфтой трения.
5.4.1. Общие сведения
Проведение испытаний грунтов сваями регламентируются [26]. Натурные
испытания свай подразделяются на следующие виды:
• испытания свай динамической нагрузкой;
• испытания свай статическими вдавливающими, выдергивающими или го-
ризонтальными нагрузками.
По назначению испытаний различают полевые испытания грунтов сваями
и контрольные испытания свай при строительстве.
Полевые испытания грунтов сваями, проводимые при инженерных изыска-
ниях для строительства, выполняют с целью получения данных, необходимых
для обоснования выбора типа фундаментов, их параметров и способов устрой-
ства, определения вида и размеров свай и их несущей способности, определения
зависимости перемещения свай в грунте от нагрузок и во времени, проверки
возможности погружения свай на намечаемую глубину, а также относительной
оценки однородности грунтов по их сопротивлению погружению свай. При
этом испытания талых грунтов выдергивающими и горизонтальными нагрузка-
ми и все испытания вечномерзлых грунтов проводят только натужными сваями.
Полевые контрольные испытания свай при строительстве проводят с це-
лью проверки соответствия несущей способности свай расчетным нагрузкам,
установленным в проекте свайного фундамента. При проведении полевых ис-
пытаний грунтов сваями, а также полевых контрольных испытаний сваями со-
ставляется программа испытаний. В программе испытаний описываются мето-
дика и условия проведения испытаний, применяемое оборудование, порядок
обработки результатов испытаний. В процессе проведения испытаний грунтов
сваями всех типов следует вести журналы испытаний, а результаты испытании
оформлять в виде графиков зависимостей перемещений сваи от нагрузки, при-
ложенной к свае для испытаний статическими нагрузками, или графиков из-
менения отказов и зависимости общего количества ударов от глубины погру-
жения - для испытаний динамическими нагрузками.
5.4.2. Оборудование и приборы при проведении испытаний
В состав установки для испытания грунтов сваями статическими вдавлива-
ющими, выдергивающими или горизонтальными нагрузками должны входить:
• устройство для нагружения сваи (домкраты или тарированный груз);
• опорная конструкция для восприятия реактивных сил (система балок или
ферм с анкерными сваями и/плп грузовая платформа);
• устройство для измерения перемещений сваи в процессе испытания (ре-
перная система с измерительными приборами).
217
Принципиальные схемы установок приведены в [26]. Все конструкции ус-
тановок, применяемых для испытаний, должны быть рассчитаны на нагрузку,
превышающую на 20% наибольшую нагрузку, предусмотренную программой
испытаний.
Устройство для нагружения свай должно обеспечивать соосную и цен-
тральна, ю передачу нагрузок на сваю, возможность передачи нагрузок ступе-
нямн, постоянство давления на каждой ступени нагружения.
Измерительные приборы, используемые для измерения перемещений свай
и нагрузок, должны быть протарированы и периодически проверяться соглас-
но паспортным данным.
При динамических и статических испытаниях забивных свай испытания
начинают только после «отдыха» сваи. При этом продолжительность «отдыха»
принимается в зависимости от состава, свойств и состояния грунтов, но не менее:
• 1 суток при прорезании песчаных, а также просадочных грунтов и нали-
чии под острием сваи крупнообломочных, плотных песчаных или глини-
стых грунтов твердой консистенции;
• 3 суток при песчаных грунтах, кроме водонасыщенных мелких и пылеватых;
• 6 суток при глинистых и разнородных грунтах;
• 10 суток при прорезании водонасыщенных мелких и пылеватых песков;
• 20 суток при прорезании глинистых грунтов мягко- и текучепластичной
консистенции.
5.4.3. Испытания статическими нагрузками
Данный метод определения несущей способности свай является наиболее
надежным, но в то же время весьма дорогим и трудоемким [27]. Испытанию
подвергают сваи, имеющие проектные размеры, погруженные в местах соору-
жения фундаментов с использованием тех же средств, которые будут приме-
нены для погружения остальных свай. Вследствие трудоемкости проведения
подобных испытаний на стадии проектирования сооружения их нередко вы-
полняют уже в процессе строительства.
Испытываемую сваю чаще всего загружают с помощью гидравлических
домкратов. Реактивные усилия от домкратов передаются на анкерные сваи
(рис. 5.37). Если испытания ведут после сооружения плиты ростверка, то реак-
тивные усилия могут быть восприняты плитой ростверка или надфундамент-
ной частью сооружения.
При испытании небольших свай утюром для гидравлических домкратов
может служить грузовая платформа.
Возможные схемы взаимного размещения испытываемых и реперных
свай, а также схемы балочных клеток изображены на рис. 5.38.
Практика показывает, что для нормального хода испытаний число анкер-
ных свай должно быть не менее четырех, а при устройстве свай в слабых грун-
тах их число рекомендуется увеличить до шести.
Расстояние в осях между’ анкерной и испытываемой сваей, а также опорой
реперной системы для устранения эффекта влияния принимается равным d, но
не менее 1,5 м при толщине ствола свай б/= 0,8 м. При испытаниях несущих
элементов с большой толщиной ствола это расстояние может быть уменьшено
до 2d. Для свай с уширенной подошвой за d следует считать диаметр ушире-
ния.
218
Рис. 5.37. Пример установки для испытания свай статической нагрузкой
Рис. 5.38. Схемы анкерной и реперной систем для испытания свай:
а - кустовое расположение свай; б - рядовое расположение свай; / - балочная
клетка; 2 - реперные \голки: 3 - реперные сваи; 4 - анкерные сваи. 5 - испы-
тываемые сваи; б - измерительные приборы
Для измерения осадки свай можно применять любые приборы, позволяю-
щие определить перемещения с точностью 0,1 мм, - прогибомеры, индикаторы
часового типа. Для измерения осадки испытываемой сваи применяется не ме-
нее двух приборов, установленных симметрично. Замерять следует как пере-
мещения испытываемой сваи, так и перемещения анкерных свай, которые ра-
ботают на растяжение. Срыв анкерных свай будет указывать на недостаточ-
ную несущую способность анкерной системы и невозможность дальнейшего
нагружения испытываемой сваи без усиления анкерной системы.
Для установки измерительных приборов применяют специальные репер-
ные системы. В качестве опоры реперной системы используют сваи, в которых
не возникает перемещений от влияния испытываемой и анкерных свай, или
дополнительные опоры.
219
Нагрузку на сваю прикладывают ступенями, составляющими 1/10... 1/15
от ожидаемого значения предельной нагрузки. К следующей ступени нагрузки
переходят после того, как произойдет затухание осадок предыдущей ступени.
Осадка при данной ступени нагрузки практически считается затухшей, если
приращение осадки составит не более 0,1 мм/ч при опирании на глинистые
грунты полутвердой и тугопластичной консистенции и не более 0,2 мм/ч при
опирании на песчаные и глинистые твердые грунты. Опыты показывают, что
при таких нормах затухания осадок величины предельных нагрузок на сваи
значительно не искажаются.
По результатам наблюдений строят графики зависимости осадки от на-
грузки н осадки во времени. На рис. 5.39 изображены типичные графики для
висячих свай, погружаемых с закрытыми концами и не имеющих уширенных
подошв. Нагрузку обычно доводят до значения, при котором резко увеличива-
ется осадка сваи. В момент срыва сваи в грунте будут преодолены сопротив-
ления сдвигу у боковой поверхности ствола, а также значительно разовьются
области предельного равновесия ниже подошвы сваи.
Рис. 5.39. Графики статического испытания стальной трубчатой
сваи d = 480 мм
Предельное сопротивление соответствует точке перелома на графике
«осадка-нагрузка» и его принимают на одну’ ступень меньше максимальной
нагрузки, при которой свая теряет устойчивость. График зависимости осадки
от времени, являющимся вспомогательным, позволяет точнее зафиксировать
момент потерн устойчивости и предельную нагрузку на сваю Fu. В момент по-
тери устойчивости скорость осадки резко возрастает.
Нагрузку, соответствующую Fu, можно оценить по отношению прираще-
ний осадок от данной и предыдущей ступеней нагрузок. Можно считать, что
220
Fu соответствует нагрузке на одну’ ступень меньше нагрузки, при которой при-
ращение осадки за ступень нагружения будет в 5 раз и более превышать при-
ращение осадки за предыдущую ступень нагружения. Нагрузку Fu можно счи-
тать и такую, при которой осадка не затухает в течение суток и более.
Указанные два условия определения Fu применимы в тех случаях, когда
общая осадка сваи к концу’ испытания превышает 40 мм. Этими условиями
приходится пользоваться как дополнительными, если график испытания сваи
не имеет такого четкого характера, как показано на рис. 5.39.
Несущую способность сваи определяют по формулам, изложенным в гл. 6.
Кроме того, при проведении более чем 6 испытаний несущая способность сваи
определяется с учетом требований ГОСТ 20522-96 на статистическую обра-
ботку данных.
5.4.4. Испытания свай динамическими нагрузками
По сравнению с методом статических испытаний динамический метод оп-
ределения несущей способности свай более простой и дешевый. Пользуясь им,
можно определить несущую способность каждой погружаемой сваи. Однако
динамический метод дает менее точные результаты, что обусловлено различ-
ным характером работы грунта, окружающего сваю при динамических нагруз-
ках во время забивки и статических на-
грузках от сооружения.
Силу предельного сопротивления по-
гружения сваи Fu определяют в зависимо-
сти от значения погружения е сваи от од-
ного удара молота (отказ сваи) [27]. Схема
испытания приведена на рис. 5.40.
За отказ сваи принимают среднюю
глубину погружения от одного удара мо-
лотом или глубину погружения от работы
вибропогружателя за 1 мин, выраженные в
сантиметрах. Приборы для измерения от-
казов должны обеспечивать погрешность
измерения не более 1 мм.
При динамических испытаниях свай
забивку и добивку испытываемой сваи не-
обходимо производить тем же оборудова-
Рис. 5.40. Схема к определению
несущей способности сваи дина-
мическим методом
нием, какое будет использовано для погружения свай в составе фундамента.
Процесс испытания сваи динамической нагрузкой включает в себя подсчет
количества ударов молота на каждый метр погружения и общего количества
ударов. На последнем метре забивки ведется подсчет ударов на каждые 10 см
погружения.
При выводе расчетных формул для этого метода принимают различные
допущения, которые не всегда приводят к надежным результатам. Динамиче-
ский метод неприменим для оценки несущей способности свай-столбов и свай
с уширенной пятой.
Энергию падающего молота Э, равную QH. можно выразить уравнением
QH = Fue + 8СОН + Еу,
(5.3)
221
где Q — вес ударной части молота; Н — высота падения молота; F„e — полезная работа,
расходуемая на преодоление сопротивления F„ погружению сваи на значение отказа е;
?>CQH - работа, которая тратится на преодоление вредных сопротивлений (остаточные
деформации, нагревание и др.); 8С — коэффициент, показывающий, какая часть общей
работы затрачивается на преодоление вредных сопротивлений: Еу - работа упругих
деформаций материала сваи и грунта.
Формула выведения Fu, принятая для практических расчетов, приведена
в гл. 6. В данной формуле не учитывается работа упругих деформаций мате-
риала сваи и грунта, поэтому формула применяется при отказах е, больших
0,2 мм.
Как и в случае со статическими испытаниями свай, при проведении 6 и
более испытаний несущая способность сваи определяется с учетом требований
ГОСТ 20522-96 на статистическую обработку данных.
5.4.5. Испытания свай методом Остенберга
Испытания свай методом Остенберга выполняют на предпроектной ста-
дии, т.е. до начала проектирования и массового заглубления свай. Метод по-
зволяет раздельно определить несущую способность грунта по острию и по
боковой поверхности свай. Его обычно используют для испытания буровых
или набивных свай больших габаритов.
При испытании свай методом по-
груженного домкрата силовую ячейку
устанавливают непосредственно в тело
испытываемой сваи (рис. 5.41). Силовая
ячейка представляет собой систему ка-
либрованных гидравлических домкратов
в защитном корпусе. Она разделяет ис-
пытуемую сваю на два элемента: верх-
ний, расположенный над силовой ячей-
кой, и нижний, расположенный под си-
ловой ячейкой.
Контролируемая нагрузка в силовой
ячейке создается посредством гидравли-
ческого давления от насоса маслостанции,
находящейся на поверхности и соединен-
ной с силовой ячейкой маслопроводом.
Давление контролируется прецизионным
электронным манометром, откалибро-
ванным в общей схеме гидравлической
системы. В процессе увеличения нагруз-
ки на стенки поршня домкрата происхо-
дит раскрытие силовой ячейки. Результа-
том этого раскрытия является подвижка
верхнего элемента сваи вверх и нижнего
элемента вниз.
элемента измеряется стержневыми тен-
зометрами, установленными на верхней
плите домкрата, и датчиками перемеще-
Рис. 5.41. Испытания сваи методом
Остенберга:
1 — балка реперной системы; 2 — компью-
тер; 3 — устройство регистрации данных;
4 — коммутатор; 5 — датчик перемещений;
6 — магистраль гидравлической системы;
7 — пост управления гидравлической сис-
темой; 8 — преобразователь перемещений;
9 - ячейка Остерберга; 10 - арматурный
каркас; 11 — распределительная плита
Перемещение верхнего
222
ния, установленными в верхней части стальной трлбы. Перемещение нижнего
элемента измеряется стержневыми тензометрами, установленными на нижней
плите силовой ячейки [25].
Испытания продолжают до тех пор, пока не наступит одно из трех усло-
вий: будет достигнут предел поверхностного трения или бокового сдвига; бу-
дет достигнута предельная несущая способность; будет достигнута макси-
мальная мощность силовой ячейки.
Метод Остенберга позволяет испытывать сваи больших габаритов без ис-
пользования анкерных свай, что позволяет сократить расходы на стадии гео-
технических изысканий.
Для испытания свай заводского изготовления, погружаемых статическим
или динамическим способом, используют специальные конструкции свай с
внутренним каналом, а ячейки Остенберга монтируют на нижних концах свай
с помощью специальных креплений [6].
5.4.6. Испытания свай с использованием волновой теории
Метод испытаний с использованием принципов волновой теории удара
предназначается для оценки сопротивления буровых, набивных и забивных
вертикально расположенных свай на вдавливающую нагрузку по результатам
определения силового и скоростного их отклика на удар в осевом направле-
нии, нанесенный сваебойным молотом по верхнему торцу сваи. При этом в
процессе испытаний предусматривается получение данных о величине дейст-
вующей силы по регистрируемым значениям деформаций ствола сваи и о ве-
личине ускорений и скоростей ее перемещения под действием ударного на-
гружения.
Для приложения ударной нагрузки к свае может применяться стандартный
сваебойный или специально изготовленный подвесной молот, обладающий
массой н энергией удара, способными обеспечить погружение сваи или соз-
дать мгновенное квазнстатическое сопротивление, которое в течение интерва-
ла времени не менее 3 мс превосходило бы установленную проектом рабочую
нагрузку на сваю.
Ориентировочно при испытаниях энергия удара молота подбирается таким
образом, чтобы остаточное перемещение сваи после удара было бы не менее
2 мм. Между головой сваи и молотом вводится демпфирующая прокладка из
упругого материала, обеспечивающая гашение высокочастотной составляю-
щей удара при испытаниях.
Полученные этим методом результаты испытаний при обработке их с ис-
пользованием волновой теории удара дают возможность приближенно оценить
действующее сопротивление грунта по боковой поверхности и по пяте сваи, а
также моделировать зависимость «нагрузка - осадка».
Оценка сопротивления грунтов основания сваи по данным, регистрируе-
мым в процессе продольного удара молота по свае, требует определения с по-
мощью тензометров (датчиков деформации) усилий, возникающих в голове
сваи, и с помощью акселерометров - скоростей ее перемещения, а также вели-
чины остаточных перемещений сваи после удара, например, путем нивелиро-
вания ее головы до и после удара.
Определение в процессе удара указанных величин в течение времени по-
зволяет осуществить построение графиков зависимости осадки сваи от дейст-
223
вующих в ней динамических усилий, которые могут быть пересчитаны (благо-
даря их квазистатичности) на соответствующие им статические нагрузки.
Возможно также осуществлять испытания свай с одновременной во вре-
мени регистрацией при продольном ударе сил, возникающих в голове сваи, и
ее перемещений.
На рис. 5.42 приведена типовая схема измерительной системы для регист-
рации, обработки и отображения результатов испытаний грунтов основания
рассматриваемого метода.
Оборудование включает в себя тензометрические датчики I и акселеро-
метры 2. которые во время нанесения удара могут независимо измерять де-
формацию материала сваи и ускорение сваи в зависимости от времени в за-
данных точках вдоль осн сваи. Датчики должны располагаться диаметрально
противоположно друг другу на одинаковых расстояниях.
Сигналы с датчиков при помощи кабеля 3 (электрические или другие на-
водки на который должны быть менее 2% от ожидаемого максимума сигнала)
передаются на измерительный компьютер 4. Сигналы от датчиков должны за-
писываться в цифровой форме на жесткий диск 5.
Сигналы от датчиков должны также отображаться на дисплее 6, на кото-
ром во время нанесения удара можно было бы наблюдать силу и скорость как
функцию времени по данным сигналов, получаемых непосредственно от дат-
чиков с отображением их после предварительной обработки.
Используемые компьютеры должны позволять производить регулировку,
для того чтобы сигналы воспроизводились в интервале длительностью от 5 до
160 мс. Сила или скорость компьютерами должны воспроизводиться для каж-
дого удара, а оборудование должно позволять удерживать и отображать сигнал
для любого выбранного удара в течение интервала времени не менее 30 с.
Типичный график нагрузок, выдаваемый специализированным компью-
терным оборудованием по результатам испытаний грунта основания сваями,
представлен на рис. 5.43.
Определение несущей способности сваи по грунту осуществляется при
Рис. 5.42. Типовая схема измери-
тельной системы при испытании
свай
помощи специализированного программно-
го обеспечения, разработанного на основе
принципов волновой теории удара.
2500
2000
Д
и
й 1500
к
Е- юоо
сЗ
д
500
0 20 40 60 80
Время, мс
Рис. 5.43. Типичный график зависи-
мости нагрузки от времени
224
При использовании волнового
расчета для определения сопротив-
ления одиночных свай, работающих
на вдавливание свай в грунт, досто-
верность расчета должна подтвер-
ждаться имеющимися (у фирмы,
проводящей испытания) положи-
тельными результатами статических
испытаний свай того же типа, такой
же длины н такого же поперечного
сечения в аналогичных грунтовых
условиях [26].
Фирмой Berminghammer (Кана-
да) была разработана методика быст-
Рис. 5.44. Характерный график зависи-
мости усилия от времени, полученный по
результатам испытаний «S1ATNAMIC»
рого нагружения для определения
несущей способности свай - «STATNAMIC». По этой методике осевая нагруз-
ка (до 30 МН) на сваю прикладывается в течение 120 мс, достаточно для того,
чтобы сжать всю сваю. Поведение сваи при этом не определяется распростра-
нением волн напряжений, и ускорение сваи является относительно низким
(1... 3g, где g - ускорение свободного падения).
Характерный график зависимости усилия от времени, полученный по ре-
зультатам испытаний «STATM4M/C», приведен на рис. 5.44.
Наиболее распространенное оборудование позволяет прикладывать уси-
лия от 3 до 4 МН. Эти устройства автономны и могут перевозиться одним ав-
топоездом. На площадке необходимо использовать кран с грузоподъемностью
70 т. В дополнение к основному оборудованию.
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ ПО ГЛАВЕ 5
1. СП 24.13330.2011. Свайные фундаменты. -М., 2011.
2. ГОСТ 19804-91. Сваи железобетонные. Технические условия. -М., 1991.
3. ГОСТ 19804.2-79. Сваи железобетонные цельные сплошные квадратного сечения с
поперечным армированием ствола с ненапрягаемой арматурой. — М., 1979.
4. Рекомендации по рациональной области применения в строительстве свай различ-
ных видов. - М., 1978.
5. ТУ-1-92. Временные технические условия на полые конические сваи. - М.: Меж-
дународная инженерная академия, 1992.
6. Мангушев Р.А. и др. Современные свайные технологии (2-е дополненное изда-
ние). - М.: АСВ, 2010.
7. Рекомендации по применению буроинъекционных свай. - М., 1997.
8. Железков В.Н. Винтовые сваи в энергетической и других отраслях строительст-
ва. - СПб.: Прагма, 2004.
9. СП 11-105-97. Инженерно-геологические изыскания для строительства. - М., 1997.
10. СП 11-104-97. Инженерно-геологические изыскания для строительства. - М., 1997.
11. СНиП 23-01-99*. Строительная климатология.-М., 1999.
12. СП 20.13330.2011. Нагрузки и воздействия. - М., 1999.
13 Пособие по проектированию железобетонных ростверков свайных фундаментов
под колонны зданий и сооружений / ЦНИИпромзданий Госстроя СССР и НИИЖБ
Госстроя СССР. -М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1985.
225
14 Руководство по проектированию свайных фундаментов / НИИОСП им. Н.М. Гер-
севанова Госстроя СССР. - М.: Стройиздат. 1980.
15. СП 22.13330.2011. «СНиП 2.02.01-83* Основания зданий и сооружений».
16. ГОСТ 27751-88. Надежность строительных конструкций и оснований. Основные
положения по расчету.
17. СНиП 52-01-2003. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положе-
ния.
18. СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного
напряжения арматуры.
19. СП 50-102-2003. Проектирование и устройство свайных фундаментов. -М., 2004.
20. СНиП 2.02.03-85. Свайные фундаменты.
21. Берстов В.В., Гайдо А.Н. Технология устройства свай и свайных фундаментов. -
СПб.: СПбГАСУ. 2010.
22. Готман А.Л. Технология устройства свай и свайных фундаментов: Учеб, пособие. -
Пермь: Перм. гос. техн, ун-т, 2005.
23. СП 45.13330.2012. Земляные сооружения, основания и фундаменты. - М., 2012.
24. Штоль Т.М. Технология возведения подземной части. -М.: Стройиздат, 1990.
25. Технотест // Веб-узел компании «Технотест». - http://wwvt tehnotest.kz.
26. ГОСТ 5686-94. Грунты. Методы полевых испытаний сваями.
27. Костерин Э.В. Основания и фундаменты. - М.: Высш, шк., 1990.
28. Мангушев Р.А., Готман А.Л., Знаменский В.В., Пономарев А.Б. Сваи и свайные
фундаменты Конструкции, проектирование, технологии. /Под ред. Р.А. Манту-
шеваР.А./-М.: Изд-во АСВ, 2015. - 320 с.
29. Малинин А.Г. Струйная цементация грунтов. - М.: ОАО «Изд-во Стройиздат»,
2009. - 196 с.
226
А.Л. Гэтман, В. В. Знаменский, А. Б. Пономарев, Н.З. Гэтман
Глава 6
КОНСТРУИРОВАНИЕ И ПРОЕКТИРОВАНИЕ СВАЙНЫХ
ФУНДАМЕНТОВ
6.1. Основные конструктивные решения свайных
фундаментов
К основным конструктивным решениям свайных фундаментов относятся:
одиночные сваи, свайные кусты, ленточные свайные фундаменты и сплошные
свайные поля.
Односвайные фундаменты проектируют под отдельно стоящие опоры,
когда несущей способности одной сваи достаточно для восприятия переда-
ваемой на основание нагрузки. Варианты конструктивных схем односвайных
фундаментов, наиболее часто применяемых в строительстве, показаны на
рис. 6.1.
Рис. 6.1. Конструктивные схемы односвайных фундаментов
Разновидность одиночных свай, служащих од-
новременно и фундаментом, и колонной легкой
надземной конструкции, называют сваей-колон-
ной. Сваи-колонны широко применяют при стро-
ительстве легких складских и сельскохозяйствен-
ных сооружений каркасного типа (рис. 6.2), а так-
же при устройстве опор под технологические тру-
бопроводы и эстакады. В этом случае они приме-
няются либо в виде одиночных свай-колонн с
траверсами под трубопроводы (рис. 6.3, а), либо в
составе плоских (рис. 6.3, б) или пространствен-
ных (рис. 6.3, г) систем из свай-колонн с металли-
ческими крестовыми связями или без них и желе-
зобетонными или металлическими ростверками и
ригелями.
Рис. 6.2. Свая-колонна
для легкого каркасного
здания
227
Рис. 6.3. Типы опор под технологические трубопроводы и эстакады с применением
свай-колонн:
1 - колонна; 2 - траверса; 3 - пролетное строение; 4 - стальные связи; 5 - ригель опоры
а) б)
Рис. 6.4. Конструктивные схемы ленточных
свайных фундаментов
Ленточные свайные фун-
даменты проектируют под сте-
ны зданий и другие протяженные
элементы строительных конст-
рукций, например, подпорные
стенки. Сваи в ленточном фун-
даменте располагаются в один
или несколько рядов (рис. 6.4, а,
б) и объединяются для совмест-
ной работы монолитным железо-
бетонным ростверком. Ленточ-
ные фундаменты могут состоять
из одинарных (рис. 6.4, а, б) или
перекрестных лент (рис. 6.4, в),
иметь в плане кольцевую (рис.
6.4, г) или любую другую форму в зависимости от конфигурации в плане рас-
положенных на них надфундаментных несущих конструкций здания или со-
оружения. Наряду' со стенами ленточные фундаменты проектируются также
под ряды (одинарные ленты) или сетки (перекрестные ленты) колонн.
Свайным кустом принято называть фундамент, состоящий из группы (ку-
ста) свай, объединенных монолитным или сборным железобетонным роствер-
ком. Число свай в кусте может быть различным, обычно не менее трех, хотя в
отдельных случаях допускается устройство кустов и из двух свай (рис. 6.5).
Если ростверк свайного фундамента заглублен в грунт, то его называют
низким свайным ростверком, если подошва ростверка расположена на поверх-
ности грунта - повышенным свайным ростверком, а если выше поверхности
грунта - высоким свайным ростверком (рис. 6.6).
228
Рис. 6.5. Кустовые свайные фундаменты с различным числом свай
Рис. 6.6. Типы свайных ростверков:
а - низкий; б - повышенный; в - высокий
Свайные кусты устраивают под колонны сооружений и опоры, передаю-
щие значительные вертикальные нагрузки. При передаче на фундамент боль-
ших горизонтальных нагрузок и моментов, что характерно для мостовых со-
оружений, допускается применение наклонных свай (см. рис. 6.5).
Сплошные свайные поля. Если фундамент состоит из свай, расположен-
ных в определенном порядке под всем сооружением и объединенных сплош-
ным ростверком, подошва которого размещена на грунте (бетонной подготов-
ке), его называют сплошным свайным полем (рис. 6.7). Свайные поля могут
быть как с регулярным шагом свай, так и с концентрацией свай под колоны и
стены.
Сплошные свайные поля устраивают под
каркасные здания с большими нагрузками на ко-
лонны (4000 кН и более), под бескаркасные здания
с погонными нагрузками более 600...700 кН/м, а
также под тяжелые промышленные сооружения
башенного типа, имеющие ограниченные размеры
в плане (доменные печи, дымовые трубы и т.п.).
Свайно-плитные фундаменты (КСП) - ва-
риант фундамента в виде сплошного свайного
поля, в котором нагрузка на грунт передается не
только через сваи, но и через плитный ростверк,
что усчитывается в их расчете.
(з...б)<7
□
□
□ □
□
□
□ □
4--П
□
□
□
□
□
□
□
□
□
Рис. 6.7. Свайное поле
229
Конструкция свайного фундамента выбирается исходя из конкретных усло-
вий строительной площадки, характеризуемых материалами инженерных изы-
сканий, конструктивными и технологическими особенностями проектируемых
зданий и сооружений, расчетных натру зок, действующих на фундамент, а также
на основе результатов сравнения возможных вариантов проектных решений.
6.2. Общие положения по проектированию
6.2.1. Исходные данные для проектирования
В общем случае для проектирования свайных фундаментов необходимо
иметь следующие исходные данные:
• результаты инженерных изысканий, содержащие информацию об инже-
нерно-геологических и гидрогеологических условиях участка проектируе-
мого объекта, данные о физико-механических свойствах грунтов в преде-
лах предполагаемой сжимаемой толщи и их возможных изменениях в
процессе эксплуатации возведенного сооружения, данные статического
зондирования грунтов и (при наличии) их испытаний опытными или эта-
лонными сваями, сведения об опасных физико-геологических процессах и
явлениях (сейсмичность территории, наличие карста, подрабатываемых
территорий и т.п.). Выполненные инженерные изыскания должны обеспе-
чивать не только получение данных для расчета проектирования свайного
фундамента строящегося объекта, но и данные, необходимые для провер-
ки влияния устройства свайных фундаментов на существующие сооруже-
ния, коммуникации и окружающую среду, а также для проектирования в
случае необходимости усиления оснований и фундаментов существующих
соседних сооружений и проведения других защитных мероприятий;
• сведения о назначении проектируемого объекта, уровне его ответственно-
сти в соответствии с ГОСТ 27751-2014, конструктивных и технологиче-
ских особенностях сооружения и условиях его эксплуатации;
• конструктивное решение надземной и подземной частей объекта, чертежи
его подземной части с указанием несущих конструкций, размеров и глу-
бины заложения подземных помещений, каналов и фундаментов под обо-
рудование, расположения проемов в стенах, абсолютной отметки пола
первого этажа или верха фундамента;
• расчетные нагрузки на фундаменты и полы с указанием точек приложения
и описанием нагрузок;
• сведения о ближайшей окружающей застройке и коммуникациях и воз-
можном влиянии нового строительства на их техническое и эксплуатаци-
онное состояние, установленные на основании геотехнического расчета;
• экологические требования.
Работы по проектированию свайных фундаментов следует вести в соот-
ветствии с техническим заданием на проектирование и указанными выше ис-
ходными данными.
При проектировании должны быть предусмотрены решения, обеспечи-
вающие надежность, долговечность и экономичность сооружений на всех ста-
диях строительства и эксплуатации.
Кроме того, при проектировании следует учитывать местные условия стро-
ительства, а также имеющийся опыт проектирования, строительства и экс-
230
плуатации сооружений в аналогичных инженерно-геологических, гидрогеоло-
гических и экологических условиях.
Свайные фундаменты, предназначенные для эксплуатации в условиях аг-
рессивной среды, следует проектировать с учетом требований СП 28.13330, а
деревянные конструкции свайных фундаментов - с учетом требований по за-
щите их от гниения, разрушения и поражения древоточцами.
6.2.2. Этапы проектирования свайного фундамента
Основные этапы проектирования включают:
1. Анализ инженерно-геологических и гидрогеологических условий пло-
щадки строительства, выбор несущего слоя грунта для устройства свайного
фундамента.
2. Определение расчетных нагрузок, действующих на фундамент, и их со-
четаний.
3. Определение глубины заложения ростверка свайного фундамента.
4. Выбор вида свай (забивные, набивные, буковые), предварительное на-
значение их длины.
5. Определение несущей способности одиночной сваи с учетом метода ее
устройства (забивная, винтовая, буковая, набивная), а также (при необходимо-
сти) отрицательных сил трения и сейсмических воздействий. В случае забив-
ных или вибропогружаемых свай — подбор сваебойного оборудования или
вибропогружателя и определение расчетного и контрольного отказов в случае
погружаемых висячих свай.
6. Проверка сваи по прочности материала. Выполняется при сваях-стойках
и при действии на сваи горизонтальных нагрузок и изгибающих моментов.
7. Определение требуемого числа свай в фундаменте в зависимости от не-
сущей способности одиночной сваи и нагрузок, действующих на фундамент.
Расстановка свай в плане.
8. Конструирование ростверка с учетом требуемого числа свай в фунда-
менте, их расстановки в плане и конструктивных требований к минимальным
размерам ростверка в плане и по высоте.
9. Выбор типа сопряжения свай со свайным ростверком (шарнирное или
жесткое).
10. Определение фактической расчетной нагрузки, приходящейся на каж-
дую сваю фундамента с учетом веса ростверка и грунта на его обрезах.
11. Корректировка (при необходимости) длины или числа свай в фунда-
менте.
12. Расчет свайных фундаментов по второму' предельному' состоянию (по
деформациям).
6.2.3. Нагрузки и воздействия на свайные фундаменты
Расчет свайных фундаментов по несущей способности необходимо вы-
полнять на основные и особые сочетания нагрузок, по деформациям - на ос-
новные сочетания.
К основным нагрузкам и воздействиям относятся:
• осевые сжимающие и выдергивающие нагрузки;
• горизонтальные нагрузки;
• изгибающие моменты.
231
К особым нагрузкам и воздействиям относятся:
• сейсмические воздействия;
• взрывные воздействия;
• нагрузки, вызываемые резкими нарушениями технологического процесса,
временной неисправностью или поломкой оборудования;
• воздействия, обусловленные деформациями основания, сопровождающи-
мися коренным изменением структуры грунта (например, при замачива-
нии просадочных грунтов) или оседанием его в районах горных выработок
и на закарстованных территориях;
• нагрузки, обусловленные пожаром;
• нагрузки от столкновений транспортных средств с частями сооружения.
Коэффициенты надежности по нагрузке, а также возможные сочетания на-
грузок следует принимать в соответствии с требованиями СП 20.13330.2011 и
СП 22.13330.2011.
Неблагоприятные сочетания нагрузок и соответствующие им усилия уста-
навливаются на основе анализа реальных вариантов одновременного действия
различных нагрузок для рассматриваемой стадии работы конструкции соору-
жения.
6.2.4. Основные требования к конструированию свайных
фундаментов
При конструировании свайных фундаментов различных конструктивных
видов учитываются следующие общие требования
Выбор типа и длины свай
Выбор типа и длины свай производится в зависимости от грунтовых усло-
вий строительной площадки, нагрузки на фундамент и уровня расположения
подошвы ростверка. Нижний конец свай, как правило, следует заглублять в
прочные грунты с высокими расчетными характеристиками, прорезая напла-
стования слабых грунтов. Заглубление забивных свай в прочные грунты, при-
нятые за основание под их нижними концами, должно быть: в крупнообло-
мочные, гравелистые, крупные и средней крупности песчаные, пылевато-
глинистые грунты с показателем текучести IL < 0,1 — не менее 0,5 м, а в прочие
нескальные грунты - не менее 1,0 м.
Опирание нижних концов свай на рыхлые пески и глинистые грунты теку-
чей консистенции не допускается. Нижние концы свай-стоек всех типов, за
исключением забивных, вдавливаемых и завинчиваемых, должны заделывать-
ся в скальный невыветрелый грунт (без слабых прослоек) не менее чем на
0,5 м и одновременно не менее чем на 30 диаметров их арматуры.
При выборе типа и длины свай следует также учитывать возможность
имеющегося оборудования для устройства свайных фундаментов.
Число свай в фундаменте и их размещение в плане
Число свай в фундаменте определяется в зависимости от расчетной на-
грузки, допускаемой на сваю при соответствующем виде ее нагружения, и на-
грузок, действующих на фундамент. Расчеты выполняются в соответствии с
требованиями и. 6.2.5 настоящего справочника с учетом допустимых перегру-
зок крайних свай во внецентренно нагруженном фундаменте
232
При размещении свай в плане необходимо стремиться к минимальному’
числу их в свайных кустах или к максимально возможному шагу свай в лен-
тах, добиваясь наибольшего использования принятой в проекте несущей спо-
собности свай.
Минимальные расстояния между’ сваями в свайных кустах и лентах при-
ведены в табл. 6.1.
Таблица 6.1
Минимальные расстояния между сваями или осями свай различных типов
Тип свай Минимальное расстояние, лп1п1
Забивные висячие сваи без уширений Между осями свай > 3d
Забивные сваи-стойки Между осями свай > 1,5d
Буровые, набивные, сваи-оболочки, скважины свай-столбов В свету между сваями > 1 м
Сваи с уширениями В свету между уширениями > 1 м
Сваи с уширениями, при устройстве в твердых и полутвердых пылевато-глинистых грунтах В свету’ между уширениями > 0,5 м
Примечание. В таблице: d - диаметр круглого, или сторона квадратного, или большая сто-
рона прямоугольного поперечного сечения ствола сваи.
Расстояния между наклонными или между наклонными и вертикальными
сваями в уровне подошвы ростверка следует принимать исходя из конструк-
тивных особенностей фундаментов и обеспечения их надежности заглубления
в грунт, армирования и бетонирования ростверка.
При применении бурозавинчивасмых свай расстояние от осей свай до на-
ружных граней строительных конструкций близко расположенных зданий и
сооружений должно быть не менее 0,5б/ + 20 см, где cl - диаметр сваи.
Ростверки
В зависимости от конструктивной схемы здания применяют ленточные
ростверки, ростверки стаканного типа и плитные ростверки.
Ленточные ростверки применяют, как правило, для зданий с несущими
стенами. Ширина ростверка зависит от числа рядов свай в поперечном сечении
фундамента и от ширины несущей стены. Величина свеса ростверка от грани
свай должна приниматься с учетом допускаемых отклонений свай А, значения
которых приведены в табл. 6.2.
Высоту ростверка определяют расчетом в соответствии с СП 63.13330.2012,
при этом ленточный ростверк рассматривают как железобетонную многопро-
летную балку. Для устройства ростверков применяют, как правило, бетон
класса по прочности В > 15, армирование ростверков производится простран-
ственными арматурными каркасами, преимущественно из арматуры класса
А-Ш (А400).
Ростверки стаканного типа, состоящие из плитной части и подколенни-
ка - стаканной части, применяют в зданиях со сборным железобетонным кар-
касом.
233
Таблица 6.2
Предельные отклонения свай в плане, Л
Фундамент и тип свай Предельное отклонение в плане, А
Забивные сваи диаметром пли стороной сечения d < 0,5 м - однорядное расположение свай: поперек оси свайного ряда вдоль оси свайного ряда - кусты и ленты с расположением свай в 2 и 3 ряда: крайние сваи поперек оси свайного ряда остальные сваи и крайние сваи вдоль оси свайного ряда - сплошное свайное поле: крайние сваи средние сваи Забивные, набивные и буронабивные сваи при d > 0,5 м поперек ряда вдоль ряда при кустовом расположении свай ±0,2J ±0,3J К),2</ ±0,3d ±0,2J ±0,4J ±10 cm ±15 cm
Размеры ростверка в плане и по высоте должны приниматься кратными
10 см. Конструктивную высоту ростверка назначают на 40 см больше глуби-
ны стакана. Ростверк рассчитывают на изгиб (плитная часть, стаканная
часть) и на продавливание (продавливание колонны и угловой сваи) в соот-
ветствии с требованиями СП 63.13330.2012. Армирование ростверка произ-
водят плоскими сетками (плитная часть) и пространственными каркасами
(стенки стакана).
Плитные ростверки применяют, как правило, для тяжелых зданий и со-
оружений. Высоту плитного ростверка определяют из расчета возможности
восприятия им поперечных сил (по расчету на продавливание).
Плитные ростверки армируют верхними и нижними сетками из арматуры,
которые укладывают на поддерживающие каркасы. Большеразмерные плит-
ные ростверки устраивают по бетонной подготовке.
Глубину заложения подошвы свайного ростверка следует назначать с уче-
том геологических условий строительной площадки, глубины сезонного про-
мерзания грунтов, проекта планировки территории (срезкой или подсыпкой),
конструктивных решений подземной части здания или сооружения (наличия
подвала, технического подполья), глубины расположения вводов коммуника-
ций и высоты ростверка, определяемой расчетом.
При строительстве на пучинистых грунтах необходимо предусматривать
меры, предотвращающие или уменьшающие влияние сил морозного пучения
грунта на свайный ростверк.
Сопряжение свай с ростверком
Сопряжение свайного фундамента со сваями допускается принимать как
свободно опирающимся, так и жестким.
Свободное опирание ростверка на сваи учитывается в расчетах условно,
как шарнирное сопряжение, и при монолитных ростверках осуществляется
путем заделки голов свай в ростверк на глубину’ 5... 10 см.
234
При небольших вдавливающих нагрузках (до 400 кН) допускается опира-
ние ростверка на выровненную цементным раствором поверхность головы сваи
Жесткое сопряжение свайного ростверка со сваями предусматривается в
следующих случаях:
• сваи располагаются в слабых грунтах (рыхлых песках, пылевато-глинис-
тых грунтах текучей консистенции, илах, торфах и т.п ).
• на сваи передаются выдергивающие нагрузки;
• на сваи передаются горизонтальные нагрузки, значения перемещений от
которых при шарнирном сопряжении со сваями, определенные расчетом,
превышают предельно допускаемые для проектируемого здания или со-
оружения;
• в фундаменте имеются наклонные или составные вертикальные сваи.
Жесткое сопряжение железобетонных свай с монолитным железобетон-
ным ростверком осуществляется заделкой в ростверк выпусков арматуры сваи
на длину их анкеровки в соответствии с требованиями СП 63.13330.2012.
Обычно это порядка 20б/ рабочей арматуры сваи. При предварительно напря-
женных сваях в их голове должен быть предусмотрен ненапрягаемый арма-
турный каркас, используемый в дальнейшем в качестве анкерной арматуры.
Анкеровка в ростверк свай, работающих на выдергивающие нагрузки,
должна осуществляться с заделкой арматуры свай в ростверк на глубину, оп-
ределяемую расчетом на выдергивание.
Жесткое соединение свай со сборным ростверком обеспечивается колоко-
лообразными оголовками или замоноличиванием свай в специально преду-
смотренные в сборном ростверке отверстия.
6.2.5. Общие указания по расчету
Расчет свайных фундаментов и их оснований выполняется в соответствии
с ГОСТ 27751-14 по предельным состояниям:
первой группы:
а) по прочности материала свай и свайных ростверков:
б) по несущей способности (предельному’ сопротивлению) грунта основа-
ния свай;
в) по потере общей устойчивости грунтового массива со свайным фунда-
ментом;
второй группы:
а) по осадкам оснований свай и свайных фундаментов от вертикальных
нагрузок;
б) по перемещениям свай совместно с грунтом оснований от действия го-
ризонтальных нагрузок и моментов:
в) по образованию или чрезмерному' раскрытию трещин в элементах желе-
зобетонных конструкций свайных фундаментов.
Расчет свай и свайных ростверков по прочности материала должен произ-
водиться в соответствии с требованиями действующих правил по расчету^ бе-
тонных, железобетонных, стальных и деревянных конструкций.
Расчет элементов железобетонных конструкций свайных фундаментов по
образованию и раскрытию трещин следует производить в соответствии с тре-
бованиями СП 63 13330.2012.
235
Одиночную сваю, а также сваю в составе фундамента по несущей способ-
ности грунта основания следует рассчитывать исходя из условия
N<y0Fdlynyk, (6.1)
где N - расчетная нагрузка, передаваемая на сваю (продольное усилие, возникающее в
ней от расчетных нагрузок, действующих на фундамент при наиболее невыгодном их
сочетании); Fd — несущая способность (предельное сопротивление) гру нта основания
одиночной сваи, называемая в дальнейшем несущей способностью сваи и определяе-
мая в соответствии с и. 6.3 настоящего справочника; у0 - коэффициент условий рабо-
ты, принимаемый равным у0 = 1 при односвайном фундаменте и у0 = 1Д5 при кустовом
расположении свай; у„ - коэффициент надежности по назначению (ответственности)
сооружения, принимаемый равным 1,2; 1,15 и 1,10 соответственно для сооружений
I, II и III уровней ответственности; - коэффициент надежности по грунту7, прини-
маемый равным: 1,2 - если несущая способность сваи определена по результатам
полевых испытаний статической нагрузкой; 1,25 - если несущая способность сваи
определена расчетом по результатам статического зондирования грунта или по ре-
зультатам динамических испытаний сваи, выполненных с учетом упругих деформа-
ций грунта, а также по рсз\ льтатам полевых испытаний грунтов эталонной сваей или
сваей-зондом; 1,4 - если несущая способность сваи определена расчетом, в том чис-
ле по результатам динамических испытаний свай, выполненных без учета упругих
деформаций грунта.
Проверку устойчивости свайного фундамента совместно с грунтовым мас-
сивом производят только в случае передачи на свайные фундаменты больших
горизонтальных нагрузок, а также если фундамент расположен на косогоре
или его основание имеет откосный профиль. Проверку производят, как прави-
ло, по расчетной схеме сдвига грунта по круглоцилиндрической поверхности
скольжения.
Эту проверку допускается не проводить, если конструктивными меро-
приятиями обеспечена невозможность горизонтального смещения проекти-
руемого фундамента.
Расчет свай и свайных фундаментов по деформациям производится исходя
из условия
5 < 5„, (6.2)
где х - совместная деформация сваи, свайного фундамента и сооружения (осадка и
относительная разность осадок), определяемая расчетом; su - предельно допустимое
значение деформации свайного фундамента, устанавливаемое в соответствии с СП
22 13330 или заданием на проектирование.
Фундаменты из свай, работающих как сваи-стойки, рассчитывать по де-
формациям от вертикальных нагру’зок не требуются.
Расчет по перемещениям свайных фундаментов от действия горизонталь-
ных нагрузок и моментов заключается в выполнении условий:
2/р — Ww, V]//; < (б.-?)
где ир и - расчетные значения соответственно горизонтального перемещения, м, и
угла поворота, рад, свайного фундамента; и„ и 1|/„ - их предельные значения, устанав-
ливаемые в задании на проектирование.
При проведении расчетов несущей способности и осадок одиночных свай
предпочтение следует отдавать табулированным или аналитическим решени-
ям, приведенным в СП 24.13330.2011 и в настоящем справочнике, расчеты
236
большеразмерных свайных кустов и комбинированных свайно-плитных фун-
даментов (КСП) следует преимущественно проводить численно.
6.3. Расчет несущей способности вертикально
нагруженной одиночной сваи
Несущую способность вертикально нагруженной одиночной сваи можно
определить следующими методами:
• аналитическим расчетом по физико-механическим характеристикам грун-
тов основания;
• по данным испытаний свай вертикальной статической нагрузкой;
• по данным динамических испытаний при погружении свай;
• по результатам статического зондирования грунтов;
• по результатам испытаний грунтов эталонными сваями.
Методы определения несушей способности свай по физико-механическим
характеристикам грунтов основания принято называть аналитическими мето-
дами, а по данным статического зондирования, испытаний грунтов эталонны-
ми сваями и испытаний свай динамической и статической нагрузками - мето-
дами определения несущей способности сваи по результатам полевых испыта-
ний, или, короче, полевыми методами.
6.3.1. Аналитические методы определения несущей
способности свай
6.3.1.1. Сваи-стойки
К сваям-стойкам относятся сваи всех видов, опирающиеся на скальные, а
также малосжимаемые грунты, к которым относятся крупнообломочные грун-
ты с песчаным заполнителем средней плотности и плотные, а также глины или
суглинки твердой консистенции (IL < 0) в водонасыщенном состоянии с моду-
лем деформации Е > 50 МПа.
Потеря несущей способности сваей-стойкой может произойти либо в ре-
зультате разрушения грунта под ее нижним концом, либо в результате раз-
рушения самой сваи, в связи с чем расчет сваи-стойки на вертикальную на-
грузку проводится по двум условиям: по условию прочности материала ство-
ла сваи и по условию прочности грунта под ее нижним концом. За несущую
способность сваи-стойки в проекте принимается меньшая из полученных ве-
личин.
Определение несущей способности сваи-стойки по прочности
материала ствола сваи на сжатие и растяжение
По прочности материала на сжатие (вдавливающие нагрузки) сваи рассчи-
тываются как центрально сжатые стержни. Расчет в зависимости от материала
ствола сваи выполняется в соответствии с требованиями действующих правил
по расчету бетонных, железобетонных, стальных или деревянных конструк-
ций. При низком ростверке расчет ведется без учета продольного изгиба сваи,
за исключением случаев залегания с поверхности мощных слоев очень слабых
грунтов (торф, ил), а при высоком ростверке - с учетом продольного изгиба на
участке сваи, не окруженном грунтом.
237
Несущая способность по материалу2 Fdm, кН, наиболее широко применяе-
мых в строительстве железобетонных свай рассчитывается по формуле
Fdm УсфСУ’сЬУсЬ^Ь^Ь Rsc^-s)^ (^-4)
где ус - коэффициент условий работы сваи (ус = 0,9 при размере поперечного сечения
сваи d < 0,2 м и ус = 1 при d > 0,2 м); ср - коэффициент продольного изгиба (для низко-
го ростверка ср = 1, для высокого - ср находится с учетом длины защемления сваи /| в
грунте, определяемой по формуле (6.5); усЬ - понижающий коэффициент условий ра-
боты бетона, учитывающий бетонирование в узком пространстве скважин и обсадных
труб: для забивных свай, свай-столбов и буроопускных свай = 1, для набивных и
буровых свай, а также баретг - усЬ = 0,85; у'сЬ - дополнительный понижающий коэффи-
циент, учитывающий влияние способа производства свайных работ и зависящий от
способа бетонирования скважины: в глинистых грунтах, если возможны бурение сква-
жин и бетонирование их насухо без крепления стенок при положении уровня подзем-
ных вод в период строительства ниже пяты свай, у^ = 1,0, в грунтах, бурение скважин
и бетонирование в которых производят насухо с применением извлекаемых обсадных
труб или полых шнеков у'сЬ = 0.9: в грунтах, бурение скважин и бетонирование в кото-
рых осуществляют при наличии в них воды с применением извлекаемых обсадных
труб или полых шнеков, у'сЬ = 0,8; в грунтах, бурение скважин и бетонирование в кото-
рых выполняют под глинистым раствором или под избыточным давлением воды (без
обсадных труб), Yd, = 0,7; Rb - расчетное сопротивление бетона сжатию, кПа; Аь - пло-
щадь поперечного сечения сваи, м~; Rsc - расчетное сопротивление арматуры сжатию,
кПа; As - площадь поперечного сечения арматуры, м~.
Л = 7(| + 2/щ, (6.5)
где It) - длина участка сваи от подошвы высокого ростверка до уровня планировки
грунта, м: щ - коэффициент деформации, 1/м. определяемый по формуле (6.54), при-
веденной в п. 6.4 настоящего справочника.
Для буровых свай и свай-оболочек, заглубленных сквозь толщу нескаль-
ного грунта и заделанных в скальный грунт, при отношении 2/а£ > h следуют
принимать /| = /о + h, где h - глубина погружения сваи, отсчитываемая от ее
нижнего конца до уровня планировки грунта при высоком ростверке и до по-
дошвы ростверка при низком ростверке, м.
При расчете буроинъекционных свай, прорезающих сильносжимаемые
грунты с модулем деформации Е <5 МПа, расчетную длину свай на продоль-
ный изгиб в зависимости от диаметра свай d следует принимать равной:
при Е < 2 МПа Id = 25d;
при 2 < Е < 5 МПа Id = 15с?.
В случае если ld превышает толщину2 слоя сильносжимаемого грунта hg,
расчетную длину следует принимать равной 2hg.
Если в свае действу ют продольное угсилие и момент, то она должна быть
проверена по сопротивлению материала как внецентренно сжатый стержень.
Несущую способность по материалу7 сваи, работающей на осевое растяже-
ние (на выдергивание) Fdm, кН, определяют по формх ле
Еdm 1с(уchicbEbtAb RSA^, (6.6)
где усЪ, у'сЪ, Ab,As- то же, что в формуле (6.4); Rbt - расчетное сопротивление бетона
растяжению, кПа; Rs - расчетное сопротивление арматуры растяжению, кПа.
Расчетные сопротивления на сжатие и растяжение бетона свай приведены
в табл. 6.3, арматуры - в табл. 6.4.
238
Таблица 6.3
Расчетные сопротивления тяжелого бетона сжатию и растяжению
Класс бетона В10 В15 В20 В25 ВЗО В35 В40 В45 В50 В55 В60
Rb, МПа 6,0 8,5 11,5 14,5 170 19,5 22,0 25,0 27,5 30,0 33,0
Rb„ МПа 0,56 0,75 0,90 1.05 1,15 1,30 1,40 1,50 1,60 1,70 1.80
Таблица 6.4
Расчетные сопротивления стержневой арматуры сжатию Rsc и растяжению Rs
Класс арматуры А-1 А-П A-III A-IV A-V
R,.,, МПа 215 270 355 435 415
Rs, МПа 215 270 355 435 415
Наряду с расчетами на эксплуатационные нагрузки расчеты конструкций
предварительно изготовленных (забивных) свай следует производить на уси-
лия, возникающие в них от собственного веса при изготовлении, складирова-
нии, транспортировании свай, а также при подъеме их на копер за одну точку,
удаленную от головы свай примерно на одну треть ее длины. При этом усилие
в свае от воздействия собственного веса следует определять с учетом коэффи-
циента динамичности, равного:
1,5 - при расчете по прочности;
1,25 - при расчете по образованию и раскрытию трещин.
Пример 6.1
Определить несущую способность по материалу7 на вдавливающую и выдерги-
вающую нагрузку призматической железобетонной забивной сваи сечением 0,4x0,4 м,
длиной 16,0 м, армированной четырьмя стержнями диаметром 20 мм. Класс бетона
сваи В20, рабочей арматуры - А-1. Ростверк низкий.
Несущую способность сваи по материалу7 при вдавливающей нагрузке находим по
формуле (6.4) при уг = 1 (d = 0.4 м > 0 2 м); ср = 1 (ростверк низкий); ycb = 1 (свая за-
бивная); Rb = 11 500 кПа (для бетона класса В20); Rsc = 215 000 кПа (для арматуры
класса А-1); А = 0.4-0.4 = 0.16 м2; Д. = 4W2/4 = = 4-3.14-0.022/4 = 12.56-10"4м2.
Fdm = чМТсьУсьКъАь + = 1-1 (1-11500-0,16 +215000-12,56- L0’4) = 2110 кН.
Несущую способность сваи по материалу7 на выдергивающую нагрузку находим
по формуле (6.6) при ус = 1 (d = 0,4 м > 0,2 м); усЬ = 1 (свая забивная); Ru = 900 кПа
(для бетона класса В20); Rs = 215 000 кПа (для арматуры класса А-1); .'1/, =
= 0,4-0,4 = 0,16 м2;Д = 4ж/2/4 = 4-3,14-0,022 = 12,56-10 4 м2. ’
/'dm = MbYcb КыАь + RsAs) = 1 (1 -900-0,16 + 215000-12,56-10 4) = 414 кН.
Определение несущей способности сваи-стойки по прочности
грунта под ее нижним концом
По прочности грунта под нижним концом сваи несущая способность Fd
сваи-стойки определяется по формуле
Fd = ycRA, (6.7)
239
где ус - коэффициент условий работы сваи в грунте, принимаемый равным 1; Л - пло-
щадь опирания сваи на грунт, м*, принимаемая для свай сплошного сечения и полых
свай с закрытым нижним концом равной площади поперечного сечения брутто, для
свай полых круглого сечения с открытым нижним концом и свай-оболочек — равной
площади поперечного сечения нетто при отсутствии заполнения их полости бетоном и
равной площади поперечного сечения брутто при заполнении этой полости бетоном на
высоту не менее трех ее диаметров; R - расчетное сопротивление грунта под нижним
концом сваи кПа.
Расчетное сопротивление грунта R для всех видов забивных свай прини-
мается равным 20 000 кПа. Для набивных, буровых свай и свай-оболочек, за-
полняемых бетоном, опирающихся на невыветрелые скальные и малосжимае-
мые грунты (без слабых прослоек) и заглубленные в них менее чем на 0.5 м. R
следует определять по формуле
R=Rm = Rc,mnlyg, (6.8)
где Rm — расчетное сопротивление массива скального грунта под нижним концом сваи-
стойки, определяемое по Rcmn - нормативному' значению предела прочности на одно-
осное сжатие массива скального грунта в водонасыщенном состоянии, кПа; - коэф-
фициент надежности по грунту, принимаемый равным 1,4.
При наличии в основании набивных, буровых свай и свай-оболочек вы-
ветрелых, а также размягчаемых скальных грутггов их предел прочности на
одноосное сжатие следует принимать по результатам испытаний штампами
или по результатам испытаний свай и свай-оболочек статической нагрузкой.
Для предварительных расчетов оснований сооружений всех уровней ответ-
ственности значения характеристик Rm и Rc,m,n допускается принимать равным:
Rm = RCKS, Rcm n = RcnKs, (6.9)
где Rc и Rc„ — соответственно расчетное и нормативное значения предела прочности на
одноосное сжатие скального грунта в водонасыщенном состоянии, кПа, определяются
по результатам испытаний образцов отдельностей (монолитов) в лабораторных усло-
виях- Ks - коэффициент, усчитывающий снижение прочности ввиду трещиноватости
скальных пород, принимаемый по табл. 6.5
Таблица 6.5
Значения коэффициентов снижения прочности Ks
Степень трещиноватости Показатель качества породы RQD, % Коэффициент снижения прочности Ks
Очень слаботрещиноватые 90... 100 1
Слаботрещиноватые 75... 90 От 0,60 до 1
Среднетрещиноватые 50... 75 Свыше 0,32 до 0,60
Сильнотрещиноватые 25... 50 Свыше 0,15 до 0,32
Очень сильнотрещиноватые 0...25 Свыше 0,05 до 0.15
В табл. 6.5 большим значениям RQD соответствуют большие значения Ks.
Для промежуточных значений RQD коэффициент Ks определяется интерполя-
цией, а при отсутствии данных о значениях RQD из диапазона величин Ks при-
нимаются наименьшие значения.
Расчетное сопротивление скального грунта R для набивных и буровых
свай и свай оболочек, заполняемых бетоном и заделанных в невыветрелый
240
скальный грунт (без слабых прослоек) не менее чем на 0,5 м, определяется по
формуле
R = Rm(i + QAldldf), (6.10)
где Rm - определяется по формуле (6.8): ld - расчетная глубина заделки набивной и
боровой сваи и сваи-оболочки в скальный грунт, м: df — наружный диаметр заделанной
в скальный грунт части набивной и буровой свай и сваи-оболочки, м.
При расчете R для свай-оболочек, равномерно опираемых на поверхность
невыветрелого скального грунта, прикрытого слоем нескальных неразмывае-
мых грунтов толщиной не менее трех диаметров сваи-оболочки, фактор за-
глубления (1 + QAldldf) в формуле (6.10) принимается равным единице.
В любом случае значение фактора заглубления (1 + ()Aldldi) принимается
не более 3.
Для окончательных расчетов оснований сооружений I и II уровней ответст-
венности, а также оснований, сложенных выветрелыми, размягчаемыми, со сла-
быми прослойками скальными грунтами, несущую способность сваи-стойки Fd
следует принимать по результатам испытаний свай статической нагрузкой.
Пример 6.2
Требуется определить несущую способность забивной железобетонной сваи-
стойки сплошного сечения 0,4 х 0,4 м по прочности грунта под ее нижним концом.
Свая передает нагрузку на невыветрелый скальный грунт с расчетным сопротивлени-
ем R = 340 000 кПа.
Несущую способность сваи по грунту определяем по формуле (6.7), где принимаем:
- коэффициент условий работы сваи в грунте ус = 1.0;
- расчетное сопротивление грунта для забивной сваи R = 20 000 кПа.
Тогда при площади опирания сваи на грунт, равной 4 = 0.4-0.4 = 0,16 м2, ее несу-
щая способность по грунту составит:
Fd = ycRA = 1,0-20000-0,16 = 3200 кН.
Пример 6.3
Требуется определить несущую способность по грунту буровой сваи-стойки диа-
метром 1.2 м. прорезающей слабые грунты и заглубленной на 0.7 м в среднетрещино-
ватые известняки с определенным в лабораторных условиях нормативным пределом
прочности на одноосное сжатие в водонасыщенном состоянии Rcn = 32 000 кПа при
показателе качества породы ЛОТ) = 75%.
Несущую способность указанной сваи определяем по формуле (6.7) при коэффи-
циенте условий работы сваи в грунте ус = 1.
Предварительно находим:
- площадь опирания сваи на грунт: .-1 = - яг = 3,14-0,62~ 1,13 м2;
- нормативное значение предела прочности на одноосное сжатие известняка в во-
донасыщенном состоянии Rc_m_„ с учетом его трещиноватости по формуле (6.7):
р — р
^-с,туп
где Ks - коэффициент снижения прочности за счет трещиноватости породы, опре-
деляемый по табл. 6.5,
Ks = 0,6; Rcwl = 32000-0,6 = 19200 кПа;
- расчетное сопротивление массива известняка под пятой сваи R без учета фактора
заделки по формуле (6.8) при коэффициенте надежности по грунту yg= 1,4:
R=Rm = Rc,mJyg = 19200/1,4 = 13714 кПа;
241
- расчетное сопротивление массива известняка под пятой сваи с учетом заглубле-
ния в него сваи на глубину' ld = 0.7 м > 0.5 м по формуле (6.10) при df = 1.0 м:
R = Rm(l +0AId/df)= 13714(1 + 0.4-0.7/1.2) = 13714-1,233 = 16909 кПа.
Несущая способность сваи по грунту составит:
Fd = ycRA = 1,0-16909-1,13 = 19108 кН.
6.3.1.2. Висячие сваи (сваи трения)
Расчет несущей способности вертикально нагруженных висячих свай про-
изводится, как правило, только по прочности грунта, так как по прочности ма-
териала сваи она практически всегда заведомо выше.
Висячие забивные и вдавливаемые сваи всех видов
и сваи-оболочки, погружаемые без выемки грунта
Вдавливающие нагрузки
Несущую способность Fd, кН, висячей забивной и вдавливаемой свай и
сваи-оболочки, погружаемой без выемки грунта, на сжимающую (вдавливаю-
щую) нагрузку следует определять как сумму расчетных сопротивлений грутзтов
основания под нижним концом сваи и на ее боковой поверхности по формуле
Fd = 'yA'YcrR А + и (6-10
где ус - коэффициент условий работы сваи в грунте, принимаемый равным 1; усК, ус/ -
коэффициенты условий работы грунта соответственно под нижним концом и на боко-
вой поверхности сваи учитывающие влияние способа погружения сваи на расчетные
сопротивления грунта и принимаемые по табл. 6.8; R — расчетное сопротивление под
нижним концом сваи. кПа, принимаемое по табл. 6.6; А - площадь опирания сваи на
грунт, м2, принимаемая по площади поперечного сечения сваи брутто или по площади
поперечного сечения камуфлетного уширения по его наибольшему диаметру, или по
площади сваи-оболочки и пустотелой сваи - нетто: и - периметр поперечного сечения
ствола сваи м: f, - расчетное сопротивление /'-го слоя грунта основания по боковой
поверхности сваи, принимаемое по табл. 6.7; Л, - толщина z-го слоя грунта, соприка-
сающегося с боковой поверхностью сваи, м (рис. 6.8).
Рис. 6.8. Расчетная схема к определению несущей
способности сваи практическим методом
242
При расчете булавовидных свай за периметр и на участке ствола прини-
мают периметр его поперечного сечения, а на участке уширения — периметр
поперечного сечения уширения. Расчетное сопротивление fi грунта на боковой
поверхности таких свай на участке уширения, а в песках и на участке ствола
следует принимать таким же, как для свай без уширения; в глинистых грунтах
сопротивление f на участке ствола, расположенного выше уширения, следует
принимать равным нулю.
Расчетные сопротивления R nf, лессовых грунтов при глубине погружения
свай более 5 м следует принимать по значениям, указанным в табл. 6.6 и 6.7 для
глубины 5 м. Кроме того, для этих грутпов в случае возможности их замачива-
ния расчетные сопротивления R wf, указанные в табл. 6.6 и 6.7, следует прини-
мать при показателе текучести, соответствутощем полному их водонасыщению.
Для забивных и вдавливаемых свай, опирающихся нижним концом на рых-
лые пески или на глинистые грунты с показателем текучести IL > 0,6, несущую
способность Fa следует определять по результатам статических испытаний свай.
Таблица б. б
Расчетное сопротивление грунта под нижним концом сваи R
Глубина погружения нижнего конца сваи, м Расчетные сопротивления под нижним концом забивных и вдавливаемых свай и свай-оболочек, погружаемых без выемки грунта, R, кПа
песков средней плотности
граве- листых крупных — средней крупности мелких пыле- ватых —
глинистых грунтов при показателе текучести IL, равном
0 од 0,2 о,3 0,4 0,5 0,6
3 7500 6600 4000 3000 3100 2000 2000 1200 1100 600
4 8300 6800 5100 3800 3200 2500 2100 1600 1250 700
5 8800 7000 6200 4000 3400 2800 2200 2000 1300 800
7 9700 7300 6900 4300 3700 3300 2400 2200 1400 850
10 10 500 7700 7300 5000 4000 3500 2600 2400 1500 900
15 11700 8200 7500 5600 4400 4000 2900 1650 1000
20 12 600 8500 6200 4800 4500 3200 1800 1100
25 13 400 9000 6800 5200 3500 1950 1200
30 14 200 9500 7400 5600 3800 2100 1300
>35 15 000 10 000 8000 6000 4100 2250 1400
Примечания:
1. Над чертой даны значения R для песков, под чертой - для глинистых грунтов.
2. В табл. 6.6 и 6.7 глубину погружения нижнего конца сваи и среднюю глубину располо-
жения слоя грунта при планировке территории срезкой, подсыпкой, намывом до 3 м следу-
ет принимать от уровня природного рельефа, а при срезке, подсыпке, намыве от 3 м - от
условной отметки, расположенной соответственно на 3 м выше уровня срезки или на 3 м
ниже уровня подсыпки.
243
3. Для промежуточных глубин погружения свай и промежуточных значений показателя те-
кучести IL глинистых грунтов значения R в табл. 6.6 и 6.7 определяют интерполяцией.
4. Для плотных песков, плотность которых определена по данным статического зондирова-
ния, значения R по табл. 6.6 для свай, погруженных без использования подмыва или лидерных
скважин, следует увеличить на 100%. При определении плотности грунта по данным других
видов инженерных изысканий и отсутствии данных статического зондирования для плотных
песков значения R по табл. 6.6 следует увеличить на 60%, но не более чем до 20 000 кПа.
5. Значения расчетных сопротивлений А по табл. 6.6 допускается использовать при условии,
если заглубление свай в неразмываемый и несрезаемый грунт составляет не менее 3 м.
6. Значения расчетного сопротивления R под нижним концом забивных свай сечением
0,15x0,15 м и менее, используемых в качестве фундаментов под внутренние перегородки
одноэтажных производственных зданий, допускается увеличивать на 20%.
7. Для супесей при числе пластичности 1р < 4 и коэффициенте пористости е < 0,8 расчетные
сопротивления Rvif следует определять как для пылеватых песков средней плотности.
8. При расчетах показатель текучести грунтов следует принимать применительно к прогно-
зируемому их состоянию в период эксплуатации проектируемых зданий и сооружений.
Таблица 6.7
Расчетное сопротивление на боковой поверхности сваи^
Расчетные сопротивления по боковой поверхности забивных и вдавливаемых свай и свай-оболочек^, кПа
Средняя глубина располо- жения слоя грунта, м песков средней плотности
крупных и средней крупности мелких пыле- ватых — — — — — —
глинистых грунтов при показателе текучести IL, равном
<0,2 о,з 0,4 0,5 0,6 0.7 0,8 0,9 1,0
1 35 23 15 12 8 4 4 3 2
2 42 30 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
Примечания:
1. При определении расчетного сопротивления грунта на боковой поверхности свай f сле-
дует учитывать требования, изложенные в примечаниях 2, 3 и 8 к табл. 6.6.
2. При определении расчетных сопротивлений грунтов на боковой поверхности свай f пла-
сты грунтов следует расчленять на однородные слои толщиной не более 2 м.
3. Значения расчетного сопротивления плотных песков на боковой поверхности свай f сле-
дует увеличивать на 30% по сравнению со значениями, приведенными в таблице.
4. Расчетные сопротивления супесей и суглинков с коэффициентом пористости е < 0,5 и
глин с коэффициентом пористости е < 0.6 следует увеличивать на 15% по сравнению со
значениями, приведенными в табл. 6.7, при любых значениях показателя текучести.
244
Пример 6.4
Определить несущую способность по грунту железобетонной сваи сечением
0,3 х0.3 м, забитой в грунт дизель-молотом со дна котлована (//к = 2.0 м) на глубину 6.5 м.
Грунтовые условия: с поверхности до глубины 0.6 м залегает насыпной грунт, да-
лее - суглинок мягкопластичный (4 = 0.7) мощностью слоя 3.4 м. ниже — суглинок
мягкопластичный (4 = 0.6) мощностью слоя 4.0 м. подстилаемый слоем глины полу-
твердой (IL = 0.2). как это показано на рис. П.6.4.
Насыпной грунт
Суглинок
мягкопластичный
4=0,7
Суглинок
мягкопластичный
4=о,б
777,7777,
/77777777/
4 = 2,0 м
=8,0 кПа
/2= 17,0 кПа
f3= 17,5 кПа
S
f4= 62,38 кПа
fff R = 4650 кПа
Глина
полутвердая
/,.= 0.2
h2 = 2,0 м
h3 = 2,0 м
Лг
Рис. П.6.4. Расчетная схема к примеру 6.4
Несущую способность сваи определим по формуле (6.11) при коэффициенте ус-
ловий работы сваи в грунте ус = 1.
По табл. 6.8 назначаем коэффициенты условий работы грунта под нижним кон-
цом сваи и на ее боковой поверхности: для сплошной сваи при погружении ее в грунт
дизельным молотом - ycR = 1,0; уу = 1,0.
Затем находим площадь поперечного сечения и периметр сваи: /1=0.3-0.3 =
= 0,09 м2; и = 0,3-4= 1.2 м, а также глубину погружения нижнего конца сваи от по-
верхности грунта L = 2.0 + 6.5 = 8.5 м.
Далее по табл. 6.6 находим расчетное сопротивление грунта под концом сваи на
глубине L = 8.5 м при IL = 0 2 - R = 4650 кПа.
Расчетное сопротивление грунта на боковой поверхности сваи находим по табл.
6.7, предварительно разбив слой мягкопластичного суглинка мощностью 4,0 м на два
пласта высотой по 2,0 м. как это требуется согласно примечаниям к указанной таблице
(см. рис. П.6.4).
/ц = 2,0 м; zj = 3,0 м; 4 = 0,7; 4 = 8,0 кПа; fh3 = 8,0-2,0 = 16,0 кН/м;
Л2 = 2,0 м; z2 = 5.0 м; 4 = 0,6; / = 17,0 кПа; = 34,0 кН/м;
/?з = 2,0 м; z3 = 7,0 м; IL = 0,6; f3 = 17,5 кПа; f3h3 = 17,5-2,0 = 35,0 кН/м;
/?4 = 0,5 м| р4 = 8,25 м; IL = 0,2; f4 = 62,38 кПа; f4h4 = 62,38-0,5 = 31,9 кН/м.
Несущая способность сваи
Fd = Yc(YcrFA + г/Хус/Д/7.) =
= 1,0[1,0-4650-0,09 + 1,2-1,0(16,0 + 34,0 + 35,0 + 31,9)] = 558,8 кН.
245
Таблица 6.8
Коэффициенты условий работы грунта в зависимости от способа
погружения сваи ycf
Способы погружения забивных и вдавливаемых свай и свай-оболочек, погружаемых без выемки Коэффициенты условий работы грунта при расчете несущей способности свай
грунта, и виды грунтов ПОД нижним концом ycR на боковой поверхности ycf
1. Погружение сплошных и полых с закрытым нижним концом свай механическими (подвесными), паровоздуш- ными и дизельными молотами 1,0 1,0
2. Погружение забивкой и вдавливанием в предварительно пробуренные лидерные скважины с заглублением концов свай не менее 1 м ниже забоя скважины при ее диаметре: а) равном стороне квадратной сваи б) на 0,05 м менее стороны квадратной сваи в) на 0,15 м менее стороны квадратной или диаметра сваи круглого сечения (для опор линий электропередачи) 1,0 1,0 1,0 0,5 0,6 1,0
3. Погружение с подмывом в песчаные грунты при усло- вии добивки свай на последнем этапе погружения без применения подмыва на 1 м и более 1,0 0,9
4. Вибропогружение свай-оболочек, вибропогружение и вибровдавливание свай в грунты: а) пески средней плотности: крупные и средней крупности мелкие пылеватые б) глинистые с показателем текучести IL = 0,5: супеси суглинки глины в) глинистые с показателем текучести IL < 0 U 1,1 1,0 0,9 0,8 0,7 1,0 1,0 1,0 1,0 0,9 0,9 0,9 1,0
5. Погружение молотами полых железобетонных свай с открытым нижним концом: а) при диаметре полости сваи менее 0,4 м б) то же от 0,4 до 0,8 м 1,0 0,7 1.0 1,0
6. Погружение любым способом полых свай круглого се- чения с закрытым нижним концом на глубину 10 м и более с последующим устройством в нижнем конце свай каму ф- летного уширения в песчаных грунтах средней плотности и в глинистых грунтах с показателем текучести IL < 0,5 при диаметре уширения, равном: а) 1,0 м независимо от указанных видов грунта б) 1,5 м в песках и супесях в) 1,5 м в суглинках и глинах 0,9 0,8 0,7 1,0 1,0
7. Погружение вдавливанием свай: а) в пески крупные, средней крупности и мелкие б) в пески пылеватые в) в глинистые грунты с показателем текучести IL < 0,5 г) то же IL > 0,5 1,1 1,1 1,1 1,0 1,0 0,8 1,0 1,0
Примечание. Коэффициенты ycR и ycf по поз. 4 для глинистых грунтов с показателем
текучести 0,5 > IL > 0 определяют интерполяцией.
246
Пример 6.5
Определить несущую способность по грунту' железобетонной булавовидной сваи
сечением ствола 0.3 хО.З м погруженной дизельным молотом в песчаный грунт на глу-
бину 5.8 м. Размер поперечного сечения уширения 0.6 х 0.6 м. высота уширения - 0.6 м.
Грунтовые условия: с поверхности до глубины 3.2 м залегает песок пылеватый,
средней плотности, ниже - песок мелкий, средней плотности (рис. П.6.5).
Л] = 1,6 м
7.} = 0,8 м
S
Песок
пылеватый
средней
плотности
h2 = 1,6 м
/;= 12,0 кПа
f2= 22,6 кПа
Песок
мелкий
средней
плотности
h3 = 2,0 м
Л4 = 0,6 м
/3= 38,4 кПа
41,2 кПа
2
N
2
2
2
ttf R = 2270 кПа
Рис. П.6.5. Расчетная схема к примеру 6.5
Несущую способность сваи определим по формуле (6.11) при коэффициенте ус-
ловий работы сваи в грунте ус = I.
Согласно табл. 6.8 принимаем коэффициенты условий работы грунта под нижним
концом сваи и на ее боковой поверхности: для сплошной сваи при погружении ее в
грунт забивкой - усд = 1.0; yty = 1.0.
По табл. 6.6 находим расчетное сопротивление грунта под концом сваи на глуби-
не L = 5,8 м-R = 2270 кПа.
Расчетное сопротивление грунта на боковой поверхности сваи находим по табл.
6.7, предварительно разбив грунтовую толщу на слои, не превышающие по мощности
2,0 м (см. рис. П.6.5), как это требуется согласно примечаниям к указанной таблице.
/?1 = 1.6 м: zi = 0.8 м. песок пылеватый, средней плотности; /j = 12,0 кПа;
/?2 = 1,6 м; z2 = 2,4 м; песок пылеватый, средней плотности; f2 = 22,6 кПа;
Л3 = 2,0 м; z3 = 4.2 м; песок мелкий, средней плотности; f3 = 38,4 кПа;
/?4 = 0,6 м; z4 = 5,5 м; песок мелкий, средней плотности; f4 = 41,0 кПа.
Площадь поперечного сечения ствола сваи .1 = 0,3-0.3 = 0.09 м2. периметр и =
= 4-0,3 = 1,2 м.
Площадь поперечного сечения уширения сваи .1 = 0,6-0,6 = 0,36 м2, периметр и =
= 4-0,6 = 2,4 м.
Находим расчетную несущую способность сваи:
Fd = 7c(.7crRA + uYlcffthi) =
= 1,0[1,0-2270-0,36 + 1,2-1,0(12,0-1,6 + 22,6-1,6 + 38,4-2,0) + 2,4-1,0-41,0-0,6))] =
= 1034,8 кН
247
Выдергивающие нагрузки
Несущая способность на выдергивающую нагрузку F&, кН, забивной или
вдавливаемой сваи, а также сваи-оболочки, погружаемой без выемки грунта,
определяется только сопротивлением трению по ее боковой поверхности и
рассчитывается по формуле
Fdtl = (6.12)
где ус - коэффициент условий работы, принимаемый ус = 0,6 для свай, погружаемых в
грунт на глубин}’ менее 4 м. и ус = 0,8 для свай, погружаемых в грунт на глубину 4 м и
более; и, y^,F, Л, - то же, что и в формуле (6.11).
Пример 6.6
Определить несущую способность железобетонной забивной сваи на выдерги-
вающую нагрузку для условий примера 6.4 (см. рис. П.6.4).
Несущую способность сваи на выдергивание определяем по формуле (6.12) при
Ус = 0,8 (глубина погружения сваи больше 4 м); усу = 1.0 (см. табл. 6.8); и = 1.2 м.
F&, = ycu£y<rfJii = 0,8-1,2-1,0(8,0-2,0 + 17,0-2,0 + 17,5-2,0 + 62,38-0,5) = 112,2 кН.
Пирамидальные, трапецеидальные и ромбовидные сваи
Несущая способность Fd, кН, пирамидальных, трапецеидальных и ромбо-
видных свай, определяемая с учетом дополнительного сопротивления грунта,
вызванного наклоном боковых граней сваи и зависящего от модуля его дефор-
мации, рассчитывается по формуле
Fd = yc[F4 + %и,Ц + u^iipEiktQ}, (6.13)
где ус, R, 4. h,f - то же. что и в формуле (6.11); и,- - периметр z-ro сечения сваи. м. оп-
ределяемый по формуле (6.14); и0, - расчетный периметр z-го сечения сваи (при
/р < 0.025 uOi = и., при /р > О.О25г/о, определяется по формуле (6.14) при /р = 0.025); ф -
наклон боковых граней сваи, определяемый как отношение 0.5(<7,, d^/l (d^ ndH- раз-
меры сторон верхнего и нижнего торцов сваи. / - длина пирамидальной сваи или дли-
на у’частка с наклонными боковыми гранями трапецеидальной сваи), доли единицы;
Е/ - модуль деформации слоя грунта, окружающего боковую поверхность сваи. кПа.
определяемый по результатам компрессионных испытаний; Ф, - коэффициент, завися-
щий от вида грунта и принимаемый по табл. 6.9; ф - коэффициент, учитывающий
снижение давления грунта на боковую поверхность сваи за счет релаксации напряже-
ний и принимаемый равным 0,8.
и, = 4[б/н + 2ip(L - z,)], (6.14)
где L - расстояние от планировочной отметки до уровня нижнего торца сваи, м.
Таблица 6.9
Значения коэффициентов к.
Грунт Коэффициент к.
Пески и супеси 0,5
Суглинки 0,6
Глины:
при 1р = 18 0,7
при 1р = 25 0,9
248
При ромбовидных сваях суммирование сопротивлений грунта на боковой
поверхности участков с обратным наклоном в формуле (6.16) не производится,
a ip определяется как отношение 0,5(JB - dv)Hv, где JB - размер стороны сваи в
месте ее наибольшего сечения, м; /н - длина наклонного участка ниже этого
сечения, м.
Для глин с числом пластичности 18 <1Р < 25 значения коэффициента к,
определяют интерполяцией.
Несущую способность пирамидальных набивных свай, бетонируемых в
скважинах, образованных в глинистых грунтах без выемки грунта выштампов-
кой, независимо от угла наклона ее боковых граней допускается определять по
формуле
Fd = RAK + + [(Jo - JH)/Z][0,5M/? - 2Bf - BR (do - dK)/l], (6.15)
где w0 - периметр сваи в уровне поверхности
грунта, м; Л, - толщина /-го слоя грун-
та (см. расчетную схему на рис. 6.9), м; I - длина
сваи в грунте, м; <7„ и <7|( - размеры стороны се-
чения сваи в уровне поверхности грунта и у ее
нижнего конца, м; /1,, - площадь сечения нижне-
го конца пирамидальной сваи, м;
Ar = YRi(zi - z>-i);
BR = XRitf -
Bf = Xf(zrzh), (6.16)
где R - сопротивление грунта под нижним кон-
цом сваи, кПа, определяемое по табл. 6.10 как
значение на глубине, соответствующей глубине
расположения нижнего конца сваи; А, и f - со-
противление соответственно вдавливанию и
трению на боковой поверхности пирамидальной
сваи /-го слоя грунта, кПа, определяемое по
табл. 6.10 и 6.11; z, и z; i - расстояние от поверх-
ности грунта до соответственно нижней и верх-
ней границ /-го слоя грунта, м.
Рис. 6.9. Расчетная схема
пирамидальной сваи
Таблица 6.10
Расчетное сопротивление грунта А, на боковой поверхности
пирамидальной сван
Глубина расположе- ния слоя, м Расчетное сопротивление грунта А, на боковой поверхности сваи. кПа, при показателе консистенции JL, равном
0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6
1 600 500 450 350 300 250
2 700 620 550 400 350 300
3 800 750 650 450 430 300
4 950 900 800 600 540 350
5 1050 950 900 750 560 400
6 1100 1000 950 800 580 400
7 1100 1050 1050 850 600 400
249
Таблица 6.11
Расчетное сопротивление грунта/; на боковой поверхности
пирамидальной сван
Глубина расположе- НИЯ слоя, м Расчетное сопротивление грунта f на боковой поверхности сваи, кПа, при показателе консистенции JL, равном
0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6
1 35 35 31 24 21 15
2 42 42 40 31 30 23
3 48 48 47 38 36 27
4 53 53 51 41 39 30
5 56 56 54 43 42 32
6 58 58 56 47 45 34
7 60 60 57 48 46 35
Пример 6.7
Определить несущую способность на вертикальную нагрузку Fj забивной стан-
дартной пирамидальной сваи длиной 5.0 м. погруженной в грунт на глубину 4.6 м.
Размер верхнего торца сваи 0.8*0.8 м. нижнего - 0.1*0.1 м.
Грунтовые условия: с поверхности до глубины 3.2 м залегает суглинок туго пла-
стичный с показателем текучести IL = 0.4. ниже до глубины 8 3м- глина тугопластич-
ная с показателем текучести IL = 0 3 (рис. П.6.7).
Несущую способность сваи определим по формуле (6.13) при коэффициенте ус-
ловий работы сваи в грунте ус = 1 и = 0,8.
Расчетное сопротивление грунта под нижним концом сваи (глина тугопластичная,
IL = 0,3) находим по табл. 6.6 для глубины L = 4,6 м - R = 2680 кПа.
Расчетное сопротивление грунта на боковой поверхности пирамидальной сваи на-
ходим по табл. 6.7, предварительно разбив толщу тугопластичных суглинков, состав-
ляющую 3,2 м, на слои толщиной 2,0 ми 1,2 м (см. рис. П.6.7).
250
Тогда:
Л] = 2,0 м; Zj = 1,0 м; IL = 0,4;у] = 15,0 кПа; f -h\ = 15,0-2,0 = 30,0 кПа-м;
h2 = 1,2 м; z2 = 2,6 м; IL = 0.4,/2 = 23.4 кПа; /2-Л2 = 23.4-1.2 = 28.08 кПа-м;
/?3 = 1,4 м; z3 = 3,9 м; IL = 0,3;^ = 37,7 кПа; f3h3 = 37,7-1,4 = 52,78 кПа-м.
Определим фактические периметры сечений сваи //,-, соответствующие глубинам
z„ по формуле (6.14), предварительно вычислив наклон ее боковых граней ip = 0,5(dB -
cQH = 0,5(0,8 - 0,1)/5,0 = 0,07. Тогда:
th = 4[0.1 + 2-0,07(4,6- 1.0)] = 2.416 м:
w2 = 4[0,1 + 2-0,07(4,6 - 2,6)] = 1,52 м;
w3 = 4[0,1 + 2-0.07(4,6 - 3,9)] = 0,792 м.
Поскольку ip = 0,07 > 0,025 расчетный периметр /-го сечения сваи uOi определяем
по формуле (6.14) при ip = 0,025:
«01 = 4[0,1 + 2-0,025(4,6-1,0)] = 1,12 м;
«02 = 4[0,1 + 2-0,025(4,6 - 2.6)] = 0.80 м:
i/оз = 4[0,1 + 2-0,025(4,6 - 3,9)] = 0,54 м.
Учтя, что определенный по результатам компрессионных испытаний модуль де-
формации тугопластичного суглинка составляет 19 000 кПа, а тугопластичной глины
24 000 кПа, определим несущую способность боковой поверхности сваи.
Входящий в формулу коэффициент к, определим по табл. 6.9: для суглинка
kj = 0,6, для глины при числе пластичности IT = 18А, = 0.7
YkUihJi + UoiipEtk^ =
= 2,416-30,0 + 1,52-28,08 + 0,792-52,78 + 0,8-0,025(1,12-19000-0,6 +
+ 0,80-19000-0,6 + 0,54-24000-0,7) = 72,48 + 42,68 + 41,80 +
+ 0,02(12 768 + 9120 + 9072) = 156.96 + 619.2 = 776.16 кН.
Окончательно имеем:
Fd = yc[RA + 'YtfWifi + uuipEtkiQ} = 1,0(2680-0,1-0,1 + 776,16) = 803 кН.
Пример 6.8
Определить несущую способность на вертикальную нагрузку Fd набивной пира-
мидальной сваи, выполненной в скважине, образованной без выемки грунта выштам-
повкой и имеющей размеры: длина сваи в грунте L = 7,0 м; размер поперечного сече-
ния головы сваи на уровне спланированной поверхности грунта 1,0x1,0 м, нижнего
конца сваи - 0,3 *0,3 м.
Грунтовые условия: с поверхности до глубины 4,0 м залегают суглинки тугопла-
стичные с показателем текучести IL = 0,4, ниже, до глубины 9,0 м, суглинки полутвер-
дые с показателем текучести IL = 0,2 (рис. П.6.8).
Несущую способность сваи Fd определяем по формуле (6.15).
Предварительно грунтов^ ю толщу вдоль боковой поверхности сваи разбиваем на
7 слоев толщиной 1,0 м каждый.
Сопротивление грунта под нижним концом сваи R определяем по табл. 6.10 рав-
ным для IL = 0,2 на глубине 7м- 1050 кПа.
Значения R, принимаем по табл. 6.10:
1-й слой - при z, = 1,0 м Ri = 350 кПа;
2-й слой - при z2 = 2,0 м R2 = 400 кПа;
3-й слой - при z3 = 3,0 м R3 = 450 кПа;
4-й слой - при z4 = 4,0 м Л4 = 600 кПа;
5-й слой - при z5 = 5,0 м R5 = 950 кПа;
6-й слой - при z6 = 6,0 м Re = 1000 кПа;
7-й слой - при z7 = 7,0 м R-j = 1050 кПа.
251
Значения f принимаем по табл. 6.11 соответственно по слоям при тех же значени-
ях z,: 1-й слой - 24 кПа, 2-й слой - 31 кПа, 3-й слой - 38 кПа. 4-й слой — 41 кПа, 5-й
слой - 56 кПа. 6-й слой - 58 кПа, 7-й слой - 60 кПа.
Значения AR, BR и Bf определяем по формулам (6.16):
Ак = 350(1 - 0) + 400(2 - 1) + 450(3 - 2) + 600(4 - 3) +
+ 950(5 - 4) + 1000(6 - 5) + 1050(7 - 6) = 4800 кПа-м;
BR = 350(1 - 0) + 400(22 - I2) + 450(32 - 22) + 600(42 - З2) +
+ 950(52 - 42) + 1000(62 - 52) + 1050(72 - 62) = 41200 кПа-м2;
Bf = 24(12 - 0) + 31(22 - I2) + 38(32 - 22) + 41(42 - З2) +
+ 56(5 2 - 42) + 58(62 - 52) + 60(7? - 62) = 2547 кПа-м2
Окончательно имеем:
Fd = 0,3 -0,3 • 1050 + 1,0 -4[(24 • 1,0 + 31 • 1,0 + 38-1,0 + 41 • 1,0 +
+ 56-1,0 + 58-1,0 + 60-1,0)] + (1,0 - 0,3)/7,0)[(0,5-4,0-4800 -
- 2-2547 - (1,0 - 0,3)-41200/7,0)] = 2331,4 кН.
Висячие набивные, буровые сваи и сваи-оболочки, погружаемые
с выемкой и без выемки грунта
Несущая способность по грунту на вдавливающую нагрузку Fd, кН, вися-
чих набивных, буровых свай и свай-оболочек, устраиваемых как с выемкой
грунта, так и без нее, следует рассчитывать по формуле
Fd = (6.17)
В формуле (6.17):
ус - коэффициент условий работы сваи, принимаемый: в случае опирания сваи на
глинистые грунты со степенью влажности Sr < 0,85 и на лессовые грунты ус = 0,8, в
остальных случаях - ус = 1;
Усй - коэффициент условий работы грунта под нижним концом сваи принимается
равным усд = 1 во всех случаях за исключением свай с камуфлетными уширениями и
252
буроинъекционных сваи диаметром 0,15...0,35 м, выполняемых с уплотнением окру-
жающего грунта путем обработки скважины по разрядно-импульсной технологии
(РИТ), для которых этот коэффициент следует принимать равным ycR = 13, и свай с
уширением, бетонируемым подводным способом, для которых ycR = 0,9; ус/, коэффи-
циент условий работы грунта на боковой поверхности сваи, принимается в зависимо-
сти от способа образования скважины и условий бетонирования по табл. 6.12;
Таблица 6.12
Коэффициенты условий работы усу
Сваи и способы их устройства Коэффициент условий работы сваи у,/
В песках В супесях В суглинках В глинах
1. Набивные, устраиваемые путем погружения (забивкой, вдавливанием или завинчиванием) инвентарной трубы с башмаком (наконечником) или бетонной пробкой, оставляемыми в грунте, с последующим извлечением этих труб по мере заполнения скважин бетонной смесью, в том 0,8 0,8 0,8 0,7
числе после устройства уширения из втрамбо- ванной сухой бетонной смеси
2. Набивные виброштампованные 0,9 0,9 0,9 0,9
3. Буровые, в том числе с уширением, бетонируемые:
а) при отсутствии воды в скважине (сухим спосо- бом) и при использовании обсадных инвентарных труб, а также при выполнении их методом непре- рывно перемещающегося шнека (НПШ) 0,7 0,7 0,7 0,6
б) под водой или под глинистым раствором 0,6 0,6 0,6 0,6
в) жесткими бетонными смесями, укладываемы- ми с помощью глубинной вибрации (сухим спо- собом) 0,8 0,8 0,8 0,7
4. Баретты - буровые сваи, изготавливаемые тех- нологическим оборудованием типа плоский грей- фер или грунтовая фреза 0,5 0,5 0,5 0,5
5, Сваи-оболочки, погружаемые вибрированием с выемкой грунта 1,0 0,9 0,7 0,6
6. Сваи-столбы 0,7 0,7 0,7 0,6
7. Буроинъекционные, изготовляемые под защи- той обсадных труб или бентонитового раствора с опрессовкой давлением 200...400 кПа (2...4 атм), а также при выполнении их с инъекцией бетонной смеси через колонну проходных полых шнеков 0,9 0,8 0,8 0,8
8. Буроинъекционные сваи диаметром 0,15... 0,35 м, устраиваемые с использованием разрядно-импульсной технологии (РИТ) 1,3 1,3 1,1 1,1
А — площадь опирания сваи на грунт, м~, принимается равной: для набивных и бу-
ровых свай без уширения - площади поперечного сечения сваи; для набивных и буро-
вых свай с уширением - площади поперечного сечения уширения в месте наибольше-
го его диаметра; для свай-оболочек, заполняемых бетоном, - площади поперечного
сечения оболочки брутто.
253
N
Рис. 6.10. Схема к расчету сопротив-
ления на боковой поверхности ствола
сваи с уширением в песчаном грунте
Площадь опирания буроинъекционной сваи диаметром 0,15...0,35 м, выполняе-
мой с уплотнением окружающего грунта путем обработки скважины по разрядно-
импульсной технологии (серией разрядов импульсов тока высокого напряжения -
РИТ), следует принимать по площади попе-
речного сечения уширения, а периметр попе-
речного сечения ствола - исходя из среднего
значения диаметров d^ сваи, которые следует
определять по объему бетонной смеси, из-
расходованной на заполнение у-го разрядно-
импульсного уширения в z-м слое грунта.
Заданные в проекте уширения сваи уточняют
при изготовлении опытных свай в конкрет-
ных грунтовых условиях;
и - периметр поперечного сечения ство-
ла сваи, м, который для буроинъекционных
свай следует принимать равным периметру
скважины, пробуриваемой при их изготовле-
нии;
f — расчетное сопротивление /-го слоя
грунта на боковой поверхности ствола сваи,
кПа, принимаемое по табл. 6.7. при этом сле-
дует учитывать, что для сваи с уширением
сопротивление песков на боковой поверхно-
сти ствола следует учитывать только на уча-
стке, расположенном на 1,5г/с, выше ушире-
ния. как это показано на рис. 6.10. Сопротив-
ление глинистых грунтов допускается учи-
тывать по всей длине ствола;
R — расчетное сопротивление, кПа, грунта под нижним концом сваи, которое слс-
дует принимать:
а) для крупнообломочных грунтов с песчаным заполнителем и песков в основа-
нии набивной и буровой свай с уширением и без уширения, сваи-оболочки, погру-
жаемой с полным удалением грунтового ядра, - по формуле (6.18), а сваи-оболочки,
погружаемой с сохранением ядра из указанных грунтов на высоту 0,5 м, - по форму-
ле (6.19):
R = 0,7504(0! yjt? + о2о3у1//); (6.18)
Л = o4(oiy;t7 + о2ОзУ1Л), (6.19)
где О], о2, о3, о4 - безразмерные коэффициенты, определяемые по табл. 6.13 в зави-
симости от расчетного значения угла внутреннего трения грунта основания (рт, при-
нимаемого с введением понижающего коэффициента, равного 0,9; у\ - расчетное
значение удельного веса грунта, кН/м3, в основании сваи (при водонасыщенных
грунтах с учетом взвешивающего действия воды); yj - осредненное (по слоям) рас-
четное значение удельного веса грунтов, кН/м3, расположенных выше нижнего кон-
ца сваи (при водонасыщенных грунтах с учетом взвешивающего действия воды); d -
диаметр, м, набивной и буровой свай, диаметр уширения (для сваи с уширением),
сваи-оболочки или диаметр скважины для сваи-столба, омоноличенного в грунте
цементно-песчаным раствором; h - глубина заложения, м, нижнего конца сваи или
ее уширения, отсчитываемая от природного рельефа или уровня планировки (при
планировке срезкой), для опор мостов - от дна водоема после его общего размыва
при расчетном паводке;
б) для глинистых грунтов в основании - по табл. 6.14.
254
Таблица 6.13
Коэффициенты »i, а2, а3, и4
Коэффициенты Расчетные значения угла внутреннего трения грунта ср, град
23 25 27 29 31 33 35 37 39
И] 9,5 12,6 17,3 24,4 34,6 48,6 71,3 108,0 163,0
а2 18,6 24,8 32,8 45,5 64,0 87,6 127,0 185,0 260,0
а3 при h/d. равном: .4,0 0,78 0,79 0,80 0,82 0,84 0,85 0,85 0,85 0,87
•5,0 0,75 0,76 0,77 0,79 0,81 0,82 0,83 0,84 0,85
•7,5 0 68 0 70 0,71 0,74 0,76 0,78 0,80 0,82 0,84
. 10,0 0,62 0,65 0,67 0,70 0,73 0,75 0,77 0,79 0,81
• 12,5 0,58 0,61 0,63 0,67 0,70 0,73 0,75 0,78 0,80
• 15,0 0.55 0,58 0,61 0,65 0,68 0,71 0,73 0,76 0,79
. 17,5 0,51 0,55 0.58 0,62 0,66 0,69 0,72 0,75 0,78
.20,0 0,49 0,53 0,57 0,61 0,65 0,68 0,72 0,75 0,78
.22,5 0,46 0,51 0,55 0,60 0,64 0,67 0,71 0,74 0,77
• 25,0 и более 0,44 0,49 0,54 0,59 0,63 0,67 0,70 0,74 0,77
а4 при d, равном, м: • 0,8 и менее 0,34 0,31 0,29 0,27 0,26 0,25 0,24 0,23 0,22
.4,0 0,25 0,24 0,23 0,22 0,21 0,20 0,19 0,18 0,17
Примечание. Для промежуточных значений q>l5 h/d и d значения коэффициентов аь а2, а3 и
а4 определяют интерполяцией.
Таблица 6 14
Расчетное сопротивление В
Глубина заложения нижнего конца сваи Л, м Расчетное сопротивление R, кПа, под нижним концом набивных и буровых свай и свай-оболочек, погружаемых с выемкой грунта и заполняемых бето- ном, при глинистых грунтах, за исключением просадочных, с показателем текучести IL, равным
0,0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6
3 850 750 650 500 400 300 250
5 1000 850 750 650 500 400 350
7 1150 1000 850 750 600 500 450
10 1350 1200 1050 950 800 700 600
12 1550 1400 1250 1100 950 800 700
15 1800 1650 1500 1300 1100 1000 800
18 2100 1900 1700 1500 1300 1150 950
20 2300 2100 1900 1650 1450 1250 1050
30 3300 3000 2600 2300 2000 — —
>40 4500 4000 3500 3000 2500 — —
Примечания:
1. В табл. 6.14 глубину погружения нижнего конца сваи и среднюю глубину расположения
слоя грунта при планировке территории срезкой, подсыпкой, намывом до 3 м следует при-
нимать от уровня природного рельефа, а при срезке, подсыпке, намыве от 3 м — от услов-
ной отметки, расположенной соответственно на 3 м выше уровня срезки или на 3 м ниже
уровня подсыпки.
2. Для промежуточных глубин погружения свай и промежуточных значений показателя
текучести IL глинистых грунтов значения R в таблице определяют интерполяцией.
3. При расчетах показатель текучести грунтов следует принимать применительно к прогно-
зируемому их состоянию в период эксплуатации проектируемых зданий и сооружений.
255
Расчетное сопротивление R, кПа, грунта под нижним концом сваи-
оболочки, погружаемой с частичной выемкой грунта, но с сохранением грун-
тового ядра высотой не менее трех диаметров оболочки на последнем этапе ее
погружения (при условии, что грунтовое ядро образовано из грунта, имеющего
те же характеристики, что и грунт под нижним концом сваи-оболочки), следу-
ет принимать по табл. 6.6 с коэффициентом условий работы грунта, учиты-
вающим способ погружения свай-оболочек в соответствии с позицией 4 табл.
6.8, при этом расчетное сопротивление в указанном случае относится к площа-
ди поперечного сечения сваи-оболочки нетто.
Изложенная методика определения расчетного сопротивления R грунта
под нижним концом сваи относится к случаям, когда обеспечивается заглуб-
ление свай в грунт, принятый за основание их нижних концов, не менее чем на
диаметр сваи (или уширения для сваи с уширением), но не менее чем на 2 м.
Кроме того, значения R, рассчитанные по формулам (6.18) и (6.19), не сле-
дует принимать выше значений, приведенных в табл. 6.6 для забивных свай
той же длины и в тех же грунтовых условиях.
Пример 6.9
Требуется определить несущую способность на вертикальную нагрузку Fd буро-
набивной сваи типа БСИ диаметром 1080 мм, длиной 20,0 м, устроенной в водонасы-
щенных грунтах под защитой извлекаемой обсадной трубы.
Грунтовые условия: с поверхности до глубины 4,0 м свая проходит слой мягко-
пластичных суглинков (IL = 0,7), далее залегает слой тугопластичных суглинков мощ-
ностью 7,0 м (IL = 0,5), ниже расположен слой тугопластичной глины мощностью 7,0 м
(Il = 0,4), подстилаемый глиной полутвердой (IL = 0,2), в который нижний конец сваи
заходит на 2,0 м (рис. П.6.9).
Несущую способность сваи определим по формуле (6.17) при коэффициенте ус-
ловий работы сваи в грунте ус = 1 (степень влажности глины Sr > 0,85).
Расчетное сопротивление полутвердой глины (I, = 0,2) под нижним концом сваи
на глубине L = 20,0 м находим по табл. 6.14 -R = 1900 кПа.
Расчетное сопротивление грунта на боковой поверхности сваи/] находим по табл.
6.7, предварительно разбив толщу грунтов вдоль боковой поверхности сваи на слои, не
превышающие по высоте 2,0 м (см. рис. П.6.9), как это требуется согласно примечани-
ям к указанной таблице. Тогда:
Л1 = 2,0 м; Z] =: 1,0 м; IL = 0,7;/] = 4,0 кПа; f-h\ = 4,0-2,0 = 8,0 кПа-м;
Л2 = 2.0 м; z2 = 3.0 м; 1L = 0,1; f2 = 8.0 кПа; /]-Л2 = 8,0-2.0 = 16,0 кПа-м.
Л3 = 2,0 м; z3 = 5,0 м; IL = 0,5; f3 = 24,0 кПа; f3-h3 = 24,0-2,0 = 48,0 кПа-м;
Л4 = 2,0 м; z4 = 7,0 м; IL = 0,5;/] = 25,5 кПа; /4-Л4 = 25,5-2,0 = 51,0 кПа-м;
Л5 = 2,0 м; z5 = 9,0 м; IL = 0,5;fs = 26,5 кПа; f5-h5 = 26,5-2,0 = 53,0 кПа-м;
h6 = 1,0 м, z6 = 10,5 м: IL = 0,5;/6 = 27,1 кПа; /6-Л6 = 27,1 • 1,0 = 27,1 кПа-м;
Л7 = 2,0 м; z7 = 12,0 м; IL = 0A;fi = 35,6 кПа; fi-h. = 35.6-2,0 = 71,2 кПа-м;
hs = 2,0 м; zs = 14,0 м; IL = 0,4; fs = 37,2 кПа; fs-hs = 37,2-2,0 = 74,4 кПа-м;
h9 = 2,0 м; z9 = 16,0 м; IL = 0,4;/] = 38,6 кПа; f9h9 = 38,6-2,0 = 77,2 кПа-м;
Л10 = 1,0 м, z10 = 17,5 м; IL = 0,4;/, 0 = 39,5 кПа; /0-Л10 = 39,5-1,0 = 39,5 кПа-м;
Ли = 2.0 м; zn = 19.0 м; IL = 0.1; = 77.6 кПа; /щЛц = 77.6-2.0 = 155,2 кПа-м.
Несущая способность сваи при усК=1,0; у<у=0,6 (п. 36 табл. 6.12); А =
= 3,14-1,082/4 = 0,916 м2; и = 3,14-1,08 = 3,39 м составит:
Fd= vAIcrRA + ulycffrh,) =
= l,0[l,0- 190u-0,916 + 3,39-0,6(8,0 + 16,0 + 48,0 + 51,0 + 53,0 +
+ 27,1 + 71,2 + 74,4 + 77,2 + 39,5 + 155,2)] = 3003 кН.
256
Суглинок мягкопластичный 4=0,7 , 4,0 м
Суглинок тугопластичный 4-0,5 , 7,0 м
Глина тугопластичная 4-0,4 , 7,0 м
he = 2 M
hg = 2 м
Глина
полутвердая
4=0.2
—г—
h2 =
Z2 = 3,0 м; f2 = 8,0 кПа
h3 =
Z3 = 5,0 м; /3 = 24,0 кПа
Z4 = 7,0 м; /4 = 25,5 кПа
Z5 = 9.0 м; /5 = 26,5 кПа
h6 =
Z6 = 10,5 m; f6 = 27,1 кПа
Z7 = 12,0 m; f2 = 35,6 кПа
Z8 = 14,0 m; fs = 37,2 кПа
Zi) = 16,0 m; f9 = 38,6 кПа
4o~
Zlo = 17,5 m; fw = 39,5 кПа
Zn = 19,0 м; /п = 77,6 кПа
4 -
4 =
h4 =
hn-2
h^-2u
ZZZZZZZZZZZ/Z///////Z
Zj = 1,0 м; /j = 4,0 кПа
R = 1900 кПа
2
Рис. П.6.9. Расчетная схема к примеру 6.9
Пример 6.10
Требуется определить несущую способность на вертикальную нагрузку Fj буро-
набивной сваи типа БСС диаметром 600 мм с уширением на конце диаметром
1600 мм. длиной в грунте 15.8 м. устроенной в устойчивых грунтах без крепления сте-
нок скважины.
Грунтовые условия: с поверхности до глубины 6.0 м свая прорезает слой тутопла-
стичного суглинка (4 = 0.4). далее залегает слой тугопластичного суглинка мощно-
стью 4,0 м (Il = 0,5). ниже расположен слой тугопластичной глины мощностью 5.0 м
(4 = 0.3). подстилаемый глиной полутвердой (4 = 0.2), в который уширение сваи захо-
дит на глубину 0.8 м (рис. П.6.10).
Несущую способность сваи определим по формуле (6.17) при коэффициентах ус-
ловий работы сваи в грунте ус = 0,8 (степень влажности глины Sr < 0,85) и грунта под
нижним концом сваи ycR = 1,0.
Расчетное сопротивление полутвердой глины (4 = 0,2) под нижним концом сваи
на глубине L = 15,8 м находим по табл. 6.14-R = 1553,3 кПа.
Расчетное сопротивление грунта на боковой поверхности сваи4 находим по табл.
6.7, предварительно разбив толщу грунтов вдоль боковой поверхности сваи на слои, не
превышающие по высоте 2,0 м (см. рис. П.6 10), как это требуется согласно примеча-
ниям к указанной таблице. Тогда:
4 = 2,0 м; Z! = 1,0 м; 4 = 0,4; / = 15,0 кПа; /р4 = 15,0-2,0 = 30,0 кПа-м;
4 = 2,0 м; z2 = 3,0 м; 4 = 0,4; /2 = 25,0 кПа; /;-4 = 25,0-2,0 = 50,0 кПа-м;
257
fa = 2,0 м; z3 = 5,0 м; IL = 0,4; fa = 29,0 кПа; fa-fa = 29,0-2,0 = 58,0 кПа-м;
/г4 = 2,0 м; z4 = 7,0 м; IL = 0,5; fa = 25,5 кПа; fa-fa = 25,5-2,0 = 51,0 кПа-м;
fa = 2,0 м; z5 = 9.0 м; fa = 0.5; fa = 26,5 кПа; fas'fa = 26,5-2.0 = 53.0 кПа-м;
fa = 2,0 m; z6 = 11,0 m; fa = 0,3; fa = 47,0 кПа; fa-fa = 47,0-2,0 = 94,0 кПа-м;
fa = 2,0 m; z7 = 13,0 m; fa = 0,3; fa = 49,0 кПа; fa-fa = 49,0-2,0 = 98,0 кПа-м;
fa = 1.0 m: Zg = 14.5 m: fa = 0.3; /8 = 50.5 кПа: fa-fa = 50.5-1.0 = 50.5 кПа-м.
Несущая способность сваи при ус/ = 0,7 для супесей и суглинков и = 0,6 для
глин (и. За табл. 6.12);^ = 3,14-1,62/4 = 2,01 м2; и = 3,14-0,6 = 1,884 м составит:
Fd = ЧсСУсцКА + u^faffafa) =
= 0,8{1.0-1553,3-2.01 + 1.884(0.7(30.0 + 50,0 + 58,0 + 51,0 + 53,0) +
+ 0,6(94,0 + 98,0 + 50,5)]} = 2972,3 кН.
Суглинок тугопластичный 4=0.4 , 4,0 м
Суглинок тугопластичный 4=0,5 L 4,0 м
Глина туго пластичная 4=о,з 1. 5,0 м
Глина
полутвердая
4=0,2
—г—
/; । = 2,0 м
Z2 = 3,0 м; /2 = 25,0 кПа
112 = 2,0 м
Z3 = 5,0 м; fa = 29,0 кПа
fa = 2,0 м
Z4 = 7,0 м: fa = 25,5 кПа
fa = 2,0 м
Z5 = 9,0 м; fa = 26,5 кПа
Z6= 11,0 м; f6 = 47,0 кПа
h6 = 2,0 м
fa = 2,0 м
Z7 = 13,0 м; fa = 49,0 кПа
= 1,0 м
4 = 14,5 м; fa = 50,5 кПа
S
1,3 кПа
Л4 = 2.0 м
7777777777777777777,
Z3 = 1,0 м; fa = 15,0 кПа
Рис. П.6.10. Расчетная схема к примеру 6.10
Винтовые сваи
Несущую способность Fd, кН, винтовой сваи диаметром лопасти d< 1,2 м
и длиной I < 10 м, работающей на сжимающую или выдергивающую нагрузку,
следует определять по формуле (6.20), а при диаметре лопасти d > 1,2 м и дли-
не сваи I > 10 — только по данным испытаний винтовой сваи статической на-
грузкой
4> = ус(4Л1 + 4^). (6.20)
где ус — коэффициент условий работы сваи, зависящий от вида нагрузки, действующей
на сваю, и грунтовых условий и определяемый по табл. 6.15; F^ - несущая способ-
ность лопасти, кН; F#-несущая способность ствола. кН.
Несущая способность лопасти винтовой сваи определяется по формуле
258
Fd0=A (ajCj + a^L), (6.21)
где A — проекция площади лопасти, м2, считая по
наружному диаметру, при работе винтовой сваи
на сжимающую нагрузку, и проекция рабочей
площади лопасти нетто, т.е. за вычетом площади
сечения ствола, при работе винтовой сваи на вы-
дергивающую нагрузку; аь а? - безразмерные
коэффициенты, принимаемые по табл. 6.16 в за-
висимости от расчетного значения угла внутрен-
него трения грунта в рабочей зоне epi, под кото-
рой понимается прилегающий к лопасти слой
грунта толщиной, равной d (рис. 6.11); С] - рас-
четное значение удельного сцепления грунта в
рабочей зоне, кПа; yj - осредненное расчетное
значение удельного веса грунтов, залегающих
выше лопасти сваи (при водонасыщенных грун-
тах с учетом взвешивающего действия воды).
кН/м3; L — глубина залегания лопасти сваи от
природного рельефа, а при планировке террито-
рии срезкой - от уровня планировки, м.
Несущая способность Fjf, кН, ствола вин-
товой сваи определяется по формуле
F^=tif(L-d), (6.22)
Рис. 6.11. К расчету несущей
способности винтовой сваи:
/ - рабочая зона грунта лопасти
сваи при выдергивающей нагрузке:
2 — рабочая зона грунта лопасти
сваи при вдавливающей нагрузке
где и — периметр поперечного сечения ствола сваи, м; f — расчетное сопротивление
грунта на боковой поверхности ствола винтовой сваи, кПа, принимаемое по табл. 6.7
(осредненное значение для всех слоев в пределах глубины погружения сваи); L - дли-
на ствола сваи, погруженной в грунт, м; d - диаметр лопасти сваи, м.
При определении несущей способности винтовых свай при действии вдав-
ливающих нагрузок характеристики грунтов в табл. 6.15 и 6.16 относятся к
грунтам, залегающим под лопастью, а при работе на выдергивающие нагрузки -
над лопастью сваи.
Глубина заложения лопасти от уровня планировки должна быть не менее 5d
при глинистых грунтах и не менее 6d - при песках (где d - диаметр лопасти).
Таблица 6.15
Коэффициент условий работы винтовых сваи
Грунт Коэффициент условий работы винтовых свай ус при нагрузках
сжима- ющих выдерги- вающих знакопере- менных
1. Глины и суглинки: а) твердые, полутвердые и тутопластичные 0,8 0,7 0,7
б) мягкопластичные 0,8 0,7 0,6
в) текучепластичные 0,7 0,6 0,4
2. Пески и супеси: а) пески маловлажные и супеси твердые 0,8 0,7 0,5
б) пески влажные и супеси пластичные 0,7 0,6 0,4
в) пески водонасыщенные и супеси текучие 0,6 0,5 0,3
259
Таблица 6.16
Значения коэффициентов щ, а2
Расчетное значение угла внутреннего тре- ния грунта в рабочей зоне срь град Коэффициенты Расчетное значение утла внутреннего тре- ния грунта в рабочей зоне ср1? град Коэффициенты
«2 «2
13 7,8 2,8 24 18 0 9,2
15 8,4 3,3 26 23,1 12,3
16 9,4 3,8 28 29,5 16,5
18 10,1 4,5 30 38,0 22,5
20 12,1 5,5 32 48,4 31,0
22 15,0 7,0 34 64,9 44,4
Пример 6.11
Требуется определить несущую способность на вдавливающую нагрузку' Fd вин-
товой сваи СВЛ-28-01 длиной 6,0 м, имеющей диаметр ствола 219,0 мм, диаметр лопа-
сти 850,0 мм, погруженной в грунт завинчиванием на глубину L = 5,65 м.
Грунтовые условия: с поверхности до глубины 3,8 м свая прорезает слой мягко-
пластичного суглинка (IL = 0,6; у] = 16,5 кН/м3) и завинчивается в суглинок полутвер-
дый (JL = 0,2. ф; = 23° и с, = 35,0 кПа; yi = 17,1 кН/м3) на глубину 1,85 м (рис. П.6.11).
Рис. П.6.11 Расчетная схема к примеру 6.11
Несущую способность сваи определим по форму'ле (6.20):
F<i= Jc(Fao + F<y).
Согласно табл. 6.15 при сжимающих нагрузках в суглинках и глинах мягко пла-
стичных и полутвердых ус = 0,8.
260
Несущую способность лопасти винтовой сваи Fd!, определяем по формуле (6.24):
Fa) =А(а1с1 + a2yiZ).
Безразмерные коэффициенты щ, а2 принимаем по табл. 6.16 в зависимости от
расчетного значения угла внутреннего трения грунта под лопастью сваи cpi = 23°:
щ = 16,5; а2 = 8,1.
Yi - осредненное расчетное значение удельного веса грунтов, залегающих выше
лопасти сваи:
Yi = (16,5-3,8 + 17,1 • 1,85)/5,65 = 16,7 кН/м3;
А = 3,14-0,852/4 = 0,567 м2,
Лю = 0.567 (16.5-35.0 + 8.1-16.7-5.65) = 760.8 кН.
Несущая способность ствола винтовой сваи Fdj определяется по формуле (6.22):
Fdf = uflL-d),
где периметр поперечного сечения ствола сваи и = 3,14-0,219 = 0,688 м; длина ствола
сваи в грунте L = 5,65 м; диаметр лопасти сваи d = 0,85 м.
Расчетное сопротивление грунта на боковой поверхности ствола винтовой сваи f
на участке (L - d), определяем как его осредненное значение для всех слоев в пределах
этого участка, т.е. как YfhJtJ. - d). Разбив грунтовую толщу на слои, не превышающие
по мощности 2,0 м, по табл. 6.7 находим значения fi и расчетное сопротивление тре-
нию для каждого слоя ffi, (см. рис. П.6.11):
= 2 0 м:zj = 1.0 м: IL = 0,6; f = 8.0 кПа; f\-hx = 8.0-2.0 = 16.0 кПа-м;
h2 = 1,8 м; z2 = 2,9 м; IL = 0,6; /2 = 13,8 кПа; f2-h? = 13,8-1,8 = 24,84 кПа-м;
/г3 = 1,0 m;z3 = 4,3 м; IL = 0,2; f = 53,9 кПа; Тз’^з= 53,9-1,0 = 53,9 кПа-м.
YfML ~d) = (16,0 + 24,84 + 53,9)/(5,65 - 0,85) = 19,74 кПа.
Fd/ = 0,688-19,74(5,65 - 0,85) = 65,2 кН.
Несущая способность винтовой сваи:
Fd = 0,8(760,8 + 65.2) = 660,8 кН.
Пример 6.12
Определить несущую способность винтовой сваи, рассмотренной в предыдущем
примере, на выдергивающую нагрузку.
Несущую способность сваи на выдергивающую нагрузку определим по той же
форм) ле (6.20):
Fd = 'Ye(Fd0 + Fdf).
Согласно табл. 6.15 при выдергивающих нагрузках в суглинках и глинах мягко-
пластичных и полутвердых ус = 0.7.
Несущую способность лопасти винтовой сваи F& определяем по формуле (6.21):
РЛ=Л(а1с1 + a2YiC).
.4 - проекция рабочей площади лопасти нетто, т.е. за вычетом площади сечения
ствола сваи, составит - 3,14(0,852 - 0,2192)/4 = 0,53 м3
Безразмерные коэффициенты щ, а2 принимаем по табл. 6.16 в зависимости от рас-
четного значения угла внутреннего трения грунта cpi = 23° в рабочей зоне над лопастью
сваи, составляющей один ее диаметр 0,85 м: cpi = 23° и С] = 35,0 кПа; Yi = 17,1 кН/м3:
щ = 16,5; а2= 8,1.
Yi — осредненное расчетное значение удельного веса грунтов, залегающих выше
лопасти сваи:
Yi = (16,5-3,8 + 17,1 • 1,85)/5,65 = 16,7 кН/м3.
Лю = 0,53(16,5-35,0 + 8,1-16,7-5,65) = 711,14 кН.
261
Несущая способность ствола винтовой сваи F#, определенная в предыдущем
примере по форму ле (6.22), составила 65.2 кН.
Несущая способность винтовой сваи на выдергивание составит:
Fd = 0,7(711,14 + 65,2) = 543,4 кН.
Учет отрицательных (негативных) сил трения на боковой
поверхности сваи
Если в силу тех или иных причин осадка окружающего сваю грунта будет
превышать осадку самой сваи, то на ее боковой поверхности возникнут силы
трения, направленные не вверх, как обычно, а вниз. Такое трение называют
отрицательным трением.
Отрицательные силы трения на боковой поверхности сваи могут возник-
нуть при различных обстоятельствах Обычно это происходит при загружении
поверхности грунта около сваи длительно действующей нагрузкой (планиров-
Рис. 6.12. Развитие отрицательных сил
трения на боковой поверхности сваи:
1,3 - песчаный грунт средней плотности;
2 — слой торфа
ка территории подсыпкой, нагружение
полов по грунту полезной нагрузкой и
т.п.). Вероятность возникновения отри-
цательного трения значительно возрас-
тает, если в пределах глубины погруже-
ния сваи имеется слой слабых водона-
сыщенных грунтов, например, торфа.
Деформация слоя торфа может быть
настолько большой, что вышележащие
слои грунта зависнут на свае, дополни-
тельно пригружая ее, как это показано
на рис. 6.12.
При наличии в грунтовой толще
слоя торфа толщиной более 30 см и воз-
можности планировки территории под-
сыпкой или иной ее загрузке, эквива-
лентной подсыпке, несущая способ-
ность сваи с учетом сил отрицательного
трения определяется по формуле (6.11),
при этом расчетное сопротивление
грунта^, расположенного выше подош-
вы слоя торфа, следует принимать:
• при подсыпках высотой менее 2 м для грунтовой подсыпки и слоев тор-
фа равным нулю, для грунтов природного сложения - положительным
значениям по табл. 6.7 (рис. 6.13, а);
• при подсыпках высотой от 2 до 5 м для грунтов, включая подсыпку, рав-
ным 0,4 значений, указанных в табл. 6.7, но со знаком «минус», а для тор-
фа - минус 5 кПа (рис. 6.13, б);
• при подсыпках высотой более 5 м для грунтов, включая подсыпку, равным
значениям, указанным в табл. 6.7, но со знаком «минус», а для торфа -
минус 5 кПа (рис. 6.13, в).
Расчетные сопротивления грунтов^, расположенных ниже подошвы слоя
торфа, следует принимать положительными, принимая их по табл. 6.7.
262
^торф — 0,3 M
hn = 2..,5
| /= 5 кПа Q
10,4/ G
10,4/ G
Рис. 6.13. Учет наличия слоя торфа при определении несущей способности
висячей сваи
Пример 6.13
Определить несущую способность забивной сваи сечением 0,3 х 0,3 м, погружен-
ной в грунт дизельным молотом на глубин}7 L = 9,0 м.
Грунтовые условия: с уровня забивки залегает супесь пластичная (IL = 0,4) мощ-
ностью 3,6 м, ниже - слой торфа мощностью 1,0 м, далее суглинок мягко пластичный
(IL = 0,7) мощностью 3,0 м, подстилаемый песком средней крупности, средней плотно-
сти, в который свая заходит на глубину 1,4 м. На поверхности грунта осуществлена
подсыпка высотой 2,0 м (рис. П.6.13).
Несущую способность сваи по грунту определим по формуле (6.11) при коэффи-
циенте условий работы сваи в грунте ус = 1.
По табл. 6.8 назначаем коэффициенты условий работы грунта под нижним кон-
цом сваи и на ее боковой поверхности как для сплошной сваи при погружении ее в
грунт дизельным молотом - усД = 1,0; ус/ = 1,0.
Находим площадь поперечного сечения и периметр сваи: А = 0,3-0,3 = 0,09 м2;
и = 0,3-4= 1,2 м, а также глубину погружения нижнего конца сваи от поверхности
подсыпки: L = 2,0 + 9,0 = 11,0 м.
Далее по табл. 6.6 находим расчетное сопротивление песка средней крупности,
средней плотности под концом сваи на глубине L = 11,0 м - R = 4080 кПа.
Расчетное сопротивление грунта на боковой поверхности сваи находим по табл.
6.7, предварительно разбив грунтовую толщу на слои, не превышающие по мощности
2,0 м (см. рис. П.6.13):
/?! = 2,0 м; Zj = 3,0 м; IL = 0,4; / = 25,0 кПа; = 25,0-2,0 = 50,0 кПа-м;
h2 = 1,6 м; z2 = 4.8 м; IL = 0,4; /; = 28,6 кПа; f2-h2 = 28,6-1,6 = 45,76 кПа-м;
торф /гторф 1,0 м, /lopi, 5,0 кПа, /-орф’^торф 5,0* 1Д 5,0 кПа*м,
h3 = 2,0 м; z3 = 7.6 м; IL = 0.7; f3 = 10.0 кПа; f3h3 = 10.0-2,0 = 20,0 кПа-м;
/г4 = 1,0 м; z4 = 9,1 м; IL = 0,7; fa = 10,0 кПа; fa-h^ = 10,0-1,0 = 10,0 кПа-м;
h5 = 1,4 м; z5 = 10,3 м; песок средней крупности, средней плотности;/; =
= 65,42 кПа; fa'h5 = 65,42-1,4 = 91,59 кПа-м.
Несущая способность сваи
Fd = у/ул-R А + uYXcffJh) =
= 1,0[1,0-4080-0,09 + 1,2-1,0(- 0,4-50.0 - 0.4-45,76 - 5,0 + 20.0 + 10,0 + 91,59)] =
= 461,1 кН.
263
Насыпь
2
S
s
'//////A
n
Супесь
пластичная
4=0,4
//j = 2,0 м
/j = 25,0 кПа
/z2 = 1,6 м
Tod*
1ОРФ //////''//'>/
Суглинок
мягкопластичный
4=0,7
^торф 1,0 м
Л3 = 2,0 м
й4 = 1,0 м
* /2-28,6 кПа
| ./торф- 5,0 кПа
/з = 10,0 кПа
/4 = 10,0 кПа
S
s
S
Песок
средней крупности
средней плотности
--------г--------
Л5 = 1,4 м
/5 - 65,42 кПа
Hf R = 4080 кПа
N
S
s
s
s
Рис. П.6.13. Расчетная схема к примеру 6.13
Рис. 6.14. Возникновение сил
отрицательного трения при осе-
дании толши слабого грунта,
пригруженного равномерно
распределенной нагрузкой
При оседании толщи слабых грутпов под действием подсыпки или при-
грузки и отсутствии слоя торфа отрицательные силы трения на боковой по-
верхности сваи будут развиваться до некото-
рой глугбины zq, на которой относительные
перемещения грунта и сваи отсутствуют
(Л'|р = 5СВ), а боковое трение равно нулю. Это
так называемая нулевая точка. Ниже нулевой
точки, где >S', р < >S'c,,, действует положительное
трение (рис. 6.14).
В тех случаях, когда свая прорезает тол-
щуг слабых грунтов, подстилаемых малосжи-
маемым грунтом, глубина расположения ну-
левой точки z0 определяется по формуле
z0 = 4(б! - 52)/(5з + 5/оц, ср), (6-23)
где L - длина сваи в грунте, м; 5г, 6з, 64 опреде-
ляются по формулам
§1 I'Ly
б2 = mm(F+ Gc,)\(cd<d) + (c2/L)]/£;
63 Ч-
<54 = mVH u\(c}/d) + (cz/L)], (6.24)
где H - мощность слабой толщи грунта, прорезае-
мого сваей, м; d - сторона квадратного или диа-
метр круглого сечения сваи, м; и - периметр сваи,
м; F - вертикальная нагрузка на сваю, кН; GCB -
264
масса сваи, кН; q - интенсивность нагрузки на поверхности грунта, кПа; С] и с2 - без-
размерные коэффициенты, определяемые в зависимости от кэффициента относитель-
ного бокового расширения грунта х по табл. 6.17; тт - коэффициент относительной
сжимаемости грунта, см2/кН в который заглублен нижний конец сваи; invm. — средне-
взвешенное значение коэффициента относительной сжимаемости прорезаемых сваей
слабых грунтов, см2/кН, определяемое по формуле
(6.25)
где niviB - коэффициент относительной сжимаемости грунта /-го слоя мощностью h, в
пределах общей мощности слабого слоя Н (при однородной толще слабого слоя
Далее в формуле (6.23):
Уётр ср - среднее значение расчетного сопротивления грунта на боковой поверхно-
сти сваи кПа, на участке действия отрицательного трения, определяемое по формуле
Уотр.ср ^-отр ^отр^/ср, (6.26)
где Хр _ среднее значение расчетного сопротивления грунта на боковой поверхности
сваи, кПа, на участке действия отрицательного трения, определяемое по табл. 6.7 с
учетом приведенной высоты /гпр пригрузки (/гпр = д/уБ, где q - интенсивность пригруз-
ки, кПа; уБ - удельный вес слабого слоя грунта, кН/м3); k,„V: - коэффициент однородно-
сти оседающего грунта, принимаемый равным 1,4 > 1, поскольку оседающий грунт
пригружает сваю; тхгц, - коэффициент условий работы сваи на участке ее длины, ок-
руженном оседающим грунтом, и принимаемый равным 0,9.
Таблица 6.17
Значения коэффициентов су и с2
Коэффициент относительного бокового расширения грунта v Коэффициенты
<4 с2
0,3 (пески, супеси) 0,359 0,173
0,35 (суглинки) 0,425 0,145
0,4 (глины) 0,557 0,131
Пример 6.14
Требуется проверить несущую способность сваи после загрузки поверхности
грунта равномерно распределенной нагрузкой интенсивностью q = 25,0 кПа, вызвавшей
оседание толщи слабого грунта, прорезаемой сваей, и, как следствие, развитие отрица-
тельных сил трения на части ее боковой поверхности.
Свая железобетонная сечением 0,3-0,3 м, длиной 12,0 м, погруженная дизельным
молотом в грунт на глубину L = 11,8 м. Нагрузка на сваю = 200,0 кН.
Грунтовые условия: с поверхности до глубины // = 10,0 м - слабые грунты, преи-
мущественно илы с тонкими прослойками песка, средний коэффициент относительной
сжимаемости которых составляет тутв = 3,9-104 кг/кН, удельный вес ув = = 15,0 кН/м.
Ниже залегает водонасыщенный песок мелкий, средней плотности со средним коэф-
фициентом относительной сжимаемости тт = 0,65 • 104 кг/кН (рис. П.6.14).
Глубину расположения нулевой точки zci определим по формуле (6.23):
z0 = L(§i - 82)/( §з + бу/отр.ср)-
Коэффициенты 5, найдем по формулам (6.24):
51 = mvmbqH ! L = 3,9-10 "4-25,0 • 10,0/ 11,8 = 82,63 • 10-4;
8з = mvmbq = 3,9-10"4-25,0 = 97,5-10 4;
265
для песка несущего пласта (v = 0,3) по табл. 6.17 находим:
cj =0,359; с2 = 0,173;
вес сваи GCB = 0.3-0.3• 12,0-24.0 = 25.92 кН
62 = mm(F+ Ссъ)[(с}/А) + (c2/L)]/L =
= 0,65-104(200,0 + 25,92)[(0,359/0,3) + (0,173/11,8)]/! 1,8 = 15,01 • 10 4;
= mmu[(cjd) + (c2/L)] = 0.65-10 4-0.3-4(0.359/0.3 + 0.173/11.8] = 0.95-10“4.
По формуле (6.26) определим/ирср:
,/отр.ср ^отр^отр^ср
при /с<)Т[) = 1,4; = 0,9;/ср ~ 7,0 кПа (табл. 6.7 при /, = 0,7),
f^p.cp = 1,4-0,9-7,0 = 8,82 кПа.
Тогда:
z0 = 11,8(82,63 -10 4 - 15,01 • 10-4)/(97,5 • 10’4 + 0,95 • 10’4-8,82) = 7,5 м.
Несущую способность сваи по грунту- при найденном значении глубины располо-
жения нулевой точки z0 = 7,5 м определим по формуле (6.11) при коэффициенте усло-
вий работы сваи в грунте ус = 1 (забивка дизельным молотом).
По табл. 6.8 находим коэффициенты условий работы грунта под нижним концом
сваи и на ее боковой поверхности: усД = 1,0; ус/ = 1,0.
Находим площадь поперечного сечения и периметр сваи: А = 0,3 -0,3 = 0,09 м ;
и = 0,3-4 = 1,2 м.
Определяем приведенную высоту слоя грунта /гпр, эквивалентного действующей
на поверхности грунта равномерно распределенной нагрузке q = 25 кПа:
/гпр = 25/15 ~ 1,7 м,
266
а также глубину погружения нижнего конца сваи от поверхности эквивалентной под-
сыпки: /гпр +L = 1,7 + 11,8 = 13.5 м (см. рис. П.6.14)
Далее по табл. 6.6 находим расчетное сопротивление песка мелкого, средней
плотности под концом сваи на глубине 13.5 м-R = 2810 кПа.
Расчетное сопротивление грунта на боковой поверхности сваи находим по табл.
6.7, предварительно разбив грунтовую толщу на слои, не превышающие по мощности
2,0 м (см. рис. П.6.14):
= 2,0 м: zj = 2 7 м: IL = 0.7; f = 7.7 кПа:
/г2 = 2,0 м; z2 = 4,7 м; IL = 0,7; f2 = 9,7 кПа;
/г3 = 2,0 м; z3 = 6.7 м; IL = 0,7; Д = 10,0 кПа;
hA = 2,0 м; z4 = 8,7 м; IL = 0,7; Д = 10,0 кПа;
/г5 = 2,0 м; z5 = 10,7 м; IL = 0,7; f5 = 10,14 кПа;
h6 = 1,8 м; z6 = 12.6 м; песок мелкий, средней плотности;^ = 48.6 кПа.
Несущая способность сваи
Fd = Ic^crR А + uYycff.hb =
= 1.0[1,0-2810-0,09 + 1 2-1,0(-7,7-2,0 - 9.7-2.0 - 10,0-2,0-10,0-1,5 +
+ 10,0-0,5 + 10,14-2,0 + 48,6-1,8)] = 250,7 + 1,2(-14,6 - 18,6 - 20,0 -
- 3,0 + 17,0 + 20,0 + 86,94) = 297,3 кН.
N=Fdh{k = 297,3/1,4 = 212,4 >F= 200,0 кН.
Несущая способность сваи обеспечена.
Расчет сеай на выдергивание при действии касательных сил
морозного пучения
Касательные силы морозного пучения на боковых поверхностях свай мо-
гут возникнуть при строительстве зданий и сооружений на свайных фундамен-
тах в сезонно-промерзающих или искусственно замороженных пучинистых
грунтах. Воздействию этих сил в наибольшей степени подвергаются короткие
сваи в основании неотапливаемых сооружений, мачт линий электропередачи и
мобильной связи, опор трубопроводов предприятий нефтяной и нефтегазовой
промышленности и др., а также для условий периода строительства, если до
передачи на сваи проектных нагрузок возможно промерзание грунтов слоя се-
зонного промерзания-оттаивания или выполняется искусственное заморажи-
вание грунтов (при строительстве метро или эксплуатации помещений с отри-
цательной температурой).
Следствием действия касательных сил морозного пучения грунтов может
явиться нарушение устойчивости сваи, сопровождающееся ее подъемом.
Устойчивость свайных фундаментов на действие касательных сил мороз-
ного пучения грунтов проверяется по условию
ifhAfh F<ycF^yk, (6.27)
где - расчетная удельная касательная сила пучения, кПа, определяемая, как прави-
ло, опытным путем или (при отсутствии опытных данных) принимаемая в зависимости
от вида и характеристик грунта по табл. 6.18; Afl, - площадь боковой поверхности смер-
зания сваи в пределах расчетной глубины сезонного промерзания-оттаивания грунта
или слоя искусственно замороженного грунта, м2; F—расчетная нагрузка на сваю, кН,
принимаемая с коэффициентом 0,9 по наиболее невыгодном}' сочетанию нагрузок и
воздействий, включая выдергивающие (ветровые, крановые и т.п.); Frj — расчетное
значение силы, удерживающей сваю от выпучивания вследствие трения его боковой
267
поверхности о талый грунт, лежащий ниже расчетной глубины промерзания, кН, оп-
ределяемое по формуле (6.28); ус - коэффициент условий работы, принимаемый рав-
ным 1,0; ук- коэффициент надежности, принимаемый равным 1,1.
Л/
(6.28)
где и - периметр сечения поверхности сдвига, м, принимаемый равным периметру
сечения сваи; Л, — толщина /-го слоя талого грунта, расположенного ниже подошвы
слоя промерзания-оттаивания, м; ff - расчетное сопротивление z'-го слоя талого грунта
сдвигу по поверхности сваи, кПа, принимаемое по табл. 6.7.
Таблица 6.18
Касательные сипы морозного пучения
Грунты и их характеристики Значения кПа, при глубине сезонного про- мерзания-оттаивания dth, м
До 1,5 2,5 3,0 и более
Супеси, суглинки и глины при показателе текучести IL > 0,5, крупнообломочные грутпы с глинистым заполнителем, пес- ки мелкие и пылеватые при показателе дисперсности D > 5 и степени влажности > 0,95 ПО 90 70
Супеси, суглинки и глины при 0,25 < IL < 0,5, крупнообло- мочные грунты с глинистым заполнителем, пески мелкие и пылеватые при D > 1 и степени влажности 0,8 <Sr< 0,95 90 70 55
Супеси, суглинки и глины при IL < 0,25, крупнообломочные грутпы с глинистым заполнителем, пески мелкие и пылева- тые при D > 1 и степени влажности 0,6 < >S’, < 0,8 70 55 40
Примечания:
1. Для промежуточных глубин промерзания ту?, принимается интерполяцией.
2. Значения для грунтов, используемых при обратной засыпке котлованов, принимаются
по первой строке таблицы.
3. Для сооружений III уровня ответственности значения умножают на коэффициент 0,9.
В зависимости от вида поверхности фундамента приведенные в табл. 6.18
значения умножают на коэффициент: при гладкой бетонной необработан-
ной - 1; при шероховатой бетонной с выступами и кавернами до 5 мм -
1,1... 1,2, до 20 мм — 1,25... 1,5; при деревянной антисептированной — 0,9; при
металлической без специальной обработки - 0.8.
Следует учитывать и то, что при оттаивании сезонномерзлых или искусст-
венно замороженных грунтов происходит их оседание, в результате чего на
боковую поверхность свай действуют направленные вертикально вниз отрица-
тельные (негативные) силы трения, определяемые по формуле
Fneg=uYfnK (6-29)
где и - периметр поперечного сечения сваи, м; f„ti - отрицательное трение /-го слоя
оттаивающего грунта по боковой поверхности сваи, кПа, определяемое по опытным
данным; допускается принимать расчетные значения fn i по табл. 6.7, Л, - толщина /-го
слоя оттаивающего грунта.
268
Пример 6.15
Требуется проверить устойчивость сваи на действие касательных сил морозного
пучения при следующих условиях:
- свая железобетонная забивная сечением 0,3 *0,3 м, погруженная в грунт на глуби-
ну 6,8 м;
- грунтовые условия: от планировочной отметки до глубины 3,0 м - суглинки мяг-
копластичные (IL = 0,7), далее - суглинки тутопластичные (IL = 0,3), как это пока-
зано на рис. П.6.15, о;
- расчетная нагрузка на сваю с учетом коэффициента 0,9 составляет F = 200,0 кН;
- расчетная глубина сезонного промерзания-оттаивания грунта dlh = 2,4 м. Устой-
чивость сваи на действие касательных сил морозного пу чения (на выдергивание)
обеспечивается при выполнении условия (6.27).
Расчетную удельную касательную силу пучения iyfo необходимую для проверки
условия (6.27), принимаем по табл. 6.18 - для суглинка с показателем текучести IL = 0.7 >
> 0,5 при глубине сезонного промерзания-оттаивания грунта dth = 2.4 м тр, = 92 кПа.
Площадь боковой поверхности смерзания сваи в пределах расчетной глубины
промерзания-оттаивания грунта -Afh = udtf, = 0.3 -4-2.4 = 2.88 м2.
Расчетное значение силы F,y. удерживающей сваю от выпучивания вследствие
трения его боковой поверхности о талый грунт, лежащий ниже расчетной глубины
промерзания, определяем по формуле (6.28):
F,f = МУ /Д.
i=i
Расчетное сопротивление грунта на боковой поверхности сваи f ниже глубины се-
зонного промерзания-оттаивания грунта принимаем по табл. 6.7:
суглинок; Л] = 0,6 м; IL = 0,7; Zj = 2,7 м;Д = 7,7 кПа;^-/?! = 7,7-0,6 = 4,62 кПа-м;
суглинок; /г2 = 2,0 м; IL = 0,3; z2 = 4,0 м;/э = 38,0 кПа;^-/г2 = 38,0-2,0 = 76,0 кПа-м;
суглинок; /г3 = 1,8 м; IL = 0,3; z3 = 5,9 м;/3 = 41,8 кПа;7з’^з= 41,8-1,8 = 75,24 кПа-м.
При периметре поперечного сечения ствола сваи и = 0.3 -4 = 1.2 м
F,f = 1.2(4.62 + 76.0 + 75 24) = 187.0 кН.
Проверяем условие (6.27):
при ус — 1.0; Y*= 1.1:ta.4^<F + ycF,//Ya = 92’2-88<200-0+ 1-°’187/1-1’
или 265,0 кН < 370,0 кН - условие (6.27) удовлетворяется.
При оттаивании сезонномерзлых грунтов происходит их оседание, в результате
чего на боковую поверхность сваи будут действовать направленные вертикально вниз
отрицательные (негативные) силы трения. Совместное действие действующей нагруз-
ки и отрицательных сил трения может привести к потере сваей несущей способности,
что проверяется расчетом.
Дополнительное усилие F„eg, вызванное отрицательным трением, определим по
форму ле (6.29):
F„eg
Расчетные значения определяем по табл. 6.7 в соответствии со схемой на рис.
П.6.15, б:
суглинок; Йо = dth = 2.4 м; IL = 0.7; z0 =1.2 м;/() = 4.6 кПа.
F„eg= 1,2-4,6-2,4 = 13,25 кН.
Суммарная вдавливающая нагрузка на сваю составит:
F(6e3 учета коэф. 0,9) + Fneg = 222,2 + 13,25 = 235,45 кН.
Вдавливанию сваи будут препятствовать силы трения на ее боковой поверхности
на участке ниже глубины сезонного промерзания грунта и сопротивление грунта под
острием сваи.
269
a) I F = 200 кПа
Суммарные силы трения грунта на боковой поверхности сваи на указанном уча-
стке ее длины определены выше и составляют 187.0 кН.
Расчетное сопротивление грунта под нижним концом сваи на глубине 6.8 м опре-
делим по табл. 6.6 при 1L = 0.3 (рис. П.6.15. б) - R = 3250 кПа. суммарное усилие -
3250-0,3-0.3 =292.5 кН.
Суммарной вдавливающей нагрузке на сваю 235.45 кН будет противодействовать
сила сопротивления грунта, равная 187.0 + 292.5 = 479.5 кН.
Таким образом, несущая способность сваи принять, л размеров при оттаивании
слоя сезонномерзлого грунта обеспечена.
270
Таблица б. 19
Коэффициенты условий работы уе?1 и уе?2
Расчет сейсмич- ности зданий в баллах Коэффициент условий работы уг(71 для корректировки значений R при грунтах Коэффициент условий работы угв2 для корректировки значений / при грунтах
Пески плотные Пески средней плотности Глинистые грунты при показателе текучести Пески плотные и средней плотности Глинистые грунты при показателе текучести
мало- влажные и влажные насы- щенные водой мало- влажные и влажные насы- щенные водой Il<0 0<7L<0,5 мало- влажные и влажные насы- щенные водой Il<0 0<7L<0,75 0,75 <7l< 1
1,о 0,9 0,95 0,8 1,о 0,95 0,95 0,9 0,95 0,85 0,75
/ 0,9 0,5 0,85 0,4 1,0 0,9 0,85 0,5 0,9 0,8 0,75
0,9 0,8 0,85 0,7 0,95 0,9 0,85 0,8 0,9 0,8 0,7
о 0,8 0,4 0,75 0,35 0,95 0,8 0,75 0,4 0,8 0.7 0,65
0,8 0,7 0,75 0,9 0,85 0,75 0,7 0,85 0,7 0,6
У 0,7 0,35 0,6 0,85 0,7 0.65 0,35 0,65 0,6 -
271
Примечания:
1. Значения ye(?i и указанные над чертой, относятся к забивным, набивным сваям (сваям вытеснения), под чертой - к буровым.
2. Несущую способность свай-стоек, опирающихся на скальные и крупнообломочные грунты, определяют без введения дополнительных коэффи-
циентов условий работы угд[ и уед2.
Учет сейсмических воздействий
При расчете несущей способности свай на сжимающую или выдергиваю-
щую нагрузку Fgg с учетом сейсмических воздействий значения Ruf следует
умножить на понижающие коэффициенты условий работы грунта основания ye<?i
и у«/2, приведенные в табл. 6.19, или определять их по результатам испытаний
свай и свайных фундаментов имитированными сейсмическими воздействиями.
Кроме того, сопротивление грунта f на боковой поверхности сван до рас-
четной глубины hd следует принимать равным нулю.
Расчетную глубину hch до которой не учитывают сопротивление грунта на
боковой поверхности сван, определяют по формуле (6.33), но принимают не
более 3/а£:
^(Я + а^зТИ)
—z2-----------(6 30)
ЬР\ -2-Y/tg(p7+c7
где щ, а2, а3 - безразмерные коэффициенты, равные соответственно 1,5; 0,8 и 0,6 при
высоком ростверке и для отдельно стоящей сваи, 1,2; 1,2 и 0 - при жесткой заделке
сваи в низкий ростверк; Я, Л/ - расчетные значения соответственно горизонтальной
силы, кН, и изгибающего момента, кН-м, приложенных к свае в уровне поверхности
грунта при особом сочетании нагрузок с учетом сейсмических воздействий; ае - коэф-
фициент деформации, Г/м, определяемый по формуле (6.54); Ьр - условная ширина
сваи, м, принимаемая равной: для свай с диаметром стволов 0,8 м и более bp = d + 1, а
для остальных размеров сечений свай Ьр = 1,5с/ + 0,5, где d - наружный диаметр круг-
лого или сторона квадратного сечения сваи, м; у7 - расчетное значение удельного веса
грунта, кН/м3, определяемое в водонасыщенных грунтах с учетом взвешивающего
действия воды; <р7, с7 - расчетные значения соответственно угла внутреннего трения
грунта, град., и удельного сцепления грунта, кПа.
Определение расчетной глубины hj при воздействии сейсмических нагру-
зок следует производить, принимая значения расчетного угла внутреннего
трения ср7 уменьшенными для расчетной сейсмичности 7 баллов — на 2°, 8 бал-
лов - на 4°, 9 баллов - на 7°.
При этом следует иметь в виду, что для свайных фундаментов в сейсмиче-
ских районах можно применять сван всех видов, кроме свай без поперечного
армирования и булавовидных. Не допускается также применение бетонных
свай, т.е. свай, не имеющих арматурных каркасов по всей длине свайного
ствола. Запрещается устройство в сейсмических районах буровых свай под
избыточным давлением воды без обсадных труб.
Кроме того, при проектировании свайных фундаментов в сейсмических
районах опирание конца свай следует предусматривать на скальные, крупно-
обломочные грунты, пески плотные и средней плотности и глинистые грл нты
с показателем текучести /7<0,5. Опирание нижних концов свай на рыхлые
водонасыщенные пески, глинистые грунты с показателем текучести IL > 0,5 не
допускается.
Заглубление в грунт свай в сейсмических районах должно быть не менее
4 м, а при наличии в основании нижних концов свай водонасыщенных песков
средней плотности - не менее 8 м. Допускается уменьшение заглубления свай
при соответствующем обосновании, полученном в результате полевых испы-
таний свай имитированными сейсмическими воздействиями.
272
Для одноэтажных сельскохозяйственных зданий, не содержащих ценного
оборудования, и в сл\ чае опирания свай на скальные грунты их заглубление в
грунт принимают таким же, как и в несейсмических районах.
Пример 6.16
Определить несущую способность по грунту' с учетом сейсмических воздействий
железобетонной сваи сечением 0,3 * 0,3 м, длиной 8,0 м, погруженной в грунт дизель-
молотом на глубину L = 7,5 м. Голова сваи жестко заделана в расположенный на грун-
те ростверк, исключающий возможность ее поворота. Горизонтальная нагрузка на
сваю в уровне поверхности грунта составляет Н= 45,0 кН.
Грунтовые условия: с поверхности до глубины 3,2 м залегает суглинок мягкопла-
стичный (IL = 0,7), далее слой мощностью 3.6 м суглинка мягко пластичного (IL = 0.6).
подстилаемый глиной полутвердой (IL = 0.2), как это показано на рис. П.6.16.
Физико-механические свойства грунтов: суглинок мягкопластичный - у, =
= 18,2 кН/м3; <pz = 17°; с, = 20,0 кПа.
Расчетная сейсмичность - 8 баллов.
Несущую способность сваи определим по формуле (6.11) при коэффициенте ус-
ловий работы сваи в грунте у„ = 1. усД = 1.0. ус/ = 1.0 и введя понижающие коэффици-
енты условий работы грунта основания уи/, и ус?2 к значениям Ruf, соответственно.
Указанные коэффициенты определим по табл. 6.19.
Для расчетной сейсмичности 8 баллов:
при IL = 0,7 и IL = 0,6 - уе?2 = 0,8;
при 1L = 0,2 - уе?2 = 0,8; ye9i = 0,9.
273
Расчетное сопротивление грунта R под концом сваи на глубине L = 7,5 м находим
по табл. 6.6 при 1L = 0.2 - R = 4416.7 кПа.
С учетом понижающего коэффициента уе?1 = 0.9 R = 0 9-4416.7 = 3975 кПа.
Расчетную глубин}' hd. до которой не учитывают сопротивление грунта на боко-
вой поверхности сваи, определим по формуле (6.30).
Входящие в формулу (6.30) коэффициенты о, назначим равными: а} = 1.2; а2 = 1,2;
о3 = 0, как для сваи с жесткой заделкой головы в низкий ростверк.
Расчетное значение угла ф/ уменьшаем для расчетной сейсмичности 8 баллов на
4°:(р/= 17°-4°= 13°; tgl3° = 0,231.
Коэффициент деформации ае определяем по формуле (6.54).
Входящий в формул}' (6.54) коэффициент пропорциональности К принимаем в за-
висимости от вида грунта, окружающего сваю, по табл. 6.28: К = 3500 кН/м4 (глины и
суглинки мягко пластичные).
Условную ширин}' сваи Ьр принимаем как bv = 1,5с/ + 0,5 м, где d - сторона квад-
ратного сечения сваи, что в нашем случае составляет bv = 1,5-0,3 + 0,5 = 0,95 м.
ус=1,о.
Е - модуль упругости железобетона, равный Е = 3 • 10 кПа.
I - момент инерции поперечного сечения сваи:
I = dVU = = 0,675 • И) 3 м4.
ае = (КЬр1усЕГ)'15 = (3500-0,95/1,0-3- Ю'-0,675-10 3)1/5 = 0,697 м"1.
Тогда: hd=ax(EI + а,..бс3Л /)//?,, |(6c2y/tg(p//a,..) + q] =
1,2-45,0/0,95[(1,2-18,2-0,231/0,697) + 20,0] = 2,1 м < 3/ae = 3/0,697 = 4,3 м.
Расчетное сопротивление грунта на боковой поверхности сваи^ находим по табл.
6.7, начиная с глубины hd = 2,1 м (см. рис. П.6.16).
/?1 = 1,1 м; Z] = 2,65 м; IL = 0,7; _/] = 7,65 кПа; f-h\ = 7,65-1,1 = 8,42 кПа-м;
h2 = 2,0 м; z2 = 4.2 м: IL = 0,6; f2 = 16,2 кПа; f2‘h2 = 16,2-2,0 = 32.4 кПа-м:
h3 = 1,6 м; z3 = 6,0 м; 1L = 0,6; f3 = 18,0 кПа; f3h3 = 18,0-1,6 = 28,8 кПа-м;
/г4 = 0,7 м; z4 = 7,15 м; IL = 0,2; f-, = 60,3 кПа; = 60,3-0,7 = 42,21 кПа-м.
С } четом понижающих коэффициентов yw/i и yeq2.
Fd = yc{ycRyeqlRA + = 1,0[1,0-0,9-3975-0,3-0,3 +
+ 1,0-0,8-4-6,3(8,42 + 32,4 + 28,8 + 42,21)] = 429,2 кН.
6.3.2. Определение несущей способности свай по результатам
полевых испытаний
К методам определения несущей способности свай по результатам поле-
вых испытаний, которые принято называть полевыми методами, относятся:
• испытания свай вертикальной статической нагрузкой;
• испытания свай динамической нагрузкой при их погружении;
• испытания грунтов статическим зондированием (метод статического зон-
дирования);
• испытания грунтов эталонными сваями.
Испытания свай динамической и статической нагрузками и испытания
грунтов эталонной сваей следует производить, соблюдая требования ГОСТ
5686-2012, а испытания грунтов статическим зондированием — ГОСТ 19912-
2012.
Объем полевых испытаний рекомендуется принимать в зависимости от
уровня ответственности объектов и категории сложности грунтовых условий
по табл. 6.20.
274
Таблица 6.20
Рекомендуемый объем полевых испытаний для расчета несущей способности
свай полевыми методами
Вид изыскания Категория сложности грунтовых условий
первая вторая третья
Здания и сооружения III (пониженного) уровня ответственности
Зондирование грунтов По сетке 35x35 м, но не менее 2 точек на каждое здание По сетке 25x25 м, но не менее 3 точек на каждое здание По сетке 15x15 м, но не менее 6 точек на каждое здание
Здания и сооружения II (нормального) уровня ответственности
Зондирование грунтов По сетке 25x25 м, но не менее 6 точек на каждое здание По сетке 20x20 м, но не менее 7 точек на каждое здание По сетке 15x15 м, но не менее 10 точек на каждое здание
Испытание грунтов эталонной сваей Не менее шести испытаний на каждой заданной глубине
Испытание грунтов натурной сваей — Не менее 2 испы- таний на каждой заданной глубине при наличии более 1000 свай Не менее 2 испы- таний на каждой заданной глубине при наличии более 100 свай
Здания и сооружения I (повышенного) уровня ответственности
Зондирование грунтов По сетке 25x25 м, но не менее 6 точек на каждое здание По сетке 15x15 м, но не менее 8 точек на каждое здание По сетке 10x10 м, но не менее 10 точек на каждое здание
Испытание эталонной сваей Не менее 6 испытаний на каждой заданной глубине
Испытание грунтов натурной сваей Не менее 2 испытаний на каждой заданной глубине при наличии более 100 свай
Для учета ответственности, характеризуемой экономическими, социаль-
ными и экологическими последствиями их отказов, здания и сооружения
подразделяются на 3 уровня: I - повышенный, II - нормальный, III - пони-
женный.
Повышенный уровень ответственности следует принимать для зданий и
сооружений, отказы которых могут привести к тяжелым экономическим, со-
циальным и экологическим последствиям (резервуары для нефти и нефтепро-
дуктов вместимостью 10 ООО м3 и более, магистральные трубопроводы, произ-
водственные здания с пролетами 100 м и более, а также уникальные здания и
сооружения).
Нормальный уровень ответственности следует принимать для зданий и
сооружений массового строительства (жилые, общественные, производствен-
ные, сельскохозяйственные здания и сооружения).
Пониженный уровень ответственности следует принимать для сооруже-
ний сезонного или вспомогательного назначения (парники, теплицы, летние
павильоны, небольшие склады и подобные сооружения).
275
По категории сложности грунтовые условия строительных площадок де-
лятся на 3 категории.
К первой категории относят однослойную или многослойную по составу
толщу грунтов с практически горизонтальными или слабо наклоненными
слоями (уклон не более 0,05), причем в пределах каждого слоя грунты одно-
родны по свойствам.
Ко второй категории относят однослойную или многослойную по составу
толщу грунтов с недостаточно выдержанными границами между слоями (ук-
лон не более 0,1), причем в пределах слоев грунты неоднородны по свойствам.
К третьей категории относят многослойную по составу и неоднородную
по свойствам толщу грунтов с невыдержанными границами между слоями
(уклон более 0,1), причем отдельные слои могут выклиниваться.
Оценку категории сложности грунтовых условий на площадке строитель-
ства допускается выполнять на основе материалов геологических фондов.
Для зданий и сооружений I уровня ответственности несущую способность
свай рекомендуется определять по результатам испытаний статической на-
грузкой тензометрических свай, выполняемых по специальной программе и
при научном сопровождении специализированной научно-исследовательской
организации.
Расчет несущей способности свай по результатам их испытаний
вдавливающей, выдергивающей и горизонтальной статическими
нагрузками
Несущую способность сван Fd, кН, по результатам их испытаний вдавли-
вающей, выдергивающей и горизонтальной статическими нагрузками следует
определять по формуле
Fd = ycF,Jyg, (6.31)
где ус - коэффициент условий работы сваи: в случае вдавливающих или горизонталь-
ных нагрузок ус = 1; в случае выдергивающих нагрузок ус = 0,6 для свай, погружаемых
в грунт на глубину менее 4 м, и ус = 0,8 для свай, погружаемых в грунт на глубину 4 м
и более; /•„„ нормативное значение предельного сопротивления сваи, кН; yg - коэф-
фициент надежности по грунту.
В случае если число одинаковых свай, испытанных в одинаковых грунто-
вых условиях, составляет менее шести, нормативное значение предельного
сопротивления сваи в формуле (6.31) следует принимать равным наименьшему
предельному сопротивлению, полученному из результатов испытаний, т.е.
FVt„ = Fu min, а коэффициент надежности по грунту yg = 1.
В случае если число свай, испытанных в одинаковых условиях, составляет
шесть и более, F„„ и yg следует определять на основании результатов стати-
стической обработки частных значений предельных сопротивлений свай F„,
полученных по данным испытаний, руководствуясь требованиями ГОСТ
20522-2012 применительно к методике, приведенной в нем для определения
временного сопротивления при значении доверительной вероятности a = 0,95.
Указания по определению частных значений предельных сопротивлений
свай при различных видах их испытаний приведены ниже.
Методики проведения испытаний свай приведены в гл. 5 настоящего спра-
вочника.
276
Если испытание на вдавливание было доведено до нагрузки, вызывающей
непрерывное возрастание осадки сваи 5 без увеличения нагрузки (при
5 < 20 мм), то за частное значение предельного сопротивления Fu испытывае-
мой сваи принимают нагрузку, зарегистрированную при предыдущей ступени
загружения. Во всех остальных случаях для фундаментов зданий и сооруже-
ний (кроме мостов и гидротехнических сооружений) за частное значение пре-
дельного сопротивления сваи Fu вдавливающей нагрузке следует принимать
нагрузку, под воздействием которой испытываемая свая получит осадку, рав-
ную л. определяемую по формуле
(6.32)
где sUMt - предельное значение средней осадки фундамента проектируемого здания или
сооружения, устанавливаемое по приложению Д СП 22.13330 «Основания зданий и
сооружений»; £ = 0,2 - коэффициент перехода от предельного значения средней осад-
ки фундамента здания или сооружения sumt к осадке сваи, полученной при статических
испытаниях с условной стабилизацией (затуханием) осадки.
Если осадка, определенная по формуле (6 32), окажется более 40 мм, то за
частное значение предельного сопротивления сваи Fu следует принимать на-
грузку, соответствующую ,s = 40 мм.
Если при максимальной достигнутой при испытаниях нагрузке, которая
окажется равной или более l,5Fj, где Fd - несущая способность сван, рассчи-
танная по формулам (6.7), (6.11), (6.13), (6.15), (6.17), (6.20) и (6.21), а осадка
сван х менее значения, определенного по формуле (6.32), то за частное значе-
ние предельного сопротивления сваи Fu допускается принимать максимальную
нагрузку, полученную при испытаниях такой сваи.
Метод Остерберга
Для испытаний статической нагрузкой свай, обладающих большой несу-
щей способностью (буровые или набивные сван больших габаритов), можно
использовать метод погруженного домкрата, предложенный доктором Jorj О.
Osterberg, изобретателем и разработчиком оборудования для испытаний фун-
даментов.
Преимуществом метода Остерберга является возможность создавать на-
грузки до 260 МН, что позволяет испытывать сван больших габаритов без
применения анкерных свай или загрузочных платформ с большим балластом,
что позволяет сократить расходы на стадии геотехнических изысканий. Кроме
того, метод позволяет раздельно определить несущую способность грунта по
острию и по боковой поверхности свай.
Подробная информация по этому методу приведена в гл. 5 настоящего
справочника.
Пример 6.17
Требуется определить несущую способность забивных свай сечением 0,3 *0,3 м,
длиной 9,0 м, испытанных вертикальной статической нагрузкой на двух площадках с
различными грунтовыми условиями. Результаты проведенных испытаний представле-
ны на рис. П.6.17.
Площадка 1. Испытание сваи было доведено до нагрузки, вызвавшей непрерыв-
ное возрастание ее осадки. Осадка сваи на предыдущей ступени нагружения составила
10,0 мм, что менее 20,0 мм (см. рис. П.6.17, площадка 1), поэтому за частное значение
277
предельного сопротивления Fu испытываемой сваи принимаем нагрузку, зарегистри-
рованную на предыдущей ступени загружения, т.е. Fu = 500 кН.
Несущую способность Fd по результатам проведенного испытания определим по
формуле (6.31) при ус= 1 (вдавливающая нагрузка), yg= 1 (число испытанных свай
менее шести):
Fa = YcF„,„/yg = 1 • 500/1 = 500,0 кН.
Площадка 2. Испытание не было доведено до нагрузки, вызвавшей потерю сваей
несущей способности, поэтому7 за частное значение предельного сопротивления сваи
F„ принимаем нагрузку, под воздействием которой она получит осадку s, определен-
ную по формуле (6.32).
Fu = 300 кН Fu = 500 кН
Площадка № 1
Площадка № 2
Рис. П.6.17. Определение несущей способности
свай по результатам их испытаний вертикальной
статической нагрузкой
В указанной формуле: С, = 0.2; s,i mt = 10.0 см - предельное значение средней осадки
фундамента проектируемого здания, установленное в соответствии с приложением Д
СП 22.13330 «Основания зданий и сооружений».
Отсюда:
х = Lsuml = 0.2-10.0 = 2.0 см = 20.0 мм.
По графику на рис. П.6.17, площадка 2 находим Fu = 300 кН.
Несущую способность Fd по результатам проведенного испытания определим по
формуле (6.31) при ус= 1 (вдавливающая нагрузка), yg= 1 (число испытанных свай
менее шести):
Fd = lcF,vJyg = 1-300/1 = 300,0 кН.
Расчет несущей способности свай по результатам их испытания
динамической нагрузкой (динамический метод)
Частное значение предельного сопротивления сваи по результатам ее ис-
пытания динамической нагрузкой определяется по форму ле
F Т[-А-М L 4Ed т1+Е2(т2+т3) t
2 у ryA-sa т1+т2+т3
(6.33)
Если фактический остаточный отказ sa < 0,002 м, то в проекте свайного
фундамента предусматривают применение для погружения свай молота с
большей энергией удара, при которой остаточный отказ будет sa > 0,002 м, а в
278
случае невозможности замены сваебойного оборудования и при наличии отка-
зомеров частное значение предельного сопротивления сваи Fu, кН, определяют
по формуле
= 1 $el L । %Ed(Sa +\,f) q । (634)
“ 26 sa+sel |у (2sa+selY т4+т2 J'
В формулах (6.33) и (6.34):
т] - коэффициент, зависящий от упругих свойств материала сваи, принимаемый
для железобетонных свай т] = 1500 кПа, для деревянных свай т] = 1000 кПа; А - пло-
щадь поперечного сечения сваи, м~; hl— коэффициент, принимаемый при забивке свай
молотами ударного действия равным единице, а при вибропогружении свай - по табл.
6.21 в зависимости от вида грунта под их нижними концами; Ed - расчетная энергия
удара молота, кДж, принимаемая по табл. 6.22, или расчетная энергия вибропогружа-
телей - по табл. 6.23; sa - фактический остаточный отказ, равный значению погруже-
ния сваи от одного удара молота, а при применении вибропогружателей - от их рабо-
ты в течение 1 мин, м; seI - упругий отказ сваи (упругие перемещения грунта и сваи),
определяемый с помощью отказомера, м; - полный вес молота или вибропогружа-
теля, кН; т2 — вес сваи с наголовником, кН; от3 - вес подбабка (при вибропогружении
свай т3 = 0), кН; т4 - вес ударной части молота, кН; е - коэффициент восстановления
удара, зависящий от материала соударяющихся тел (при забивке железобетонных свай
с применением наголовника с деревянным вкладышем е~ = 0,2, при вибропогружателе
£" = 0); 0 - коэффициент, 1/кН, определяемый по формуле
+ <635)
41 Л A f I т4 + т2
где А. т4, т2 - то же, что и в формулах (6.33) и (6.34); пр. «^-коэффициенты перехода
от динамического к статическому сопротивлению грунта, принимаемые соответствен-
но равными; для грунта под нижним концом сваи пр = 0,00025 с-м/кН и для грунта на
боковой поверхности сваи П/ = 0,025 с-м/кН; Af - площадь боковой поверхности сваи,
соприкасающейся с грунтом, кг, g - ускорение свободного падения, равное 9,81 м/с*;
Н - фактическая высота падения ударной части молота, м; h - высота первого отскока
ударной части дизель-молота. принимаемая согласно примечанию 2 к табл. 6.22, для
других видов молотов /7 = 0.
Значения коэффициентов М
Таблица 6.21
Грунты под нижним концом сваи Коэффициент М
1. Крупнообломочные с песчаным заполнителем 2. Пески средней крупности и крупные средней 1,3
плотности и супеси твердые 1,2
3. Пески мелкие средней плотности 1,1
4. Пески пылеватые средней плотности 1,0
5. Супеси пластичные, суглинки и глины твердые 0,9
6. Суглинки и глины полутвердые 0,8
7. Суглинки и глины тутопластичные 0,7
Примечание. При плотных песках значения коэффициента 11 в и. 2...4 следует
повышать на 60%.
279
Таблица 6.22
Значения расчетной энергии удара молота Ed
Вид молота Расчетная энергия удара молота Ed, кДж
1. Подвесной или одиночного действия т4Н
2. Трубчатый дизель-молот 0,9 т4Н
3. Штанговый дизель-молот 0,4 т4Н
4. Дизельный при контрольной добивке оди- ночными ударами без подачи топлива т4 (II-И)
Примечания:
1. т4 - вес, кН, и Н - высота падения, м, ударной части молота.
2. В п. 4 h - высота первого отскока ударной части дизель-молота от воздушной
подушки, определяемая по мерной рейке, м. Для предварительных расчетов до-
пускается принимать: для штанговых молотов h = 0,6 м, для трубчатых молотов
h = 0,4 м.
Таблица 6.23
Эквивалентная расчетная энергия удара вибропогружателя Еа
Возмущающая сила вибропогружателя, кН Эквивалентная расчетная энергия удара вибропогружателя Ed, кДж
100 45,0
200 90,0
300 130,0
400 175,0
500 220,0
600 265,0
700 310,0
800 350,0
Динамический метод на практике часто применяется для контроля за со-
противлением свай при их забивке или контрольной добивке после «отдыха??.
Используя связь между сопротивлением сваи и величиной отказа, установлен-
ную формулой (6.33), можно, зная несущую способность сваи Fd и характери-
стики сваебойного оборудования, вычислить соответствующий проектный от-
каз sp по формуле
r[AEdM т1 + 82 (л?2 + т3)
,, ( F, Л т, + т2 + тгъ
Fd Т7 + т>4
\М J
(6.36)
Определенная по формуле (6.36) величина проектного отказа sp является
контрольной цифрой, фактический отказ, определенный по данным динамиче-
ских испытаний, должен быть равен проектному' или меньше его. В противном
случае свая будет иметь недостаточную несущую способность, что потребует
внесения соответствующих исправлений в проект.
Для определения фактического отказа 2% от общего числа свай на пло-
щадке подвергаются контрольной добивке после «отдыха».
280
Продолжительность «отдыха» принимается в зависимости от состава,
свойств и состояния грунтов и составляет не менее:
• 1 суток - при прорезании песчаных, а также просадочных грунтов и нали-
чии под острием сваи крупнообломочных, плотных песчаных или глини-
стых грунтов твердой консистенции;
• 3 суток - при песчаных грунтах, кроме водонасыщенных мелких и пыле-
ватых;
• 6 суток — при глинистых и разнородных грунтах;
• 10 суток — при прорезании водонасыщенных мелких и пылеватых песков;
• 20 суток — при прорезании глинистых грунтов мягко- и текучепластичной
консистенции.
При динамических испытаниях свай забивку и добивку испытываемой
сваи необходимо производить тем же оборудованием, какое будет использова-
но для погружения свай в составе фундамента (производственных свай).
Частные значения предельного сопротивления при динамических испыта-
ниях железобетонных свай длиной свыше 20 м, а также стальных свай любой
длины по измеренным остаточным и упругим отказам при их погружении мо-
лотами следует определять с помощью компьютерных программ, методы рас-
чета в которых основаны на волновой теории удара. Указанные компьютерные
программы допускается использовать при испытаниях буронабивных свай
специальными подвесными молотами большой массы.
Как и в случае со статическими испытаниями свай, при проведении 6 и
более испытаний несущая способность сваи определяется с учетом требований
ГОСТ 20522-2012 на статистическую обработку данных.
Выбор типа молота для забивки свай
Необходимая минимальная энергия удара молота для погружения сваи Eh,
кДж, определяется по формуле
Eh = 0,0457V, (6.37)
где /V - расчетная нагрузка, передаваемая на сваю, кН.
Принятый тип молота с расчетной энергией удара Ед>Еъ, кДж, должен
удовлетворять условию
(Ш1 + /и2 + тпз)!Еа < К, (6.38)
где К - коэффициент применимости молота, значения которого приведены в табл.
6.24; пь - масса молота, т; т2 - масса сваи с наголовником, т; т3 - масса подбабка, т.
Таблица 6.24
Коэффициенты применимости молота К
Тип молота Коэффициент К. т/кДж, при материале свай
железобетон сталь дерево
Трубчатые дизель-молоты и молоты двойного действия 0,6 0,55 0,5
Молоты одиночного действия и штанговые дизель-молоты 0,5 0,4 0,35
Подвесные молоты 0,3 0,25 0,2
281
При погружении свай любого типа с подмывом, а также свай из стальных
труб с открытым нижним концом указанные значения коэффициентов увели-
чиваются в 1,5 раза.
При забивке наклонных свай расчстную энергию удара молота Eh следует
определять с учетом повышающего коэффициента, значение которого прини-
мается для свай с наклоном 5:1; 4:1; 3:1; 2:1 соответственно равным 1,1; 1,15;
1,25 и 1.4.
Пример 6.18
Требуется определить предельное сопротивление забивной сваи сечением
0,3 х 0,3 м, длиной 9,0 м по результатам ее испытания динамической нагрузкой при
контрольной добивке одиночными ударами. Основанием сваи являются суглинки ту-
гопластичной консистенции.
Динамические испытания через 6 сут «отдыха» после забивки (ГОСТ 5686-2012)
выполнены с помощью штангового молота СП-6В с весом ударной части /и4 = 25 кН.
Общий вес штангового молота тх = 42 кН. вес сваи с наголовником т2 = 23 кН. вес
подбабка т3 = 0 кН.
Испытание проводилось путем сбрасывания ударной части молота с высоты
Н= 1,75 м. при этом величина первого отскока ударной части от воздушной подушки
составила по измерениям в среднем h = 0.75 м.
При испытаниях измерялся остаточный откаг> sa, средняя величина которого со-
ставила sa = 3.0 мм.
Поскольку при испытаниях получен остаточный отказ больше 2 мм. предельное
сопротивления сваи Еи определяется по формуле (6.33).
В соответствии с условием задачи имеем следующие расчетные данные:
sa = 3.0 мм = 0.0030 м; Н-h = 1.75 - 0.75 = 1 м; А = 0.3 -0.3 = 0.09 м2;
Еа = 25(H-h) = 25(1,75 - 0,75) = 25 • 1,0 = 25 кДж (по табл. 6.22);
т] = 1500 кПа (железобетонная свая); М= 1.0 (молот ударного действия); s2 = 0.2
(наголовник с деревянным вкладышем).
Предельное сопротивление сваи:
„ г\-А-М
г = —------
1 и п
4Еа тх+&2(т2+т3)
т]-.4-5о тх+т2+т3
1500-0,09-1Г L ! 4-25 42-0,2-23
2 [у 1500-0,09-0,003 42 + 23
Пример 6.19
Требуется определить предельное сопротивление забивной сваи сечением
0,3 х 0,3 м, длиной 9,0 м по результатам ее испытания динамической нагрузкой при
контрольной добивке одиночными ударами. Основанием сваи являются пески мелкие,
средней плотности.
Динамические испытания через 3 сут «отдыха» после забивки сваи (ГОСТ 5686-
2012) выполнены с помощью штангового молота СП-6В с весом ударной части 25 кН.
Общий вес штангового молота /Wj = 42 кН, вес сваи с наголовником т2 = 23 кН, вес
подбабка т3 = 0 кН.
Испытание проводилось путем сбрасывания ударной части молота с высоты
Н= 1,75 м, при этом величина первого отскока ударной части от воздушной подушки
составила по измерениям в среднем h = 0.75 м.
При испытаниях измерялся остаточный отказ sa и упругий sei отказ сваи с помо-
щью отказомера. Средняя величина отказа составила sa = 1,2 мм, seI = 4 мм.
282
Поскольку при испытаниях получен остаточный отказ меньше 2 мм, определение
предельного сопротивления сваи /<„ производим по форм} ле (6.34).
В соответствии с условием задачи имеем следующие расчетные данные:
sa = 1,1 мм = 0,0011 м; sei = 3,5 мм = 0,0035 м; т4 = 25 кН;
H—h = 1,75-0,75 = 1 м;А = 0,3-0,3 = 0,09 м2;Af = 4-0,3-9 = 10,8 м2;
Ed = 25-(1,75 - 0,75) = 25 кДж (по табл. 6.22).
Вес сваи и наголовника молота: л/2 = 20 кН + 3 кН = 23 кН.
Определяем коэффициент 0 по формуле (6.35):
6=- ^-+^- "'4 J2g(//-/v) =0,00294 1/кН.
41 А А? ] »i4 +т2
Предельное сопротивление сваи F„:
F _ 1 |гтл е , =
20 sa+seZ |_\ (2дй+ле/)2 ш4+да2
2-0,0011+0,0035 [ ! 8-25-(0,0011+0,0035) 25 ~ }
2-0,00294(0,0011+0.0035) \ + (2-0.0011+0.0035)2 25+23
=975,7 кН.
Пример 6.20
Требуется определить проектный отказ sp железобетонной сваи сечением
0,3 х0,3 м, длиной 12,0 м и проверить применимость принятого для погружения свай
молота. Основанием сваи являются суглинки тугопластичной консистенции. Несущая
способность сваи Fd, определенная практическим методом, составила 650 кН.
Контрольную добивку сваи для определения ее фактического отказа выполнять с
помощью трубчатого дизель-молота С-995 с весом ударной части т4 = 12,5 кН.
Испытание проводить одиночными ударами путем сбрасывания ударной части
молота с высоты Я = 3,0 м.
Величину проектного отка )а sp определим по формуле (6.36) при следующих зна-
чениях входящих в нее параметров:
1] = 1500 кПа (железобетонная свая);
А = 0,3-0,3 = 0,09 м3;
Ed = т4(Н - h)= 12.5(3.0 - 0,4) = 32,5 кДж (величина первого отскока ударной
части молота от воздушной подушки h принята в соответствии с примечанием 2 к
табл. 6.22 равной 0.4 м);
А/- 1,0 (молот ударного действия);
/И] - полный вес молота - 26 кН;
т2 - вес сваи с наголовником - 30,0 кН;
л/3 - вес подбабка 0 (без подбабка);
£2 = 0,2 (железобетонная свая с применением наголовника с деревянным вкладышем).
Величина проектного отказа:
гД/ДМ + e2(/w2 + /пз) _
’’’"ДАДД' ч+ч+ч
^А7 )
= 150( -0,09-32,5-1,0/650[(650/1,0) + 1500-0,09]-26,0 +
+ 0,22-(30,0 + 0)/(26,0 + 30,0 + 0) = 0,0042 м = 4,2 мм.
Если при добивке сваи молотом С-995 замеренный фактический отказ сваи будет
больше проектного отказа, то это будет означать, что несущая способность сваи
283
Fd = 650,0 кН, исходя из которой был определен расчетный отказ, не обеспечивается и
проект свайного фундамента нуждается в корректировке.
Выполним проверку применимости принятого для погружения свай штангового
молота С-995 с весом ударной части /и4 = 12,5 кН.
Необходимую минимальную энергию удара молота для погружения сваи Ек опре-
делим по формуле (6.37) при расчетной нагрузке на сваю, определенной практическим
методом,N = Fd!yk = 650/1,4 = 464,3 кН:
Eh = 0.045N = 0.045-464.3 = 20.9 кДж.
По табл. 6.22 находим расчетную энергию удара штангового дизель-молота при
Н= 3,0 м, т4 = 12,5 кН:
Ed=Q.9m4H= 0.9-12.5-3.0 = 33.75 кДж.
Принятый тип молота с расчетной энергией удара Ed = 33,75 кДж> £/ = 20,9 кДж
должен удовлетворять условию (6.38)
(mi + /и2 + m3)/Ed = (2.6 + 3.0 + 0)/33.75 = 0.17 т/кДж < А'= 0.6т/кДж(см. табд 6.24).
Условие (6.38) удовлетворяется.
Использование волновой теории
К методам определения несущей способности свай по результатам их ис-
пытаний динамической нагрузкой относится и метод испытаний с использова-
нием принципов волновой теории удара, предназначенный для оценки сопро-
тивления буровых, набивных и забивных свай на вдавливающую нагрузку по
результатам определения их силового и скоростного отклика на удар в осевом
направлении, нанесенный по верхнему торцу сваи. Ударная нагрузка может
создаваться как стандартным сваебойным, так и специально изготовленным
подвесным молотом, обладающим массой и энергией удара, способных обес-
печить погружение сваи или создать мгновенное квазистатическое сопротив-
ление, которое в течение интервала времени не менее 3 мс превосходило бы
установленную проектом рабочую нагрузку на сваю.
В процессе испытаний предусматривается получение данных о величине
действующей силы по регистрируемым значениям деформаций ствола сваи и о
величине ускорений и скоростей ее перемещения под действием ударного на-
гружения.
Полученные этим методом результаты испытаний при обработке их с ис-
пользованием волновой теории удара дают возможность приближенно оце-
нить действующее сопротивление грунта по боковой поверхности и по пяте
сваи, а также моделировать зависимость нагрузка-осадка.
Подробная информация по этому методу приведена в гл. 5 настоящего
справочника.
Расчет несущей способности свай по результатам
статического зондирования грунтов
Статическое зондирование заключается во вдавливании в грунт стандарт-
ного зонда, состоящего из штанги с конусом на конце.
В отечественной практике для зондирования грунтов применяют зонды
двух типов.
Зонд I типа позволяет измерять сопротивление под наконечником зонда и
общее сопротивление его погружению. Сопротивление погружению штанги
определяется как разность между общим сопротивлением погружению зонда и
сопротивлением под его наконечником.
284
В настоящее время зонды I типа применяются довольно редко.
Зонд II типа имеет конусный наконечник и муфту трения над ним. При по-
гружении зонда измеряется раздельно сопротивление грунта под его наконеч-
ником и на боковой поверхности муфты трения.
Забивные сваи. Частное значение предельного сопротивления забивной
сваи в точке зондирования Fu, кН, определяется по формуле
F^RA+.fhu, (6.39)
где Rs - предельное сопротивление грунта под нижним концом забивной сваи Rs, кПа,
в точке зондирования; / среднее значение предельного сопротивления грунта по бо-
ковой поверхности забивной сваи, кПа, по данным зондирования в рассматриваемой
точке; h — длина погруженной части сваи, м; и — периметр поперечного сечения ствола
сваи, м; А - площадь поперечного сечения ствола сваи, м2.
Предельное сопротивление грунта под нижним концом забивной сваи Rs,
кПа, в точке зондирования определяется по формуле
Rs = frqs, (6.40)
где Р/ - коэффициент перехода от сопротивления грунта под нижним концом зонда к
сопротивлению грунта под острием сваи, принимаемый по табл. 6.25; qs — среднее зна-
чение сопротивления грунта, кПа, под наконечником зонда, полученное на участке,
расположенном в пределах одного диаметра d выше и четырех d ниже отметки острия
проектируемой сваи, где d- диаметр круглого или сторона квадратного сечения сваи, м.
Таблица 6.25
Коэффициенты Pi, р2 и р.
qs, кПа 31 для свай Л, fsi, кПа Р2 при грунтах р. при грунтах
забивных ВИНТОВЫХ при нагрузке
сжима- ющей выдерги- вающей песча- ных глини- стых песча- ных глини- стых
<1000 0,90 0,50 0,40 <20 2,40 1,50 0,75 1,00
2500 0,80 0,45 0,38 40 1,65 1,00 0,60 0,75
5000 0,65 0,32 0,27 60 1,20 0,75 0,55 0,60
7500 0,55 0,26 0,22 80 1,00 0,60 0,50 0,45
10 000 0,45 0,23 0,19 100 0,85 0,50 0,45 0,40
15 000 0,35 — — >120 0,75 0,40 0,40 0,30
20 000 0,30 — — — — — — —
> 30 000 0,20 — — — — — — —
Примечание. Для винтовых свай в песчаных грунтах, насыщенных водой, значения коэф-
фициента Р] должны быть уменьшены в 2 раза.
Среднее значение предельного сопротивления грунта по боковой поверх-
ности забивной сваи f кПа, по данным зондирования грунта определяется:
- при применении зондов I типа по форму ле
/=РЛ (6.41)
285
(6.42)
- при применении зондов II типа по формуле
f ЕР, АЛ
h ’
где р2- Р, - переходные коэффициенты, принимаемые по табл. 6.25; fs - среднее значе-
ние сопротивления грунта по боковой поверхности зонда, кПа, определяемое как част-
ное от деления измеренного общего сопротивления грунта на боковой поверхности
зонда на площадь его погруженной в грунт боковой поверхносги в пределах от по-
верхности грунта в точке зондирования до нижнего конца сваи; fsi - среднее сопротив-
ление /'-го слоя грунта по боковой поверхности зонда. кПа; //, - толщина /-го слоя, м;
h - глубина погружения зонда, м.
Винтовые сваи. Частное значение предельного сопротивления винтовой
сваи, работающей на вдавливание или выдергивание, в точке зондирования
определяется по той же формуле (6.39), но глубина погружения сваи принима-
ется уменьшенной на значение диаметра лопасти. Предельное сопротивление
грунта под (над - при выдергивании) лопастью сваи по данным зондирования
грунта определяется по форму ле (6.40), в которой коэффициент Pi принимает-
ся по табл. 6.25 в зависимости от среднего значения сопротивления грунта под
наконечником зонда в рабочей зоне, принимаемой равной диаметру лопасти.
Среднее значение предельного сопротивления грутгга на боковой поверхности
ствола винтовой сваи определяется по формуле (6.41) или (6.42).
Если в пределах строительной площадки с относительно одинаковыми
инженерно-геологическими условиями проведен ряд испытаний (не менее 6)
статическим зондированием грунтов, то несущая способность забивной или
винтовой сваи Fd определяется по формуле
Fd = TcYFujJnyg, (6.43)
где ус - коэффициент условий работы, принимаемый ус = 1; п - число точек зондиро-
вания; yg - коэффициент надежности по грунту, устанавливаемый в зависимости от
изменчивости полученных частных значений предельного сопротивления сваи Fu„ в
точках зондирования и числа этих точек при значении доверительной вероятности
а = 0,95 в соответствии с требованиями ГОСТ 20522-2012.
В случае если число испытаний статическим зондированием в одинаковых
грунтовых условиях составляет менее шести, нормативное значение предель-
ного сопротивления сваи в формуле (6.43) следует принимать, как и в формуле
(6.31), равным наименьшему7 предельному сопротивлению, т.е. Fun = а
коэффициент надежности по грунту7 yg = 1.
Пример 6.21
Определить частное значение предельного сопротивления F„ забивной призмати-
ческой сваи сечением 0,3 *0.3 м. заглубленной в грунт на глубину 10.0 м. по данным
статического зондирования зондом II типа в глинистых грунтах.
Данные статического зондирования приведены в табл. П.6.21.1.
Таблица П. 6.21.1
L, м 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12
qs, МПа 1,6 1.9 1,8 1,4 1,5 1,8 2,1 2 2 2,3 2,3 2,4 2,6
Л, МПа 0,12 0,13 0,11 0,09 0,10 0,12 0,14 0,14 0,16 0,16 0,17 0,18
286
Частное значение предельного сопротивления сваи /<„ определим по формуле (6.39).
Входящее в формулу (6.39) предельное сопротивление грунта под нижним кон-
цом забивной сваи Rs в точке зондирования найдем по формуле (6.40), предварительно
определив, используя данные табл. П.6.21.1 и интерполяцию, среднее значение сопро-
тивления грунта под наконечником зонда q, на участке, расположенном в пределах
одного диаметра d выше и четырех диаметров d ниже отметки острия сваи. За значе-
ние d принимаем размер поперечного сечения сваи:
qs = (2,28 + 2,33 + 2,36 + 2,39 + 2,42)/5 = 2,35 МПа.
Приняв по табл. 6.25 для найденного значения qs коэффициент перехода от сопро-
тивления грунта под нижним концом зонда к сопротивлению грунта под острием сваи
Р, = 0,81, найдем искомое значение Rs'.
Rs=^>jqs=235-Q»l = 1.9 МПа.
Для определения среднего значения предельного сопротивления грунта по боко-
вой поверхности сваи f разделим толщу грунта вдоль ее боковой поверхности на слои
толщиной по 1,0 м и найдем средние значения f: для каждого слоя как среднеарифме-
тическое в уровне его кровли и подошвы. Одновременно для найденных значений fsi
по табл. 6.25 примем переходные коэффициенты 0, как для глинистого грунта. Рез> ль-
таты указанных действий приведены в табл. П.6.21.2.
Таблица П. б. 21.2
№ слоя ] 2 3 4 5 6 7 8 9 10
Толщина слоя, м 1,0 1,0 1,0 1,0 1.0 1,0 1,0 1,0 1,0 1,0
/я 0,06 0,125 0,12 0,10 0,095 0,11 0.13 0,14 0,15 0,16
₽, 0.6 0,3 0,3 0,4 0,41 0.35 0,3 0,3 0,3 0,3
Используя данные табл. П 6.21.2, определим значение f по формуле (6.42):
/= (ХР^)//г = (0,6-0,06-1,0 + 0,3-0,125-1,0 + 0,3-0,12-1,0 + 0,4-0,1-1,0 +
+ 0,41-0,095-1,0 + 0,35-0,11 • 1,0 + 0,3 -0,13 • 1,0 + 0,3-0,14-1,0 + 0,3 -0,15 • 1,0 +
+ 0,3-0.16-1.0)/10.0 = 0,0402 МПа.
Тогда по формуле (6.39) при .1 = 0,09 м~ и и = 1,2 м имеем:
FU=RSA+Jhu = 1,9-0,09+ 0,0402-10-1,2 = 0,65 МН =653 кН.
Буровые сваи. Несущую способность в точке зондирования /фм, кН, буро-
вых свай сплошного сечения с уширениями и без них, бетонируемых в сква-
жинах, пробуренных в глинистых грунтах выше уровня подземных вод без
крепления стенок скважин, а в любых грунтах ниже уровня подземных вод - с
закреплением стенок скважин глинистым раствором или инвентарными извле-
каемыми обсадными трубами и работающих на сжимающую нагрузку, допус-
кается оценивать без использования данных о сопротивлении грунта на муфте
трения установки статического зондирования по формуле
Fdu = RA + (6.44)
где R - расчетное сопротивление грунта под нижним концом сваи, кПа, принимаемое
по табл. 6.26 в зависимости от среднего сопротивления конуса зонда qc, кПа, на участ-
ке, расположенном в пределах одного диаметра выше и до двух диаметров ниже по-
дошвы сваи; А - площадь подошвы сваи, м2; f - среднее значение расчетного сопро-
287
тивления грунта на боковой поверхности сваи, кПа, на расчетном участке Л, сваи, оп-
ределяемое по данным зондирования в соответствии с табл. 6.26; Л, — толщина 7-го
слоя грунта, которая должна приниматься не более 2 м: ycf - коэффициент, зависящий
от технологии изготовления сваи и принимаемый:
а) при сваях, бетонируемых насухо, равным 1;
б) при бетонировании под водой, под глинистым раствором, а также при исполь-
зовании обсадных инвентарных труб равным 0,7.
Несущую способность Fd, кН, буровых свай следует определять как сред-
нее значение из частных значений полученных по формуле (6.44), для всех
точек зондирования.
Таблица 6.26
Расчетное сопротивление грунта R и/
Сопротивление конуса зонда qc, кПа Расчетное сопротивление грунта под нижним концом буровой сваи R, кПа Среднее значение расчетного сопротивления на боковой поверхности сваи/, кПа
Пески Глинистые грунты Пески Глинистые грунты
1000 — 200 — 15
2500 — 580 — 25
5000 900 900 30 35
7500 1100 1200 40 45
10 000 1300 1400 50 60
12 000 1400 — 60 —
15 000 1500 — 70 —
20 000 2000 — 70 —
Примечания:
1. Значения Rti f для промежуточных значений qc определяют интерполяцией.
2. Приведенные в таблице значения R иотносятся к буровым сваям диаметром 600... 1200
мм, погруженным в грунт не менее чем на 5 м. При возможности возникновения на боко-
вой поверхности сваи отрицательного трения значения f для оседающих слоев принимают
со знаком «минус».
3. При принятых в таблице значениях R nf осадка сваи при соответствующей нагрузке Fd
не превышает 0,03/7
Учитывая большие нагрузки, передаваемые на буровые сваи, рекоменду-
ется параллельно с расчетом несущей способности сваи по результатам стати-
ческого зондирования провести расчет в соответствии с изложенным выше
аналитическим методом по физико-механическим характеристикам грунта,
использ) я табличные значения R н f При расхождениях в полученных значе-
ниях несущей способности свай более 25% следует выполнить статические
испытания свай.
Расчет несущей способности свай по результатам испытания
грунтов эталонными сваями
Наряду с зондами для определения несущей способности свай использу-
ются также специальные эталонные сваи сечением 10 х 10 см двух типов, один
их которых позволяет замерять сопротивление грунта только под острием эта-
лонной сваи (эталонная свая I типа), а второй - под острием и по ее боковой
поверхности (эталонная свая II типа).
288
Частное значение предельного сопротивления забивной висячей сваи Fu,
кН, работающей на вдавливающую нагрузку', по результатам испытаний грун-
тов эталонной сваей определяется:
а) при испытании грунтов эталонной сваей I типа по формуле
Fv у'sp(ul
,spy (6.45)
где ysp - коэффициент, принимаемый равным 1,25 при заглублении сваи в плотные
пески независимо от их крупности или крупнообломочные грунты и равным 1,0 для
остальных грунтов; и, usp - периметры поперечного сечения сваи и эталонной сваи;
Fu,sp — частное значение предельного сопротивления эталонной сваи, кН, определяемое
по результатам испытания статической нагрузкой:
б) при испытании грунтов эталонной сваей типа II или III (свая-зонд) по
формуле
Ни ycRFSpA "Ь ycff^piih. (6.46)
где yCR - коэффициент условий работы под нижним концом натурной сваи, принимае-
мый по табл. 6.28 в зависимости от предельного сопротивления грунта под нижним
концом эталонной сваи Rsp; Rsp - предельное сопротивление грунта под нижним кон-
цом эталонной сваи, кПа; .1 - площадь поперечного сечения натурной сваи, м2; ус/ -
коэффициент условий работы на боковой поверхности натурной сваи, принимаемый
по табл. 6.27 в зависимости от fp, fsp - среднее значение предельного сопротивления
грунта на боковой поверхности эталонной сваи, кПа; h - глубина погружения натур-
ной сваи, м; и — периметр поперечного сечения ствола сваи, м.
Таблица 6.27
Коэффициенты ycR и у^
кПа Коэффициент ycR в зависимости от Rsp fspy fps.h кПа Коэффициент ycf в зависимости от F, для эталонных свай типов II и III Коэффици- ент ycf в зави- симости от fpsi для сваи-зонда
для эталон- ных свай типа II ДЛЯ эталон- ных свай типа III
при песках при глинистых грунтах
<2000 1,15 1,40 <20 2,00 1,20 0,90
3000 1,05 1,20 30 1,65 0,95 0,85
4000 1,00 0,90 40 1,40 0,80 0,80
5000 0,90 0,80 50 1,20 0,70 0,75
6000 0,80 0,75 60 1,05 0,65 0,70
7000 0,75 0,70 80 0,80 0,55 —
10 000 0,65 0,60 >120 0,50 0,40 —
>13 000 0,60 0,55 — — — —
Примечания:
1. Для промежуточных значений Р.„ и значения ycR и уср определяют интерполяцией.
2. В случае если по боковой поверхности сваи залегают пески и глинистые грунты, коэф-
фициент у^ определяют по формуле
; y'cfUij +У<ДЯ
Ус/ h
где ХЛ', ^h”- суммарная толщина слоев соответственно песков и глинистых грунтов;
у'су, y"cf - коэффициенты условий работы эталонных свай соответственно в песках и глини-
стых грунтах.
289
При применении эталонной сваи типа II следует проверить соответствие
суммы предельных сопротивлений грунта под нижним концом и на боковой
поверхности эталонной сваи ее предельному сопротивлению. Если разница
между ними превышает 20%, то расчет предельного сопротивления натурной
сваи должен выполняться как для эталонной сваи типа I.
Несущая способность Fd, кН, забивной висячей сваи, работающей на вдав-
ливающую нагрузку, по результатам испытаний грунтов эталонной сваей оп-
ределяется по формуле (6.31), в которой следует принять ус = 1.
При наличии на площадке данных испытаний от 3 до 5 эталонных свай в
одинаковых грунтовых условиях, а также результатов статического зондиро-
вания (шесть и более испытаний), если результаты расчетов отличаются между
собой не более чем на 25%, несущую способность сваи можно определять по
формуле
Fd=^, (6.47)
где YFu!n ~ среднее значение предельного сопротивления сваи; yKS - коэффициент на-
дежности по грунту, определяемый по результатам зондирования по формуле
7^=1 +К, (6.48)
где 1^ - коэффициент вариации частных значений предельного сопротивления сваи,
рассчитанных по данным зондирования, определяемый по ГОСТ 20522-2012.
6.4. Расчет свай на совместное действие горизонтальной
и вертикальной сил и изгибающего момента
Расчет одиночных свай на совместное действие горизонтальной и верти-
кальной сил и изгибающего момента допускается проводить в соответствии со
схемой, приведенной на рис. 6.15. Расчет включает в
себя:
• расчет свай по деформациям;
• проверку устойчивости грунта основания;
• определение расчетных усилий в свае (сжимаю-
щей силы, изгибающего момента и перерезывающей
силы);
• проверку сечений сваи по сопротивлению мате-
риала по предельным состояниям первой и второй
групп (по прочности, по образованию и раскрытию
трещин) на совместное действие указанных расчетных
усилий.
Расчет по деформациям
Расчет по деформациям заключается в поверке
выполнения условий (6.3):
Up < Цп,
где г/р, \|/р - расчетные значения соответственно горизон-
тального перемещения головы сваи, м, и угла ее поворота,
рад; w„, - предельные допустимые значения соответст-
вие. 6.15. Расчетная венно горизонтального перемещения головы сваи, м, и угла
схема сваи
ее поворота, рад.
290
Величины ии, v|/„ должны задаваться в проекте из условия нормальной экс-
плуатации проектируемых строительных конструкций здания или сооружения.
Грунт, окружающий сваю, рассматривается, как указывалось выше, как
линейно-деформируемая среда, характеризуемая коэффициентом постели сг,
кН/м3, возрастающим пропорционально глубине.
Расчетные значения коэффициента постели cz грунта на боковой поверх-
ности сваи определяются по формуле
c: = Kz, (6.49)
где К - коэффициент пропорциональности, кН/м4, принимаемый в зависимости от ви-
да грунта, окружающего сваю, по табл. 6.28; z - глубина расположения сечения сваи в
грунте, м, для которой определяется коэффициент постели.
Таблица 6.28
Коэффициент пропорциональности К, кН/м4
Грунты, окружающие сваю, и их характеристики Коэффициент пропорциональности А, кН/м’, для свай
забивных набивных, буровых, свай-оболочек и свай-столбов
Глины и суглинки текучепластичные (0,75 <IL < 1) 650... 2500 500... 2000
Глины и суглинки мягкопластичные (0,5 < IL < 0,75); супеси пластичные (0 <IL < 1); пески пылеватые (0,6<е<0,8) 2500... 5000 2000. 4000
Глины и суглинки тугопластичные и полутвердые (0 <IL < 0,5); супеси твердые (IL < 0); пески мелкие (0,6 < е < 0,75); пески средней крупности (0,55 < <е<0,7) 5000... 8000 4000... 6000
Глины и суглинки твердые (1L < 0); пески крупные (0,55 <е<0,7) 8000... 13 000 6000... 10 000
Пески гравелистые (0,55 < е < 0,7); гравий и галька с песчаным заполнителем — 10 000...20 000
Примечания:
1. Меньшие значения коэффициента К в таблице соответствуют более высоким значениям
показателя текучести IL глинистых и коэффициентов пористости е песчаных грунтов, ука-
занным в скобках, а большие значения коэффициента К - соответственно более низким
значениям IL и е. Для грунтов с промежуточными значениями характеристик IL и е значе-
ния коэффициента К определяются интерполяцией.
2. Если консистенция глинистых грунтов дается не численно, а в виде наименования, а
пески указываются как средней плотности, то величина А принимается равной среднем}'
арифметическому из указанных в таблице пределов для заданного вида грунта.
3. Коэффициент К для плотных песков должен приниматься на 30% выше, чем наибольшие
значения указанных в таблице коэффициентов К для заданного вида грунта.
Расчетные значения горизонтального перемещения головы сваи ир, м, и
угол ее поворота рад, определяются по следующим формулам:
ир = Uq + WoVo (ЕН^/ЗЕГ) + (Ml^/ZEI)',
= Vo + (flllllEI) + (Mk/EI), (6.50)
291
где Н,М - расчетные значения поперечной силы, кН, и изгибающего момента, кН-м,
действующие на голову сваи (см. рис. 6.15); Iq - расстояние от уровня приложения го-
ризонтальной нагрузки (подошвы ростверка при высоком ростверке) до уровня по-
верхности грунта, м; EI - жесткость поперечного сечения сваи на изгиб, кНм2; w0, Vo -
горизонтальное перемещение, м, и угол поворота, рад, сваи в уровне поверхности
грунта при высоком ростверке и в уровне его подошвы при низком ростверке.
Значения и0 и Vo, определяются по формулам:
ио = Н&нн +
Vo = -^о£л ш + A/qEj а ь (6.51)
где //<„ Мо - расчетные значения соответственно поперечной силы и изгибающего мо-
мента в уровне поверхности грунта, принимаемые равными Но = Н и Мо = М + ///<,; гнн,
?нм, &мн и £ми - горизонтальное перемещение и углы поворота сечения сваи от дейст-
вия единичных нагрузок М= 1 иЯ= 1 (рис. 6.16), определяемые по формулам:
Еяя =AJ(£EE, £нм= ^мн = Во/и^ЕГ, £дд,^ = CJuJLI, (6.52)
где Ло, Во и Со - безразмерные коэффициенты, принимаемые по табл. 6.29 в зависимо-
сти от приведенной глубины заложения сваи в грунте /, определяемой по формуле
Г = ае/, (6.53)
где / глубина погружения сваи в грунт, м; о, коэффициент деформации, 1/м, опре-
деляемый по формуле
аЕ = (КЪР1Е1)Х1~, (6.54)
где К - то же, что и в формуле (6 49); Ьт - условная ширина сваи, м, которая учиты-
вает пространственный характер ее работы и принимается равной: для свай с диа-
метром стволов 0 8 м и более bp = d + 1, а для остальных размеров сечений свай
br, = 1.5J + 0.5, где d — наружный диаметр круглого, или сторона квадратного, или
сторона прямоугольного сечения свай в плоскости, перпендикулярной действию на-
грузки, м; Е — модуль упругости материала сваи, кПа; I - момент инерции попереч-
ного сечения сваи, м4.
Рис. 6.16. Схема перемещений сваи в грунте:
а - перемещения от действия силы Но = 1, прило-
женной в уровне поверхности грунта; б - переме-
щения от действия момента Л /о= 1
292
Таблица 6.29
Безразмерные коэффициенты А0,Ви и Со
Приведенная глубина погружения сваи / При опирании сваи на нескальный грунт При опирании сваи на скалу При заделке сваи в скалу
Во Со -4о Во Со Ао Во С/,ие
0,5 72,004 192,026 576,243 48,006 96,037 192,291 0,042 0,125 0,500
0,6 50,007 111,149 278,069 33,344 55,609 92,942 0,072 0,180 0,600
0,7 36,745 70,023 150,278 24,507 35,059 50,387 0,114 0,244 0,699
0,8 28,140 46,943 88,279 18,775 23,533 29,763 0,170 0,319 0,798
0,9 22,244 33,008 55,307 14,851 16,582 18,814 0,241 0,402 0,896
1,0 18,030 24,106 36,486 12,049 12,149 12.582 0,329 0,494 0,992
1Д 14,916 18,160 25,123 9,983 9,196 8,836 0,434 0,593 1,086
1,2 12,552 14,041 17,944 8,418 7,159 6,485 0,556 0,698 1,176
1,3 10,717 11,103 13,235 7,208 5,713 4,957 0,695 0,807 1,262
1,4 9,266 8,954 10,050 6,257 4,664 3,937 0,849 0,918 1,342
1,5 8,101 7,349 7,838 5,498 3,889 3,240 1,014 1,028 1,415
1,6 7,154 6,129 6,268 4,887 3,308 2,758 1,186 1,134 1.480
1,7 6,375 5,189 5,133 4,391 2,868 2,419 1,361 1,232 1,535
1,8 5,730 4,456 4,299 3,985 2,533 2,181 1,532 1,321 1,581
1,9 5,190 3,878 3,679 3,653 2,277 2,012 1,693 1,397 1,617
2,0 4,737 3,418 3,213 3,381 2,081 1,894 1,841 1,460 1,644
2,2 4,032 2,756 2,591 2,977 1,819 1,758 2,080 1,545 1,675
2,4 3,526 2,327 2,227 2,713 1,673 1,701 2,240 1,586 1,685
2,6 3,163 2,048 2,013 2,548 1,600 2,687 2,330 1,596 1,687
2,8 2,905 1,869 1,889 2,453 1,572 1,693 2,371 1,593 1,687
3,0 2,727 1,758 1,818 2,406 1,568 1,707 2,385 1,586 1,691
3,5 2,502 1,641 1,757 2,394 1,597 1,739 2,389 1,584 1,711
>4,0 2,441 1,621 1,751 2,419 1,618 1,750 2,401 1,600 1,732
Расчет устойчивости основания
Расчет устойчивости основания, окружающего сваю, производится из ус-
ловия (6.55) ограничения расчетного давления ог, оказываемого на грунт боко-
выми поверхностями свай при аЕ/ < 2,5 - на двух глубинах, соответствующих
z = ИЗ и z = Г, при > 2,5 - на глубине z = 0,85/ае.
4
-----(Y/^tgcp,+^), (6.55)
COSCp,
где ог - расчетное давление на грунт, кПа, боковой поверхностью сваи, определяемое
на следующих глубинах z, м, отсчитываемых от поверхности грунта при высоком ро-
стверке, а при низком ростверке - от его подошвы:
- при I < 2,5 — на двух глубинах, соответствующих z = ИЗ и z = /;
- при I > 2,5 - на глубине z = 0,85/аЕ;
У / - расчетный удельный вес грунта ненарушенной структуры, кН/м3, определяе-
мый в водонасыщенных грунтах с учетом взвешивания в воде; <р/, q - расчетные зна-
чения соответственно угла внутреннего трения грунта, град, и удельного сцепления
грунта, кПа; Е, - коэффициент, принимаемый для забивных свай и свай-оболочек
£=0,6, а для всех остальных видов свай £=0,3; щ - коэффициент, равный единице,
293
кроме случаев расчета фундаментов распорных сооружений, для которых т] । = 0,7; т]? -
коэффициент, учитывающий долю постоянной нагрузки в суммарной нагрузке, опре-
деляемый по формуле
где Мс — момент от внешних постоянных нагрузок, вычисленный относительно оси,
проходящей в уровне нижних концов свай через центр тяжести их сечений перпенди-
кулярно к силовой плоскости, кН-м; Mt - то же от внешних временных расчетных на-
грузок, кН-м; п - коэффициент, принимаемый 77 = 2,5, за исключением случаев расчета:
а) особо ответственных сооружений, для которых при и,/ < 2,6 принимается 77 = 4
и при аЕ/ > 5 принимается 77 = 2,5; при промежуточных значениях 0,1 значение 77 опре-
деляется интерполяцией;
б) фундаментов с однорядным расположением свай на внецентренно приложен-
ную вертикальную сжимающую наг pj зку, для которых следует принимать 77 = 4 неза-
висимо от значения аЕ/.
Расчетное давление ог, оказываемое сваей на гру нт, определяется по фор-
муле
где К - коэффициент пропорциональности, определяемый по табл. 6.28; аЕ - коэффи-
циент деформации, определяемый по формуле (6.54); Е, I - то же, что и в формуле
(6.54); z - приведенная глубина расположения сечения сваи, определяемая как z = a,z
в зависимости от значения действительной глубины z, для которой определяются зна-
чения давления oz; Яо, (о, Vo - то же, что и в формулах (6.50) и (6.51); .4Ь Сь
Dy - коэффициенты, значения которых принимаются по табл. 6.30; ус - коэффициент
условий работы, принимаемый равным 1,0.
Расчет устойчивости грунта основания, окружающего сваю, не требуется
для свай размером поперечного сечения d < 0,6 м, погруженных в грунт на глу-
бину более 10б/, за исключением случаев погружения свай в илы или глини-
стые грунты текучепластичной и текучей консистенции.
Проверка сечений свай по предельным состояниям первой и второй
групп (по прочности, образованию и раскрытию трещин)
Проверку сечений сваи по первой и второй группам предельных состоя-
ний на совместное действие расчетных усилий Мг и Нг выполняют в зависимо-
сти от материала сваи в соответствии с требованиями глав соответствующих
СНиПов.
Расчетный изгибающий момент М:, кН-м, поперечную силу Qz, кН, и про-
дольна ю силу Nz, кН, действующие на глубине z в сечении сваи, следл ет опре-
делять по формулам:
Mz = (1ЕЕ1и0Аз - o.JEI\f0B3 +М0С3 + НАЕ/щ;,
Q2 = alEIu0A4 - а a^EhyJBi + аЕЛ/0С4 + EED4,
NZ = N,
(6.58)
(6.59)
(6.60)
где А3, В3, С3, D3, А4, В4, С4, D4 - коэффициенты, значения которых принимаются по
табл. 6.30; N- расчетная осевая нагрузка, кН, передаваемая на голову сваи; остальные
буквенные обозначения те же, что и в ранее приведенных формулах.
294
Таблица б. 30
295
Значения безразмерных коэффициентов At, С\, Dr, А3, В3, С3, D3, Л4, В4, С4, Т)4
Приведенная глубина расположения сечения сваи в грунте z Коэффициенты
в. Di Аз Вз Сз D3 в, с4 Од
0,0 1,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 1,000 0,000 0,000 0,000 0,000 1,000
0,1 1,000 0,100 0,005 0,000 0,000 0,000 1,000 0,100 -0,005 0,000 0,000 1,000
0,2 1,000 0,200 0,020 0,001 -0,001 0,000 1,000 0,200 -0,020 -0,003 0,000 1,000
0,3 1,000 0,300 0,045 0,005 -0,005 -0,001 1,000 0,300 -0,045 -0,009 -0,001 1,000
0,4 1,000 0,400 0,080 0,011 -0,011 -0,002 1,000 0,400 -0,080 -0,021 -0,003 1,000
0,5 1,000 0,500 0,125 0,021 -0,021 -0,005 0,999 0,500 -0,125 -0,042 -0,008 0,999
0,6 0,999 0,600 0,180 0,036 -0,036 -0,011 0,998 0,600 -0,180 -0,072 -0,016 0,997
0,7 0,999 0,700 0,245 0,057 -0,057 -0,020 0,996 0,699 -0,245 -0,114 -0,030 0,994
0,8 0,997 0,799 0,320 0,085 -0,085 -0,034 0,992 0,799 -0,320 -0,171 -0,051 0,989
0,9 0,995 0,899 0,405 0,121 -0,121 -0,055 0,985 0,897 -0,404 -0,243 -0,082 0,980
1,0 0,992 0,997 0,499 0,167 -0,167 -0,083 0,975 0,994 -0,499 -0,333 -0,125 0,967
1,1 0,987 1,095 0,604 0,222 -0,222 -0,122 0,960 1,090 -0,603 -0,443 -0,183 0,946
1,2 0,979 1,192 0,718 0,288 -0,287 -0,173 0,938 1,183 -0,716 -0,575 -0,259 0,917
1,3 0,969 1,287 0,841 0,365 -0,365 -0,238 0,907 1,273 -0,838 -0,730 -0,356 0,876
1,4 0,955 1,379 0,974 0,456 -0,455 -0,319 0,866 1,358 -0,967 -0,910 -0,479 0,821
1,5 0,937 1,468 1,115 0,560 -0,559 -0,420 0,811 1,437 -1,105 -1,116 -0,630 0,747
1,6 0,913 1,553 1,264 0,678 -0,676 -0,543 0,739 1,507 -1,248 -1,350 -0,815 0,652
1,7 0,882 1,633 1,421 0,812 -0,808 -0,691 0,646 1,566 -1,396 -1,613 -1,036 0,529
1,8 0,843 1,706 1,584 0,961 -0,956 -0,867 0,530 1,612 -1,547 -1,906 -1,299 0,374
1,9 0,795 1,770 1,752 1,126 -1,118 -1,074 0,385 1,640 -1,699 -2,227 -1,608 0,181
2,0 0,735 1,823 1,924 1,308 -1,295 -1,314 0,207 1,646 -1,848 -2,578 -1,966 -0,057
2,2 0,575 1,887 2,272 1,720 -1,693 -1,906 -0,271 1,575 -2,125 -5,360 -2,849 -0,692
2,4 0,347 1,874 2,609 2,195 -2,141 -2,663 -0,949 1,352 -2,339 -4,228 -3,973 -1,592
2.6 0,033 1,755 2,907 2,724 -2,621 -3,600 -1,877 0,917 -2,437 -5,140 -5,355 -2,821
2,8 -0,385 1,490 3,128 3,288 -3,103 -4,718 -3,108 0,197 -2,346 -6,023 -6,990 -4,445
3,0 -0,928 1,037 3,225 3,858 -3,540 -6,000 -4,688 -0,891 -1,969 -6,765 -8,840 -6,520
3,5 -2,928 -1,272 2,463 4,980 -3,919 -9,544 -10,340 -5,854 1,074 -6,789 -13,692 -13,826
4,0 -5,853 -5,941 -0,927 4,548 -1,614 -11,731 -17,919 -15,076 9,244 -0,358 -15,611 -23,140
В случае жесткой заделки сваи в ростверк, если исключается возможность
поворота ее головы, в расчетах необходимо учитывать момент заделки Mf,
действующий в месте сопряжения сваи с ростверком и определяемый по фор-
муле
М = _ £МН + 4)ЕЛД/ + (4) /2Ё7) Н 61)
f ^+(10/Е1)
где все буквенные обозначения те же, что и в предыдущих формулах.
Знак «минус» означает, что при горизонтальной силе Н, направленной
слева направо, на голову сваи со стороны заделки передается момент, направ-
ленный против часовой стрелки.
Пример 6.22
Требуется определить расчетные горизонтальное смещение ир и угол поворота
головы одиночной железобетонной сваи сечением 0,35*0,35 м, погруженной в мелкий
песок средней плотности на глубину' 7,0 м. Голова сваи расположена на высоте
/0 = 0,5 м от поверхности грунта. К голове сваи приложены горизонтальная нагрузка
Н= 35 кН; момент М= 15 кН-м.
В задании на проектирование установлены следующие предельные значения го-
ризонтальных перемещений головы сваи и угла ее поворота:
ии = 1,5 см; \|/„ = 60-10 4 рад.
Искомые расчетные значения горизонтального смещения ир и угла поворота
головы сваи определяем по формулам (6.50).
Предварительно по формуле (6.54) определяем коэффициент деформации гори-
зонтально нагруженной сваи в грунте щ. Согласно п. 2 примечания к табл. 6.28 коэф-
фициент пропорциональности К для мелкого песка средней плотности может быть
определен как среднее арифметическое из указанных в таблице пределов:
К = 0,5(5000 + 8000) = 6500 кН/м4.
Момент инерции сваи при изгибе:
I = Ь‘/12 = 0,354/12 = 1,25 • 10 3 м4
Жесткость поперечного сечения сваи при изгибе при Е = 3 • 107 кПа:
Е1= 1,25-10 3-3-107 = 3,75-104 кН-м2.
Условная ширина сваи Ьр = 1,5<7 + 0,5 = 1,5 -0,35 + 0,5 = 1,025 м.
Коэффициент условий работы для отдельно стоящей сваи = 3.
Отсюда: Cfe = (КЬр1ЕГ)х15 = (6500-1,025/3,75-104)1/5 = 0,708 м"1.
Далее по формуле (6.58) определяем приведенную глубину погружения сваи в
грунт: I = оу/ = 0,708-7.0 = 4.96.
Приняв по табл. 6.29 при найденном значении / и при опирании сваи на нескаль-
ный грунт Л о = 2,441; Во = 1,621; Со= 1,751, по формулам (6.52) вычислим ее переме-
щения в уровне поверхности грунта от единичных усилий, приложенных в том же
уровне (см. рис. 6.16):
гНн=А01а*Е1= 2,441/0,7083-3,75-104= 18,34-10 5м/кН;
= £ии = 1,621/0,708: -3,75-Ю4 = 8,62-10 5кН
£ми= 1,751/0,708-3,75-104 = 6,6-Ю'5 кНм"1.
Изгибающий момент и поперечная сила на уровне поверхности грунта:
Мо = А1+Н10 = 15 + 35-0,5 = 32,5 кН-м;
Яо=35,0 кН.
296
Горизонтальное перемещение и угол поворота сечения сваи-оболочки на уровне
поверхности грунта г/0 и \|/о находим по формулам (6.51):
г/о = ЯоЕнн + Могнм = 35,0• 18,34• КГ5 + 32,5 • 8,62• КГ5 = 922,1 • 10 5 м = 0,92 см;
Vo = = 35,0-8,62-Ю-5 + 32,5-6,6-10“5 = 516,2-10“5 рад.
Искомые расчетные перемещения головы сваи ир и V,, определяем по формулам
(6.50):
, < М2
г/ = и0 + v()/() + —-+—-
р о 400 ЗЕ1 Е1
= 920,0-10"5 + 516.2-10 5-0.5 + (35.0-0.53/3 -3.75-104) +
+ (15,0-0,52/2-3,75-104) = 1,18 см;
Hll ML
Vn =Vo+—“+—“
р ° 2EI EI
= 516,2-Ю”5 + (35,0-0,52/2-3,75-104) + (15,0-0,5/3,75-104) = 547,9 10 s рад.
Проверяем выполнение условий (6.3):
ир = 1,18 см < к„ = 1,5 см;
VP = 54,5 • 10 4 рад < \|/м = 60 • К) 4 рад.
Условия (6.3) выполняются.
Расчет устойчивости грунта основания, окружающего сваю, выполнять не требу-
ется, поскольку размер поперечного сечения рассматриваемой сваи составляет
d < 0,6 м, а ее заглубление в грунт, равное 7,0 м, превышает I Ос/ = 10-0,35 = 3,5 м.
6.5. Сваи в фундаментах малоэтажных зданий
При проектирования свайных фундаментов малоэтажных зданий (мало-
этажные жилые и общественные здания, производственные сельскохозяйст-
венные здания) рекомендуется применять следующие виды свай:
• забивные призматические сечением 20x20 см и более;
• короткие пирамидальные сваи с предварительно напряженной арматурой
без поперечного армирования;
• блровые сваи диаметром 30...60 см, длиной до 3 м с уплотненным трам-
бованием забоем, при этом уплотнение забоя скважин должно осуществ-
ляться путем втрамбовывания в грунт слоя щебня толщиной не менее
10 см;
• набивные сваи диаметром 30...60 см длиной до 3 м, устраиваемые в про-
битых скважинах;
• буроинъекционные сваи диаметром 150...350 мм;
• трубчатые металлобетонные сваи диаметром 159...325 мм;
• сваи-колонны.
Применение свай-колонн для малоэтажных зданий, возводимых в сейсми-
ческих районах, допускается при глубине погружения свай-колонн в грунт не
менее 2 м.
Расчет несущей способности свай выполняется по формуле (6.11), при
этом расчетные сопротивления грунта Л, кПа, под нижним концом забивных
свай при глубине погружения от 2 до 3 м следует принимать по табл. 6.31, а на
боковой поверхности 4, кПа, — по табл. 6.32.
297
298
Таблица 6.31
Расчетные сопротивления грунтов под нижним концом забивных свай R
Глубина погружения сваи /, м Коэффициент пористости е Расчетные сопротивления грунтов под нижним концом забивных свай R. кПа, для
песков глинистых грунтов при показателе текучести ILi равном
крупных средней крупности мелких пылеватых 0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0
<0,55 8300 3900 2500 1500 6500 3900 2000 1000 600 300
2 0,70 6400 3000 1900 1200 5400 3200 1700 900 500 250
1,00 — — — — 3200 1900 1000 600 300 150
<0,55 8500 4100 2700 1600 6600 4000 2100 1100 650 350
3 0,70 6600 3200 2100 1300 5500 3300 1800 1000 550 250
1,00 — — — — 3300 2000 1100 700 350 200
Примечание. Для промежуточных значений значенияR определяют интерполяцией.
Таблица 6.32
Расчетные сопротивления грунта на боковой поверхности забивных свай f
Средняя глубина располо- жения слоя грунта ht, м Коэффициент пористости грунта в слое е Расчетные сопротивления грунта на боковой поверхности забивных свай, в том числе таврового и двутаврового сечений/, кПа, для
песков глинистых грунтов при показателе текучести IL, равном
крупных и средней крупности мелких пылеватых 0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0
<0,55 80 55 45 46 39 32 25 18 И
1 0,7 60 40 30 45 37 30 23 16 9
1,00 — — — — 32 23 15 10 6
<0,55 85 60 Г 50 68 53 40 29 20 13
2...3 0,7 65 45 35 65 50 37 26 18 И
1,0 — — — 60 45 32 21 13 7
Примечание. Для промежуточных значений ht, е н!т значения/ определяют интерполяцией.
Расчетные сопротивления грунта R, кПа, под нижним концом набив-
ных и буровых свай с уплотненным забоем при глубине погружения свай
от 2 до 3 м следует принимать по табл. 6.33; при этом для плотных песков
табличные значения следует увеличить в 1,3 раза. Расчетные сопротивления
fi, кПа, на боковой поверхности набивных и буровых свай допускается при-
нимать по табл. 6.32 с дополнительным коэффициентом условий работы, рав-
ным 0,9.
Таблица 6.33
Расчетные сопротивления под нижним концом набивных
и буровых сван R и под консолями свай-колонн Rcon
Грунт Коэффи- циент пористо- сти е Расчетные сопротивления под нижним концом набивных и буровых свай R, кПа, при глубине их погружения 2... 3 м и рас- четные сопротивления под консолями свай-колонн Rcon, кПа
Для песков
крупных средней крупности мелких пылеватых
0,0 0,2 0,4 0,6
Пески 0,55... 0,8 2000 1500 800 500
Супеси и 0,5 800 650 550 450
0,7 650 550 450 350
суглинки 1,0 550 450 350 250
0,5 1400 1100 900 700
Глины 0,6 1100 900 750 600
0,8 700 600 500 400
Несущую способность Fd, кН, сваи-колонны с погружаемыми в грунт же-
лезобетонными консолями, работающей на сжимающую нагрузку, следует оп-
ределять как сумму' сопротивлений грунта под нижним ее концом, под консо-
лями и на боковой поверхности по формуле
Fd = yc(RA +
У соп-^сопА соп + (6.62)
где R, А, и, fa Л,-то же, что и в форму'ле (6.11); усо„ - дополнительный коэффициент
условий работы; усоп = 0,4 для песков и усоп = 0,8 для глинистых грунтов, Rco„ - расчет-
ное сопротивление грунта под консолями, кПа. при погружении их в грунт на глубину
0,5... 1,0 м, принимаемое по табл. 6.33; Лсои - площадь проекции консолей на горизон-
тальную плоскость, м2.
Несущую способность свай таврового и двутаврового сечений при дейст-
вии вертикальной составляющей нагрузки следует определять по формуле
(6.11), принимая в ней значения на боковой поверхности полки и стенки по
табл. 6.32.
Расчетные характеристики грунтов при определении несущей способности
свай следует принимать для наиболее неблагоприятного случая их сезонного
изменения в процессе строительства и эксплуатации здания.
При проектировании свайных фундаментов в пучинистых грунтах следует
производить расчет на воздействие сил пучения.
299
Пример 6.23
Определить несущую способность по грунту железобетонной забивной сваи сече-
нием 0,2x0,2 м, погруженной в составе фундамента под 2-этажный жилой дом в грунт
со дна выемки глубиной 0,6 м на 2,4 м.
Грунтовые условия: с поверхности до глубины 2,4 м залегает песок средней круп-
ности, рыхлый с коэффициентом пористости е = 0,8, далее - суглинок тугопластичный
(IL = 0,4) с коэффициентом пористости е = 0,6, как это показано на рис. П.6.23.
Рис. П.6.23. Расчетная схема к примеру 6.23
Несущую способность сваи определим по формуле (6.11) при коэффициенте ус-
ловий работы сваи в грунте ус = 1.
По табл. 6.8 назначаем коэффициенты условий работы грунта под нижним кон-
цом сваи и на ее боковой поверхности как для сплошной сваи при погружении ее в
грунт механическим молотом - усД = 1.0; = 1.0.
По табл. 6.31 находим расчетное сопротивление грунта под концом сваи на глу-
бине L = 0.6 + 2,4 = 3,0 м при IL = 0,4, е = 0,6 - R = 2000 кПа.
Расчетные сопротивления грунта на боковой поверхности сваи f на различных
глубинах находим по табл. 6.32:
песок средней крупности: е = 0,8; /?1 = 1,8 м; Zi = 1,50 м;Д = 62,5 кПа;
суглинок тугопластичный: IL = 0,4; е = 0,6; h2 = 0,6 м; z2 = 2,7 м; f2 = 39,0 кПа.
Площадь поперечного сечения и периметр сваи:
А = 0,2-0.2 = 0.04 м2; w = 0.2-4 = 0.8 м.
Тогда:
Fd = UJcrRA + = 1,0(1,0-2000,0-0,04 + 0,8-1,0(62,5-1,8 + 39,0-0,6)] =
= 188,7 кН.
Пример 6.24
Определить несущую способность по грунту- сваи-колонны сечением 0,3 * 0,3 м с
погружаемыми в грунт железобетонными консолями, являющейся колонной каркаса
складского строения. Длина сваи-колонны в грунте L = 3,0 м (рис. П.6.24). Грунт -
глина тугопластичная (IL = 0,5, е = 0,6).
300
Несущую способность сваи-колонны определим по формуле (6.62) при коэффи-
циенте условий работы сваи в грунте ус = 1.
Дополнительный коэффициент условий работы для глинистого грунта усоп = 0,8.
Расчетное сопротивление грунта под нижним концом сваи на глубине L = 3,0 м
находим по табл. 6.32 при 4 = 0,5 и е = 0,6 -R = 1533,3 кПа.
Расчетное сопротивление грунта под консолями, погруженными в грунт на глу-
бину 0,5 м, находим по табл. 6.33 при /Л = 0,5 и е = 0,6 -Rco„ = 675 кПа.
Расчетные сопротивления грунта на боковой поверхности сваи /^ находим по табл.
6.32, предварительно разбив грунтовую толщу, прорезаемую сваей-колонной на слои,
не превыщающие по мощности 2,0 м:
суглинок; hx = 1,5 м; IL = 0,5; е = 0,6; Zj = 1,25 м;Д = 29,26 кПа;
суглинок; h2 = 1,0 м; IL = 0,5, е = 0,6; z; = 2,50 м;/2 = 33,5 кПа.
Площадь поперечного сечения и периметр сваи:
А = 0,3 -0.3 = 0.09 м2: w = 0.3 -4 = 1.2 м; Асоп = 2-0.3 -0.3 = 0.18 м2.
Тогда:
Tj Yc(^^ 4" yconRcon^-con +
= 1,0(1533.3-0.09 + 0.8-675-0.18 + 1.2 (29.26-1.5 + 33.5-1.0)] = 328.1 кН.
6.6. Проектирование свайных фундаментов
6.6.1. Проектирование односвайных фундаментов под колонны
каркасных зданий и сооружений
Выбор конструкции односвайного фундамента под колонну каркасного
здания или сооружения производится по результатам технико-экономического
сравнения его различных конструктивных вариантов, наиболее часто приме-
няемые из которых показаны на рис. 6.1.
301
При определении размеров односвайного фундамента следует руковод-
ствоваться следующими положениями.
Минимальный размер или сторона верхнего сечения сваи d, см, определя-
ется с учетом минимально допустимой толщины стенки стакана >S' под колонну
(>S'min> 15 см), допустимого отклонения от проектного положения сваи в плане
\ и диаметра или размера стороны сечения колонны d,, из условия:
• для сваи со стаканом под железобетонную колонн}
б/> б/к + 2(Л' ' Л) + 15; (6.63)
• для сваи с выпусками арматуры, опорной плитой и анкерными болтами
под металлическую колонну’
d>dK + 2\. (6.64)
При определении размеров верхнего сечения сваи по формуле (6.64) зна-
чение dK принимается равным размерам стороны опорной плиты металличе-
ской колонны, а при установке прямоугольных колонн на сваю круглого сече-
ния значение dK принимается равным размеру диагонали колонны.
Размер поперечного сечения нижнего конца пирамидальной сваи, устраи-
ваемой в выштампованном ложе, рекомендуется принимать 30 см, что позво-
ляет при необходимости погрузить в выштампованную скважину стандартную
призматическую сваю сечением 30x30 см.
Длина сваи в односвайном фундаменте принимается в соответствии с ре-
комендациями, изложенными в и. 6.2.4 настоящего справочника.
Предельные отклонения в плане при устройстве односвайных фундамен-
тов приведены в табл. 6.2.
Расчет односвайных фундаментов выполняется по двум группам предель-
ных состояний в соответствии с указаниями и. 6.2.
Несущая способность односвайного фундамента на вертикальную нагруз-
ку определяется в соответствии с требованием и. 6.3, допускаемая нагрузка на
фундамент 7V, кН, находится из условия (6.1).
Расчет односвайных фундаментов на горизонтальные нагрузки и изги-
бающие моменты производится так же, как и одиночных свай, в соответствии
с указаниями и. 6.4 настоящего справочника. Детально расчет представлен в
примере 6.22.
Расчет осадки одиночной сваи, прорезающей слой грунта с модулем сдви-
га Gb МПа, коэффициентом Пуассона Vi и опирающейся на грунт, характери-
зуемый модулем сдвига G2 и коэффициентом Пуассона v2, при условии
l/d > G\UG2d > 1 (где I - длина сваи, м, d - наружный диаметр поперечного се-
чения ствола сваи, м) допускается производить по форму лам:
а) для одиночной висячей сваи без уширения пяты
5 = $N/Gd, (6.65)
где N - вертикальная нагрузка, передаваемая на сваю, МН; р - коэффициент, опреде-
ляемый по формуле
Р = O,171n(^,G1Z/G2c0, (6.66)
где к.. - коэффициенты, определяемые по формуле
£,, = 2,82 - 3,78v +2,18v2, (6.67)
при v = (vj + v2)/2;
302
б) для одиночной сваи с уширением пяты или сваи-стойки
5 = (0,22 N/G2db) + NI/EA, (6.68)
где db - диаметр уширения сваи.
В формулах (6.65)...(6.68) характеристики грунтов G} и V! принимаются
осреднениями для всех слоев грунта в пределах глубины погружения сваи, а
G2 и v2- в пределах 0,5/ от нижнего конца сваи.
Модуль сдвига грунта G = £72(1 + v) допускается принимать равным
О,4£о, а коэффициент kY равным 2,0, где £ - модуль деформации грунта.
Расчетный диаметр d для свай некруглого сечения, в частности стандарт-
ных забивных свай заводского изготовления, вычисляется по формуле
г/ = 74Л/л, (6.69)
где А - площадь поперечного сечения сваи.
Изложенная методика не учитывает сжатие ствола сваи под действием
вертикального усилия.
Пример 6.25
Требуется определить осадку одиночной забивной железобетонной сваи сечением
0,3 x0,3 м. служащей фундаментом под колонну двухэтажного складского здания.
Глубина погружения сваи в грунт - 6,5 м.
Грунтовые условия: с поверхности до глубины 2,0 м залегает суглинок мягкопла-
стичный (IL = 0,7; Е = 16,0 МПа; v = 0,34). ниже - суглинок мягкопластичный (1L = 0,6;
Е= 18,0 МПа; v = 0,36) мощностью слоя 4,0 м, подстилаемый слоем глины полутвер-
дой (IL = 0,2; Е = 21,0 МПа, у = 0,4) мощностью слоя 5,2 м (рис. П.6.25).
Передаваемая на сваю вертикальная нагрузка N= 400 кН.
Осадку сваи определим по формуле (6.65).
Проверяем выполнение необходимого для возможности расчета осадки сваи по
этой формуле условия Ud> G}UG-d > 1. Вхо-
дящий в это условие модуль сдвига Gj примем
осредненным для всех слоев грунта в пределах
глубины погружения сваи /, а модуль сдвига G2
- в пределах 0,5/ от нижнего конца сваи. Прини-
мая G = ОАЕ, получим:
Gj = (0,4-16,0-2,0 + 0.4-18.0-4.0 +
+ 0,4-21.0-0.5)/6,5 =7,1 МПа;
G2 = 0,4-21,0 = 8,4 МПа.
Тогда: 6.5/0.3 > 7,1-6.5/84-0.3 > 1.0.
21,7 > 18,3 > 1 - условие выполняется.
Параметр 0 в формуле (6.65) находим по
формуле (6.66). предварительно определив ко-
эффициент Е по формуле (6.67).
Коэффициент Пуассона v в формуле (6.67)
определим как к = (v, + v2)/2. где и примем ос-
редненным для всех слоев грунта в пределах
глубины погружения сваи /, а г2 - в пределах
0,5/ от нижнего конца сваи.
v,= (0,34-2,0 + 0,36-4,0 + 0,4-0,5)76,5 =
= 0,36; Рис. п.6.25. Расчетная схема
/V 400 кН
Суглинок
мягкопластичный
4-0,7
Суглинок
тугопластичный
Л = 0,6
Глина
полутвердая
4=0,2
Мощность слоя
5,2 м
—г—
77
77777
s
S
S
г2 = 0,4;
к примеру 6.25
303
v = (0,36 + 0,4)/2 = 0,38.
С учетом полученных значений:
к„ = 2,82 - 3,78v + 2,18v2 = 2,82 - 3,78-0,38 + 2,18-0,382 = 1,7;
Р = 0,171n(/.'1,G1//G2<7) = 0,171и(1,7-7,1-6,5/8,4-0,3) = 0,171п31,13 = 0,17-11,46 = 1,95
Тогда:
осадка сваи s = fiN/GJ = 1,95-400,0/7100-6,5 = 1,7 см.
6.6.2. Проектирование однорядных и многорядных ленточных
свайных фундаментов
В ленточных фундаментах сваи могут располагаться в 1, 2, реже в 3 ряда в
зависимости от расчетного количества свай, необходимого для их размещения
на 1 пог. м длины ростверка (рис. 6.17). Сваи обязательно должны погружаться
под углами стен, их пересечениями и примыканиями. В панельных зданиях
под каждую панель устанавливают не менее 2 свай.
Рис. 6.17. Варианты расположения свай в ленточном
свайном фундаменте
Определение числа свай в ленточном фундаменте
и размещение их в плане
Необходимое число свай л на 1 м длины ленточного фундамента опреде-
ляется по формуле
n = Nm/N, (6.70)
где Лг01 - расчетная нагрузка на метр длины ленточного фундамента из расчета по пер-
вому предельному состоянию, кН/м; Л/ - расчетная нагрузка, передаваемая на сваю,
кН, определяемая из условия (6.1).
Необходимый для размещения полученного по формуле (6.70) числа свай
на 1 м длины фундамента шаг их устройства (осевое расстояние между свая-
ми), м, определяется по формуле
a=Mn. (6.71)
304
Полученный результат округляется таким образом, чтобы шаг свай был
кратен 5 см.
В зависимости от величины а определяется число рядов свай, при этом
минимальное расстояние c/mm между осями забивных свай трения принимается
не менее 3d. Минимальные расстояния аШ1П для других типов свай приведены в
табл. 6.1 настоящего справочника.
Рекомендуются следующие варианты размещения свай в плане (на приме-
ре ленточного фундамента на сваях трения).
Однорядное (см. рис. 6.17, а), если 3d <а <6d. Расстояние между осями
свай более 6d принимать не рекомендуется, так как в этом случае значительно
увеличиваются размеры ростверка. Если по расчету а > 6d, то можно изменить
длину или сечение сваи, чтобы уменьшить ее несущую способность, или пе-
рейти на фундамент мелкого заложения.
Двухрядное шахматное (см. рис. 6.17, б), если и <2 и l,5d < a <3d. Рас-
стояние между двумя рядами свай ср в этом случае определяется по формуле
ср >у] (3d)2 -а2. (6.72)
Двухрядное (см. рис. 6.17, в), если п > 2 и а = 1,5б/. Расстояние между ря-
дами принимается ср = 3d.
Из-за значительного увеличения размера ростверка принимают, как пра-
вило, не более двух рядов свай. Если же по расчету получается а < l,5d, то
лучше увеличить длину сваи или ее сечение, т.е. несущую способность.
Ширина ростверка ленточного свайного фундамента Ьр определяется по
формуле
Ьр = d + 2с0 + (т - 1)ср, (6.73)
где с0 = 0,1 м - расстояние от края ростверка до грани сваи; т - число рядов свай; ср -
расстояние между рядами свай, м.
После размещения свай в плане и уточнения габаритных размеров рост-
верка определяют нагрузку N. приходящую на каждую сваю, и проверяют ус-
ловие
N = (Nm + Gf + Gg)/n < (6.74)
где Nm, и - то же. что и в формулах (6.70), (6.71); Fd, у0, Y«- Y*- - то же. что и в формуле
(6.1); Gf и Gg - расчетные нагрузки от веса фундамента и грунта на обрезах ростверка,
кН/м.
Если условие (6.74) не выполняется, то необходимо выбрать или другой
тип свай, имеющий более высокую несущую способность, или увеличить чис-
ло свай в фундаменте и повторить расчет.
Железобетонные ростверки ленточных свайных фундаментов рассчиты-
вают как неразрезные многопролетные балки в соответствии с требованиями
СНиП 2.03.01-84.
Расчет осадок ленточных свайных фундаментов
Осадка ленточного свайного фундамента с одно- и двухрядным располо-
жением свай при осевом расстоянии между сваями (З...4)б/ определяется по
следующей формуле:
s = р(1 - v2)60/tiE, (6.75)
305
где р - погонная нагрузка на свайный фундамент, кН/м, с учетом веса фундамента в
виде массива грунта со сваями, ограниченного сверху поверхностью планировки, с
боков - вертикальными плоскостями, проходящими по наружным граням свай, снизу -
плоскостью, проходящей через нижние концы свай (рис. 6.18, a); E,v- средневзве-
шенные значения модуля деформации, кПа, и коэффициента Пуассона грунта в преде-
лах активной зоны сжатия массива под нижними концами свай 1!п 80 — коэффициент,
принимаемый по номограммам на рис. 6.18, б в зависимости от коэффициента Пуассо-
на V, приведенной ширины фундамента Р = Ы1 (где b - ширина фундамента, прини-
маемая по наружным граням крайних рядов свай; / глубина погружения свай) и при-
веденной мощности сжимаемой толщи НСТН.
Рис. 6.18. Расчетная схема к определению осадки ленточного свайного фундамента (а)
и номограммы для определения значений коэффициента 80 (б)
Нижнюю границу сжимаемой толщи рекомендуется принимать на глуби-
не, где дополнительное напряжение с:р от нагрузки на фундамент не превыша-
ет структурную прочность грунта рстр. Если грунт не обладает структурной
прочностью или данные о ее величине отсутствуют, рекомендуется границу
активной зоны принимать на глубине, где напряжение от внешней нагрузки не
превышает 10 кПа.
Напряжения в активной зоне сжатия грунта в основании ленточных свай-
ных фундаментов определяются по форму’ле
306
<5zp = a,plitl, (6.76)
где a„ - безразмерный коэффициент, принимаемый по табл. 6.34 в зависимости от
приведенной ширины свайного фундамента р = Ы1, где b - ширина фундамента, рав-
ная диаметру круглой или стороне квадратного сечения свай при однорядном распо-
ложении свай и расстоянию между наружными гранями крайних рядов свай при их
двухрядном расположении, и отношения z/l, где z - расстояние от подошвы ростверка
ленточного фундамента до глубины, на которой определяется напряжение огр; pul-
то же, что и в формуле (6.76).
Таблица б. 34
Значения безразмерных коэффициентов ая
z/l P = b/l
0,05 0,10 0,20 0,30
1,01 13,791 9,506 6,706 5,492
1,05 8,021 7,218 5,659 4,731
1,10 5,177 5,209 4,739 4,193
1,20 3,317 3,422 3,434 3,305
1,30 2,577 2,650 2,706 2,687
1,40 2,159 2,210 2,261 2,270
1,50 1,882 1,920 1,960 1,976
1,60 1,680 1,708 1,741 1,176
1,70 1,524 1,546 1,573 1,588
1,80 1,399 1,417 1,439 1,452
1,90 1,296 1,310 1,329 1,340
2,00 1,209 1,221 1,236 1,246
2,10 1,134 1,144 1,157 1,166
2,20 1,069 1,077 1,089 1,096
2,30 1,011 1,019 1,029 1,004
2,40 0,960 0,966 0,975 0,981
2,50 0,914 0,920 0,928 0,933
Значения коэффициента 50 определяют по номограмме следующим обра-
зом. На номограмме через точку, соответствующую вычисленному значению
приведенной мощности сжимаемой толщи НС/1Н, проводят прямую, параллель-
ную оси абсцисс, до пересечения с линией приведенной ширины фундамента
Р = Ы1 и опускают перпендикуляр до линии коэффициента Пуассона грунта v.
Из точки пересечения проводят линию, параллельнуто оси абсцисс, до пересе-
чения с осью ординат, на которой приведены значения коэффициента 5о (см.
рис. 6.18).
Пример 6.26
Определить осадку' ленточного свайного фундамента под стену жилого дома.
Фундамент состоит из двух рядов забивных свай сечением 0,3 х0,3 м, погруженных в
грунт на глубину / = 8,0 м, с осевым расстоянием между сваями а = 3d.
Подошва ростверка заложена на глубине 1,0 м от планировки поверхности грунта.
Грунт: площадка с поверхности сложена слоем мягко пластичных суглинков мош-
307
ностью 12,5 м, далее, до глубины 26,0 м, залегают тугопластичные глины, обладающие
структурной прочностью рсто = 47 кПа. Модуль деформации суглинков Е = 11.0 МПа,
коэффициент Пуассона v = 0,35, глин-Е = 17,0 МПа, v = 0,4
Погонная нагрузка от условного фундамента на основание составляет
р = 1200 кН/м.
Осадку фундамента определим по форм}’ле (6.75).
Необходимый для расчета по этой формуле коэффициент 80 определим по номо-
граммам на рис. 6.18, б в зависимости от средневзвешенного значения модуля дефор-
мации Е и коэффициента Пуассона v грунта в пределах активной зоны сжатия массива
под нижними концами свай, приведенной ширины фундамента р = Ы1 и приведенной
мощности сжимаемой толщи НСТП.
Выполним указанные вычисления.
Приведенная ширина фундамента Р при b = 3d + d = 3 -0,3 + 0,3 = 1,2 м и / = 8,0 м
составит: Р = 1,2/8,0 = 0,15.
Для определения приведенной мощности сжимаемой толщи необходимо найти
мощность активной зоны сжатия массива под нижними концами свай Нст. Как указы-
валось выше, нижняя граница этой толщи может быть принята на глубине, где допол-
нительное напряжение <Jzp от нагрузки на фундамент не превышает p„v для грунтов,
обладающих структурной прочностью, или 10 кПа для грунтов, не обладающих такой
прочностью.
Напряжения azp в активной зоне сжатия грунта на различных глубинах, выражен-
ных через отношение z//, определим по формуле (6.76):
oz;) = a-nplid = а,.-1200/3,14-8,0 = 47,8аи кПа.
Коэффициент рассеивания напряжений с глубиной аи примем по табл. 6.34 в зави-
симости от приведенной ширины свайного фундамента Р = Ь/1 и отношения z/1. Ре-
зультаты расчетов ог/) сведены в табл. П.6.26
Таблица П.6.26
Z// Р = Ы1 = 0,15
а„ Z, см /?, см = а„-47,8 кПа
1,01 8,106 808 8 387,5
1,05 6,439 840 48 307,4
1,10 4,974 880 88 237,8
1,20 3,428 960 168 163,9
1,30 2,678 1040 248 128,0
1,40 2,236 1120 328 106,9
1,50 1,940 1200 408 92,7
1,60 1,725 1280 488 82,5
1,70 1,560 1360 568 74,6
1,80 1,428 1440 648 68,3
1,90 1,320 1520 728 63,1
2,00 1,229 1600 808 58,8
2,10 1,151 1680 888 52,0
2,20 1,083 1760 968 51,8
2,30 1,024 1840 1048 49,0
2,40 0,971 1920 1128 46,4
2,50 0,924 2000 1208 44,2
308
Согласно представленным в таблице данным нижняя граница сжимаемой толщи
грунта, где напряжение <5zp от нагрузки, передаваемой фундаментом на грунт, прибли-
зительно равняется его структурной прочности, находится на глубине z0 « 19.3 м. а
мощность сжимаемой толщи Нст составляет 11,3 м.
Далее находим коэффициент 50, для чего, следуя изложенной выше методике, на
номограмме на рис. 6.18. б через точку, соответствующую значению приведенной глу-
бины сжимаемой толщи Яс т/7 = 1,41, проведем прямую, параллельную оси абсцисс, до
пересечения с линией приведенной ширины фундамента Р = Ь/1 = 0,15 и опустим пер-
пендикуляр до линии коэффициента Пуассона грунта v. Из точки пересечения прове-
дем линию, параллельную оси абсцисс, до пересечения с осью ординат, на которой
приведены значения коэффициента Он. Искомое значение 5() = 1,35.
Находим средневзвешенные значения характеристик деформируемости грунтов с
пределах сжимаемого слоя:
Еср = (3,5-11,0 + 7,8-17,0)/(3,5 + 7,8) = 15,1 МПа;
vcp = (3,5-0,35 + 7,8-0,4)/(3,5 + 7,8) = 0,37.
Используя полученные значения характеристик грунтов, получим:
х =/?(! - VcpWrcЕсР = 1,200-10 3(1 - 0,37> 1,35/3,14-15,1 = 2,95 см.
Примечание. Глубина расположения нижней границы сжимаемой толщи zci, а сле-
довательно, и мощность активной зоны сжатия может быть найдена и без расчета и
построения эпюры czp исходя из соотношений:
- для грунтов с p„v / 0 от = рстр',
- для грунтов с = 0 <з:р = 10,0 кПа.
Для этого из уравнения (6 .76) находится значение безразмерного коэффициента а„:
- для грунтов с petp ^0 а„ = рС7р тЛр\
- для грунтов с рстр = 0 а„ = 10 rd/p.
По найденным значениям а„ и р по табл. 6.34 определяется соответствующее им
значение отношения z/Z, откуда находится глубина расположения нижней границы
сжимаемой толщи z0 и ее мощность Нс т как zt - /.
Так. для выполненного выше примера:
а„ = 47,0-3,14-8,0/1200 = 0,984; Р = 1,2/8,0 = 0,15.
По табл. 6.34 находим z// = 2,41, откуда z(l = 2,41-8,0 = 19,3 м, a Hc:i = z0 - 1 =
= 19,3-8,0= 11,3 м.
Наряду с рассмотренным выше методом осадка ленточного свайного фун-
дамента может быть определена изложенным в следующем параграфе методом
послойного суммирования для кустов свай, принимая соотношение сторон ус-
ловного ленточного фундамента в плане, ширина которого Ьу определяется в
соответствии со схемой на рис. 6.20, а, п > 10.
6.6.3. Проектирование кустов свай
Проектирование кустов свай ведется на основе расчетов по двум группам
предельных состояний, исходя из конкретных грунтовых условий площадки
строительства, характеризуемых материалами инженерных изысканий, и рас-
четных нагрузок, действующих на фундамент.
Тип и вид свай для свайного куста выбираются в зависимости от инже-
нерно-геологических условий строительной площадки, действующей нагрузки
и имеющегося оборудования для устройства свайных фундаментов.
Длина свай выбирается в зависимости от напластования и характеристик
грунтов строительной площадки и уровня расположения подошвы ростверка.
Нижние концы свай, как правило, заглубляют в плотные грунты с высокими
309
расчетными характеристиками, прорезая напластования слабых грунтов. Опи-
рание нижних концов свай на рыхлые пески и глинистые грунты текучей кон-
систенции не допускается.
Тип свайного ростверка выбирается в зависимости от назначения и конст-
рукции сооружения. Чаще всего устраиваются фундаменты с низким роствер-
ком. Высокие ростверки применяют в основном в опорах мостов и в портовых
гидротехнических сооружениях (набережные, пирсы и т.д.).
Глубину заложения подошвы низкого ростверка назначают в зависимости
от конструктивных решений подземной части здания или сооружения. Чаще
всего ростверк располагают ниже пола подвала. В случае бесподвальных по-
мещений ростверки могут закладываться практически на поверхности грунта.
В пучинистых грунтах ростверк закладывается ниже расчетной глубины
промерзания. В противном случае предусматриваются меры, предотвращаю-
щие или уменьшающие влияние на него сил морозного пучения грунта. К та-
ким мерам относится, например, создание воздушного зазора между подошвой
ростверка и поверхностью грунта, а для ростверка под наружные стены - под-
сыпка под подошвой ростверка слоя шлака толщиной не менее 0,3 м или песка
толщиной не менее 0,5 м.
Далее определяют число свай в фундаменте и их размещение в плане и
выполняют расчет по двум группам предельных состояний.
Общие указания по расчету2 изложены в и. 6.2.5 настоящего справочника.
Определение числа свай в фундаменте и размещение их в плане
Центрально нагруженный куст свай
Число свай п в фундаменте под колонну с учетом веса ростверка и грунта
на его обрезах, приходящегося на одну’ сваю, при минимальном расстоянии
между сваями Зс/, где d размер поперечного сечения сваи, м, определяется по
формуле
я (6.77)
где /VCI1 - расчетная нагрузка от здания или сооружения на уровне верхнего обреза
фундамента для расчета по первому7 предельному7 состоянию, кН; Рсв - расчетная на-
грузка, кН, допускаемая на сваю по грунту7; <7р - глубина заложения ростверка, м; у„, -
средний удельный вес бетона ростверка и грунта на его обрезах, принимаемый равным
20,0 кН/м3.
Полученное по формуле (6.77) число свай округляется в сторону' увеличе-
ния до целого числа.
Сваи в кусте размещаются таким образом, чтобы ростверк получился наи-
более компактным, при этом сваи можно располагать по прямоугольной сетке
или в шахматном порядке.
Согласно табл. 6.1 настоящего справочника расстояние между осями за-
бивных и вдавливаемых висячих свай принимается равным а = 3d, в случае
свай-стоек — не менее 1,5г/.
Расстояние в свету7 между7 стволами буровых, набивных свай и свай-
оболочек, а также между7 скважинами свай-столбов должно быть не менее
1,0 м, а расстояние между буроинъекционными сваями в осях - не менее трех
их диаметров; расстояние в свету между уширениями при устройстве их в
твердых и полутвердых глинистых грунтах - 0,5 м, в других дисперсных грун-
тах - 1,0 м.
310
Примеры возможного размещения свай в кустах показаны на рис. 6.5 на-
стоящего справочника.
После размещения свай в плане и уточнения габаритных размеров рост-
верка определяют реальную расчетную нагрузку N, приходящую на каждую
сваю:
N = (jVoi +7Vpi +№)/и, (6.78)
где Ли и /7 - то же, что и в формуле (6.77); Лф, и .V, । - расчетные нагрузки от веса рост-
верка и грунта на его обрезах для расчета по первом)7 предельному состоянию, кН.
Расчет заканчивается проверкой выполнения условия (6.1):
К<РСв = У(ра/у„ук,
где N - расчетная нагрузка, передаваемая на сваю, кН; Рсъ - расчетная нагрузка, допус-
каемая на сваю по грунту, кН; Fd - несущая способность сваи по грунту, кН, определя-
емая любым из методов, изложенных в п. 6.3 настоящего справочника; у0 - коэф-
фициент условий работы, принимаемый для кустов равным уо = 1,15; у„ — коэффициент
надежности по назначению (ответственности) сооружения, принимаемый равным 1,2;
1,15 и 1,10 соответственно для сооружений I, II и III уровней ответственности; yfc - ко-
эффициент надежности, принимаемый равным: 1,2 - если несущая способность сваи
определена по результатам ее испытания статической нагрузкой; 1,25 — расчетом по
результатам статического зондирования грунтов или динамических испытаний свай,
выполненных с учетом упругих деформаций грунта, а также по результатам полевых
испытаний грунтов эталонной сваей или сваей-зондом; 1,4 - по результатам динами-
ческих испытаний свай, выполненных без учета упругих деформаций грунта или рас-
четом практическим методом.
В случае его невыполнения необходимо либо повысить несущую способ-
ность сваи за счет увеличения ее длины или размеров поперечного сечения,
либо увеличить число свай в фундаменте и повторить расчет.
Внецентренно нагруженный куст свай
Предварительное число свай при внецентренном нагружении свайного
фундамента определяют так же, как и при центральной нагрузке, по формуле
(6.77), а затем увеличивают приблизительно на 20%.
Максимальную и минимальную расчетные нагрузки на противоположные
сваи куста в плоскостях действия моментов в общем случае, когда моменты
действуют в направлении двхх осей, определяют по формуле
у_ ^d + Мху МуХ
(6.79)
где Nd, Мх; Му — соответственно расчетная вертикальная нагрузка, кН, и расчетные из-
гибающие моменты, кН-м, относительно главных центральных осей хну плана свай в
плоскости подошвы ростверка (рис. 6.19); п - число свай в фундаменте; х,-, у, - рас-
стояния от главных осей до оси каждой сваи, м; х, у - расстояния от главных осей до
оси сваи, для которой вычисляется расчетная нагрузка, м.
Найденное максимальное усилие на сваю 7Vmax (свая в крайнем ряду7 при
действии момента в одной плоскости или угловая свая при действии моментов
в двух плоскостях) должно удовлетворять условию расчета по первому пре-
дельному состоянию (6.1):
Tv'max < Y»Y*>
311
Рис. 6.19. Внецентренно нагруженный свайный куст
При кратковременных (ветровых, крановых и т.п ) и особых нагрузках до-
пускается перегрузка крайних свай до 20%.
Если условие (6.1) не выполняется, необходимо увеличить число свай в
фундаменте или расстояние между’ ними.
При передаче на крайние сваи куста выдергивающих нагрузок должно вы-
полняться условие
Nmm<Fdlfyk, (6.80)
где Fdll - несущая способность сваи, работающей на выдергивание, определяемая по
формуле (6.12) или по результатам испытания сваи пробной нагрузкой, кН, ук - коэф-
фициент надежности, принимаемый в зависимости от числа свай в фундаменте рав-
ным:
от 11 до 20 свай - 1.55 (1.4);
от 6 до 10 свай - 1.65 (1.5);
от I до 5 свай - 1.75 (1.6).
В скобках приведены значения ук в случае, когда несущая способность
сваи определена по результатам полевых испытаний статической нагрузкой
или расчетом по результатам статического зондирования грунтов.
Ростверки кустов свай конструируются как обычные фундаменты мелкого
заложения и рассчитываются на продавливание колонной или угловой сваей,
на поперечную силу в наклонных сечениях и на изгиб. Все расчеты произво-
дятся в соответствии с требованиями СП 63.13330.2012 «Бетонные и железо-
бетонные конструкции».
Если сваи куста работают только на сжимающую нагрузку, то достаточно
их заделки в ростверк на 5... 10 см, если же сваи воспринимают выдергиваю-
щие нагрузки или моменты, то их связь с ростверком делают более надежной,
для чего головы свай разбивают и обнаженную арматуру/ замоноличивают в
бетон ростверка, как это показано на рис. 6.19. Величина заделки арматуры
сваи в ростверк определяется расчетом на выдергивание. Обычно это порядка
20с/ рабочей арматуры сваи.
312
Действие горизонтальной нагрузки
Расчет несущей способности куста свай при действии на него горизон-
тальной нагрузки заключается в проверке выполнения условия
Н<НК, (6.81)
где Н - расчетная горизонтальная нагрузка на куст свай, кН; Нк - расчетное сопротив-
ление к\ ста свай действию горизонтальной нагрузки, кН, определяемое по форм}'ле
Н^Н^пК™, (6.82)
где п — число свай в кусте; ЛББ - безразмерный коэффициент взаимовлияния свай, оп-
ределяемый по табл. 6.35; Нсв — несущая способность сваи куста на горизонтальную
нагрузку, кН, определяемая раздельно для связных и несвязных грунтов в зависимости
от прочности ствола сваи на изгиб.
Таблица 6.35
Значения безразмерных коэффициентов взаимовлияния свай
в горизонтально нагруженном кусте сваи /6ВВ
Число свай в кусте Значение коэффициента АББ при расстоянии между сваями а, равном
3d 4</ 5d 6d
4 0,68 0,71 0,80 0,86
9 0,59 0,62 0,71 0,78
16 0,47 0,57 0,65 0,74
20 0,45 0,55 0,64 0,73
Связные грунты
Несущая способность сваи куста на горизонтальную нагрузку в связных
грунтах определяется по форму-ле
Ясв = с-„б/2рб, (6.83)
где с„ - расчетное среднее значение недренированного сопротивления грунта сдвигу,
определяемое для участка от поверхности грунта до глубины 10J, кПа; d — диаметр
или ширина ствола сваи, м; рс - безразмерный коэффициент прочности ствола сваи,
определяемы по табл. 6.36 в зависимости от безразмерного показателя тс:
тс=Мр1сД3, (6.84)
где Мр - расчетное сопротивление ствола сваи на изгиб, кН-м, определяемое в зависи-
мости от размера и армирования сваи с учетом вертикальной нагрузки при ее наличии;
си и d- то же, что и в формуле (6.83).
Недренированное сопротивление глинистого грунта сдвигу си в формулах
(6.83), (6.84) определяется по лабораторным испытаниям (ГОСТ 12248). При
наличии данных статического зондирования возможно также его определение
в зависимости от сопротивления конуса qc по формуле
= qcHQ. (6.85)
Таблица 6.36
Значения безразмерных коэффициентов рс
Коэффициент рс при тс, равном
2 4 10 20 40 100 200
5,1 7,9 12,7 20,7 32,4 51,3 77,1
313
Несвязные грунты
Несущая способность сваи куста на горизонтальную нагрузку в несвязных
грунтах определяется по формуле
Нсъ = kfad3^ (6.86)
где yi - расчетное значение удельного веса грунта (при водонасыщенных грунтах с
учетом взвешивающего действия воды), кН/м3; р„ - безразмерный коэффициент, опре-
деляемый по табл. 6.37 в зависимости от безразмерного показателя тп, вычисляемого
по формуле
mn=MplklyAd4, (6.87)
где Мр - то же, что и в форм}7ле (6.84); кр - коэффициент пассивного давления грунта,
вычисляемый по формуле
кр = (1 + sin<pi)/(l - sintp!), (6.88)
где <pi - расчетное значение угла внутреннего трения грунта в пределах от подошвы
ростверка до глубины 10ft град.
Таблица 6.37
Значения безразмерного коэффициента р„
Коэффициент [ „ при ы,„ равном
2 4 10 20 40 100 200 400
3,3 4,2 6,5 9,1 13,5 23,6 36,5 56,9
Расчет осадок кустов свай
Расчет осадок кустов свай (расчет по второй группе предельных состояний)
выполняется с использованием расчетных схем, основанных на модели грунта
как линейно-деформируемой среды, при обязательном выполнении условия (6.1).
При надлежащем обосновании допускается производить расчеты в нели-
нейной постановке с использованием апробированных моделей грунта и чис-
ленных методов расчета.
Полученные расчетом значения осадок свайных кустов не должны превы-
шать предельных значений по условию (6.2).
При расчете осадок куст свай рассматривается как условный массивный
фундамент, состоящий из свай, грунта межсвайного пространства и некоторо-
го объема грунта, примыкающего к наружным сторонам свайного фундамента.
Границы условного фундамента (рис. 6.20, а) определяются следующим
образом:
• снизу - плоскостью БВ, проходящей через нижние концы свай;
• с боков — вертикальными плоскостями АБ и БВ, отстоящими от наружных
граней крайних рядов вертикальных свай на расстоянии с, равном:
c = /7tg((pJ4„,/4), (6.89)
где h - глубина погружения свай в грунт, считая от подошвы ростверка, м; - ос-
редненное расчетное значение угла внутреннего трения грунта:
CP/r.mt = SflWZX (6.90)
где (р//,, - расчетные значения углов внутреннего трения для отдельных пройденных
сваями слоев грунта толщиной /?,;
• сверху - поверхностью планировки грунта АГ.
314
длины свай
Размеры подошвы условного фундамента при определении его границ по
этим правилам находят по формулам:
Ьу = аъ{тъ - 1) + d+ 2с;
1У = a^mii - 1) + d + 2с, (6.91)
где аь и ai — расстояние между осями свай соответственно по поперечным и продоль-
ным осям, м; тьи т;~ количество рядов свай по ширине и длине фундамента (на рис.
6.20, a nif, = 3;mi = 4); d- диаметр круглого или сторона квадратного сечения сваи, м.
При наличии в фундаменте наклонных свай плоскости АБ и ГВ проходят
через их концы (рис. 6.20, б). Размеры подошвы условного фундамента в этом
случае определяются расстояниями между нижними концами наклонных свай.
Если в пределах погружения свай залегают слои торфа или ила толщиной
более 30 см, то, поскольку трение в них принимается равным нулю, осадку
куста свай из висячих свай определяют с учетом уменьшенных габаритов ус-
ловного фундамента, который принимается ограниченным с боков вертикаль-
ными плоскостями, отстоящими от наружных граней крайних рядов свай на
расстоянии с', определяемом как
с'= Mg(cp//,»rt/4), (6.92)
где hmt - расстояние от нижнего конца сваи до подошвы слоя торфа или ила (см. рис.
6.20, в), м; tynynt - осредненное расчетное значение угла внутреннего трения грунта,
определяемое по формуле (6.90) для слоев, залегающих ниже слоя торфа или ила.
В случае, когда число свай в группе превышает 25 (свайное поле), услов-
ный фундамент с боков допускается ограничивать вертикальными плоскостя-
ми АВ и БГ, отстоящими от осей крайних рядов вертикальных свай на рассто-
янии с, равном 0,5 шага свай (рис. 6.21, а), но не более 2d (d - диаметр или
сторона поперечного сечения сваи), а при наличии наклонных свай - проходя-
щими, как и в предыдущем случае, через нижние концы этих свай (рис. 6.21, б).
31Б
Рис. 6.21. Определение границ условного фундамента при расчете
осадки болыперазмерного свайного куста (и > 25):
а - для вертикально погруженных свай: б - для наклонно погруженных свай
Размеры подошвы условного фундамента при определении его границ по
этим правилам находятся по формулам:
Ъу = аъ(тъ - 1) + 0,5ц;
lv = - 1) + 0,5ц, (6.93)
где а — шаг свай, м; аь, сц. ть, тг - то же, что и в формулах (6.91).
Во всех рассмотренных случаях при определении осадок расчетная на-
грузка, передаваемая условным фундаментом на грунт основания, принимает-
ся равномерно распределенной.
Расчет осадок свайного фундамента как условного массивного выполняет-
ся тем же методом послойного суммирования, что и расчет фундамента мелко-
го заложения. При этом также требуется выполнение условия, чтобы среднее
давление рп по подошве условного фундамента не превышало расчетное со-
противление грунта основания R на той же глубине, т.е.
pn = Nn/Ay<R, (6.94)
где /1у = Ьу1у - площадь подошвы условного фундамента, м2; NH - расчетная нагрузка
на фундамент по второй группе предельных состояний, кН, определенная с учетом
собственного веса условного фундамента по формуле
NJ1 = N0I1 + NcII + N^ + NTjl, (6.95)
где Nw - расчетная нагрузка от здания или сооружения на уровне верхнего обреза
фундамента, кН; NcII, NplI, NTlI - расчетные нагрузки от веса соответственно свай, рост-
верка и грунта, кН, в объеме условного фундамента АБВГ.
Расчетное сопротивление грунта основания R определяется, как и для
фундамента мелкого заложения, но с заменой фактических габаритов на раз-
меры условного фундамента:
R = {улУс^к)[М^уу'и + М^у'п + (М; - V)dby'n + Мся], (6.96)
где ус1 и ус2 - коэффициенты условий работы, принимаемые по табл. 6.38; к - коэффи-
циент, принимаемым равным единице, если прочностные характеристики грунта (ср/, и
С//) определены непосредственными испытаниями, и к = 1,1, если они приняты по таб-
лицам приложения Б СП 22.13330.2011; Му, Mq, Мс - коэффициенты, принимаемые по
табл. 6.39; kz - коэффициент, принимаемый равным единице при Ьу < 10 м; к2 = zjby + 0,2
при Ьу > 10 м; by - условная ширина подошвы свайного фундамента, м; уя - расчетное
316
значение удельного веса грунтов, залегающих ниже условной подошвы свайного фун-
дамента (при наличии подземных вод определяется с учетом взвешивающего действия
воды), кН/м3; уд - то же для грунтов, залегающих выше условной подошвы свайного
фундамента, кН/м3; сп - расчетное значение удельного сцепления грунта, залегающего
непосредственно под условной подошвой свайного фундамента, кПа; d} - глубина за-
ложения условного фундаментов, м, бесподвальных сооружений от уровня планиров-
ки или приведенная глубина заложения наружных и внутренних фундаментов от пола
подвала, определяемая по форм)7ле (6.97); dt - глубина подвала - расстояние от уровня
планировки до пола подвала, м (для сооружений с подвалом глубиной свыше 2 м при-
нимают равным 2 м),
d = hs + h^cfly'n, (6.97)
где h,. - толщина слоя грунта выше подошвы условного фундамента со стороны подва-
ла, м; hcf - толщина конструкции пола подвала, м; ycf — расчетное значение удельного
веса конструкции пола подвала, кН/м3.
Таблица 6.38
Коэффициенты уЛ и ус2
Грунт Коэффи- циент ус1 Коэффициент ус2 для сооружений с жест- кой конструктивной схемой при отноше- нии длины сооружения или его отсека к высоте L/Hy равном
4 и более 1,5 и менее
Крупнообломочные с песчаным заполнителем и пески, кроме мелких и пылеватых 1,4 1,2 1,4
Пески мелкие 1,3 1,1 1,3
Пески пылеватые: маловлажные и влажные насыщенные водой 1,25 1,1 1,0 1,0 1,2 1,2
Глинистые, а также крупнооб- ломочные с глинистым заполни- телем с показателем текучести грунта или заполнителя IL < 0,25 1,25 1,0 1,1
То же при 0,25 < 1L < 0,5 1,2 1,0 1,1
То же при 1L > 0,5 1,1 1,0 1,0
При назначении коэффициента условий работы уС2 следует иметь в ви-
ду, что к числу зданий и сооружений с жесткой конструктивной схемой от-
носятся:
• здания панельные, блочные и кирпичные, в которых междуэтажные пере-
крытия опираются по всему контуру на поперечные и продольные стены
или только на поперечные несущие стены при малом их шаге:
• сооружения типа башен, силосных корпусов, дымовых труб, домен и др.
Для зданий с гибкой конструктивной схемой значение коэффициента ус2
принимают равным единице, при промежуточных значениях LIH коэффициент
ус2 определяют интерполяцией.
Проверка условия (6.94) является, по сути, проверкой возможности расче-
та осадки основания фундамента по линейной теории.
317
Таблица 6.39
Коэффициенты Му, Mq, Мс
Угол внутреннего трения фд, град Коэффициенты Угол внутреннего трения фя, град Коэффициенты
Му м, Мс Му ч Мс
0 0 1,00 3,14 23 0,66 3,65 6,24
1 0,01 1,06 3,23 24 0,72 3,87 6,45
2 0.03 1Д2 3,32 25 0,78 4,11 6,67
3 0,04 1,18 3,41 26 0,84 4,37 6,90
4 0.06 1,25 3,51 27 0,91 4,64 7,14
5 0.08 1,32 3,61 28 0,98 4,93 7,40
6 0.10 1,39 3,71 29 1,06 5,25 7,67
7 0,12 1,47 3,82 30 1,15 5,59 7,95
8 0 14 1,55 3,93 31 1,24 5,95 8,24
9 0,16 1,64 4,05 32 1,34 6,34 8,55
10 0,18 1,73 4,17 33 1,44 6,76 8,88
11 0,21 1,83 4,29 34 1,55 7,22 9,22
12 0,23 1,94 4,42 35 1,68 7,71 9,58
13 0,26 2,05 4,55 36 1,81 8,24 9,97
14 0,29 2,17 4,69 37 1,95 8,81 10,37
15 0,32 2,30 4,84 38 2,11 9,44 10,80
16 0,36 2,43 4,99 39 2,28 10,11 11,25
17 0.39 2,57 5,15 40 2.46 10,85 11,73
18 0,43 2,73 5,31 41 2,66 11,64 12,24
19 0.47 2,89 5,48 42 2,88 12,51 12,79
20 0,51 3,06 5,66 43 3,12 13,46 13,37
21 0,56 3,24 5,84 44 3,38 14,50 13,98
22 0,61 3,44 6,04 45 3,66 15,64 14,64
После определения размеров условного фундамента его ось совмещают с
литологической колонкой грунта и строят эпюру природного давления огя.
Эпюра строится по оси фундамента, начиная от поверхности природного рель-
ефа. Природное давление грунта выше уровня подземных вод определяется по
формуле (6.98), а ниже уровня подземных вод - с учетом взвешивающего дей-
ствия воды по формуле (6.99):
o:g= yz, (6.98)
где у — удельный вес грунта, кН/м3; z - расстояние от поверхности природного рельефа
до глубины, где определяется природное давление грунта, м.
е>% = уЛ/Д, (6.99)
Т*ь = (у? - yw)/( 1 + е), (6.100)
где у5г, - удельный вес грунта во взвешенном состоянии, кН/м3; ys - удельный вес час-
тиц грунта кН/м3, yw - удельный вес воды, принимаемый равным 10 кН/м3; е — коэф-
фициент пористости грунта; z - то же, что и в формуле (6.98).
318
При отсутствии данных о коэффициенте пористости грунта е удельный
вес грунта во взвешенном состоянии (ниже уровня подземных вод) можно
приближенно определить по формуле
Y.s* = Y~Yu- (6.101)
Если на некоторой глубине ниже уровня подземных вод залегает водо-
упорный слой (плотные маловлажные глины или суглинки), то на его кровле
необходимо учитывать также и давление от столба вышележащей воды
обозначенное на рис. 6.22, в как уиЛ2- Тогда эпюра природного давления будет
иметь уступ на уровне WL.
Характерный вид эпюр природного давления грунта для указанных выше
случаев показан на рис. 6.22.
Рис. 6.22. Характерные эпюры распределения напряжений ozg:
а - однородный грунтовый массив: б - неоднородное напластование грунтов с наличием
в пределах толщи грунта уровня подземных вод 1ГЛ; в - неоднородное напластование грунтов
с наличием в пределах толщи грунта уровня подземных вод П L и водоупорного слоя
Зная природное давление на уровне подошвы условного фундамента oz&0,
определяют дополнительное вертикальное давление (сверх природного) на
грунт р0, которое иногда называют осадочным давлением, подразумевая, что
существенная осадка грунта произойдет только от действия дополнительного
давления:
po = Pn-G:g,o, (6.102)
где рп- полное давление по подошве условного фундамента, определенное по форму-
ле (6.94).
Установив величину ро, строят эпюру дополнительных вертикальных на-
пряжений в грунте Од,. Эпюру строят по точкам, для чего толщу грунта ниже
подошвы условного фундамента делят на элементарные слои толщиной, не
превышающей 0,4 ширины подошвы фундамента. Это позволяет, с одной сто-
роны, повысить точность построения эпюры огр, а с другой - рассматривать
эпюру распределения напряжений в пределах каждого слоя как прямоуголь-
ную и производить расчет его осадки по формуле одноосного сжатия.
319
Напряжение на границе каждого слоя определяют по формуле
ozp = apo, (6.103)
где а - коэффициент, определяемый по табл. 6.40 в зависимости от соотношений
т] = ly/by(ly - длина, Ьу - ширина подошвы условного фундамента) и £ = 2z/by (z - рас-
стояние от подошвы условного фундамента до точки на оси z, в которой определяется
напряжение oz/I).
Ограничив сжимаемую толщу глубиной, ниже которой сжатием грунта
можно пренебречь (глубина, где дополнительное давление составляет 0,2 при-
родного давления), полную осадку- основания определяют как сумму осадок
элементарных слоев в пределах сжимаемой толщи по формуле
s = (6.104)
где Р - безразмерный коэффициент, равный 0,8; - среднее значение вертикального
напряжения от внешней нагрузки в i-м слое грунта по вертикали, проходящей через
центр подошвы фундамента, кПа, которое допускается вычислять как полусумм}' соот-
ветствующих напряжений на верхней zM и нижней z, границах слоя (рис. 6.23); ht - тол-
щина /-го слоя грунта, см; Е, - модуль деформации /-го слоя грунта по ветви первичного
нагружения, кПа; п — число слоев, на которые разбита сжимаемая толща основания.
Рис. 6.23. Схема к определению осадок свайного куста
как условного массивного фундамента методом послойного
суммирования
320
Таблица 6.40
Значения коэффициента а
£ Коэффициент а для фундаментов
круглых прямоугольных с соотношением сторон ц = 1У/ЬУ, равным ленточных 01 > 10)
1,0 1,4 1,8 2,4 3,2 5
0 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000
0,4 0,949 0,960 0,972 0,975 0,976 0,977 0,977 0,977
0,8 0,756 0,800 0,848 0,866 0,876 0,879 0,881 0,881
1,2 0,547 0,606 0,682 0,717 0,739 0,749 0,754 0,755
1,6 0,390 0,449 0,532 0,578 0.612 0,629 0,639 0,642
2,0 0,285 0,336 0,414 0,463 0,505 0,530 0,545 0,550
2,4 0,214 0,257 0,325 0,374 0,419 0,449 0,470 0,477
2,8 0,165 0,201 0,260 0,304 0,349 0,383 0,410 0,420
3,2 0,130 0,160 0,210 0,251 0,294 0,329 0,360 0,374
3,6 0,106 0,131 0,173 0,209 0,250 0,285 0,319 0,337
4,0 0,087 0,108 0,145 0,176 0,214 0,248 0,285 0,306
4,4 0,073 0,091 0,123 0,150 0,185 0,218 0,255 0,280
4,8 0,062 0,077 0,105 0,130 0,161 0,192 0,230 0,258
5,2 0,053 0,067 0,091 0,113 0,141 0,170 0,208 0,239
5,6 0,046 0,058 0,079 0,099 0,124 0,152 0,189 0,223
6,0 0,040 0,051 0,070 0,087 0,110 0,136 0,173 0,208
6,4 0,036 0,045 0,062 0,077 0,099 0,122 0,158 0,196
6,8 0,031 0,040 0,055 0,069 0,088 0,110 0,145 0,185
7,2 0,028 0,036 0,049 0,062 0,080 0,100 0,133 0,175
7,6 0,024 0,032 0,044 0,056 0,072 0,091 0,123 0,166
8,0 0,022 0,029 0,040 0,051 0,066 0,084 0,113 0,158
8,4 0,021 0,026 0,037 0,046 0,060 0,077 0,105 0,150
8,8 0,019 0,024 0,033 0,042 0,055 0,071 0,098 0,143
9,2 0,017 0,022 0,031 0,039 0,051 0,065 0,091 0,137
9,6 0,016 0,020 0,028 0,036 0,047 0,060 0,085 0,1 32
10,0 0,015 0,019 0,026 0,033 0,043 0,056 0,079 0,126
10,4 0,014 0,017 0,024 0,031 0,040 0,052 0,074 0,122
10,8 0,013 0,016 0,022 0,029 0,037 0,049 0,069 0,117
11,2 0,012 0,015 0,021 0,027 0,035 0,045 0,065 0,113
11,6 0,011 0,014 0,020 0,025 0,033 0,042 0,061 0,109
12,0 0,010 0,013 0,018 0,023 0,031 0,040 0,058 0,106
Примечания:
1. Для фундаментов, имеющих подошву в форме правильного многоугольника с площадью
А, значения а принимают как для круглых фундаментов радиусом г = -\1А/я.
2. Для промежуточных значений с irq коэффициенты а определяют интерполяцией.
Расчет осадки свайного кустового фундамента заканчивается проверкой
условия (6.2).
321
Расчет горизонтальных перемещений кустов свай
Расчет горизонтальных перемещений кустов свай при наличии гори-
зонтальной составляющей внешней нагрузки заключается в выполнении
условия
Агк<х„, (6.105)
где Агк - расчетное горизонтальное перемещение куста свай в уровне подошвы рост-
верка. определяемое по формуле (6.106), м; s„ - предельно допускаемое значение гори-
зонтального перемещения ростверка, устанавливаемое в техническом задании на про-
ектирование, м.
Горизонтальное перемещение куста жестко заделанных свай в уровне по-
дошвы ростверка Агк, м, в связных и несвязных грунтах определяется по фор-
муле
Агк (6-106)
где Н„ - горизонтальная нагрузка на свайный куст, кН; и - число свай в кусте; Квв -
коэффициент взаимовлияния свай, определяемый по табл. 6.35; ри - горизонтальное
смещение одиночной сваи со свободной головой, м/кН, при единичной нагрузке
(Н= 1), определяемое по формуле
pH=Iup/Ed, (6.107)
где 1ир - коэффициент смещения головы свободной сваи, зависящий от отношения
EJE и определяемый по табл. 6.41.
Таблица 6. 41
Значения безразмерного коэффициента 1ир
Значения безразмерного коэффициента 1ир при Ей/Е, равном
100 1000 10 000
0,50 0,35 0,24
При определении горизонтального перемещения куста свай по формуле
(6.106) следует проверять, чтобы средняя нагрузка на сваю в кусте Н/п не пре-
вышала ее расчетное сопротивление действию горизонтальной нагрузки, опре-
деленное по формуле (6.83) для связных грунтов и по формуле (6.86) для не-
связных грунтов.
Пример 6.27
Исходные данные. Требуется спроектировать свайный фундамент под колонну
шестиэтажного фабричного здания с подвалом. Конструктивная схема здания - полно-
сборный железобетонный каркас. Колонны каркаса сечением 60><60см. Относитель-
ная отметка пола подвала -2,2 м, толщина пола подвала 0,25 м.
За нулевую отметку ±0,000 принята отметка пола первого этажа, соответствую-
щая абсолютной отметке 161,2 м.
Планировочная отметка поверхности грунта DL, совпадающая с отметкой при-
родного рельефа NL, составляет 160,6 м.
Уровень ответственности сооружений - II.
Предельно допускаемая осадка фундаментов проектируемого здания su = 8,0 см.
Расчетные нагрузки на уровне обреза фундамента: Nm = 3100 кН; A/Oi =610 кН-м;
Ям = 220,0 кН.
322
Предельно допускаемое значение горизонтального смещения ростверка, установ-
ленное в техническом задании на проектирование, составляет su = 15.0 мм.
Грунтовые условия. Инженерно-геологические условия строительной площадки
показаны в виде геологической колонки на рис. П.6.27.1. Входящие в нее напластова-
ния грунтов обладают следующими свойствами:
- слой 1 - насыпной грунт - Л] = 0.5 м; у77д = 17.0 кН/м3;
- слой 2 - супесь пластичная - Е = 1.5 м; IL = 0.4; у772 = 19.3 кН/м3;
- слой 3 — суглинок мягко пластичный - Л3 = 2,6м; JL=0.6, у773 = 17,0 кН/м3;
ср77>3 = 18°, с„ = 25 кПа; Е3 = 17,0 МПа;
- слой 4 — глина мягкопластичная - Л4 = 1,8 м; IL = 0,7; у774 = 19,9 кН/м3; <р774 = 14°;
си = 45 кПа; Е4 = 15,0 МПа;
- слой 5 — песок мелкий средней плотности - h5 = 2,0 м; у775 = 18,9 кН'м3, ysIIt5 =
= 26,5 кН/м3; <р775 = 32°; е5 = 0,67; Е5 = 26,0 МПа;
- слой 6 - глина полутвердая - h6 = 6,0 м; IL = 0,2; у77>6 = 19,5 кН/м3; ср77>6 = 16°;
еще = 40,0 кПа; Е6 = 22.0 МПа.
Уровень подземных вод WL находится на глубине 6,4 м от поверхности грунта
(абс. отм. 154,20 м).
Супесь
пластичная
Насыпной грунт
WL 154,2
Суглинок
мягкопластичный
Песок мелкий
средней плотности
Глина
полутвердая
Глина
мягкопластичная
Рис. П.6.27.1. Схема грунтового
основания к примеру расчета 6.27
Рис. П.6.27.2. Конструктивное решение
подземной части здания
Глубина заложения ростверка. Исходя из конструктивного решения подземной
части здания (рис. П.6.27.2), глубина заложения ростверка dp от планировочной отмет-
ки земли составит;
= 2,2 + 0,25 + 0,6 + 0,8 - 0,6 = 3,2 м,
где 2,2 м - расстояние от отметки пола первого этажа до пола подвала; 0,25 м - тол-
щина пола подвала. 0,6 м - высота стакана; 0,75 м — высота плитной части ростверка;
0,6 м — высота цоколя (расстояние от отметки ±0,00 до поверхности грунта.
323
Высота ростверка hp = 0,6 + 0,75 = 1,35 м.
Тип и длина свай. Учитывая инженерно-геологические условия строительной
площадки и возможность погружения свай забивкой, принимаем для устройства свай-
ного фундамента проектируемого здания стандартные железобетонные сваи заводско-
го изготовления сечением 0,3 х0,3 м.
Приняв глубину заделки сваи в ростверк Аг = 0,05 м и ее заглубление в несущий
слой грунта (слой 6 - глина полутвердая) на 1,75 м. получим требуемую длину сваи /,СЕ:
Lw = Аг + X/?, = 0,05 + 1,4 + 1,8 + 2,0 + 1,75 = 7,0 м.
Данным размерам соответствует свая марки С7-30.
160,6
s
Насыпной грунт
\/////////7)
Супесь
пластичная
IL= 0,4
Суглинок
мягкопластичный
IL= 0,6
2
>7/7/77/,
4=15,8 кПа |
7777,
fl = 10,0 кПа f
2
11-1 154,2 II
Песок мелкий
средней
плотности
Глина
полутвердая
Л = 0.2
Глина
мягкопластичная
4=0,7
/3 = 43.4 кПа |
/4= 63,95 кПа |
fff R = 5018 кПа
2
2
2
2
2
2
Рис. П.6.27.3. Расчетная схема к определению несущей способности сваи
Определение несущей способности сваи. Несущую способность сваи определим
практическим методом по формуле (6.11) с использованием табл. 6.6 и 6.7 при коэф-
фициенте условий работы сваи в грунте ус = 1.
Площадь поперечного сечения и периметр сваи: А = 0,3-0,3 = 0,09 м2; и = 0,3-4 =
= 1,2 м, глубина погружения нижнего конца сваи от поверхности грунта L = 1,4 + 6,5 =
= 7,9 м.
Расчетное сопротивление грунта под концом сваи на глубине L= 10,15 м при
IL = 0,2, найденное по табл. 6.6, составляет - R = 5018 кПа
Расчетные сопротивления грунтов на боковой поверхности сваи находим по табл.
6.7 (рис. П.6 27.3):
Л] = 1,4 м; Zj = 3,9 м; IL = 0,6; Д = 15,8 кПа;
324
/г2 = 1,8 м; zi = 5,5 м; IL = 0,7; / = 10,0 кПа;
/г3 = 2,0 м; z3 = 7,4 м; песок мелкий; /3 = 43,4 кПа;
/г4 = 1,75 м; z4 = 9,275 м; IL = 0,2; fa = 63,95 кПа.
Несущая способность сваи при коэффициентах условий работы грунта под ее
нижним концом и на боковой поверхности усД = 1,0; = 1,0 (см. табл. 6.8) составит:
Fd = yc(ycRRA + =
1,0[1,0-5018-0,09 + 1,2-1,0(15,8-1,4 + 10,0-1,8 + 43,4-2,0 + 63,95-1,75)] = 738,2 кН.
Расчетную нагрузку, допускаемую на сваю, определим по формуле (6.1):
Рсв = Yo Fdljnlk= 1,15-738,2/1,15-1,4 = 527,3 кН.
Число свай в фундаменте и их расстановка в плане
Размер ростверка. Число свай в фундамен-
те, обеспечивающее его несущую способность
на заданные нагрузки, определяем по формуле
(6.77):
и = ?/о1/(Лв - 9б/2б/руте) =
= 3100/(527,3 - 9-0,32-3,2-20,0) = 6,52 сваи.
Увеличив полученное число свай на 20%,
будем иметь:
6,52-1,2 = 7,8 сваи.
Принимаем число свай в кусте в количестве
восьми и производим их расстановку- в плане с
минимальным осевым расстоянием между ними
не менее 3d = 3 -0,3 = 0,9 м, как показано на рис.
П.6.27.4. Размер ростверка в плане при данной
расстановке свай составляет:
Ьр = 0,8-2 + 0,3-2 =2,2 м;
/р = 0.45-4 +0.3-2 = 2.4 м.
Рис. П.6.27.4. Расстановка свай
и размеры ростверка в плане
Определение нагрузки на крайние сваи куста. Предварительно находим полную
расчетную вертикальную нагрузку- на сваи куста Nd, которая включает в себя нагрузку-
от сооружения нагрузку- от веса ростверка Npl и нагрузку- от веса грунта на обрезах
ростверка NTl.
Вертикальная нагрузка от здания задана в проекте и составляет У01 = 3100 кН.
Нагрузка от веса ростверка Ур1:
- объем стаканной части ростверка - 1,2-1,2-0,6 = 0,864 м3;
- объем плитной части ростверка - 2,2-2,4-0,75 = 3,96 м3;
- общий объем ростверка Кр = 0,864 + 4,224 = 4,824 м3;
- вес ростверка (Vpi при удельном весе железобетона уь = 24 кН/м3 и коэффициенте
надежности по нагрузке для собственного веса материала уу = 1,1:
Лр1 = У/YbVp = 1.1-24-4.824 = 127,35 кН.
Нагрузка от веса грунта на обрезах ростверка Л/г1:
- объем грунта на обрезах ростверка (рис. П.6.27.5):
Кнас = 0,6-2,2-2,45 + 0,6-2,2-0,6 + 2-0,5-0,9-0,6 = 3,234 + 0,792 + 0,54 = 4,566 м3;
- вес грунта на обрезах ростверка при коэффициенте надежности по нагрузке
для собственного веса материала yf = 1,1 и удельном весе насыпного грунта, рас-
положенного выше плиты ростверка у/нао = 16 кН/м3:
Мр = У/У/нас! нас = 1Д ’ 16’4,566 = 80,36 кН.
Общая нагрузка:
Nd = Nm + 2Vpl + Wrl = 3100 + 127,35 + 80,36 = 3307,7 кН.
325
Нагрузку, приходящуюся на крайние сваи куста, определим по формуле (6.79) при
Му = 0.
К заданному в проекте моменту A/Oi необходимо добавить момент относительно
низа ростверка, создаваемый горизонтальной нагрузкой ЯОь приложенной на уровне
его обреза, тогда
АД =Л Г01 +Hfn-hp = 610 + 220-1,35 = 907 кН-м.
N j XI у ->7
= —±^Т= 3307,7/8 ± (907-0,9)/2-0,45" + 4-0,92 = (413 46 ± 224,0) кН.
min п Ел
Отсюда: = 413,46 + 224,0 = 637,46 кН.
Nmm = 413.46 - 224.0 = 189.46 кН.
Рис. П.6.27.5. К определению нагрузки
от веса грунта на обрезах фундамента:
Все сваи в кусте работают на сжа-
тие, выдергивающие нагрузки отсут-
ствуют, поэтому принятой заделки
головы сваи в ростверк А3 = 5,0 см
достаточно, чтобы обеспечить надеж-
ную передач}- нагрузки от сооружения
на фундамент в процессе его эксплуа-
тации.
Проверяем условия (6.1), в соот-
ветствии с которым средняя нагрузка
на сваю куста не должна превышать
допускаемую нагрузку на сваю Рсв, т.е.
N < Рсв = Nd/n < Рсв = 3307,7/8 =
= 413,46 кН <527,3 кН.
Условие (6.1) выполняется.
При кратковременных (ветровых,
крановых и т.п.) нагрузках, что имеет
место в данном примере допускается
перегрузка крайних свай до 20%, т.е.
JVmax < 1,2РСВ.
Мпах = 637,46 кН < 1,2-527,3 =
= 700,6 кН.
/ - ростверк; 2 - стакан; 3 - колонна; 4 - свая; Условие выполняется.
5 — наружная стена подвала; 6 — контур услов- Проверку несущей способности
него фундамента
сваи куста на горизонтальную состав-
ляющую внешней нагрузки на фунда-
мент выполним путем проверки условия (6.81), в соответствии с которым горизон-
тальная нагрузка на куст свай Н не должна превышать его расчетное сопротивление
действию приложенного горизонтального усилия //к.
Расчетное сопротивление куста свай действию горизонтальной нагрузки /7К най-
дем по формуле (6.82), предварительно определив несущую способность горизонталь-
но нагруженной сваи на изгиб Нсв и коэффициент взаимовлияния свай К,.к.
Несущую способность сваи на изгиб в связном грунте определим по формуле
(6.83).
Значение удельного сцепления грунта при недренированном сдвиге с„, входящее в
эту формулу, найдем как его средневзвешенное значение сит в пределах 10<7 от подош-
вы ростверка, что составляет 10-0,3 = 3,0 м. В этих пределах залегают (см. рис. П.6.27.3)
суглинок мягко пластичный (h = 1,4 м; си = 25 кПа) и глина мягкопластичная (/? =1,6 м;
ск = 45 кПа), откуда
с,т = (1,4-25 + 1,6-45)/(1,4 + 1,6) = 35,7 кПа.
326
Коэффициент прочности ствола сваи рс в формуле (6.83) найдем по табл. 6.36 в
зависимости от безразмерного показателя тс, который определим по форм}'ле (6.84)
приЛТр = 28,6 кН-м (класс бетона В25, арматура 4014 АШ):
= 28.6/35.7-0.33 = 29,7.
Применив интерполяцию, находим Рс = 26,4.
Тогда: ЯСБ = = 35,7-0,32-26,4 = 84,8 кН.
Коэффициент взаимовлияния свай КББ определим по табл. 6.35 в зависимости от
числа свай в кусте п и осевого расстояния между' сваями а:
при и = 8 и а = 3d Квв = 0,608.
Находим расчетное сопротивление куста свай действию горизонтальной нагрузки:
Нк = НсвпКвв = 84,8-8-0,608 = 412,5 кН.
Проверяем условие (6.81):
Н = 220,0 кН < 412,5 кН -условие выполняется.
Размер и вес условного фундамента. Размеры подошвы условного фундамента
найдем по формулам (6.91):
- ширина подошвы Ьу = аъ(тъ -1) + d + 2с = 0,8(3 - 1) + 0,3 + 2с = 1,9 + 2с;
- длина подошвы /у = - 1) + d+ 2с = 0,45(5 - 1) + 0,3 + 2с = 2,1 + 2с.
Расстояние с найдем по формуле (6.89):
с = Zztg((p/4m//4), где = TWn.ilUb (см. формулу (6.90));
Фл,т/=(1,4-18°+ 1,8-14° + 2,0-32°+ 1,75-16°)/(1,4+ 1,8+2,0+ 1,75) =
= 142,4/6,95 = 20,5°;
с = 6,95-tg5,13° = 6,95-0,09 = 0,63 м.
Отсюда: Ьу = 1,9 + 2-0,63 = 3,16 м; /у = 2,1 +2-0,63 = 3,36 м.
Площадь подошвы условного фундаментаЛу = Ьу1у = 3,16-3,36 = 10,62 м2.
Высота условного фундамента dy = 3,2 + 6,95 = 10,15 м.
Вес условного фундамента в объеме АБВГ (рис. П.6.27.6) складывается из веса
свай NcII, веса ростверка NpII и веса грунта NlH в его объеме.
Вес свай Яс„ = nVcyb!yf, где ту = 1,2 - среднее значение коэффициента надежности
по нагрузке: Ncn = 8-0,3-0,3-6,95-24/1,2 = 5,0-24/1,2 = 100 кН.
Вес ростверка NpII, объем которого Гр был определен выше:
Nplr = Vpyb/yf= 4,824-24/1,2 = 96,48 кН.
Вес грунта NrII в объеме условного фундамента определим приближенно как
Nin = (Aydy - л! с - Ир - Ия)у^,
где у)/ - осредненное значение удельного веса грунтов, залегающих выше подошвы
условного фундамента:
у'п = (17,0-0,5+ 19,3-1,5+ 17,0-2,6 + 19,9-1,8+ 18,9-2,0+19,5-1,75)/10,15 =
= (8,5 + 28,95 + 44,2 + 35,82 + 37,8 + 34,125)/10,15 = 18,66 кН/м3;
1 я - объем подвальной части, включая конструкцию пола подвала, колонну зда-
ния и наружные ограждающие панели, в общем объеме условного фундамента:
V„ = 1,85-2,28-3,16 = 13,33 м3.
Тогда: NTlI = (10,62-10,15 - 5,0 - 4,824 - 13,33)-18,66 = 84,64-18,66 = 1579,4 кН.
Общий вес условного фундамента:
NcII + Яр,/ + NrII = 100 + 96,48 + 1579,4 = 1775,9 кН.
Расчетное сопротивление грунта и проверка условия рн < R Расчетное сопро-
тивление грунта под подошвой условного фундамента R находим по формуле (6.96).
Предварительно по табл. 6.38 находим коэффициенты условий работы ус1 и ус2:
327
Yd = 1,25 (глинистый грунт с показателем текучести IL < 0,25);
Yc2 = 1-0 (гибкая конструктивная схема);
к = 1,0 (прочностные характеристики грунта сря и сп определены непосредствен-
ными испытаниями);
к, = 1,0 (ку < 10 м);
Л/т = 0,36; Л7^ = 2,43; Мс = 4.99 (приняты по табл. 6.39 для (р;/7 = 16°); сП1 =
= 40,0 кПа;
7п ~ удельный вес грунта под подошвой условного фундамента: улд = 19,5 кН/м3;
у'п - подсчитанное выше осредненное значение удельного веса грунтов, залегаю-
щих выше подошвы условного фундамента: у77 = 18,66 кН/м3;
сп - коэффициент сцепления грунта под подошвой условного фундамента:
сил = 40,0 кПа;
= hs + (формула (6.97)),
где hs - толщина слоя грунта выше подошвы условного фундамента со стороны подва-
ла (см. рис. П.6.27.6): hs = 8 3 м;
Глина
полутвердая
Насыпной грунт
/7©
Супесь пластичная
Суглинок
мягкопластичный
Глина
мягкопластичная
@
Песок мелкий
средней плотности
161,2
°zg7 = 288,7 кПа
Рис. П, 6.27.6. Схема к расчету осадки куста свай в примере 6.27
328
hcf - толщина конструкции пола подвала: /г6/ = 0,25 м;
- расчетное значение удельного веса конструкции пола подвала. кН/м3:
усу = 22 кН/м3.
6?! = 8.3 + 0,25-22.0/18.66 = 8,6 м.
db - расстояние от уровня планировки до пола подвала: <4 = 22- 0.6 = 1.6 м.
R = (.УлУс2/к)[М7к2Ьуу'и + М^у'п + (Л/9 - l)dbYn + Мссн} =
= (1,25• 1/1)[0,36-1-3,16-19,5 + 2,43-8,6-18,66 + (2,43 - 1)1,6-18,66 + 4,99-40,0] =
= 1,25(22,18 + 389,96 + 42,7 + 199,6) = 1,25-654,44 = 818,1 кПа.
Среднее давление рп по подошве условного фундамента определяем по формуле:
Рп = (Non + NcII + NpII + NTlI)/Ay = (3100 + 100 + 96,48 + 1579,4)/10,62 =
= 4875,9/10,62 = 459,1 кПа.
Проверяем условие (6.94):
рп = 459,1 кПа <R = 818,1 кПа.
Условие (6.94) выполняется.
Расчет осадки свайного фундамента
А. Построение эпюры природного давления грунта czg
Эпюру ozg строим, начиная с поверхности грунта. Значения ozg на границах слоев,
слагающих геологический разрез до уровня подземных вод, определяем по формуле
(6.98):
- поверхность грунта - z0 = 0, oz&0 = 0;
- на границе 1-го и 2-го слоев - ozgj = 17,0-0,5 = 8,5 кПа;
- на границе 2-го и 3-го слоев - ozg3 = 8,5 + 19,3 • 1,5 = 37,45 кПа;
- на границе 3-го и 4-го слоев - ozg>3 = 37,45 + 17,0-2,6 = 81,65 кПа;
-на границе 4-го и 5-го слоев - ozs4 = 81,65 + 19,9-1,8 = 117,47 кПа.
Следующий 5-й слой (слой песка) расположен ниже уровня подземных вод, по-
этом}' его удельный вес ysb принимается с учетом взвешивающего действия воды и
определяется по формуле (6.99). Кроме того, эпюра природного давления грунта на
границе с водоупором будет иметь скачок, равный yw-h5 = 10,0-2,0 = 20,0 кПа (см. рис.
П.6.27.6), тогда:
- на границе 5-го и 6-го слоев - ozg5 = 117,47 + 2,0-(26,5 —10)/(1 + 0,67) + 20,0 =
= 137,23 + 20,0 = 157,23 кПа.
Следующий 6-й слой (слой полутвердой глины) рассматривается как водоупор, а
его удельный вес при определении ozg6 принимается опять без учета взвешивающего
действия воды. Тогда:
- на уровне нижних концов свай - ozg>6 = 157,23 + 19,5 • 1,75 = 191,36 кПа;
- на глубине 5,0 м от подошвы условного фундамента - ozg7 = 191,36 + 19,5-5,0 =
= 288,7 кПа.
Б. Определение величины осадочного давления рс
Величину осадочного давления ро определим по форм, ле (6.102), предварительно
найдя значение природного давления грунта на уровне подошвы условного фундамента:
ozg>^, = °zg,6 = 191,36 кПа (см. эпюру ozg).
Отсюда:ра = рп GzgJjC = 459,1 - 191,36 = 267,7 кПа.
В. Построение эпюры czp
Эпюру дополнительных напряжений в грунте <з:р строим по точкам, для чего тол-
щу грунта ниже подошвы условного фундамента делим на элементарные слои. На-
пряжение на границе каждого слоя определяем по формуле (6.103). а коэффициент
рассеивания напряжений а, входящий в эту формулу, находим по табл. 6.40 в зависи-
мости от соотношений г] = 1у/Ьу и £ = 2zlby. где z — расстояние от подошвы условного
фундамента до точки на оси z, в которой определяется напряжение czp. Для нашего
случая г] = 3,36/3,16 = 1,06.
329
Для облегчения расчета рекомендуется задаваться не толщиной слоев грунта, а
табличными значениями коэффициента £, определяя затем значения z и соответст-
вующие им значения <щр. Именно в такой последовательности выполнены расчеты,
представленные в табл. П.6.27.1
Таблица П.6.27.1
Номер слоя z = ^Ьу/2, м а при т] = 1,06 ог/„ кПа
1 0 0 1,000 267,7
2 0,4 0,63 0,960 257,0
3 0,8 1,26 0,801 214,4
4 1,2 1,89 0,607 162,5
5 1.6 2,52 0,450 120,5
6 2,0 3,16 0,337 90,2
7 2,4 3,79 0,258 69,1
8 2,8 4,42 0,202 54,1
9 3,2 5,05 0,161 43,1
Г. Мощность сжимаемой толщи
Мощность сжимаемой толщи ограничим глубиной, на которой дополнительное
давление azp составляет 0.2 природного давления czg, т.е. огр = 0.2czg. Глубину, на ко-
торой выполняется это условие, можно найти аналитически или графически. В данном
примере найдем ее графически, построив справа от оси z эпюру 0.2czg, как это показа-
но на рис. П.6.27.6. Глубина, на которой эпюры ozp и 0.2ozg пересекутся, и будет ниж-
ней границей сжимаемой толщи (НСТ). ниже которой сжатием грунта можно пренеб-
речь. В соответствии с выполненными построениями глубина сжимаемой толши со-
ставила НСТ = 4.4 м.
Д. Расчет осадки
Осадку фундамента найдем как сумму осадок элементарных слоев в пределах
сжимаемой толщи по форму'ле (6.104).
Согласно табл. П.6.27.1 толщина /-го слоя грунта составляет h, = 0,63 м.
Среднее значение вертикального напряжения ozp, в z-м слое грунта вычислим, ис-
пользуя данные табл. П.6.27.1, как полусумму' соответствующих напряжений на верх-
ней и нижней границах слоя:
1-й слой - огд1 = (267,7 + 257,0)/2 = 262,4 кПа;
2-й слой - огд2 = (257,0 + 214.4)/2 = 235,7 кПа;
3-й слой - oZft3 = (214,4 + 162,5)/2 = 188,5 кПа;
4-й слой - oZft4 = (165,2 + 120,5)/2 = 142,9 кПа;
5-й слой - oZA5 = (120,5 + 90,2)/2 = 105,4 кПа;
6-й слой - огл6 = (90,2 + 69.1)/2 = 79.7 кПа;
7-й слой - сгд7 = (69,1 + 54,1)/2 = 61,6 кПа.
Безразмерный коэффициент р = 0.8. модуль деформации грунта одинаков для всех
слоев в пределах установленной мощности сжимаемой толщи Е = 22.0 МПа.
Осадка куста свай:
5 = Р YPzp.MEi = 0,8-0,63(262,4 + 235,7 + 188,5 + 142,9 + + 105,4 +
+ 79,7 + 61.6)/22 000 = 0.8-0.63-1076.2/22 000 = 0.025 м = 2,5 см.
Полученная расчетом осадка проектируемого фундамента 5 = 2,5 см не превышает
предельно допускаемую величину su = 8,0 см.
Условие расчета по второму' предельному^ состоянию (6.5) выполняется.
330
Расчет горизонтального перемещения куста свай. Горизонтальное перемеще-
ние куста в уровне подошвы ростверка А„. определим по формуле (6.106).
Горизонтальное перемещение одиночной сваи со свободной головой рм при еди-
ничной нагрузке вводящее в формулу' (6.106), определим по формуле (6.107) в зави-
симости от коэффициента /ир, который найдем по табл. 6.41 в зависимости от отноше-
ния EJE, где Е& и Е - соответственно модули упругости материала сваи и деформации
грунта.
Модуль деформации грунта Е принимаем равным его средневзвешенном) значе-
нию на участке от подошвы ростверка до глубины 10d:
Ет = (1,4-17,0 + 1.6-15)/(1,4 + 1,6) = 15,9 МПа.
Бетон марки В25 - Е6 = 23 000 МПа.
Еб/Е = 23000/15,9 = 1446,5.
1ир = 0,345.
Тогда:
Рм = IupIEd = 0,345/15,9-0,3 • 103 = 0,072-10"3 м/кН;
Агк = НкРы/пК^ = 412,5-0,072-10'3/8-0,608 = 6,106-10“3 м = 6,1 мм
Проверяем условие (6.105):
Агк = 6,1 мм <su = 15,0 мм.
Условие (6.105) выполняется.
6.7. Проектирование свайно-плитных фундаментов
Выбор длины свай и их шаг в свайно-плитном фундаменте производится на
основании расчета осадок свай в составе сплошного свайного поля с обяза-
тельного выполнения условий (6.1) и (6.2):
N<PC3 = y(Fd/ynyk,
s < su.
Если допускаемая нагрузка на сваю РСЕ превышает значение нагрузки на
графике «нагрузка-осадка», вызывающей непрерывное возрастание ее осадки
без увеличения нагрузки, то производится расчет по несущей способности ос-
нования свай из условия
N<FJlk, (6.108)
где Fu - предельное сопротивление сваи, кН, определяется расчетом по графику «на-
грузка-осадка» сваи в составе сплошного свайного поля и равно значению нагрузки,
вызывающей непрерывное возрастание осадки сваи без увеличения нагрузки; N - рас-
четная нагрузка, передаваемая на сваю, кН.
Графики «нагрузка-осадка» строятся по результатам пространственного
расчета основания свай с использованием решений з пругопластической задачи
(осесимметричная или пространственная версии). Для крайних и угловых свай
предпочтительны расчеты с использованием пространственной версии упру-
гопластического расчета, для свай внутри поля возможно применение его осе-
симметричной версии.
Совместные деформации свайного фундамента и сооружения, нагрузки,
передаваемые на сваи, а также усилия в сечениях плитного ростверка опреде-
ляются по результатам пространственного расчета с учетом совместной рабо-
ты надземных и фундаментных конструкций зданий с использованием реше-
ний контактной задачи плиты на основании, моделируемом упругими связями.
331
Для расчета осадок и усилий в сечениях плитного ростверка жесткость уп-
ругих связей определяется по графикам «нагрузка-осадка» как коэффициент
жесткости сваи в точке сопряжения сваи с плитным ростверком и как коэффи-
циент постели основания плиты в межсвайном пространстве любыми извест-
ными методами расчета плиты на упругом основании. Для расчета нагрузок на
сваи допускается не учитывать упругую связь в межсвайном пространстве.
Для зданий II и III уровней ответственности при шаге свай менее 6d до-
пускается среднюю осадку свайного фундамента определять как условного
фундамента на естественном основании в соответствии со схемой на рис. 6.21,
а упругие связи моделировать упругим основанием плиты с переменным ко-
эффициентом постели.
Все пространственные расчеты свайно-плитного фундамента выполняются
численными методами на ЭВМ с использованием апробированных программ,
описывающих взаимодействие основания, фундамента и наземных конструкций.
Для зданий 1-го уровня ответственности при проведении компьютерных
расчетов рекомендуется выполнять сопоставительные или альтернативные
расчеты по различным геотехническим программам. При разработке проекта
следует предусмотреть выполнение мониторинга напряженно-деформирован-
ного состояния основания.
Коэффициент постели Кс основания свайно-плитного фундамента может
определяться как отношение давления в основании плитного ростверка Р к
средней осадке s по формуле (6.109), а изменение этого коэффициента с уче-
том разной податливости крайних свай и свай внутри поля - по графикам «на-
грузка-осадка». Если основание под нижними концами свай сложено горизон-
тальными (с уклоном не более 0,1) выдержанными по толщине слоями грунта,
переменный коэффициент постели К(х, у) в направлении обеих осей плиты
допускается определять по формулам (6.110):
Kc=p/s- (6.109)
Л?(х0) = Л?о[1 + 2,25 x2/(Z2 + B2)];
Л^О) = ^о[1 + 2.25 j7(/.2 + В2)]. (6.110)
где х, у - расстояние от центра плиты до рассматриваемого сечения. L — длина плиты;
В - ширина плиты.
Средняя осадка свайно-плитного фундамента л определяется как сумма
осадки условного фундамента sef, дополнительной осадки за счет продавлива-
ния свай ASj, и дополнительной осадки за счет сжатия ствола сваи A.sc:
s = sef + &sp + Asc. (6.111)
Осадка условного фундамента sef определяется методом послойного сум-
мирования по формуле
Sef = PlXOgV - C^hjlEj, (6.112)
где Р - безразмерный коэффициент, принимаемый равным 0,8; огр>1 - среднее значение
вертикального нормального напряжения от внешней нагрузки в z-м слое грунта (рис.
6.24), кПа; hf - толщина z-ro слоя грунта, м, принимаемая в соответствии с инженерно-
геологическим разрезом, но не более 0,4 ширины условного фундамента: Et - модуль
деформации z-ro слоя грунта, кПа; - среднее значение вертикального напряжения в
z-м слое от собственного веса грунта, расположенного выше отметки подошвы услов-
ного фундамента, кПа.
332
Размеры условного фл н-
дамента в плане допускается
определять по размерам пли-
ты.
Вертикальные напряже-
ния от внешней нагрузки огр
на глубине z от подошвы ус-
ловного фундамента опреде-
ляются по формуле (6.103).
Вертикальное напряже-
ние от собственного веса
грунта, расположенного выше
отметки подошвы условного
фундамента о_-у на глубине z,
определяется по формуле
Рис. 6.24. Схема к расчету осадки
свайно-плитного фундамента
Ozy = НО^.О, (6.113)
где а - то же. что и в формуле
(6.103); ozg0 - вертикальное на-
пряжение от собственного веса грунта на отметке подошвы условного фундамента.
кПа, определяемое по формуле
о-йо = тЦ-, (6.114)
где у'- удельный вес грунта, кН/м3, расположенного выше подошвы условного фунда-
мента; d,; - глубина расположения подошвы условного фундамента (нижних концов
свай) от поверхности грунта, м (рис. 6.24).
Нижнюю границу сжимаемой толщи основания Нст, в пределах которой
осуществляется суммирование по формуле (6.112), принимают на глубине z,
где выполняется условие
и:р = 0,5 o:g, (6.115)
где ог(, - вертикальное напряжение от собственного веса грунта на глубине z от по-
дошвы условного фундамента, определяемое по формуле
= тЧ + LyA- (6.116)
Для грунтов, расположенных ниже уровня подземных вод, удельный вес
уsb определяется с учетом взвешивающего действия воды по формуле (6.100)
или (6.101).
Если среднее давление под подошвой фундамента р < ога0, осадку основа-
ния фундамента s определяют по форму’ле
Sef = (6.117)
Величина осадки продавливания сваи А.\;) определяется по формуле
где
А\ р=-----------,
Ахр0 Е2 ) Е2
(6.118)
(6.119)
333
В формулах (6.118). (6.119) Ех. Vi - осредненные значения модуля обшей дефор-
мации и коэффициента Пуассона в пределах длины сваи; Е2. v2 - осредненные значе-
ния модуля общей деформации и коэффициента Пуассона в пределах активной зоны
сжатия массива под подошвой условного фундамента; р - среднее давление по подош-
ве условного фундамента. кПа; а — осевое расстояние между сваями фундамента при
одинаковом шаге их расстановки и осевое расстояние между сваями в окрестности
данной сваи при неодинаковом шаге их расстановки; d — диаметр сваи; Р = рсг при
сваях квадратного сечения и Р ~ G.19pa~ при сваях круглого сечения; к = Ыа для свай
квадратного сечения, где Ь - сторона сечения сваи, и к = dla для свай круглого сечения.
Осадку за счет сжатия ствола допускается определять по формуле
hsc=^^-, (6.120)
где Р и а - то же, что и в формуле (6.119); 7 - длина сваи; Е4 — жесткость ствола сваи
на сжатие, МН.
Пример 6.28
Требуется определить осадку и коэффициенты постели основания свайно-
плитного фундамента.
Исходные данные. Размер фундаментной плиты 17,3 х26,6 м, площадь - 460 м~.
Общая нагрузка на плиту' от веса надфундаментных конструкций - 124 000 кН.
Сваи длиной 10,0 м, сечением 30 х3() см, шаг свай 1,075 м.
Геолого-литологический разрез площадки с привязкой фундамента представлен
на рис. П.6.28.1.
Основание сложено насыпными, глинистыми и гравийными грунтами:
- ИГЭ 1 - насыпной грунт, представленный глинистым материалом, мощность слоя
7,5 м, возраст отсыпки от 1 до 3 лет (ун = 1,95 т/м3);
- ИГЭ 2 - суглинок мягкопластичный со следующими физико-механическими ха-
рактеристиками: у = 19,1 кН/м3, ср = 14°, с = 0,012 МПа. Е = 5,0 МПа;
- ИГЭ 3 - гравийный грунт с песчаным заполнителем со следующими характери-
стиками у = 19,3 кН/м3, ср = 36°, Е = 39,0 МПа;
- ИГЭ 4 — глина полутвердая, неогеновая с характеристиками: у = 19,4 кН/м3,
ср = 14°, с = 0,056 МПа, Е = 19,0 МПа.
Подземные воды зафиксированы на глубине 5,7...5,8 м от дневной поверхности,
что соответствует абсолютным отметкам 90,6...90,8 м. В паводковые периоды возмо-
жен подъем уровня подземных вод на отметку 94,8 м.
Нормативное значение веса свай - 10-0,09-25,0-407 = 9157,5 к!
Итого среднее нормативное давление р = (124 000 + 9157,5)/460,0) = 294,0 кПа.
Решение.
Разделим основание под нижними концами свай на слои толщиной от 1 до 3 м. Ко-
эффициент а определим по табл. 6.40 в зависимости от относительной глубины с, рав-
ной 2z//>, и соотношения геометрических размеров плиты в плане т] = 26.6/17.3 = 1.54.
Результаты определения вертикальных напряжений от внешней нагрузки и собст-
венного веса грунта приведены в табл. П.6.28.1.
Определим среднее значение удельного веса грунта выше подошвы условного
фундамента с учетом взвешивающего действия воды:
1,6-19,5 + 5,9(19,5-10) + 3,5(19,1-10)+0,83(19,3-10) 3
у =-----------------------------------------------= 10,/2 кН/м .
1,6 + 5,9 + 3,5 + 0,83
334
Рис. П.6.28.1. Инженерно-геологический разрез площадки
Таблица П. 6.28.1
Z, м §= 2z/b а кПа ozg, кПа 0,5 <j2g, кПа
0 0 1 294,0 127,0
2,0 0 233 0,984 289,3 145,0
5,0 0,580 0,920 270,5 173,0
6,0 0,700 0,884 260,0 370,0
7,0 0,814 0,849 249,6 339,0
8,5 0,990 0,779 229,0 420,0
9,5 1,110 0,731 215,0 440,0 220,0
Природное давление грунта на уровне подошвы условного фундамента:
ozg = dy'= 11,83 • 10,72 = 127,0 кПа,
335
далее по глубине:
zi = 2,0 м - ог&1 = 127,0 + 2,0(19,3 - 10) = 145,0 кПа;
z2 = 5,0 м - ог&2 = 145,0 + 3,0(19,3 - 10) = 173,0 кПа;
z3 = 6,0 м - ог&3 = 173,0 + 119,4 + 178,0-10 = 370,0 кПа - с учетом давления воды
над водоупором;
z4 = 7,0 м - ог&4 = 370,0 + 1,0-19,4 = 390,0 кПа;
z5 = 9,0 м - ог&5 = 390,0 + 1,5-19,4 = 420,0 кПа;
z6 = 9,5 м — о%6 = 420,0 + 1,0-19,4 = 440,0 кПа.
Высота сжимаемой толщи принимается равной 9,5 м.
В связи с наличием свежей насыпи на проектируемой площадке вертикальные на-
пряжения от собственного веса грунта о~г , при расчете осадки по формуле (6.112) не
учитываем.
Предварительно находим средние значения вертикальных напряжений огр для ка-
ждого слоя в активной зоне сжатия грунта:
oZAi = (294,0 + 289,3)/2 = 291,6 кПа;
огл2 = (289,3 + 270,5)/2 = 279,9 кПа;
сгАз = (270,5 + 260 0)/2 = 265,0 кПа;
0.^,4 = (260,0 + 249,6)/2 = 254,8 кПа;
о^,5 = (249,6 + 229,0)/2 = 239,3 кПа;
0^,6 = (229,0 + 215,0)/2 = 222,0 кПа.
Тогда осадка sc/- проектируемого фундамента составит:
sef = Р = 0,8 [(291,6-2,0 + 279,9-3,0)/39000 + (265-1,0 + 254,8-1,0 +
+ 239,3 • 1,5 + 222,0-1,0)/19000] = 0,076 м.
Дополнительная осадка за счет продавливания свай A.sp определяется по форму7ле
(6.118). Предварительно по формулам (6.119) находим входящие в нее значения A.Spi и
Дхро-
При средних значениях
£) = (5,9-5,0 + 3,5-5,0 + 39,0-0,83)/10,23 = 8 МПа;
Vj = [0.38(5,9 + 3,5) + 0.3 -0,83]/10.23 = 0.374:
Е2 = (39,0-5,0 + 19,0-4,5)/9,5 = 29,5 МПа;
v2 = 0,3,
а также при
d = (4-0,09/3,14)1/2 = 0,338 м;
Р =ра2 = 29,4-1,12 = 35,5 т,к = Ыа = 0,3/1,1 = 0,27,
Ал,,! = л(1 - Х2)р(а - 1,5с?)/4Е2 =
= 3,14(1 -О,32)-294,0(1,1 - 1,5-0,338)/4-29500 = 0,0042 м;
Дхро = (1 - V22)(l -k)PldE2 = (1 - 0,3")(1 - 0,27)-355,0/0,338-29500 = 0,023 м;
ДХр = Д5р1/[Длр1(1 - Е1/Е2)/(Д«ро + Ej/ЕД] =
= 0,0042/[0,0042(1 - 8000/29500)/(0,023 + 8000/29500)] = 0,011 м.
Осадку за счет сжатия ствола сваи \\ определим по формуле (6.120):
A.sc = Р(1 - а)!ЕА = 355,0(10,0-1,1)/27,5 • 103-102 = 0,0012 м.
Итого общая осадка свайно-плитного фундамента составляет:
х = 0,076 + 0,011 + 0,0012 = 0,0882 м = 8,82 см.
Коэффициент постели основания свайно-плитного фундамента в центре плиты Кс
определим по формуле (6.109):
Ко = pls = 294,0/0,0882 = 3333,0 кН/м3.
336
Для определения изменения коэффициента постели в плане разобьем основание
плиты на 9 условных участков. Координаты центров тяжести участков (рис. П.6.28.2, а)
следующие:
С1ДХ1,0), *1 = 5,32 м;
C2jc (*2,0), х2 = 10,64 м;
С i.,(0, и), и = 3,46 м;
С 2,уФ,Уг),У2 = Tfi м.
Рис. П.6.28.2. План (а) и изменение коэффициента постели
вдоль оси х (б)
Используя формулы (6.110), определим значения переменного коэффициента по-
стели в основании свайно-плитного фундамента:
КЪх = 3333,0[1 + 2 25-5,32-/(26,62 + 17,32)] » 3544 кН/м3;
= 3333,0(1 +2,25-10,642/(26,62+ 17,32)] «4176 кН/м3;
К}у = 3333,0(1 + 2,25-3.462/(26.62 + 17,32)] ~ 3425 кН/м3.
Изменения коэффициента постели в основании свайно-плитного фундамента в
плане вдоль оси х показано на рис. П.6.28.2, б.
6.8. Проектирование опор трубопроводов из свай-колонн
Расчет опор с применением свай-колонн на совместное действие верти-
кальных и горизонтальных нагрузок и изгибающих моментов должен вклю-
чать:
• определение глубины погружения свай-колонн;
• расчет по деформациям, который сводится к проверке соблюдения условия
Ur<Us, (6.121)
337
где Ur - расчетная величина горизонтального перемещения, м, головы колонны; Us -
предельная величина горизонтального перемещения, м головы колонны, устанавли-
ваемая заданием на проектирование и принимаемая не более 1/75 расстояния от голо-
вы колонны до поверхности грунта;
• проверку прочности и трещиностойкости сечений сваи-колонны.
Глубина погружения сваи-колонны в грунт определяется из условия обес-
печения сопротивления на вдавливающую нагрузку и прочности на косое вне-
центренное сжатие, но не менее 4,5 м.
Расчет одиночных свай-колонн, применяемых в качестве опор трубопро-
вода и для малонагруженных каркасных зданий (с нагрузкой на колонну’ менее
400 кН), на вертикальнуто и горизонтальную нагрузки осуществляется в соот-
ветствии с положениями п. 6.3 настоящего справочника.
Расчет усилий и перемещений опор в виде свай-колонн, объединенных в
плоские или пространственные системы с крестовыми связями, осуществляет-
ся по деформированной схеме как статически неопределимых систем в соот-
ветствии с расчетной схемой на рис. 6.25 в следующей последовательности.
Рис. 6.25. Расчетные схема опоры с применением свай-колонн:
а - схема опоры; б - расчетная схема опоры; в - расчетная схема сваи
при расчете на горизонтальную нагрузку
Определяются изгибающие моменты Мъ и Мс в сечениях сопряжения свя-
зей с колонной по формулам:
К=у^3; (6.122)
Мс=7Ив+(т“5Ь’ (6123)
где
^ = V(Pi+7^-(P2= (6-124)
2 + г?2
где <pi и <р2 - безразмерные коэффициенты, принимаемые по табл. 6.42, в зависимости
от = hJQii + /?2).
338
Таблица 6.42
Безразмерные коэффициенты <pj и фг
<Р1 <Р2 К, <Р1 ф2
0 1,00 1,50 0,5 1,38 2,25
0,1 1,01 1,53 0,6 1,61 2,78
0,2 1,05 1,61 0,7 2,02 3,54
0,3 1,12 1,74 0,8 2,85 5,19
0,4 1,22 1,94 0,9 5,34 10,18
Определяется изгибающий момент в уровне поверхности грунта:
М0=Мс+^\. (6.125)
Определяются горизонтальные перемещения Uo и угол поворота ф0 сваи-
колонны как одиночной сваи без связей в уровне поверхности грунта.
Определяются горизонтальные перемещения верха опоры по формуле
=UO +Л2 +h3). (6.126)
6EI
Определяется усилие в раскосах .Sp по форму’ле
Sp=—, (6.127)
COSOC
где S - определяется по формуле (6.124); а - угол наклона раскоса к горизонтали.
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ ПО ГЛАВЕ 6
1. СП 24.13330.2011. Свайные фундаменты. Актуализированная редакция СНиП
2.02.03-85.— М., 2011.
2. СП 22.13330.2011. Актуализированная редакция СНиП 2.02.01-83* «Основания
зданий и сооружений».
3. СП 47.13330.2012. Инженерные изыскания для строительства. Основные положе-
ния. Актуализированная редакция СНиП 11-02-96.
4. СП 20.13330.2011. Нагрузки и воздействия. -М., 1999.
5. СНиП 23-01-99*. Строительная климатология. -М., 1999.
6. Пособие по проектированию железобетонных ростверков свайных фундаментов
под колонны зданий и сооружений / ЦНИИпромзданий Госстроя СССР и НИИЖБ
Госстроя СССР. - М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1985.
7. Руководство по проектированию свайных фундаментов / НИИОСП им. Н.М. Гер-
севанова. -М.: Стройиздат, 1980.
8. ГОСТ 27751-88. Надежность строительных конструкций и оснований. Основные
положения по расчету.
9. Железков В.Н. Винтовые сваи в энергетической и других отраслях строительства.
- СПб.: Прагма, 2004. - 126 с.
10. Мангушев Р.А и др. Современные свайные технологии (2-е дополненное издание). -
М.: Изд-во АСВ, 2010. - 235 с.
11. Мангушев Р.А., Готман А.Л., Знаменский В.В., Пономарев А.Б. Сваи и свайные
фундаменты. Конструирование, проектирование, технологии / Под ред. Р.А. Мангу-
шева. - М.: Изд-во АСВ, 2015. - 320 с.
339
Р.А. Усманов, О.А. Маковецкий, И.И. Хусаинов, С.В. Ланько
Глава 7
ПРОЕКТИРОВАНИЕ И УСТРОЙСТВО ИСКУССТВЕННЫХ
ОСНОВАНИЙ
7.1. Общие положения
7.1.1. Общие сведения
Искусственное преобразование свойств грунтов (уплотнением, закрепле-
нием или упрочнением) производят в целях повышения их прочности, сниже-
ния деформативности и водонепроницаемости в основании вновь строящихся
или существующих сооружений. Массивы из улучшенного грунта могут быть
использованы в качестве оснований фундаментов, временных и постоянных
ограждающих конструкций котлованов, противофильтрационных завес и дру-
гих заглубленных конструкций.
Методы искусственного преобразования свойств грунтов подразделяют-
ся на поверхностные, когда улучшение свойств грунтов производится в пре-
делах сжимаемой толщи основания, и глубинные - когда оно выполняется по
всей или определенной глубине толщи основания. В целом методы искусст-
венного преобразования свойств грунтов можно подразделить на следующие
виды:
1) поверхностные и глубинные методы уплотнения;
2) конструктивные методы улучшения оснований;
3) закрепление и упрочнение грунтов.
Возможность и эффективность уплотнения грунтов определяется по ме-
тодике стандартного уплотнения (ГОСТ 22733-2002) [1]. При этом строится
Рис. 7.1. Зависимость плотности сухо-
го уплотненного глинистого грунта от
влажности:
/ — кривая стандартного уплотнения; 2 —
оптимальная влажность; 3 — максималь-
ная плотность Pd>rnax= 1,74 т/м3 при ксот =
= 1,0; 4 - ксот = 0,98 при рг/ = 1,70 т/м3,
3 - ксот = 0,95 при pd = 1,65 т/м3; 6 - ксот =
= 0,92 при = 1,60 т/м3
график зависимости плотности сухого
грунта pd от влажности w (рис. 7.1)
и определяется максимальное значе-
ние ПЛОТНОСТИ СуХОГО Грунта р^щах,
которое достигается при определен-
ной его влажности, называемой опти-
мальной М’опт-
Оптимальную влажность глини-
стых грунтов при отсутствии данных
непосредственного ее определения ре-
комендуется принимать по табл. 7.1
или по зависимостям:
• при уплотнении укаткой
%пт = ^; (7.1)
• при уплотнении трамбованием
%ш=^-(0,1-0,3), (7.2)
где wp - влажность грунта на границе рас-
катывания.
340
Таблица 7.1
Значения оптимальной влажности и плотности скелета грунта
Вид грунта Диапазоны
оптимальной влажности wonT, % плотности сухого грунта рл т/м3
Песок крупный и средней крупности 08... 12 1,75.. 1,95
Песок мелкий 09... 15 1,65... 1,85
Песок пылеватый 14...23 1,6... 1,82
Суглинок тяжелый 15...22 1,6... 1,8
Суглинок пылеватый 17...23 1,58... 1,78
Глина 18...25 1,55... 1,75
У плотнение грунтов обычно производится до определенной степени плот-
ности Pd.com, выражаемой через коэффициент уплотнения ксот, представляющий
собой отношение заданного или фактически полученного значения уплотнен-
ного грунта к его максимальному’ значению по стандартному уплотнению
РДтах-
ксот Pd/Pd.max- (^.3)
В зависимости от назначения уплотненного основания строительными
нормами рекомендуются различные значения коэффициента уплотнения, ко-
торые принимаются по табл. 7.2.
Таблица 7.2
Необходимая степень уплотнения грунтов
Назначение уплотненного грунта Коэффициент уплотнения ксот
Для оснований фундаментов зданий, сооружений и тяжелого оборудования, полов с равномерной нагрузкой более 0,15 МПа 0,95... 0,98
То же для среднего оборудования, внутренних конструкций, полов с нагрузкой 0,005.. .0,15 МПа 0,92... 0,95
То же для легкого оборудования, отмосток у зданий, полов с нагрузкой менее 0,05 МПа 0,90... 0,92
Уплотнение грунтов связано с соответствующим понижением уплотнен-
ной поверхности, величина которой может быть определена по результатам
опытных работ или вычислена по форму’ле
Ы =(l~Pd/Pd.com)-^отМсот, О-4)
где pi - среднее значение плотности сухого грунта до уплотнения, т/м3; ра,ест- среднее
значение плотности сухого грунта в пределах зоны распространения уплотнения hc.
допускается принимать по табл. 7.1, т/м3; h'com - наибольшая глубина (толщина) уплот-
нения, м, величина которой может быть определена по результатам опытных работ
или допускается назначать по табл. 7.3; тсот - коэффициент, учитывающий боковое
расширение грунта в стороны и его выпор, принимаемый равным тсот = 1,0... 1,2.
341
Таблица 7.3
Глубина (толщина) уплотненного слоя грунта
№ п/п Вид уплотняющих машин и механизмов Толщина уплотняемого слоя, м
1 Пневматические трамбовки 0,1...0,2
2 Катки: гладкие кулачковые 0,1...0,25 0,2... 0,35
3 Виброкатки 0,4...1,2
4 Катки с падающим грузом массой 8... 17 кН 1,0...1,5
5 Виброплиты 0,2... 0,6
6 Молот двойного действия массой 22 кН на металлической плите (поддоне) 1,2... 1,4
7 Тяжелые трамбовки массой, кН: 20... 30 45...50 100 1,5...2,0 2,5... 3,0 5,5... 6,0
Состояние грунта, при котором в процессе уплотнения практически не
происходит повышения (изменения) его степени плотности, называется уплот-
нением до отказа (точка 3 на рис. 7.2, которая характеризуется условной ста-
билизацией осадки обычно характеризуемой скоростью протекания осадок в
мм/сут, см/сут, см/год И Т.Д.).
Рис. 7.2. Зависимость понижения
уплотняемой поверхности от числа
ударов (проходки):
1 - от общего числа ударов; 2 - от каж-
дых двух ударов; 3 - точка уплотнения
до отказа
7.1.2. Исходные данные для проектирования уплотненных
оснований
При разработке проекта уплотнения грунтов, а также при проектировании
оснований и фундаментов на уплотненных грунтах используются следующие
исходные данные: необходимая степень уплотнения грунтов; деформационные
и прочностные характеристики уплотненных грунтов; расчетное сопротивле-
ние уплотненных грунтов.
Необходимая степень уплотнения грунтов устанавливается в зависимости
от: назначения уплотненных грунтов и нагрузок, передаваемых на них от фун-
даментов и других конструкций; возможностей изменения температурно-
влажностного режима уплотненного грунта; диапазона изменения природной
342
влажности грунтов, используемых
для устройства обратных засыпок;
принятых и возможных технологи-
ческих схем производства работ по
отсыпке уплотняемого грунта и при-
меняемого грунтоуплотняющего обо-
рудования; климатических условий
производства работ; производствен-
ных возможностей строительных ор-
ганизаций и проч.
Для определения необходимой
степени уплотнения грунтов выпол-
няется комплекс лабораторных ис-
следований, включающий изучение
уплотняемости грунтов (см. табл. 7.1
и 7.2), а также прочностных и де-
формационных характеристик уплот-
ненных до различной степени плот-
ности грунтов. При возможном из-
менении температурно-влажностно-
го режима уплотненных грунтов за
счет их периодического промерзания
и оттаивания приведенные в табл. 7.2
значения ксот целесообразно повы-
шать на 0,01... 0,02.
Рис. 7.3. Зависимость прочностных
характеристик с и ср (а), модуля дефор-
мации Е (б) от коэффициента уплотнения
и плотности сухого уплотненного грунта
По данным сдвиговых и компрессионных испытаний уплотненных до раз-
личной степени плотности грунтов строятся графики зависимости сцепления,
утла внутреннего трения и модуля деформации (рис. 7.3) от плотности грунта
или от коэффициента уплотнения грунтов.
Для предварительных расчетов нормативные значения прочностных ха-
рактеристик уплотненных лессовых грунтов рекомендуется принимать по
табл. 7.4.
Таблица 7.4
Прочностные и деформационные характеристики
уплотненных лессовых грунтов
Показатель Значение показателей при ксот и yd, кН/м3
0,93 и 16 0,95 и 17 0,97 и 18
Сцепление, МПа 0,055/0,025 0,075/0,05 0,1/0,045
Угол внутреннего трения, град 28/24 30/25 32/26
Модуль деформации, МПа: супесей суглинков — 20/15 25/20 —
Примечания:
1. Показатель текучести грунтов It < 0,14.
2. В числителе даны значения при степени влажности грунта 5/ < 0,5...0,6; в знаменателе -
5; >0,8.
343
Модули деформации грунтов, уплотненных до различной степени плотно-
сти, должны приниматься, как правило, по результатам испытания их штампа-
ми. При их отсутствии для предварительных расчетов нормативные значения
модуля деформации некоторых видов грунтов рекомендуется принимать по
табл. 7.5.
Таблица 7.5
Нормативные значения модулей деформации некоторых
видов уплотненных грунтов
Грунт Модуль деформации Е, МПа
при влажности уплот- нения, равной И'ОПТ в во до насыщенном состоянии
ксот = 0,92 ксот = 0,95 ^ = 0,92 кыт = 0,95
Лессовидные супеси 20 25 15 20
Лессовидные суглинки и глины 25 30 20 25
Пески крупные 30 40 — —
Пески средней крупности 25 30 — —
Пески мелкие 15 20 — —
Коэффициент изменчивости сжимаемости уплотненных грунтов ссС0И!, обу-
славливаемый различной степенью уплотнения, переменной влажностью, не-
однородностью состава грунта и представляющий собой отношение макси-
мального значения модуля деформации к его возможному минимальному зна-
чению, допускается принимать:
^сот — 1,20 ПрИ ксот — 6,92, ССсои; — 1,35 ПрИ ксот — 6,95,
а-сот = 1,56 при ксот = 6,98.
Расчетные сопротивления уплотненных грунтов определяются с учетом
прочностных характеристик грунтов и размеров фундаментов. При отсутствии
прочностных характеристик, а также для предварительного назначения разме-
ров фундаментов допускается пользоваться условными значениями расчетных
сопротивлений 1Т. уплотненных насыпных грунтов (табл. 7.6).
Таблица 7.6
Расчетные сопротивления основания из уплотненных грунтов
Грунт Ro, кПа, при коэффициенте уплотнения ксот
0,92 0,95 0,97
Супеси 200 250 280
Суглинки 250 300 320
Глина 300 350 400
Пески крупные 300 400 500
Пески средней крупности 250 300 400
Пески мелкие 200 250 300
344
7.1.3. Опытные работы по уплотнению грунтов
Опытные работы по уплотнению грутпов выполняют перед производством
основных работ с целью уточнения следующих величин: максимальной плот-
ности грунтов, достигаемой используемыми грунтоуплотняющими механиз-
мами; оптимальной влажности уплотняемых грунтов: толщины уплотняемых
слоев при заданном режиме уплотнения; необходимого числа ударов или про-
ходов грунтоуплотняющего механизма; расстояния между' скважинами (свая-
ми) при глубинном уплотнении и других параметров.
Опытное уплотнение проводят на отдельных участках, расположенных в
пределах или в непосредственной близости от территории проектируемого
объекта. Толщину отсыпаемого слоя грунта на каждом участке при поверхно-
стном уплотнении принимают на 20...30% больше рекомендуемой. Уплотне-
ние производят, как правило, при двух-трех значениях влажности грунтов на
границе раскатывания, равных wp, 0,8wp и 1,2му
После выполнения опытных работ определяют плотность и влажность уп-
лотненных грунтов путем отрывки шурфов или устройства радиометрических
скважин. Эти показатели определяют с двухкратной повторностью по глубине
(не менее чем на трех горизонтах для каждого слоя): при уплотнении тяжелы-
ми трамбовками и трамбующими машинами через 0,25... 0,5 м; укаткой и виб-
рационными машинами через 0,1... 0,25 м; глубинным уплотнением через
0,5... 1,0 м.
Опытное уплотнение укаткой и трамбующими машинами выполняют
на площадке, которую разбивают на три участка шириной не менее длины 1
грунтоуплотняющего механизма и длиной не менее трехкратной его ширины Ъ
(рис. 7.4).
Рис. 7.4. Схема опытного уплотнения укаткой (стрелками пока-
заны основные направления движения механизма):
1 - захватка с 6 проходами; 2 и 3 - то же соответственно с 9 и 12 прохо-
дами; 4, 5 и б - участки отсыпки грунта с влажностью, соответственно
равной 0,8иу„ wp и 1,2 му; 7 - шурфы или радиометрические скважины:
/и Ь-соответственно длина и ширина грунтоуплотняющего механизма
На каждом участке отсыпают грунты с тремя значениями влажности, рав-
ными 0,8иу, wp и 1,2иу. Опытное уплотнение грунтов укаткой производят при
6, 9 и 12 проходах по одному следу', а грунтоуплотняющими машинами - при
одном, двух и трех проходах. После уплотнения на каждом участке и захватке
345
проходят по одному шурфу или радиометрической скважине для определения
плотности и влажности грунтов, глубина которых назначается не менее 1,2/?с
(hc - глубина уплотнения).
На основании полученных данных строят графики распределения плотно-
сти сухого грунта pd по глубине для принятого числа проходов и каждой
влажности грунта w, по которым устанавливают необходимое количество про-
ходов уплотняющей машины и максимальную толщину h уплотняемого слоя
для заданной степени плотности, значение ггО||| уплотняемых грунтов (пример
приведен на рис. 7.5).
Опытное уплотнение тяжелыми трамбовками выполняют на двух-
трех участках длиной не менее 3d (d - диаметр трамбовки), шириной 2d
(рис. 7.6).
Рис. 7.5. Графики изменения
плотности уплотненного грун-
та при оптимальной влажности
(1, 2, 3 - соответственно при 9,
6 и 12 проходах)
Рис. 7.6. Схема опытного уплотнения
тяжелыми трамбовками:
1,2, 3 — участки отсыпки грунта с влажностью
0,814^, 14|,, 1,2»у,; 4 — следы ударов трамбовки;
5 — точки нивелировки (штыри); б — шурфы
или радиометрические скважины
Трамбование грунтов на опытном участке производят с перекрытием сле-
дов трамбовки не менее 0,25d и с замером понижения трамбуемой поверхно-
сти до тех пор, пока понижение трамбуемой поверхности за каждые два удара
не достигнет постоянной величины, называемой отказом. После завершения
трамбования на уплотненной площадке, а также за ее пределами проходят
ппрфы или радиометрические скважины глубиной! не менее двух диаметров
трамбовки, в которых производят определение плотности и влажности уплот-
ненных грунтов.
По этим данным для каждого участка строят графики изменения плотности
сухого грунта по глубине, на основании которых по минимально допустимым и
достигнутым значениям плотности грунта определяют глубину уплотнения.
Опытное уплотнение грунтовыми, песчаными сваями и глубинными
вибраторами выполняют с целью: уточнения расстояния между скважинами
для обеспечения проектной средней степени плотности уплотняемого грунта;
фактического расхода грунта для засыпки скважин; значения минимально до-
пустимой степени плотности грунта в уплотненном массиве при заданном
среднем ее значении.
346
Опытные работы по глубинному уплотнению производят одиночной грун-
товой (песчаной) сваей или одним погружением глубинного вибратора на глу-
бину не менее 15 диаметров уплотняющего снаряда. Вначале пробивают сква-
жину на необходимую глубину, затем ее засыпают грунтом слоями высотой не
более 2,5d (d — диаметр наконечника). Каждый засыпанный в скважину слой
уплотняется тем же ударным снарядом до полного отказа. После завершения
уплотнения по оси грунтовой сваи отрывают контрольный шурф на глубину не
менее 10 диаметров снаряда. Отбор проб для проверки степени плотности
производят на двух и трех горизонтах, начиная с глубины не менее шести диа-
метров снаряда. Точки отбора проб размещают через 0.2 .0,5 м на расстоянии
не менее двух диаметров снаряда от центра (рис. 7.7).
Рис. 7.7. Схема отбора проб грунта при устройстве
грунтовой сваи
При использовании глубинного
радиоизотопного контроля точки кон-
троля также размещают по схеме,
приведенной на рис. 7.7, не менее чем
на трех горизонтах, соответствующих
глубинам от 6 до 15 диаметров удар-
ного снаряда.
Степень плотности по результа-
там ее определения принимают как
среднее из полученных значений для
каждой контрольной точки по верти-
кали. По данным выполненных опре-
делений строят график изменения
плотности грунта в уплотненной зоне
(рис. 7.8) и в соответствии с требуе-
мой средней плотностью pdm опреде-
Рис. 7.8. График для определения
максимально допустимого расстояния
между двумя смежными скважинами
ляют минимально допустимое значе-
ние p^min грунта в уплотненном массиве по формуле
Рд,пйп Рд.тах? (7.5)
где р^тах - достигнутая максимальная плотность сухого грунта в точке, раположенной
j грунтовой сваи. т/м3.
На основании минимального значения p^mm определяют максимально до-
пустимое расстояние между двумя смежными скважинами, для чего на графи-
ке отмечают минимальное значение pdmm и соответствующее ему расстояние Г.
347
Расстояние между осями скважин / при линейном их расположении опре-
деляют по формуле
l = 2l' + d, (7.6)
где d- диаметр наконечника снаряда, м.
При многорядном расположении скважин полученные расстояния для ли-
нейного расположения умножаются на 0,8.
7.2. Поверхностные методы уплотнения грунтов
В проекте уплотненных оснований должны быть указаны: размеры уплот-
няемой площади в плане; требуемая глубина уплотнения; глубина котлована, в
том числе глубина недобора грунта до проектной отметки заложения фунда-
ментов; необходимая плотность уплотненного грунта; оптимальная влажность
уплотненного грунта; расчетное сопротивление уплотненного грунта; количе-
ство воды при необходимости доувлажнения и замачивания грунтов: размеры
и вес трамбовок, ориентировочное число у даров при поверхностном уплотне-
нии гру нтов, вытрамбовывании котлованов и пробивке скважин; типы грунто-
уплотняющих механизмов; расположение скважин и способ доуплотнения
верхнего слоя грунта при глубинном уплотнении замачиванием и пробивкой
скважин; специальные требования (при необходимости) по производству ра-
бот и проведению контроля качества уплотнения.
В практике широко применяются следующие методы поверхностного уп-
лотнения грунтов: тяжелыми трамбовками; катками, легкими трамбовками и
другими механизмами и транспортными средствами; вибраторами площадоч-
ными; вытрамбовыванием котлованов; подводными взрывами.
При поверхностном уплотнении грунтов максимальная степень плотности
достигается на поверхности приложения уплотняющего воздействия, а по глу-
бине и в стороны — снижается. За уплотненную зону’ принимают толщу грунта,
в пределах которой плотность сухого грунта не ниже заданного или допусти-
мого ее минимального значения.
В табл. 7.7 приведены основные технические показатели машин и меха-
низмов, применяемых для поверхостного уплотнения грунтов.
Таблица 7.7
Основные технические показатели работы грунтоуплотняющих
машин и механизмов
Механизм Глубина уплотнения, м, в грунтах Число проходов (ударов) или время уплотнения при ксот
песчаных ГЛИНИСТЫХ 0,98 0,95 0,92
1 2 3 4 5 6
Пневмокатки весом, кН: 400 0,7 0,6 12 10 6
250 0,5 0,5 12 10 6
Груженые автомашины: «БелАЗ» 0,7 0,6 12 10 6
«КрАЗ» 0,5 0,5 12 10 6
«МАЗ» 0,4 0,4 12 10 6
«КамАЗ» 0,5 0,5 12 10 6
348
Окончание табл. 7.7
1 2 3 4 5 6
Трамбовочная машина Д-47 1,2 1,0 3 2 2
Виброкатки весом, кН: 50 1,0 3 2 2
20 0,7 — 3 2 2
Виброплиты самопередви- гающиеся: SVP-25 30 4 3 2
SVP-631 50 — 4 3 2
BSD-22 30 — 4 3 2
BSD-63 80 — 4 3 2
Вибротрамбовки самопере- двигающиеся: В УТ-5 20 4 3 2
ВУТ-3 40 — 4 3 2
Трамбовки электрические: ИЭ-4502 25 20 4 3 2
ИЭ-4504 35 25 4 3 2
Гидромолоты навесные: ГПМ-120 30 25 20* 15* 10*
СП-62 80 70 20* 15* 10*
Пневмомолоты навесные: ПН-1300 30 25 20* 15* 10*
ПН-2400 50 40 20* 15* 10*
Вибропролеты подвесные: ВП-2 80 — 30* 25* 20*
ВП-6 50 — 30* 25* 20*
Вибротрамбовки подвесные ВПТ-3 80 60 30* 25* 20*
Тяжелые трамбовки весом: g = 25 кН; <7 = 1,2 м 2,2 2 16 12 8
g = 35 кН; d = 1,4 м 2,6 2,4 16 12 8
g = 45 кН; d = 1,6 м 3.0 2,7 16 12 8
g = 60 кН; d = 2,0 м 3,6 3,2 16 12 8
g = 90 кН; d = 3...3,5 м 5,5... 6,5 5...6 16 12 8
Примечания:
1. Значения глубины уплотнения даны для м’опт и соответствуют ксот = 0,95. При уплотне-
нии грунтов влажностью, в 1,2 раза большей или меньшей оптимальной, и при ксот = 0,98
глубина уплотнения снижается на 20%.
2. Глубина уплотнения рыхлых глинистых грунтов принимается на 20...25%, а песчаных -
на 15... 20% больше приведенных значений.
3. Цифры, отмеченные звездочкой, обозначают время уплотнения в секундах по одному
следу для достижения соответствующего коэффициента уплотнения.
7.2.1. Уплотнение тяжелыми трамбовками
Применяется для уплотнения пылевато-глинистых и песчаных грунтов,
характеризующихся степенью влажности < 0,7 и плотностью сухого грунта
349
Pd< 1,55 т/м3. Крупнообломочные грунты уплотняются при любой влажности
[2...5, 15].
Уплотнение грунтов осуществляют свободным сбрасыванием с помощью
крана-экскаватора с высоты h = 4... 10 м трамбовок диаметром d= 1,4... 3,5 м и
весом g = 40...200 кН. В результате трамбования в массиве грунта образуется
уплотненная зона толщиной от 1,5 до 6 м, в пределах которой плотность сухо-
го грунта изменяется от максимальной величины в верхней части до заданной
на нижней границе уплотненной зоны (рис. 7.9). За нижнюю границу уплот-
ненной зоны принимается глубина, на которой плотность сухого грунта дости-
гает значения pd > 1,60 т/м3.
В практике используют трамбовки весом от 20 до 150 кН (2... 15 тн) и бо-
лее, которые изготавливаются из железобетона, имеют в плане форму крута
или многоугольника (с числом сторон не менее восьми). На рис. 7.10 приведе-
ны виды и конструкции тяжелых трамбовок. Производственный опыт показы-
вает, что при подборе крана-экскаватора его грузоподъемная сила должна в
3... 4 раза превышать вес трамбовки.
Уплотнение грунтов тяжелыми трамбовками применяют с целью: устране-
ния просадочных свойств грунтов в пределах всей или части деформируемой
зоны от нагрузки фундаментов; создания в основании зданий или сооружений
сплошного маловодопроницаемого экрана, препятствующего интенсивному’
замачиванию нижележащих грунтов; повышения плотности, прочностных ха-
рактеристик и снижения сжимаемости грунтов.
Основания на уплотненных тяжелыми трамбовками различного вида грун-
тах проектируются так же, как и на просадочных с I типом грунтовых условий
[2...5, 15]. Размеры уплотняемой площади в плане, при необходимости созда-
ния в основании сплошного маловодопроницаемого экрана, принимаются не
менее чем на 1 м больше размеров здания по наружным граням фундаментов в
каждую сторону.
Трамбование производят с перекрытием следов (рис. 7 11) отдельными
циклами при постоянном поворачивании стрелы по мере перехода с одного
следа на другой.
При уплотнении только с целью повышения плотности и снижения сжи-
маемости грунтов, а также устранения просадочных свойств грунтов ширина
Ъс или длина 1С уплотняемой площади назначаются в соответствии с конфигу-
рацией и размерами фундаментов и принимаются
bc=b + 0,5(b-d)-, 1С =1+ 0,5(1-d), (7.7)
где b и I - соответственно ширина и длина фундамента, м; d - диаметр трамбовки, м.
Уплотнение тяжелыми трамбовками в основании фундаментов произво-
дится на глубину, при которой осадки фундаментов, а для просадочных грун-
тов - суммарные осадки и просадки не превышают предельно допустимых ве-
личин для зданий и сооружений. Глубина уплотнения тяжелыми трамбовками
hc зависит от природной плотности и влажности грунтов, диаметра и веса
трамбовки, режима уплотнения и при оптимальной влажности приближенно
принимается
hc = kd, (7.8)
где d — диаметр основания трамбовки, м; к - коэффициент, принимаемый по данным
эспериментальных исследований для супесей и суглинков равным 1,8, для глин — 1,5.
350
Рис. 7.9. Применяемое оборудование и глубина (зона) уплотнения в основа-
нии при уплотнении тяжелыми трамбовками:
а - изменение pj до уплотнения; б - то же после уплотнения
Рис. 7 10. Формы и конструкции тяжелых трамбовок:
а - трамбовка весом 50... 70 кН; б - весом 70... 100 кН; в - весом более 100 кН;
1 - петля для подъема; 2 - кожух (из листовой стали); 3 - поддон (из листовой стали);
4 - вертикальная арматура; 5 - горизонтальная арматура
Рис. 7.11. Схема уплотнения грунтов тяжелыми трамбовками:
1 - уплотненный грунт; 2 - полоса уплотненного грунта с одной стоянки крана-экскаватора
351
При устройстве сплошного маловодопроницаемого экрана глубина уплот-
нения должна быть hc > 1,5 м. Величина недобора грунта до проектной отмет-
ки заложения фундаментов АЛ принимается равной понижению трамбуемой
поверхности и определяется по формуле (7.4).
Диаметр и масса трамбовок назначаются в зависимости от глубины уплот-
нения, формы и размеров уплотняемых площадей и т.п. При назначении массы
трамбовок следует исходить из того, чтобы статическое давление на песчаные
грунты составляло не менее р = 15 кПа. а для глинистых грунтов — р = 20 кПа.
Плотность сухого грунта в уплотненном слое назначается исходя из пол-
ного устранения просадочных свойств грунтов, обеспечения достаточно низ-
кой сжимаемости и высокой прочности уплотненных грунтов и для подав-
ляющего большинства лессовых грунтов должна быть р^ > 1,65... 1,70 т/м3, а на
нижней границе уплотненной зоны - pd = 1,60 т/м3.
Наибольшая эффективность уплотнения тяжелыми трамбовками достига-
ется при оптимальной влажности грунтов иогп, определяемой по результатам
опытного уплотнения или приближенно принимаемой по выражению (7.2).
Расчетное сопротивление и осадки фундаментов на уплотненных грунтах
вычисляются по схеме двухслойного основания, состоящего из уплотненного
слоя и подстилающего грунта природной структуры. Прочностные характери-
стики и модули деформации уплотненных грунтов принимаются, как правило,
по результатам непосредственных их испытаний. При их отсутствии указан-
ные характеристики допускается принимать по табл. 7.4, 7.5 и 7.6.
Качество работ по уплотнению грунтов тяжелыми трамбовками проверя-
ют по отказу контрольным трамбованием поверхности ранее уплотненного
грунта с определением величины отказа после двух-трех ударов трамбовки.
Пункты контрольного трамбования располагают по одному на каждые 100 м2
уплотненной площади. При у плотнении грунтов с влажностью, отличающейся
от оптимальной более чем на +0,02, качество уплотнения проверяют опреде-
лением плотности грунта через 0,25...0,5 м по глубине при толщине уплот-
ненного слоя до 2...2,5 м и 0,5...0,75 м - при большей. Плотность грунта оп-
ределяют отрывкой шурфов или проходкой радиометрических скважин на ка-
ждые 300 м2 уплотненной площади.
Пример проектирования фундаментов на основаниях, уплотненных тяже-
лыми трамбовками, приведен в п. 9 1.3 (см. пример 9.3).
7.2.2. Уплотнение укаткой механизмами и машинами
Применяют для всех видов насыпных, песчаных, глинистых, крупнообло-
мочных грунтов и аналогичных им отходов производств на свободных участ-
ках и при большом фронте работ. Этот способ в основном используют для по-
слойного уплотнения при возведении грунтовых, песчаных, шлаковых и дру-
гих подушек, планировочных насыпей, земляных сооружений различного
назначения, подсыпок и подготовке оснований под полы.
Эффективность уплотнения грунтов укаткой определяют в основном их
влажностью и типами применяемых механизмов. Наибольшую эффективность
уплотнения достигают в крупнообломочных грунтах и аналогичных им отхо-
дах производств, а в глинистых и песчаных грунтах при их оптимальной
влажности [2...5, 15].
352
По условиям проходимости машин уплотнение насыпных глинистых
грунтов допускается производить при влажности
W < wp + kip, (7.9)
где к - коэффициент (к = 0.6 при 1р < 0.08; к = 0,3 при 1р > 0.17, а для остальных значе-
ний 1р - по интерполяции).
Уплотнение грунтов укаткой осуществляют самоходными, прицепными
катками на пневмоколесном ходу, гружеными скреперами, автомашинами (са-
мосвалами), тракторами, виброкатками (см. табл. 7.7). Для уплотнения песча-
ных и глинистых грунтов укаткой не рекомендуется применять катки с глад-
кими вальцами, а также кулачковые катки, так как при заполнении простран-
ства между кулачками и грунтом достигаемая ими глубина обычно не
превышает 0,2... 0,4 м.
Виброкатки применяют для уплотнения только песчаных и гравелистых
грунтов и аналогичных им отходов производств (шлаки, золошлаки, золы и
т.п.). Проектирование уплотненных оснований укаткой грунтов, а также кон-
троль качества уплотнения основания следует производить в соответствии с
методикой устройства подушек из связных грунтов.
7.2.3. Вытрамбовывание котлованов
Применяется в просадочных лессовых грунтах I типа, в глинистых, в том
числе водонасыщенных грунтах, в маловлажных пылеватых и мелких песча-
ных грунтах и др.
Сущность устройства фундаментов в вытрамбованных котлованах заключа-
ется в том, что трамбовка весом g= 15... 100кН, имеющая форму будущего
фундамента, сбрасывается в одно и то же место с высоты 4...8 м [2...5, 15]. При
этом вокруг вытрамбованного котлована образуется уплотненная зона, в преде-
лах которой повышается плотность
грунта и устраняются просадочные
свойства (рис. 7.13). За уплотненную
зону принимается массив грунта, в
пределах которого плотность сухого
грунта составляет pd> 1,55 т/м3.
Для вытрамбовывания котлова-
нов применяется навесное оборудо-
вание к крану-экскаватору со стре-
лой-драглайн (рис. 7.12). При вы-
трамбовывании котлованов шири-
ной в плане до 0,8... 1,0 м использу-
ется сваебойное оборудование.
На рис. 7.14 приведены виды и
конструкции фундаментов в вы-
трамбованных котлованах, широко
используемых в практике строи-
тельства, а основные положения по
их проектированию и устройству7
освещены в нормативно-техничес-
кой литературе [2... 5, 15].
Рис. 7.12. Навесное оборудование к крану-
экскаватору для устройства фундаментов
в вытрамбованных котлованах:
1 - кран-экскаватор; 2 - опорная плита; 3 - на-
правляющая стойка; 4 - узел крепления напра-
вляющей стойки к стреле крана; 5 - сбросная
каретка; 6 - трамбовка; 7 - вытрамбованный
котлован
353
Рис. 7.13. Фундаменты в вытрамбованных котлованах:
а - формы фундаментов: б - обычный: в - с уширенным основанием;
1 - фундамент; 2 - втрамбованный жесткий материал; 3 - уплотненная зона
Рис. 7.14 Виды фундаментов в вытрамбованных котлованах:
а - с уплотненной зоной; б - с уширенным основанием; в - с несущим слоем, г, д -
с консолями; в - с ростверком: ж - ленточные преривыстые; з - арочные; 1 - фун-
дамент; 2 - уплотненная зона; 3 - стакан для установки колонн; 4 - втрамбованный
жесткий грунтовый материал; 5, б - дополнительные котлованы при создании несу-
щего слоя; 7 - консоли; 8 - дополнительные котлованы под консоли; 9 - ростверк
354
После вытрамбовывания котлован заполняется враспор монолитным бето-
ном или устанавливается сборный фундамент, имеющий близкие к котловану
форму и размеры.
Фундаменты в вытрамбованных котлованах подразделяются:
• по глубине заложения: мелкого заложения при djjbm < 1,5 и удлиненные
при dp/bm > 1,5 (см. рис. 7.13, а, б),
• по способу устройства: без уширения основания с плоской или заострен-
ной подошвой и с уширением основания (см. рис. 7.13, б, в).
В практике применяются следующие виды фундаментов в вытрамбован-
ных котлованах: столбчатые - для каркасных промышленных, гражданских и
сельскохозяйственных зданий при вертикальной нагрузке на них до 2000 кН;
ленточные преривистые и столбчатые - для бескаркасных жилых и промыш-
ленных зданий при нагрузке до 300 кН/м; фундаменты с уширенным основа-
нием рекомендуется применять при нагрузках свыше 500... 800 кН.
7.2.4. Уплотнение подводными взрывами
Применяется в просадочных лессовых грунтах с I типом грунтовых усло-
вий по просадочности, рыхлых несвязных грунтах любой крупности и глини-
стых грунтах, в том числе намывных и насыпных. Наибольшая эффективность
достигается при уплотнении взрывами песчаных грунтов, супесей, а также
лессовидных суглинков с плотностью сухого грунта до pd = 1,45 т/м3, числом
пластичности до 1р = 0,14 и степени влажности S,. = 0,7... 0,8 [3, 7, 15].
Сущность способа заключается в одновременном взрывании в водной сре-
де установленных по определенной сетке на некоторой глубине от поверхно-
сти котлована зарядов взрывчатого вещества (ВВ), под воздействием которых
происходит разрушение существующей структуры грунта и его дополнитель-
ное уплотнение (рис. 7.15).
Рис. 7.15. План и разрез котлована при уплотнении грунтов подводными взрывами:
I - контур проектируемого здания; 2 - котлован; 3 - заряды ВВ; 4 - поверхностные марки;
5 - слой воды, расположенный выше зарядов ВВ; 6 - арматурные стойки для поддержания
зарядов ВВ: 7 - уплотненный грунт
При этом для снижения прочности маловлажных грунтов до минимально-
го значения до взрывов производят предварительное его замачивание. Макси-
мальное значение плотности сухого грунта при уплотнении подводными взры-
вами наблюдается на глубине 0,2... 0,3 м от дна котлована, а ниже - уменьша-
ется до природной. Глубина уплотнения подводными взрывами в зависимости
355
от грунтовых условий, величины зарядов обычно составляет 1,0...4,0 м. За гра-
ницу зоны уплотнения принимается глубина, в которой значение плотности
сухого грунта равна pd > 1,60 т/м3.
Уплотнение грунтов подводными взрывами производится в котлованах,
где заряды ВВ устанавливаются и взрываются в водной среде. При этом слой
воды, расположенный под зарядами 3, обеспечивает равномерную передачу
взрывного воздействия на грунт, а столб воды 5, находящийся выше ВВ. слу-
жит для гашения энергии взрыва, направленной вверх.
Уплотнение подводными взрывами выполняют в котлованах с размерами,
превышающими не менее чем на 1 м размеры здания по наружным граням
фундаментов в каждую сторону’. Для замачивания грунта и создания слоя воды
отрывается котлован, который заполняется водой, а замачивание продолжает-
ся до достижения грунтом степени влажности > 0,8 и условной стабилиза-
ции деформаций. После этого подача воды в котлован прекращается с целью
снижения степени влажности грунтов до 5', = 0,7...0,8, т.е. сохранить 20...30%
объема пор, заполненных газами. Затем котлован заполняется водой и сразу же
проводятся работы по взрыванию установленных в воде зарядов ВВ.
Глубина расположения (заложения) заряда ВВ, обеспечивающая камуф-
летность взрыва в воде, определяется по выражению
h = k23Jd, (7.10)
где к2 - коэффициент, принимаемый равным к- = 2,32; Q - масса заряда ВВ, кг.
Оптимальная масса заряда ВВ вычисляется по выражению
Q = k,h\ (7.11)
где h - глубина расположения заряда ВВ в воде, для предварительных расчетов при-
нимаемая равной h > 1,0 м;
Р = 3/ц2 и £4=(1Д3)₽ (7.12)
Глубина эффективного уплотнения грунта определяется по выражению
hconi=k534Q. (7.13)
Расстояние между зарядами ВВ принимается равным двум радиусам эф-
фективного действия взрыва / = 2г. Эффективный радиус действия г определя-
ется по формуле
r = k6\[Q. (7.14)
Значения всех эмпирических коэффициентов, используемых в зависимо-
стях (7.10), (7.11) и (7.14), обобщены в табл. 7.8.
Таблица 7.8
Значения эмпирических коэффициентов при уплотнении грунтов
Грунты Pi А3 Р2 &4 ₽ ks А’о
Песчано-гравийные и каменная наброска 0,35 1,95 2,66 1,22 0,1 2,46 1 8 2,0
Рыхлые пески подводно- го намыва, слабые пыле- вато-глинистые грунты 0,35 1,95 2,66 1,22 0,1 2,46 3,0 2,5... 3,0
356
Заряды ВВ устанавливаются равномерно по всей уплотняемой площади.
Высота столба воды в котловане должна составлять не менее 1,3... 1,5 м с уче-
том того, чтобы толщина воды над уровнем установки зарядов ВВ была не ме-
нее 1,0 м, а ниже - равнялась 0,3...0,4 м (см. рис. 7.15).
Для измерения величины деформации грунта при уплотнении подводными
взрывами на дне котлована и за его пределами устанавливаются поверхност-
ные марки по 2... 4 поперечникам через 3... 8 м одна от другой.
Пример 7.2.1. Требуется определить параметры поверхностного уплотнения
грунтов подводными взрывами в основании гражданского здания размером 12x36 м,
возводимого на лессовидных супесях толщиной более HsI = 16 м. Размеры фундамен-
тов fex/ = 2x4 м. Грунты участка строительства были уплотнены способом предвари-
тельного замачивания, после чего слой буферного (недоуплотненного) грунта в осно-
вании составляет hb = 3,0 м.
Решение. Определяем размер котлована, необходимого для уплотнения подвод-
ными взрывами:
/д = b3 + If + 2-1,0 = 12 + 4 + 2,0 = 18 м;
/к = /3 + bf + 2 • 1,0 = 36 + 2 + 2,0 = 40 м.
Вычисляем оптимальную массу заряда ВВ, принимая высоту столба воды в кот-
ловане h = 1,5 м:
Q = к41/ = 0,1-1,5~46 = 0,1-2,71» 0,3 кг.
Принимаем расположение зарядов ВВ по сетке /х/ = 1,0х 1,0 м по всей уплотняе-
мой площади котлована. При этом количество точек установки зарядов ВВ составит
пс= 19-41 = 779 шт.
Тогда общий расход заряда ВВ составит:
Qo = ncQ = 779-0,3 = 234 кг.
С у четом массы заряда ВВ вычисляем глубину эффективного уплотнения грунта:
hcom = = 3 • ^0,3 = 2,0 м.
Определим эффективный радиус действия взрыва по формуле
г = к63/О = 2,5-^3 = 1,7м.
С учетом этого принятое расстояние между- зарядами ВВ является удовлетвори-
тельным.
7.3. Глубинные методы уплотнения грунтов
К методам глубинного уплотнения грунтов относятся: устройство грунто-
вых, песчаных и известковых свай; виброуплотнение или гидровиброуплотне-
ние; предварительное замачивание, в том числе энергией глубинных взрывов;
предпостроечное уплотнение пригрузкой территории, в том числе с применени-
ем вертикальных песчаных и искусственных дрен; глубинное водопонижение.
7.3.1. Уплотнение грунтовыми сваями
Глубинное уплотнение пробивкой скважин (грунтовыми сваями) приме-
няют в насыпных глинистых грунтах, а также при необходимости устранения
просадочных свойств грунтов на глубину- Hsi = 24... 28 м, создания в основании
зданий и сооружений сплошного маловодопроницаемого экрана и устройства
противофильтрационных завес из уплотненного грунта [2...6, 15].
357
Грунтовые сваи устраиваются при влажности грунтов, близкой к опти-
мальной, степени влажности грунтов Sr = 0,4... 0,7, отсутствии слоев и просло-
ек плотных пылевато-глинистых грунтов, песков, линз переувлажненного
грунта, верховодки.
Сущность способа заключается в том, что специальным снарядом (трам-
бовкой) весом g = 25... 55 кН. сбрасываемым в одно и то же место с высоты
4... 10 м, в массиве грунта пробивается скважина диаметром d= 0,32...0,82 м
на всю глубину просадочной толщи, которая затем заполняется местным грун-
том с послойным его уплотнением тем же снарядом. В результате этого вокруг
пробитой скважины образуется уплотненная зона, в пределах которой повы-
шается плотность грунта и устраняются просадочные свойства (рис. 7.16, в).
Рис. 7.16. Схема навесного оборудования для пробивки скважин (а), план и раз-
рез расположения грунтовых свай (б. в):
а) 1 - кран-экскаватор; 2 - опора направляющей стойки; 3 - направляющая стойка (штан-
га); 4 - снаряд для пробивки скважин; 5 - защитная обойма; 6 - пробиваемая скважина;
7 - уплотненная зона; б, в) 8- грунтовая свая; 9 - уплотненная зона вокруг сваи
Для пробивки скважин и уплотнения засыпаемого в них грунта в основ-
ном применяются навесное оборудование к крану-экскаватору (рис. 7.16, а) и
станки ударно-канатного бурения БС-1М или БС-2. Станки БС-1М имеют
штангу (ударный снаряд) весом g = 28...32 кН с наконечником диаметром
d= 0,325...0,425 м и обеспечивают 44...52 удара в 1 минуту с высоты
h = 0,9... 1,1 м, при которых достигается пробивка скважин диаметром
0,5... 0,55 м и создается уплотненная зона радиусом г = 0,7... 0,9 м.
Навесное оборудование к крану-экскаватору для пробивки скважин вклю-
чает направляющую стойку (штангу) 3 и пробивной снаряд 4 в виде штанги с
наконечником диаметром d = 0,52...0,82 м, весом g = 30...55 кН, сбрасывае-
мый с высоты h = 4... 10 м (рис. 7.16). При этом обеспечивается возможность
пробивки скважин диаметром 0,7... 1.0 м и создания уплотненной зоны радиу-
сом г = 1,2... 1,8 м.
Скважины располагают на определенных расстояниях, обычно принимае-
мых равными / = 2,5...5г/, обеспечивающих смыкание зон и образование мас-
сива уплотненного грунта. При пробивке скважин в верхней части основания
358
образуется буферный разуплотненный слой грунта, который перед устройст-
вом фундаментов необходимо заменить на уплотненные грунтовые подушки
или доуплотнить тяжелыми трамбовками. Уплотнение грунтовыми сваями вы-
полняют в котлованах с размерами, превышающими на 3 м в каждую сторону
размеры уплотняемой площади. Отметку дна котлованов назначают с учетом
последующей частичной срезки буферного слоя.
Толщина буферного слоя принимается равной
hb = kbd, (7.15)
где d - диаметр скважин (грунтовых свай), принимаемый при пробивке станками ударно-
канатного бурения равным 0,5 м, а при использовании энергии взрыва — 0,4; кь - коэффи-
циент пропорциональности, принимаемый равным для супесей 4, суглинков 5 и глин 6.
Площадь уплотняемого основания должна превышать площадь подошвы
фундамента за счет полосы, выступающей за его пределы по периметру в каж-
дую сторону на величину, равную:
• на грунтах с I типом грунтовых условий по просадочности 0,26, а для от-
дельно стоящих сооружений с высоким расположением центра тяжести -
не менее 0,36 (6 - длина меньшей стороны прямоугольного или диаметр
кру глого фундамента, м), но не менее 0,8 и не более 2 м;
• на грунтах со II типом грунтовых условий по просадочности не менее
Q,2.Hsh но при этом ширина уплотняемой площади должна приниматься не
менее 0,564/ (где 64/ - мощность просадочной толщи грунта, м).
Скважины в уплотняемом массиве следует размещать в шахматном по-
рядке по вершинам равностороннего треугольника. Независимо от числа
скважин под фундаментом, полученного по расчету, число рядов их по длине
и ширине фундамента должно быть не менее трех. Первый ряд грунтовых свай
располагается на расстоянии от границы уплотняемой площади основания,
равном 0,5/, где / - расстояние между центрами скважин, определяемое по
табл. 7.9 или по формуле
I = 0,95dydc/(ydc-yd), (7.16)
где yj - удельный вес сухого грунта в природном состоянии, кН/м3; yjc— удельный вес
сухого грунта уплотненного массива, кН/м3.
Таблица 7.9
Рекомендуемые расстояния между грунтовыми сваями
Удельный вес уплотненного сухого грунта ydc, кН/м Значения / при уА кН/м3
12,2 13 13,5 14 14,6 15,1
16,5 l,9d 2,Id 2,2d 2,5d 2,8J 3,3d
17,0 1,&/ 2,0d 2,Id 2,3d 2,5d 2,9d
17,5 l,7d l,9d 2, Od 2,Id 2,3d 2,6d
Уплотнение просадочных грунтов пробивкой скважин выполняется из
расчета достижения среднего значения удельного веса сухого грунта уплот-
ненного массива: на площадках с I типом грунтовых условий по просадочно-
сти 16,5 кН/м ; на площадках со П типом грунтовых условий по просадочности
16,5 кН/м3 в пределах верхнего слоя на глубину 64/Z2 и 17,0 кН/м3 в пределах
359
нижнего слоя на ту же глу бину; при устройстве противофильтрационной заве-
сы не менее 17,5 кН/м3.
Пробитые скважины заполняются местным глинистым грунтом с уплот-
нением до удельного веса сухого грунта 17,5 кН/м3 или другим более прочным
грунтовым материалом. Количество грунтового материала q по весу, необхо-
димое для набивки 1 м длины скважины, определяется по формуле
q = kcAydc(\ +w), (7.17)
где кс - коэффициент, зависящий от вида уплотняемого грунта и обусловленный уве-
личением диаметра скважины в процессе трамбования засыпаемого грунтового мате-
риала: для супесей кс= 1 4. для суглинков и глин кс = 1.1; А — площадь поперечного
сечения скважины, м2. ydc — удельный вес сухого грунта в скважине, равный 17,5 кН/м3;
w - влажность грунта, засыпаемого в скважину.
При проведении контроля за качеством работ по пробивке скважин прове-
ряются их диаметр, глубина и расстояние между’ скважинами поверху. В том
случае, если получившиеся расстояния между скважинами превышают задан-
ные в проекте более чем на 20...25%, проходят дополнительные скважины на-
конечником меньшего диаметра (d = 0.21...0.25 м). При заполнении скважин
грунтовым материалом контролируется объем грунта в каждой отсыпаемой
порции, влажность отсыпаемого глинистого группа, однородность его состава
на основе визуального осмотра, число ударов трамбующего снаряда для уп-
лотнения каждой порции грунта. В необходимых случаях после завершения
работ определяются плотность сухого грунта и его влажность путем проходки
шу рфов или радиометрических скважин.
Пример 7.3.1. Требуется определить основные параметры уплотняемого грунто-
выми сваями основания 14-этажного жилого дома, возводимого на сплошной железо-
бетонной плите размером в плане 26x26 м на участке, сложенном лессовидными супе-
сями и суглинками толщиной HsI = 16 м, относящимися к грунтовым условиям II типа
по просадочности (величина ожидаемой просадки от собственного веса грунта состав-
ляет ssLg = 24,8 см). Основные характеристики грунтов участка строительства приведе-
ны в табл. 7.10
Таблица 7.10
Основные характеристики грунтов
Наиме- нование грунта h, м Р’3 т/м3 Раз т/м3 Wp Относит, просадоч- ность &si, при природ- ном давлении Начальн. проса- дочное давление Аь кПа Модуль деформа- ции Е, МПа
природ- ного грунта уплот- ненного грунта
2 1,62 1,42 0,14 0,14 0,006 80 10
4 1,64 1,44 0,14 0,14 0,012 80 10
6 1,66 1,44 0,15 0,14 0,016 100 10
8 1,66 1,43 0,16 0,16 0,016 100 12
20
10 1,70 1,46 0,16 0,16 0,022 НО 12
Сугли- 12 1,72 1 46 0,18 0,16 0,026 НО 12
нок 14 1,72 1,46 0,18 0,16 0,018 120 14
16 1,76 1,47 0,20 0,18 0,014 140 14
Примечание. Величина модуля деформации грунтов уплотненного массива приводится для
условия их полного водонасыщения
360
Решение. Определим толщину буферного слоя по выражению (7.15) (диаметр
снаряда d = 0,5 м; кь = 4 - для супеси)
hb = kbd = 4-0,5 = 2,0 м.
Глубина уплотняемой площади в основании здания составит:
hc = Hsl-df= 16-2= 14м.
Глубину (длину) пробиваемых скважин 1С определим по выражению (d = 0,5 м
диаметр снаряда):
lc = hc-Ni=hc-2d= 14-2-0,5 = 13 м.
Определяем расстояние между центрами скважин грунтовых свай для верхнего
слоя супесей при диаметре скважин d = 0,5 м и pjc = 1,65 т/м3:
/ = 0,95 • 0,5 • 1,65/(1,65 -1,43) = 1,30 м.
Расстояние между центрами скважин грунтовых свай для слоя суглинков опреде-
ляем при pde = 1,70 т/м3:
I = 0,95 • 0,5 • 1,70/(1,70 -1,46) = 1,26 м.
Принимаем расстояние между- центрами скважин грунтовых свай равным / = 1,28 м
и определяем расстояние между- рядами грунтовых свай:
/' = /3/4 = 1,1 м.
Вычисляем ширину полосы, выступающей за пределы уплотняемой площади:
Ьх = 0,277^=0,2-16 = 3,2 м.
Размеры уплотняемой площади равны
ЬС = 1С = 26 +2Л, = 26 + 2-3,2 = 32,4 м, при этом Ьс > 0,5Н^ = 8 м.
Определяем число грунтовых свай в ряду и' и число рядов и":
п' = 32,4/1.28 + 1 = 25.3 + 1-27 свай;
и" = 32,4/1,1 + 1 - 30 + 1 = 31 ряд.
Общее число грунтовых свай равно
/7 = 31-27 = 837 шт.
Вычисляем массу грунтового материала:
• для набивки 1 м длины грунтовой сваи т = 1,4-1,75-0,52-3,14-(1+0,18)/4 = 0,57 т;
• для одной грунтовой сваи т' = mlc = 0,57-13 = 7,41 т;
• для уплотнения основания дома Л7 = т'п = 7,41-837 = 6202 т.
7.3.2. Уплотнение песчаными сваями
Применяются для глубинного уплотнения сильносжимаемых глинистых
гру-нтов, заторфованных гру-нтов, рыхлых и слабых водонасыщенных мелких и
пылеватых песков, в том числе с прослойками и линзами супесей, суглинков,
глин и илов.
Эти сваи не являются прочным несущим элементом, а применяются для
уплотнения и улучшения строительных свойств слабых водонасыщенных
грунтов, когда применение других методов, в том числе железобетонных свай,
является неэффективным или неэкономичным. При устройстве песчаных или
грунтовых свай их сжимаемость незначительно отличается от сжимаемости
уплотненного окружающего грунта. Поэтому- песчаная свая (столб) восприни-
мает нагрузку совместно с окружающим его уплотненным грунтом, т.е. созда-
ется уплотненное основание со средним модулем деформации, значительно
361
превышающим модуль деформации неуплотненного грунта. Особенность ра-
боты песчаных свай заключается также в том, что они работают и как дрены,
отводя поровую воду из водонасыщенных грунтов на поверхность. В связи с
дренирующими свойствами песчаных свай даже слабые водонасыщенные гли-
нистые грунты быстро упрочняются в основании.
Технология устройства песчаных свай включает погружение в слабый
грунт инвентарной металлической трубы диаметром d = 0,325... 0,5 м, снаб-
женной раскрывающимся наконечником с помощью вибропогружателей или
вибромолотов (рис. 7.] 7) [3...6, 8, 9, 15].
Рис. 7.17. Оборудование для устройства (а). план и разрез (б) расположения
песчаных свай:
1 - кран-экскаватор; 2 - вибропогружатель; 3 - приемное отверстие; 4 - инвентарная
труба, 5 - раскрывающийся наконечник; 6 - полость скважины; 7 - уплотненная зона;
8 - уплотненная песчаная подушка
В процессе погружения трубы грунт вокруг образовавшейся полости уп-
лотняется (диаметром до 1,5 м), затем в трубу порциями засыпается крупный
или среднезернистый песок и труба постепенно извлекается (при этом проис-
ходит раскрытие наконечника) из грунта до полного заполнения ствола сваи
[8, 9, 15]. При формировании зоны уплотнения в массиве грунта вокруг свай
повышается давление в поровой воде, что значительно ускоряет процесс
фильтрации воды к песчаным сваям и способствует уплотнению грунтов во-
круг них. Устройство этих свай позволяет в 1,5...2 раза повысить значения уг-
ла внутреннего трения ср и удельного сцепления с слабого грунта, а также бо-
лее чем в 2 раза модуля деформации грунта Е.
Песчаные сваи в плане размещают в шахматном порядке на вершине рав-
ностороннего треугольника из условия, чтобы плотность грунта в межсвайном
пространстве достигла проектного значения во всем л плотняемом массиве (см.
рис 7.17, б). Поверх массива из песчаных свай обычно устраивается уплотнен-
ная песчаная подушка толщиной h = 0,5... 1,0 м, которая служит для равномер-
ного распределения давления от возводимого сооружения на уплотненный
массив, а также ускорения фильтрации и отвода отжимаемого из массива
грунта поровой воды за пределы площадки строительства.
362
Площадь уплотняемого основания Ас при устройстве песчаных свай опре-
деляется по выражению
Л=1.4Ш + 0.4&3), (7.18)
где /3 и Ь3 - соответственно длина и ширина здания (фундамента), м.
Число свай определяется по формуле
п = £1Ас/А- (7.19)
Q = (e-ec)/(l+e), (7.20)
где Ас - площадь уплотняемого основания, м2; А - площадь сечения сваи, м2; е - коэф-
фициент пористости грунта до уплотнения; ес - коэффициент пористости грунта после
уплотнения, среднее значение которого принимают равным для: песков мелких -
0,55...0,70; песков пылеватых - 0,60...0,75; суглинков и глин - 0,65...0,85; илов и за-
тофованных грунтов - 0,85... 1,10.
Расстояние между песчаными сваями / назначают из условия, чтобы плот-
ность грунта в межсвайном пространстве достигла проектного значения во
всем уплотняемом массиве. В этом случае
I = 0,95d 4(\ + е)/(е-ес). (7.21)
Песчаные сваи в уплотняемом массиве следует размещать в шахматном
порядке по вершинам равностороннего треугольника (см. рис. 7.17, б). Незави-
симо от числа свай под фундаментом, полученного по расчету, число рядов их
по длине и ширине фундамента должно быть не менее трех. При этом центры
крайних рядов песчаных свай должны выступать за грани фундамента не ме-
нее чем на 1,5<7 (d - диаметр инвентарной трубы, м).
Глубина уплотнения грунтов основания при устройстве песчаных свай на-
значается по расчету, но не менее глубины сжимаемой толщи основания под
фундаментом.
При устройстве песчаных свай для заполнения их полости следует исполь-
зовать отмытые карьерные крупные и средней крупности пески. Количество
песка по весу, засыпаемого на 1 м длины песчаной сваи, определяется по фор-
муле
П=ЛрД1 + ш)/(1 + ес), (7.22)
где р, - плотность твердых частиц грунта, т/м3; ir - природная влажность грунта.
Пример 7.3.2. Требуется определить основные параметры уплотняемого песча-
ными сваями основания 9-этажного жилого дома, возводимого на сплошной желе-
зобетонной плите размером в плане 15x40 м и глубиной заложения ^=1,8м на
слое слабого водонасыщенного грунта толщиной 4=14,0 м. Поверху песчаных
свай устраивается фильтрующая песчаная подушка из крупнозернистого песка тол-
щиной 0,5 м. Основные характеристики грунтов участка строительства приведены
в табл. 7.11.
Решение. Определим основные размеры песчаной сваи - ее диаметр и длину.
Вертикальные песчаные сваи устраиваются диаметром dv = 0,4 м. Для назначения
длины песчаных свай определим толщину слабого грунта в основании здания с учетом
глубины заложения фундамента:
hc = h- df= 14 - 1,8 = 12,2 м.
Длину песчаных свай принимаем /w = 10,0 м (примерно на глубину сжимаемой
толщи основания под фундаментами).
363
Таблица 7.11
Основные характеристики грунтов
Наименова- ние грунта Толщина слоя h, м Плотность грунта р, т/м3 Плотность сухого грунта Ра т/м3 Природная влажность w Коэффициент пористости е Угол внут- реннего тре- ния (р, град Удельное сцепление с, кПа Модуль деформации Е, МПа
Супесь 2 4 6 8 10 12 1,82 1,84 1,86 1,86 1,90 1,92 1,47 1,48 1,49 1,47 1,51 1,50 0,24 0,24 0,25 0,26 0,26 0,28 0,823 0,810 0,800 0,823 0,775 0,787 14 14 15 16 12 12 8 8 6 6 8 10 4,0 4,5 4,0 5,0 5,0 6,0
Вычисляем площадь уплотняемого основания .4С при устройстве песчаных свай по
выражению (7.18):
Ас = 1,4й3(/3 + 0,4(>3) = 1.4-15(40 + 0.4-15) = 966 м2.
Определим число свай по формулам (7.19) и (7.20):
п = &АС/Л = 0,1-966/0,13 = 743 шт.;
А = лсГ- /4 = 3,14 • 0,4-/4 = 0,13 м2;
Q = (е-ес)/(1 +е) = (0.81-0.65)/(1 + 0.81) «0.1.
Определим расстояние между песчаными сваями по выражению (7.21):
/ = 0,95 dw ^/(l + e)/(e-ec) = 0,95 • 0,4 • д/d+ 0.81)/(0.81-0,65) = 1,26 м,
где е - осредненное значение коэффициента пористости природного грунта, располо-
женного в пределах длины песчаной сваи, е = 0.81: ес - среднее значение коэффициен-
та пористости грунта после уплотнения, для супесей принимаем равным ес = 0,65.
Вычисляем массу песчаного материала:
• для набивки 1 м длины песчаной сваи
т = A ps (1 + и)/(1+ес) = 0,13 • 2,65(1 + 0,20)/(1 + 0,65) = 0,25 т;
• для одной песчаной сваи
т' = ml„ = 0,25-10 = 2,5 т;
• для устройства песчаных свай в основании всего дома
Л/= т 'п = 2,5-743 = 1858 т.
Песчаные сваи в уплотняемом массиве размещаем в шахматном порядке по вер-
шинам равностороннего треугольника.
7.3.3. Уплотнение известковыми сваями
Применяются для глубинного уплотнения слабых водонасыщенных пыле-
вато-глинистых и заторфованных грунтов большой мощности (до 10 м и бо-
лее) с показателем текучести // > 0,5.
Сущность метода заключается в том, что при устройстве известковых свай
происходит взаимодействие негашеной комовой извести с окружающим его
364
слабым водонасыщенным грунтом, что способствует улучшению прочностных
и деформационных характеристик грунтов. При этом происходит уменьшение
степени влажности грунта (Sr < 0,7) и (в последующем) верхние слои основа-
ния можно доуплотнять тяжелыми трамбовками или заменить их на уплотнен-
ные грунтовые подушки [6, 8, 9, 15].
Технология устройства известковых свай аналогична песчаным сваям (см.
рис. 7.17). Их устраивают путем погружения металлической трубы диаметром
d = 0,2...0,5 м с раскрывающимся нижним концом до требуемой отметки. За-
тем труба медленно поднимается и одновременно определенными порциями
подается негашеная комовая известь, которая уплотняется специальными
трамбовками весом 0,35...0,45 тн. В грунтах, способных сохранять вертикаль-
ность стенок в течение некоторого времени (обладающих структурной проч-
ностью сжатия), известковые сваи могут быть устроены без применения ин-
вентарной обсадной трубы.
При устройстве известковых свай уплотнение окружающего сваю слабого
водонасыщенного грунта происходит в три стадии: за счет вытеснения грунта
в стороны при погружении обсадной трубы; при постепенном извлечении об-
садной трубы, засыпке извести и ее уплотнении (по экспериментальным дан-
ным диаметр сваи увеличивается на 20%); при взаимодействии извести с грун-
том (ее гашении), когда объем извести увеличивается до двух раз, а диаметр
известковой сваи - на 60... 80%.
Уплотнение известковыми сваями выполняют в котлованах с размерами,
превышающими на 3 м в каждую сторону2 размеры уплотняемой площади. От-
метку дна котлованов назначают с учетом последующей частичной срезки бу-
ферного слоя, который формируется в процессе устройства сваи и гашения
извести. Буферный слой доуплотняют тяжелыми трамбовками или срезают его
с последующим устройством уплотненной грунтовой подушки.
Известковые сваи на у плотняемой площади следует размещать в шахмат-
ном порядке по вершинам равностороннего треугольника (см. рис. 7.17, б).
Независимо от числа свай под фундаментом, полученного по расчету2, число
рядов их по длине и ширине фундамента должно быть не менее трех. Первый
ряд известковых свай располагается на расстоянии от границы уплотняемой
площади основания, равном 0,5/, где / - расстояние между центрами скважин,
определяемое по формуле
/ = 0,95c/ydc/(ydc-yd), (7.23)
где yj - удельный вес сухого грунта в природном состоянии, кН/м3; yjc- удельный вес
су того грунта уплотненного массива, кН/м3, значение которого принимается yj c >
> 16,0 кН/м3.
Глубина уплотнения грунтов основания при устройстве известковых свай
назначается по расчету2, но не менее глубины сжимаемой толщи основания под
фундаментом.
При устройстве известковых свай для заполнения их полости следует ис-
пользовать кальциевую известь активностью не менее 75%. Использование
доломитовой извести не рекомендуется, так как она мало увеличивается в объ-
еме при гашении. Количество извести q по весу, необходимое для набивки 1 м
длины скважины, определяется по формуле
365
q = kcA ydc(l + w), (7.24)
где kc - коэффициент, учитывающий увеличение диаметра скважины в процессе трам-
бования засыпаемого известкового материала и принимаемый кс = 1,2; А - площадь
поперечного сечения скважины, м2; yj с - удельный вес сухой извести в скважине, сред-
невзвешенное значение которого принимается равным 16,8кН/м3; w = 0,03...0,05 -
влажность извести.
При проведении контроля за качеством работ по пробивке скважин прове-
ряются их диаметр, глубина и расстояние между скважинами поверху При
заполнении скважин известковым материалом контролируется объем извести в
каждой отсыпаемой порции, влажность отсыпаемой извести, однородность его
состава на основе визуального осмотра, число ударов трамбующего снаряда
для уплотнения каждой порции извести. В необходимых случаях после завер-
шения работ определяются плотность сухой извести и его влажность путем
проходки шурфов или радиометрических скважин.
Пример 7.3.3. Требуется определить основные параметры уплотняемого извест-
ковыми сваями основания 12-этажного жилого дома, возводимого на сплошной желе-
зобетонной плите размером в плане 12x42 м и глубиной заложения d/ = 2.0 м на слое
слабого водонасыщенного грунта толщиной h = 16.0 м. Поверху известковых свай уст-
раивается уплотненная грунтовая подушка из суглинка толщиной /?,, = J .0 м. Основные
характеристики грунтов участка строительства приведены в табл. 7.12.
Таблица 7.12
Основные характеристики грунтов
Наименова- ние грунта Толщина слоя h, м Плотность грунта р, т/м3 Плотность сухого грунта Prf, т/м3 Природная влажность w । Коэффициент пористости с | Угол внут- реннего тре- ния ф5град Удельное пттотт тотттто z> кПа Модуль деформации Д МПа
2 1,79 1,42 0,26 0,887 12 8 5,0
4 1,79 1,42 0,26 0,887 12 8 5,0
6 1,79 1,42 0,26 0,887 13 7 5,5
Сугли- 8 1,82 1,42 0,28 0,887 13 7 5,5
нок 10 1,82 1,42 0,28 0,887 12 8 5,5
12 1,84 1,41 0,30 0,900 11 6 4,0
14 1,84 1,41 0,30 0,900 11 6 4,0
16 1,84 1,41 0,30 0,900 11 6 4,0
Решение.
Назначаем основные размеры вертикальной известковой сваи — ее диаметр и дли-
ну. Диаметр известковой сваи принимаем du, = 0,32 м. Для назначения длины известко-
вой сваи вначале определим толщину' слабого (уплотняемого) слоя грунта в основании
здания с учетом глубины заложения фундамента:
hc = h- df= 16 - 2,0 = 14 м.
С учетом этого длину известковой саи принимаем Zw = 12,0 м (примерно на глуби-
ну сжимаемой толщи основания под фундаментами).
Определяем расстояние между центрами скважин известковых свай при диаметре
d = 0,32 м и = 1,60 т/м3 по формуле (7.23):
366
/ = 0,95 • 0,32 • 1,60/ (1,60 -1,42) = 2,70 м.
Определяем расстояние между рядами известковых свай:
/' = /•3/4 = 2,7-3/4 «2^ м.
Вычисляем ширину полосы, выступающей за пределы уплотняемой площади:
/у = 0,57 = 0,5-2,7 = 1,4 м.
Размеры уплотняемой площади равны:
Ьс = 12 + 2-/у = 12 + 2-1,4 = 14,8 м,
lc = 42+2-Й! =42 + 2-1,4 = 44,8 м.
Определяем число известковых свай в ряду- //'и число рядов и":
п' = 44,8/2 7+1 = 17+1 = 18свай
п" = 14,8/2.0 + 1 = 7 + 1 = 8 рядов.
Общее число известковых свай равно:
и = 8-18 = 144 шт.
Вычисляем требуемый объем известкового материала по формуле (7.24):
• для набивки 1 м длины известковой сваи q = 1,2-1,68-0,322-3,14-(1 + 0,05)/4 = 0,17 т;
• для одной известковой сваи q' = <//zcl = 0,17-12 = 2,04 т;
• для уплотнения основания дома Q = q'n = 2.04 • 144 = 289 т.
Известковые сваи в уплотняемом массиве размещаем в шахматном порядке по
вершинам равностороннего треугольника.
7.3.4. Уплотнение глубинными вибраторами
Применяется в рыхлых песчаных грунтах на глубину более 1,5 м в услови-
ях естественного залегания, а также при укладке грунта в насыпи, обратной
засыпке пазух котлованов. Уплотнение грунтов возможно с применением виб-
роустановок (рис. 7.19, 7.20), гидровибрационных установок (рис. 7.18), глубин-
ных вибраторов, применяемых при бетонных работах, машинами типа «Вибро-
флот» и др. [3, 5, 15]. В табл. 7.13 приведены характеристики некоторых меха-
низмов, используемых при глубинном
вибрационном уплотнении грунтов.
При глубинном вибрационном
уплотнении песчаных грунтов также
применяют гидровибрационную ус-
тановку С-629, которая подвешива-
ется к крану и обеспечивает одно-
временную подачу в грунт воды и
его уплотнение вибрацией (см. табл.
7.13). При использовании этой уста-
новки в грунт под давлением
4...6 МПа нагнетается вода, проис-
ходит размыв песка и его рыхление
за счет движения воды вверх. Так
как радиус распространения колеба-
ний относительно невелик, то воз-
никает необходимость в частой пе-
рестановке установки.
Рис. 7.18. Схема гидровибрационной
установки для уплотнения рыхлых песков:
1 - вибратор; 2 - кран; 3 - шланг для пода-
чи воды; 4 - кабель для электропитания
367
Таблица 7.13
Технические характеристики механизмов, применяемых
для глубинного вибрационного уплотнения грунтов
Показатель Виброустановка Уста- новка С-629 Глубинный вибратор
ВУУП-6 ВУУП-4 С-825 С-826
Мощность уплотненного слоя, м 6 4 10 4 4
Производительность механизма, м3/ч 170...210 300 125 32... 64 48... 72
Мощность электродвигателя, кВт 55 40 14 0,6 1Д
Частота колебаний, мм 250 250 24 97 97
Амплитуда колебаний, мм 5...6 5...6 3,5 0,4 0,9
Диаметр уплотнителя, мм 1000 1000 490 133 133
Масса, кг 3400 3150 2500 28 29
Грузоподъемность обслуживающего механизма, кг 6000 4000... 5000 — — —
Рис. 7.19. Конструкция виброустановки ВУУП-6 (а) и уплотнителя
для искусственного водонасыщения песчаного грунта (б):
1 - вибропогружатель В-401; 2 - трубчатая штанга; 3 - стальные ребра;
4- патрубок для присоединения шланга от насоса; 5 - сопло
368
При уплотнении песчаных грунтов
глубинными вибраторами С-825 и
С-826 (см. табл. 7.13) с применением
подмыва вода подается с помощью
стальных труб диаметром 19...25 мм
с заостренным концом. Нижняя часть
трубы должна иметь на длине 0,5... 0,6 м
перфорацию с диаметром отверстий
5... 6 мм. Радиус уплотнения глубинны-
ми вибраторами достигает г = 0,7... 0,8 м.
Использование этой установки позво-
ляет уплотнить песчаные грунты на
глубину 6,0 м, при этом значения
удельного веса сухого грунта достига-
ют ра= 17,0... 18,0 кН/м3 при относи-
тельной плотности 0,8.
Перед началом работ по уплотне-
нию песчаных грунтов глубинными
вибраторами проводятся подготови-
тельные работы, включающие в себя
планировку территории, определение и
разбивку точек уплотнения, а при не-
обходимости проведение искусствен-
ного водонасыщения грунтов. Для ис-
кусственного водонасыщения песчаных
грунтов в конструкцию уплотнителя
входит патрубок, приваренный к труб-
Рис. 7.20. Конструкция виброустановки
ВУУП-4:
1 - вибропогружатель ВПП-2; 2 - трубчатая
штанга; 3 — стальные ребра
1000
чатой штанге для присоединения шланга от насоса, а также отверстие для вы-
пуска напорной воды (рис. 7.19). При этом сначала к соплу' уплотнителя подают
воду' от насоса, а затем включают вибропогружатель. По достижении проектной
глубины уплотнения подачу воды прекращают и виброуплотняют водонасы-
щенный грунт.
Уплотнение песчаных грунтов глубинными вибраторами производят в
следующем порядке: краном поднимают установку и помещают ее вертикаль-
но на поверхности грунта; включают вибропогружатель, и виброуплотнитель
под действием собственного веса погружается в массив грунта; в погруженном
положении установку задерживают 2...3 мин, а затем ее медленно поднимают
краном при непрерывной работе вибропогружателя; при подъеме вибропогру-
жатель периодически опускают на некоторую глубину- и снова извлекают.
Основные положения по проектированию и проведению глубинного виб-
рационного уплотнения рыхлых песчаных грунтов освещены в нормативно-
технической литературе [3, 5, 15].
7.3.5. Уплотнение предварительным замачиванием
Применяется для уплотнения просадочных грунтов II типа по проявлению
просадочных свойств с ожидаемой просадкой грунта от собственного веса
SsLg> 30 см [2, 3...6, 15]. Сущность метода заключается в том, что при повы-
шении степени влажности просадочных грунтов до S, > 0,8 происходит корен-
369
ное нарушение или существенное ослабление их структурных связей, сопро-
вождаемое последующим уплотнением просадочной толщи под действием
собственного веса грунтов.
При этом уплотняются нижние слои грунтовой толщи, начиная с глубины,
на которой напряжения от собственного веса грунта превышают начальное про-
садочное давление (crzg > psl). Верхние слои грунта остаются в недоуплотненном
состоянии (буферный слой), поэтому этот способ обеспечивает перевод толщи
лессовых грунтов из II типа в I тип грунтовых условий по просадочности. В свя-
зи с этим указанный способ обычно комбинируется с дол плотнением просадоч-
ных грунтов в деформируемой зоне от нагрузки фундаментов путем уплотнения
тяжелыми трамбовками, устройства грунтовых подушек, вытрамбовывания кот-
лованов, подводными взрывами или устройством свайных фундаментов.
В практике широко используются следующие виды (технологии) уплотне-
ния грунтов с использованием способа предварительного замачивания: а) уп-
лотнение грунтов предварительным замачиванием без применения дренажных
скважин; б) уплотнение грунтов предварительным замачиванием с устройст-
вом дренажных скважин.
А. Уплотнение грунтов предварительным замачиванием без примене-
ния дренажных скважин производится в котлованах или траншеях, отрывае-
мых на глубину 0.4... 1,0 м. Подача воды ведется путем поддержания уровня
воды в котловане на высоту 0,3...0,8 м до полного промачивания всей толщи
просадочных грунтов и достижения условной стабилизации просадок от соб-
ственного веса грунта (прирост деформаций не более 1 см в неделю, наблю-
даемый в течение последних двух недель). С целью ускорения фильтрации
воды в массив грунта на дно котлована отсыпается дренирующий слой из
песка толщиной 5... 10 см (рис. 7.21). В зависимости от инженерно-геологи-
ческих условий площадки строительства процесс замачивания может длиться
в течение 2...6 месяцев.
Для наблюдения за развитием просадки грунтов при замачивании на дне
котлована и за его пределами на расстоянии до (1,5...2,0)74/ устанавливаются
поверхностные (рис. 7.21, а, б, в), а в центре котлована глубинные марки
(см. рис. 7.21). Поверхностные марки устанавливаются по 2...4 поперечникам
через 3...8 м одна от другой, а глубинные - через 2...3 м по глубине в преде-
лах всей величины просадочной толщи. В плане глубинные марки располага-
ются на расстоянии 0,5.. 1,0 м друг от друга.
Уплотнение просадочных грунтов предварительным замачиванием в основ-
ном применяется на вновь застраиваемых территориях Для исключения влия-
ния замачивания на существующие здания и сооружения расстояния от зама-
чиваемой площади до них должны быть не менее: при наличии водоупора -
трехкратной толщины слоя просадочных грунтов (7. > 377х/); при отсутствии
водоупора - полуторной толщины слоя просадочных грунтов (L > 1,574/).
Если существующие здания и сооружения возведены с полным устране-
нием просадочных свойств грунтов или полной их прорезкой, указанные
выше расстояния допускается уменьшать в 1,5 раза, а при расстояниях,
меньше вышеуказанных, уплотнение предварительным замачиванием вы-
полняется после устройства противофильтрационной завесы на соответст-
вующих участках, что может привести к существенному повышению стои-
мости уплотнения.
370
300... 500
Рис. 7.21. Поперечный разрез и план увлажненной зоны котлована, конструкции
поверхностных (а, б, в) и глубинных марок:
• план и разрез котлована: 7 - контур проектируемого здания; 2 - котлован для замачива-
ния грунта; 3 - поверхностные марки, 4 - глубинные марки;
• поверхностные марки: а - простейшего типа; б - с бетонной опорой; в - с бетонной опо-
рой в зимнее время; 1 - арматурный стержень d = 20.. .24 мм' 2 - уплотненный грунт; 3 -
бетонная опора;
• глубинные марки: 1 - скважина; 2 - реперная труба; 3 - защитная труба; 4 - анкер из
уплотненного бетона; 5 - сальник
Основные положения по проектированию уплотнения грунтов предваритель-
ным замачиванием приведены в нормативно-технической литературе [2,3... 6, 31].
Размеры котлованов Ьк и 1К, м. принимаются равными:
bK = b3 + 0,6Hsf, (7.25)
k = k+Hsh (7.26)
где 7ц и /3 — соответственно ширина и длина здания по наружным граням фундаментов,
м. Минимальная ширина замачиваемой площади должна бьпь не менее
Время Т, необходимое для промачивания всей толщи просадочных грун-
тов, допускается определять по формуле
T = ywHsllkf, (7.27)
где kf - минимальная величина коэффициента фильтрации слоев грунта, входящих в
просадочную толщу, м/сут; у„, - коэффициент, принимаемый равным при замачива-
нии с поверхности дна котлована при наличии дренирующего слоя из песка у„ = 1,0,
при отсутствии дренирующего слоя у„, = 1,2, а при замачивании через скважины
yw = 0,8.
Объем воды для замачивания грунта О, м3, определяется из условия про-
мачивания всей толщи просадочных грунтов (при Sr > 0,8, р = 15... 35°)
q = (0;8wmt-w)p^(^+F2/2) (7 28)
Pw
371
или
0,8(Ps~PJPw
P.s
-(р-рЛ
У1+^/2)
Ри
(7.29)
где ps, Pj и р — соответственно средневзвешенные значения плотности частиц грунта,
сухого грунта и грунта при природной влажности до замачивания, т/м3; pw — плотность
воды, р„, = 1,0 т/м3; - объем грунта в пределах замачиваемого котлована, равный
площади котлована, умноженной на толщину промачиваемого слоя грунта, м3; I -
суммарный объем грунта в пределах зон распространения воды в стороны от замачи-
ваемого котлована, м3.
Максимальный суточный расход воды </тах при замачивании с поверхно-
сти определяется по формуле
^шах (7.30)
где т| - коэффициент, учитывающий увеличение расхода воды за счет образования
просадочных трещин, принимаемый при замачивании без устройства дренажных
скважин т| = 2, с устройством скважин г] = 3; Ау - коэффициент фильтрации грунта,
м/сут; .‘1 и, - площадь замачивания, м2.
Качество уплотнения грунтов при использовании способа предваритель-
ного замачивания через котлованы определяется по общей величине осадки
поверхности, а также определением плотности сухого у плотненного грунта
радиоизотопными методами, методом режущего кольца и др.
Пример 7.3.4. Требуется определить основные параметры уплотняемого предва-
рительным замачиванием основания гражданского здания размером в плане 22x48 м,
проектируемого на лессовидных суглинках, относящихся ко II типу по проявлению
просадочных свойств (величина ожидаемой просадки от собственного веса грунта со-
ставляет ssig = 33,4 см). Коэффициент фильтрации грунтов Ау= 0,48 м/сут. Средние
значения основных свойств грунтов приведены в табл. 7.14.
Таблица 7 14
Основные характеристики грунтов
Наиме- нование грунта к м /’з т/м Р. т/м wp Относит, просадоч- ность £sb при природ- ном давлении Начальн. проса- дочное давление А/, кПа Модуль деформа- ции Е, МПа
природ- ного грунта уплот- ненного грунта
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
2 1,62 1,42 0,14 0,14 0,011 80 10
4 1,64 1,44 0,14 0,14 0,014 80 10
6 1,66 1,44 0,15 0,14 0,016 100 10
8 1,66 1,43 0,16 0,16 0,016 100 12
Сугли- 10 1,70 1,46 0,16 0,16 0,022 НО 12 1 я
нок 12 1,72 1,46 0,18 0,16 0,026 ПО 12
14 1,72 1,46 0,18 0,16 0,018 120 14
16 1,76 1,47 0,20 0,18 0,016 140 14
18 1,78 1,48 0,20 0,18 0,014 160 15
20 1,78 1,46 0,22 0,18 0,012 160 15
Примечание. Средневзвешенная величина модуля деформации грунтов уплотненного
массива приводится для условия их полного водонасыщения.
372
Решение. Определяем размеры котлована для замачивания по формуле (7.25) и
(7.26):
Ьг = 22 + 0,674/ = 22 + 0,6-20 = 34 м; /к = 48 + Hsl = 48 + 20 = 68 м.
Вычисляем время, необходимое для промачивания всей толщи просадочных
грунтов при коэффициенте фильтрации лессовидных суглинков к/ = 0,48 м/сут и глу-
бине котлована 1,0 м по выражению (7.27):
Т = 1,2-(20 - 1,0)/0,48 = 48 сут.
Для определения объема воды на замачивание (формулы (7.28) и (7.29)) вычисля-
ем средневзвешенные значения:
• плотности частиц грунта рЛ = 2,72-19/19 = 2,72 т/м3;
• плотности сухого грунта до просадки
pd= (1,42 + 1,44 + 1,44 + 1,43 + 1,46-3 + 1,47 + 1,48 + 1,46)-20/20 = 1,45 т/м3;
• плотности грунта при природной влажности
р = (1,62 + 1,64 + 1,66-2 + 1,70 + 1,72-2 + 1,76 + 1,78-2)-20/20 = 1,70 т/м3.
Определяем объем грунта в пределах замачиваемого котлована
Г/ = b^k-Ha = 34-68-19 = 43 928 м3.
Определяем объем грунта в пределах зон распространения воды в стороны от за-
мачиваемого котлована
Г2 = 0,5(2Ьк + 2/K)-77s/-(77s/-w/p-tgP) = 0,5(68+ 136)-19-(19-1,7-0,7) = 43 818м3.
Вычисляем необходимый объем воды:
= ГО,8(2,72-1,45)4 1 (43 928+43 818/2) =
v [ 2,72 'J 1
Определяем максимальный суточный расход воды на замачивание котлована по
формуле (7.30):
?тах = 2-0,48-34-68 = 2220 м3.
Определяем ожидаемую величину просадки грунта от собственного веса по вы-
ражению (9.6):
ssl = 0,011-100 + 0,014-200 + 0,016-200 + 0,016-200 + 0.022-200 +
+ 0,026-200 + 0,018-200 + 0,016-200 + 0,014-200 + 0,012-200 ~ 32 см.
Б. Уплотнение грунтов предварительным замачиванием с использо-
ванием дренажных скважин производится с целью: ускорения процесса за-
мачивания при залегании с поверхности дна котлованов уплотняемого участка
слоев маловодопроницаемых суглинков или глин; сокращения сроков замачи-
вания уплотняемой толщи грунта (использование дренажных скважин позво-
ляет сократить сроки замачивания оснований в 1,5...3 раза).
В первом случае дренажные скважины проходят диаметром d> 0,15 м на
всю глубину малофильтрующего слоя, но не менее и не более 0,774/
(Hsi - толщина просадочного слоя грунта). Дренирующие скважины обычно
устраивают при толщине малофильтрующего слоя более 3 м и залегании его
на глубине не более 10 м, а также при замачивании грунтов под отдельные зда-
ния. Во втором случае скважины диаметром d > 0,15 м устраивают на глубину
не менее hc =
Расстояние между скважинами в пределах замачиваемого участка прини-
мают равным 2... 10 м. Для более равномерного уплотнения грунтов по всей
площади по торцам котлована скважины располагают на расстоянии 2... 4 м.
373
Методика проектирования ускоренного замачивания с использованием
дренажных скважин аналогична способу предварительного замачивания.
Пример 7.3.5. Требуется определить основные параметры уплотняемого предва-
рительным замачиванием через дренажные скважины основания гражданского здания,
рассмотренного в примере 7.3.4. Коэффициент фильтрации грунтов с учетом устрой-
ства дренажных скважин Ау= 0,80 м/сут.
Решение. Определение размеров замачиваемой площади под здание, времени для
промачивания всей толщи просадочных грунтов и объема воды для замачивания при-
ведены в примере 7.3.4.
Выбираем схему расположения и расстояния между дренажными скважинами в
котловане. Учитывая характеристики уплотняемых грунтов (однородность сложе-
ния), принимаем расположение дренажных скважин по квадратной сетке /х/ = 6*6 м,
диаметр скважин dK = 180 мм, глубина устройства l„ = 0,7Hsi = 0,7-20 = 14 м. С учетом
этого количество дренажных скважин по всей площади уплотнения составит пк =
= 6-12 =72 шт.
Вычисляем время, необходимое для промачивания всей толщи просадочных
грунтов по выражению (7.27):
Т= 0,8-(20 - 1,0)/0,80 = 24 сут.
7.3.6. Уплотнение предварительным замачиванием и энергией
глубинных взрывов
Применяется в лессовых просадочных грунтах со II типом грунтовых ус-
ловий, рыхлых песчаных и глинистых грунтах, в том числе намывных и на-
сыпных грунтах. Наибольшая эффективность достигается при уплотнении
песчаных грунтов, супесей, а также лессовидных суглинков с плотностью су-
хого грунта до р^= 1.45 т/м3, числом пластичности до /^ = 0.14 и степенью
влажности S,. = 0,8... 0,85.
Сущность способа - в у плотнении толщи просадочных грунтов по анало-
гии с методикой предварительного замачивания с последующим одновре-
менным взрыванием зарядов взрывчатого вещества (ВВ), установленных по
определенной сетке и на соответствующей глубине массива грунта в специ-
альных дренажно-взрывных скважинах [2, 3...6, 10, 15]. Под воздействием
энергии взрывов происходят дополнительное разрушение структуры грунта
и его уплотнение (величины дополнительных просадок грунтов могут дости-
гать 50% и более от значений, полученных при уплотнении предварительным
замачиванием), тем самым способствуя значительному повышению качества
уплотнения толщи грунтов.
При использовании этого метода замачивание толщи просадочных грун-
тов можно осуществить следующими двумя способами.
1. Замачивание толщи просадочных грунтов через котлован. По этой
методике вначале отрывается котлован на глубину 0.4.. 1.0 м. Затем по опре-
деленной сетке на расчетную (проектную) глубину пробуриваются дренаж-
ные скважины диаметром не менее d = 220 мм и в них опускаются специаль-
ные конструкции взрывных контейнеров диаметром d = 200 мм, изготавливае-
мых из ме-таллических труб, труб из ПХВ пли других материалов. В практике
такие скважины получили название совмещенных дренажно-взрывных сква-
жин (рис. 7 22).
374
Подача воды ведется путем поддержания уровня воды в котловане на вы-
соту 0,3... 0,8 м до полного промачивания всей уплотняемой толщи просадоч-
ных грунтов (S, >0,8) и достижения условной стабилизации просадок от соб-
ственного веса грунтов (прирост деформаций не более 1 см в неделю, наблю-
даемый в течение последних двух недель). С целью ускорения фильтрации
воды в массив грунта на дно котлована отсыпается дренирующий слой из пес-
ка толщиной 5... 10 см.
Рис. 7.22. Схема уплотнения через котлован и конструкция совмещенной
дренажно-взрывной скважины:
• план и разрез котлована: 1 - контур проектируемого здания; 2 - контур котлована;
3 - дренажные скважины; 4 - поверхностные марки; 5 - глубинные марки; 6 - за-
ряды ВВ;
• конструкция совмещенной дренажно-взрывной скважины: 1 - фильтрующий пес-
чаный слой; 2 - скважина; 3 - труба d > 50 мм; 4 - дренажный материал; 5 - взрыв-
ной контейнер (труба d > 200 мм); б - заряд ВВ
После завершения замачивания толщи грунтов в контейнер совмещенной
дренажно-взрывной скважины закладываются заряды ВВ и производится од-
новременное их взрывание.
Методика проектирования ускоренного замачивания через котлован с ис-
пользованием глубинных взрывов по существу аналогична методу замачивания
через скважины. Основные положения по проектированию и устройству указан-
ного метода приведены в нормативно-технической литературе [2, 3... 7, 10, 15].
В целом порядок и методика проектирования в этом случае аналогичны
методу замачивания через скважины.
Глубина заложения зарядов ВВ в водонасыщенных мелкозернистых, сред-
незернистых песках и супесях, обеспечивающая камуфлетность взрыва и мак-
симальный эффект уплотнения, определяется по формуле
h = k^Q^, (7 31)
375
где h - глубина заложения зарядов ВВ, м; Ау - эмпирический коэффициент, принима-
мый равным к\ = 0,055; (?ЕЕ - масса заряда ВВ, кг:
QBB = kAh3 = 0,055/?. (7.32)
В этой формуле и в дальнейшем эмпирические коэффициенты приведены
для аммонита № 6ЖВ (эталонный ВВ). При использовании других видов ВВ
масса зарядов Qn определяется по выражению
= Ш (7.33)
где кп - коэффициент перехода (пересчета) к эталонному ВВ, определяемый по
табл. 7.15; Q - масса заряда из аммонита № 6ЖВ.
Результаты многочисленных натурных экспериментальных исследований
и опыт производственного внедрения показывают, что при уплотнении лессо-
вых просадочных грунтов этим методом массу заряда ВВ, закладываемого в
каждую дренажно-взрывную скважину, можно также определить по выражению
ав=(Я^/8)3, (7.34)
где HsI - мощность просадочной толщи грунта, м.
Таблица 7.15
Коэффициенты пересчета к эталонному ВВ
Вид ВВ
Аммонит № 6ЖВ 1,0
Аммонит скальный № 1 0,81
Аммонит скальный № 3 0,8
Аммонит АП-5ЖВ 1,15
Аммонит ПВЖ-20 1,35
Аммиачная селитра 1,45...1,6
Акватол М 0,9
АкватолМ-15 0,75
Акватол 65/35 1,1
Акванит № 2 0,95... 0,9
Алюмотол 0,85
Гранулотол 1,0
Вид ВВ
Граммовая А-8 0,87
Граммонал 45-А 0,8
Детониты 10А, М 0,82
Динамит 62%-ный 0,9
Динафталит 1,1
Граммониты:
79/21, 80/20 1,0
50/50 1 06
30/70 1,1
Тротил:
прессованный 0,8
порошкообразный 1,15
В случаях, когда мощность просадочной толщи превышает 20 м, значение
Рвв следует определять как для 20-метровой толщи, так как ниже 20 м гру нт
хорошо уплотняется под действием природного давления.
Расчетная глубина у плотнения /?упл слоя рыхлого песчаного грунта прини-
мается равной
V =4,0-0. (7 35)
Расчетная глубина уплотнения для лессовых просадочных грунтов прини-
мается равной йупл = Hst (где Hsl - мощность просадочной толщи, м).
Максимальный радиус уплотнения грунтов rmax определяется по формуле
= h34Q,
г
'max
(7.36)
где А’з - эмпирический коэффициент, принимаемый по табл. 7.16.
376
Таблица 7.16
Вид грунта Степень плотности Id кз к4
Мелкозернистый 0...0,2 0,3... 0,4 >0,4 25... 15 9...8 7 5...4 3 2,5
Среднезернистый 0,3... 0,4 >0,4 8...7 6 3...2,5 2,5
Радиус эффективного действия взрыва гэф определяется по зависимости
гэф=Мё, (7 37)
где к4 - эмпирический коэффициент, принимаемый по табл. 7.16.
По результатам производственного опыта уплотнения лессовых просадоч-
ных грунтов энергией глубинных взрывов, оптимальную глубину заложения
зарядов ВВ рекомендуется принимать равной h = 0,7...0,8Hsi (Hsi - мощность
просадочной толщи).
При использовании метода заряды ВВ рекомендуется взрывать с примене-
нием детонирующих шнуров или электродетонаторов. Для глубинных и под-
водных взрывов следует применять более мощные и водоустойчивые электроде-
тонаторы. Во избежание утечки электрического тока рекомендуется применять
электродетонаторы с проводами, имеющими резиновую или полихлорвинило-
вую изоляцию. Особое внимание следует обращать на надежную гидроизоля-
цию в местах соединения выводных проводов с электровзрывной сетью.
Пример проектирования фундаментов на основаниях, уплотненных пред-
варительным замачиванием и энергией глубинных взрывов, приведен в и. 9.1.3
(пример 9.4).
2. Замачивание толщи просадочных грунтов с поверхности основания
(дозированное замачивание). В этом случае котлован не отрывается, а зама-
чивание грунтов производится от дневной поверхности через специальную
распределительную водопроводящую сеть (рис. 7.23). При этом с дневной по-
верхности основания по определенной сетке на требуемую глубину пробури-
ваются дренажные скважины с последующей установкой в них взрывных ко-
лонн, конструкция которой приведена на рис. 7.22.
Подача воды осуществляется через специальную водораспределительную
сеть, устраиваемую на поверхности и состоящую из водоподводящих магист-
ральных труб и гибких шлангов, отводящих воду отдельно к каждой дренажно-
взрывной скважине до полного промачивания всей уплотняемой толщи проса-
дочных грунтов (\ > 0,8) и достижения условной стабилизации просадок от
собственного веса грунтов (прирост деформаций не более 1 см в неделю, на-
блюдаемый в течение последних двух недель). При этом объем воды, подавае-
мой в каждую скважину, можно регулировать вентилями (дозированное зама-
чивание), что позволяет произвести равномерное и качественное замачивание
всей уплотняемой толщи. Производственный опыт показывает, что использо-
вание данного способа замачивания позволяет сократить объем воды до
20...30% по сравнению с традиционными способами при обеспечении доста-
точно высокого качества у плотнения толщи гру нтов.
377
Рис. 7.23. План (а) и разрез (б) котлована при уплотнении грунтов дозирован-
ным замачиванием и энергией глубинных взрывов:
1 - контур проектируемого здания; 2 - совмещенные дренажно-взрывные скважины;
3 - поверхностные марки; 4 - глубинные марки; 5 - водоподводящие трубы; б - водо-
подводящие гибкие шланги; 7 - вентили для регулирования подачи воды; 8 - труба
d > 50 мм; 9 - защитный оголовник
Методика проектирования уплотнения оснований дозированным замачи-
ванием через скважины с использованием энергией глубинных взрывов анало-
гична методике, приведенной в примере 9.4.
7.3.7. Пред пос троечное уплотнение весом пригрузки
Применяется при подготовке оснований зданий и сооружений различного
назначения в условиях слабых водонасыщенных грунтов, инженерной подго-
Р
ххххххххххх^
Рис. 7.24. Схема предпостроечного
уплотнения грунтов фильтрующей
пригрузкой:
1 - фильтрующая пригрузка; 2 - слабый
водонасыщенный грунт; 3 - водонепро-
ницаемый слой
товке территории с целью обеспечения
надежной эксплуатации инженерных
коммуникаций и дорожных покрытий, а
также для уменьшения воздействия сил
отрицательного (негативного) трения на
свайные фундаменты и другие заглублен-
ные в грунт сооружения [3, 4, 8, 15].
Предпостроечное уплотнение основа-
ний особенно рационально при возведе-
нии сооружений, имеющих развитую
площадь опирания на грунт (резервуары,
сооружения на сплошной плите и др.), ре-
комендуется в случаях, когда толщина
слоев водонасыщенных сильносжимаемых
грунтов превышает 3 м (рис. 7.24).
378
При уплотнении слабых и сильносжимаемых водонасыщенных грунтов
фильтрующей пригрузкой размеры уплотняемой площади должны превышать
размеры здания не менее чем на глубину сжимаемой толщи основания в каж-
дую сторону, а в случае конечного слоя грунта - не менее его толщины.
Глубина уплотнения слоя грунта при указанном методе назначается из ус-
ловия обеспечения работы основания по соответствующим предельным со-
стояниям (по деформациям и несущей способности). При наличии слоя конеч-
ной толщины глубина уплотнения назначается равной его толщине, в других
случаях минимальная глубина уплотнения должна быть принята равной глу-
бине сжимаемой толщи в основании проектируемых фундаментов.
При устройстве промежуточной подушки из фильтрующего материала ее
размеры должны назначаться равными размерам пригрузочного слоя. В каче-
стве материала подушек рекомендуется использовать карьерные отмытые
крупно- и среднезернистые пески.
С целью ускорения сроков кон-
солидации уплотняемой толщи вре-
менная нагрузка может значительно
превышать эксплуатационную (на
20% и более).
Для наблюдения за развитием
деформаций грунтов при уплотнении
на поверхности уплотняемого слоя и
за его пределами устанавливаются
специальные конструкции поверхно-
стных, а в центре котлована - глу-
бинных марок (рис. 7.25). Поверхно-
стные марки устанавливаются по
2...4 поперечникам через 3...8 м од-
на от другой, а глубинные - через
2...3м по глубине в пределах всей
уплотняемой толщи. В плане глу-
бинные марки располагаются на рас-
стоянии 0,5... 1.0 м друг от друта.
Конечная стабилизированная
осадка слоя грунта мощностью Н под
действием равномерно распределен-
ной нагрузки р от веса насыпи или
намытого песка (рис. 7.26) высотой h
и удельным весом у определяется по
формуле
s = Hmvp, (7.39)
где т, - коэффициент относительной
сжимаемости грунта слабого слоя, кПа
р - давление от веса насыпи, р = y-h, кПа.
Нестабилизированная осадка слоя
грунта конечной толщины st в мо-
мент времени t определяется по фор-
муле
Рис. 7.25. Конструкции поверхностных и
глубинных марок
Рис. 7.26. Схема к расчету осадки слоя
грунта конечной толщины:
Н- толщина слабого слоя грунта; h - высота
пригрузочной насыпи; с - развитие напряже-
ния по глубине уплотняющейся толщи
379
st = sQ, (7.39)
где 5 - конечная (полная) стабилизированная осадка слоя грунта, см; Q - степень кон-
солидации (уплотнения) грунтовой толщи.
В соответствии с теорией фильтрационной консолидации величина Q
функционально связана со значением N, которое вычисляется по формуле
N=n2cvt/(4h2). (7.40)
Откуда
t = 4h2N/(n2cv), (7.41)
где cv - коэффициент консолидации, определяемый по формуле
cv=kf/(r*vyw), (7.42)
где kf- коэффициент фильтрации грунта, см/год; yw = 10 кН/м3 - удельный вес воды.
Для одномерной задачи уплотнения (осадки поверхности слоя грунта при
сплошной нагрузке) эпюра уплотняющих напряжений принимается в виде
прямоугольника (рис. 7.27), что относят к случаю 0. Для этого случая прини-
мается N=No, значения которого приведены в табл. 7.17.
С использованием табл. 7.17 находится величина 7VO в соответствии с О,
вычисляется значения t по формуле (7.41) и st по формуле (7.39). Строится гра-
фик осадки поверхности слоя грунта во времени в осях st = f(f).
Таблица 7.17
Значение N„ в зависимости от Q
и 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 0,95
No 0,02 0,08 0,17 0,31 0,49 0,71 1,00 1,40 2,09 2,80
Пример 7.3.6. Требуется определить основные параметры уплотняемой весом
пригрузочной насыпи основания жилого здания размером в плане 14x36 м со средним
давлением по подошве фундаментов ри = 180 кПа. Здание возводится на слое слабого
водонасыщенного пылевато-глинистого грунта толщиной h = 5 м, подстилаемого во-
доупорным слоем. УПВ расположен на уровне подошвы песчаной подушки. Пригру-
зочная насыпь устраивается из слабофильтрующего материала с удельным весом
у = 20 кН/м3. Под пригрузочной насыпью устраивается песчаная подушка толщиной
/?п = 0,6 м из крупнозернистого песка.
380
Грунты участка характеризуются коэффициентом относительной сжимаемости -
mv = 0,00028 кПа-1, коэффициентом фильтрации - kf= 2,5- 10-7 см/с = 2,5-10-7-3-107 =
= 7,5 см/год = 0,075 м/год.
Решение. Определим размеры уплотняемой площади под зданием. С учетом
толщины уплотняемого слоя грунта (Л = 5 м):
bc = b3 + 2Л = 14 + 2-5 = 24 м,
1С = /3 + 2Л = 36 + 2-5 = 46 м.
С целью ускорения сроков консолидации уплотняемой толщи величину пригру-
жающей временной нагрузки принимаем р = 200 кПа > />ц = 180 кПа (высота пригру-
жающего слоя составит /? = р/у = 200/20 = 10 м).
Определим величину конечной осадки слоя грунта по формуле (7.39)
s = hmvp — 5-0.00028-200 = 0.28 м = 28 см.
Для построения графика развития осадок слоя грунта во времени зададимся сте-
пенью консолидации 0 = 0,1... 0,95 с шагом 0,1 и вычислим значения времени t по
формуле (7 42)
t = 41г NJi?cv.
Вначале вычислим значение коэффициента консолидации cv по формуле (7.43)
cv = 4//(ra„yM,) = 0,006/(0,00022-10) = 2,73 м2/год = 27 300см2/год.
Тогда
t = 4/?2/Vo /(л2с„ ) = 4 52 No /(9,86 2,73)=3,7-No.
Определим величину осадки фундамента st и времени t для различных значений
степени консолидации Q по формуле (7.40). Значения No принимаем по табл. 7.17.
0 = 0,1; st = 0,1-28 = 2,8 см; /= 3,7-0,02 = 0,074 года = 0,9 мес.
0 = 0,2; st = 0,2-28 = 5,6см; 1 = 3,7-0,08 = 0,30 года = 3,6 мес.
0 = 0,3; st = 0,3-28 = 8,4 см, /= 3,7-0,17 = 0,63 года = 7,6 мес
0 = 0,4; st = 0,4-28 = 11,2 см; / = 3,7-0,31 = 1,15 года = 13,8 мес.
0 = 0,5; st = 0,5-28 = 14,0 см; /= 3,7-0,49 = 1,81 года = 21,7 мес.
0 = 0,6; st = 0,6-28 = 16,8 см; /= 3,7-0,71 =2,63 года = 31,6 мес.
0 = 0,7; st = 0,7-28 = 19,6 см; /= 3,7-1,00 = 3,70 года = 44,4 мес.
0 = 0,8; st = 0,8-28 = 22,4 см; /= 3,7-1,40 = 5,18 года = 62,2 мес
0 = 0,9; st = 0,9-28 = 25,2 см; /= 3,7-2,09 = 7,73 года = 92,8 мес.
0 = 0,95; xz = 0,95-28 = 26,6 см; /=3,7-2,80= 10,36 года= 124,3 мес.
График развития осадки слоя слабого грунта во времени приведен на рис. 7.28.
Рис 7.28. Развитие осадки толщи слабого
грунта во времени
381
7.3.8. Предпостроечное уплотнение вертикальными дренами
и пригрузкой территории
Вертикальные дрены применяются в тех случаях, когда скорость консо-
лидации (уплотнения) и упрочнения слабого грунта в процессе уплотнения
слишком мала для того, чтобы обеспечить быстрое возведение насыпи или
сооружения. Они особенно эффективны в тех случаях, когда сжимаемость
слабых водонасыщенных грунтов определяется в основном первичной кон-
солидацией.
При сооружении зданий и сооружений на больших площадях, в основа-
нии которых залегают толщи слабых водонасыщенных глинистых грунтов
(при толщине слабого слоя грунта Н> 10 м и показателе текучести IL > 1,0),
обычно прибегают к методу вертикального дренажа с последующей пригруз-
кой площадки строительства весом насыпи или другими материалами, по-
лезная нагрузка от которых равна или превышает нагрузку от проектируемо-
го сооружения.
Методы вертикального дренажа основаны на том, что уплотнение слабых
водонасыщенных грунтов в основном определяется процессами отжатия воды -
фильтрационной консолидации. По классической теории фильтрационной
консолидации К. Терцаги, время уплотнения водонасыщенных грунтов про-
порционально коэффициенту’ фильтрации и квадрату толщины уплотняемого
грунта. Устраивая в толще водонасыщенного глинистого грунта вертикальные
дрены на расстоянии друг от друга от 2 до 5 м на глубину до 20 м, можно зна-
чительно сократить расстояние, которое необходимо пройти отжимаемой воде
из глинистого слоя до дрен и, следовательно, уменьшить время уплотнения
грунтов основания. Вертикальные дрены располагаются в плане по квадратной
или триангулярнои сетке.
Чтобы создать избыточное поровое давление, под действием которого вода
будет перемещаться до дренажной поверхности, поверх вертикальных дрен уст-
раивают песчаную подушку’, а затем пригрузочную насыпь или сооружение [3,
4, 11, 15]. Песчаная подушка объединяет вертикальные песчаные дрены, собира-
ет из них воду, кроме того, служит горизонтальным дренажом (рис. 7.29).
Вертикальные песчаные дрены устраивают следующим образом. Что-
бы по площадке могли перемещаться механизмы, на ней сначала отсыпают
песчаную подушку толщиной не менее 0,5 м. Для устройства дрен применяют
самоходную установку на базе экскаватора, на которую подвешена обсадная
Рис. 7.29. Схема уплотнения слабых
водонасыщенных грунтов песчаными
дренами и пригрузкой территории
тру ба с оголовником, прицепным
бункером и инвентарным башмаком.
Диаметр обсадной трубы для устрой-
ства песчаных дрен назначается в за-
висимости от погружающго оборудо-
вания в пределах d = 0,4... 0,5 м.
Технология устройства верти-
кальных песчаных дрен и применяе-
мое оборудование аналогичны уст-
ройству песчаных дрен (см. рис. 7.19).
В регионах, где отсутствуют пески,
применяются ленточные бумажные,
382
Рис. 7.30. Зависимость степени консоли-
дации грунта Qv от фактора времени Tv
синтетические, комбинированные и другие виды дрен с разработкой специ-
альной технологии и механизмов по их погружению.
По условию работы дрены устраиваются как совершенные и несовершен-
ные. Вертикальные дрены работают по схеме совершенных при прорезке ими
всего слабого слоя грунта (рис. 7.29).
Площадь уплотняемого основания Ас при устройстве вертикальных песча-
ных дрен определяется по выражению
Ас =L4Z> (Z + 0.46). (7.43)
где /3 и Ь3 - соответственно длина и ширина здания или сооружения, м.
Осадка st недренированного слоя сильносжимаемого грунта в заданный мо-
мент времени вычисляется по формуле
st=Qvs, (7 44)
где Qv - степень консолидации (уплотнения) сильносжимаемого грунта, определяемая
по графику Qv = f(Tv) из рис. 7.30: s - конечная (стабилизированная) осадка слоя грун-
та, см. определяемая по формуле (7.38).
Фактор времени Tv определяется
из формулы
Tv=cvt/h2, (1А5)
где cv — коэффициент консолидации грун-
та при вертикальном фильтрационном
потоке, м2/год. определяемый по метод}'
Тейлора; t - продолжительность прило-
жения нагрузки р, h - длина пути фильт-
рации: при двухстороннем дренаже равная
половине толщины уплотняемого слоя
грунта (/? = 77/2); при одностороннем -
толщине слоя этого грунта (// =Н).
При использовании вертикаль-
ных дрен, в случае совершенной дре-
ны (при наличии дренирующих слоев на концах дрен), степень консолидации
Qlv определяется с учетом фильтрации воды в радиальном и вертикальном на-
правлениях по формуле
Qr.v=l-(1-Qr)(l-Qv), (7.46)
где Qv - степень консолидации при фильтрации поровой воды в вертикальном направ-
лении, определяемая по рис. 7.29; Qr - то же в радиальном.
Степень консолидации
О,. =l-exp(-871r)/F(,,), (7.47)
где Тг - фактор времени при фильтрации только в радиальном направлении; FM - па-
раметр, зависящий от отношения диаметра зоны влияния дрены к ее диаметр}.
Величина Тг находится по уравнению
Tr=crt/d2, (ТАК)
где сг - коэффициент консолидации при фильтрации поровой воды в радиальном на-
правлении, м2/год; t - период времени от начала приложения нагрузки, год; de - диа-
метр зоны влияния дрены, м.
383
Значение Fv определяется по форму’ле
v2 -1
•Inv —
3v2-l
4v2
(7.49)
где v = de/dw - отношение диаметра зоны влияния к диаметру дрены
При использовании дрен из искусственных материалов значение F при-
нимается равным 0,025 м.
Значения степени консолидации О, в зависимости от факторов времени Тг
для разных значений v могуч быть определены из табл. 7.18.
Таблица 7.18
Зависимость степени консолидации Qr от фактора времени Тг
Q, 7, при г
3 5 10 15 20 25
0 0 0 0 0 0 0
0,1 0,007 0,012 0,021 0,026 0,030 0,033
0,2 0,014 0,026 0,040 0,055 0,063 0,069
0,3 0,023 0,042 0,070 0,088 0,101 0,170
0,4 0,033 0,060 0,101 0,126 0,144 0,158
0,5 0,045 0,081 0,137 0,171 0,195 0,214
0,6 0,059 0,107 0,181 0,226 0,258 0,283
0,7 0,077 0,141 0,238 0,297 0,339 0,372
0,8 0,103 0,188 0,318 0,397 0,454 0,498
0,9 0,148 0,270 0,454 0,567 0,649 0,172
0,95 0,192 0,351 0,591 0,730 0,844 0,927
0,99 0,296 0,539 0,909 1,135 1,298 1,424
На рис. 7.31, а, б приведены диаграммы для определения целесообразных
расстояний между дренами при вертикальном дренаже.
Рассмотрим пример определения расстояния между песчаными дренами
диаметром d„ = 0,3 м для грунта с с,, = 1,16 м2/год при имеющемся времени для
уплотнения t = 24 мес = 2 года и необходимой степени консолидации Qv = 0,8.
Вычислим:
---- = 2 0 (750)
1п[1/(1-а)] 1п[ 1/(1 — 0,8)]-----------------(
По диаграммам на рис. 7.31, а, б расстояние между дренами при квадрат-
ной сетке составит d = 2,8 м, а при треугольной -d = 3,0 м.
Пример 7.3.7. Требуется определить осадку st и время консолидации t уплотняе-
мого участка размером 15*40 м. сложенного слоем слабого водонасыщенного грунта
толщиной h = 8,0 м при наличии вертикальных песчаных дрен диаметром d„ = 0,4 м и
длиной F = 6,0 м для степени консолидации (уплотнения) Qrv = 0,9 в условиях верти-
кального и радиального дренирования (рис. 7.32). Песчаные дрены расположены по
квадратной сетке. Поверх площади уплотнения устраивается подушка из крупнозер-
нистого песка толщиной Лп = 0,6 м.
Исходные данные: de = 2,0 м, v = de/dv. = 5; cv(2^ = 2 м2/год; с,1е} = 4 м2/год; mv =
= 0,000315 кПа-1; пригрузка от фильтрующей насьыи составляет /?п = 150 кПа и при-
ложена мгновенно.
384
Расстояние между дренами,
Рис. 7.31. Диаграммы для определения целесообразных расстояний между дренами при вертикальном дренаже:
а - расположение дрен по квадратной сетке; б - расположение дрен по треугольной сетке
5,0
4,5
4,0
3,5
3,0
2,5
2,0
1.5
1,0
0,5
Cv7/ln(l/l -Q)
5,0
4,5
4,0
3,5
3,0
2,5
2,0
1,5
1,0
0,5
0,1
0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6
Диаметр дрен, м
Решение. По диаграмме из рис. 7.31, а определим расстояние между вертикаль-
ными песчаными дренами. Принимая время, необходимое для уплотнения, t = 6 мес =
= 0,5 года, вычислим значение
c„-t = 2-0,5 = х х
1п[1/(1-0г)] 1п[ 1/(1—0,9)] ’ '
Из диаграммы, расстояние меящу осями вертикальных песчаных дрен составит
d = 2,4 м (рис. 7.32).
Рис. 7.32. Схема к расчету осадки и времени
консолидации толщи грунта
Размеры уплотняемой площади равны:
^=1,4/7=1,4-15 = 21м,
1С = (4 + 1,4й3) =(40 + 1,4-15) =46 м.
Определяем число вертикальных песчаных дрен в ряду п' и число рядов п"
п' = 46/2,4 + I = 19 + 1 = 20 дрен.
п" = 21/2,4 +1=9 + 1 = 10 рядов.
Общее число песчаных дрен равно:
п = 20-10 = 200 шт.
Определим полную стабилизированную осадку уплотняемого слоя по формуле (7.38):
s = hmvpYi = 6,0-0,000315-150 = 0,284 м = 28,4 см.
Осадка слоя грунта для заданной степени консолидации Qr v = 0,9 составит (7 44)
st = Qr vS = 0,9-28,4 = 25,6 см.
Расчет времени консолидации t при заданной величине О, ,, = 0,9 произведем пу-
тем интерполяции. Для этого задаемся несколькими значениями времени: 6 = 0,2 года
и /2 = 0,3 года.
Для заданных значений 6 и /2 по формулам (7.45) и (7.48) вычислим величины
фактора времени Д и Т,.
• для/1=0,2: Тл =Cvt/h- = 2 0,2/б2 =0,011; Тл = Crt/dj = 4-0,2/22 = 0,20;
• для /2 = 0,3; Д2 = Cvt//r = 2-0,3/б2 = 0,017; Tr2 = Crt/d] = 4-0,3/22 = 0,30.
По рис. 7.30, используя значения Tv, находим значения Qv\
• для 6 = 0,2 при Т„ = 0,011: Qvi = 0,08;
• для /2 = 0,3 при Tv = 0,017: = 0,12.
386
По табл. 7.18, используя значения 7,. по интерполяции находим значения О
• для 6 = 0,2 при Тг = 0,20: = 0,82;
• для /2 = 0,3 при Тг = 0,30: Qr2 = 0,91.
По формуле (7 46) вычисляем значения степени консолидации Qr.v.
• для 6 = 0,2: Qr V1 = 1 - (1 - Qr)(l - Q„) = 1 - (1 - 0,82)(l - 0,08) = 0,834;
• для t2 = 0,3: Qrv2 = 1 - (1 - Qr)(l - 0V) = 1 - (1 - 0,91)(l - 0,12) = 0,921.
Интерполируя, находим:
t = t , (A-?2)(0, -0, v1) = n 9 , (0,3-0,2)(0,900-0,834)
1 Qr.v2-Qr.vi ’ 0,921-0,834
= 0,28 года ~ 3,4 мес. = 102 дня.
7.4. Конструктивные методы улучшения оснований
К конструктивным методам улучшения свойств грунтов относятся: замена
слабых грунтов на уплотненные песчаные подушки, устройство уплотненных
грунтовых подушек из местного связного грунта, армирование грунтов.
7.4.1. Устройство песчаных подушек
Рекомендуется использовать данную технологию на неравномерно сжима-
емых, слабых водонасыщенных, насыпных и лессовых просадочных грунтах
[2...6, 8, 15].
Песчаные подушки могут устраиваться как из минеральных грунтов, так и
других материалов и отходов производства, удовлетворяющих следующим
требованиям: зерна материала должны быть прочными, не должны размокать в
воде, выветриваться, материал должен хорошо уплотняться и иметь малую
сжимаемость, не должен соединять или образовывать химические вещества,
вредные для подземных конструкций сооружений или коммуникаций.
Технология устройства песчаных подушек аналогична методике укатки
грунта с использованием различных грунтоуплотняющих механизмов. При
устройстве уплотненной подушки песок с оптимальной влажностью отсыпает-
ся слоями и специальными механизмами и машинами уплотняется до дости-
жения проектного значения коэффициента уплотнения ксот.
При устройстве песчаных подушек используется крупно- или среднезер-
нистый песок, который отсыпают слоями толщиной 30... 120 см (в зависимости
от вида грунтоуплотняюшего механизма) и уплотняют до достижения плотно-
сти сухого грунта в его теле pd = 1,65... 1,80 т/м3. Размеры подушек в плане дол-
жны превышать размеры фундаментов не менее чем на 1 м в каждую сторону.
В принципе расчет песчаной подушки сводится к определению ее разме-
ров (ширины Ъп и высоты /?„) и суммарной величины окончательной осадки
песчаной подушки и подстилающего слабого слоя. Размеры подушки устанав-
ливают, исходя из несущей способности слабого слоя грунта на уровне по-
дошвы подушки. При этом расчетное сопротивление Rn на уровне кровли по-
душки принимается равным расчетному’ сопротивлению песка или другого
материала с учетом его плотности.
Для определения ширины подушки задаются распределением давления в
ней под углом а, который принимается равным а = 30.. .45°. Тогда
387
bv = b + 2/?ntga. (7.51)
Толщину (высоту7) подушки назначают с учетом выполнения условия
(и. 5.6.25 СП 22.13330.2011)’[6]:
(oz^> — о^у) Ozg — (7.52)
где azp, czr azg - вертикальные напряжения на уровне низа песчаной подушки (кровле
слабого слоя грунта), определяемые по и. 5.6.31, 5.6.32 СП 22.13330.2011, кПа; Rz-
расчетное сопротивление грунта слабого слоя, кПа, вычисленное по [6] для условного
фундамента шириной bz, равной
b: = yjAz + a2 -а, (7.53)
a = l- Ы2', Az = N/<3zp,
где N - нагрузка, передаваемая на основание проектируемым фундаментом; I, b -
соответственно длина и ширина проектируемого фундамента.
В случае ленточного фундамента с нагрузкой N ширину условного фунда-
мента bz допускается определять по формуле
b: = N/u:p.
В случае квадратного фундамента:
На лессовых просадочных грунтах высоту- песчаной подушки необходимо
назначать из условия, что полное давление на уровне низа подушки, равное
сумме природного ozg и дополнительного ozp давлений, не должно превышать
начального давления просадочностир& т.е. должно удовлетворяться условие
Ozg 3“ Gzp <Psl- (7.54)
В соответствии с требованиями действующих нормативных доку ментов
[3...6] искусственные основания с устройством уплотненных песчаных поду-
шек должны рассчитываться по двум группам предельных состояний: по не-
сущей способности и по деформациям.
Расчетное сопротивление и осадки фундаментов на уплотненных песча-
ных подушках вычисляются по схеме двухслойного основания, состоящего из
верхнего уплотненного слоя песчаной подушки и подстилающего грунта при-
родной структуры. Прочностные характеристики и модули деформации уп-
лотненных грунтов принимаются, как правило, по результатам непосредствен-
ных их испытаний. При их отсутствии указанные характеристики допускается
принимать по табл. 7.4, 7.5 и 7.6.
Качество отсыпки и укатки грунта проверяют определением толщины от-
сыпаемого слоя, его влажности и плотности в сухом состоянии после уплотне-
ния в наиболее характерных пунктах, располагаемых на каждых 300...600 м2
уплотненной площади. При толщине слоя грунта до 0,5 м плотность и влаж-
ность определяют в середине слоя, а при большей - на двух горизонтах, рас-
положенных на расстоянии 0,1... 0,15 м выше и ниже слоя.
При производстве контроля качества уплотнения песчаных подушек ис-
пользуют метод лунки для крупнообломочных и песчаных грунтов, радиоак-
тивных изотопов поверхностными приборами, зондирования (для песчаных
грунтов).
388
Пример 7.4.1. Требуется запроектировать искусственное основание с устройст-
вом уплотненной песчаной подушки под 4-этажную рядовую блок-секцию на 16 квар-
тир. возводимую на слабых и сильносжимаемых водонасыщенных суглинистых грун-
тах. Характеристики грунтов участка строительства следующие:
• для расчета оснований по несущей способности yi = 18 кН/м3; <рх = 20°; Cj = 9 кПа;
S,. = 0,8; С„ = 108см2/год;
• для расчета оснований по деформациям уп=19кН/кР; <рп = 22°; сп=10кПа;
Е = 6 МПа; по результатам штамповых испытаний расчетное сопротивление сла-
бого грунта Rz = 100 кПа.
Фундаменты здания ленточные монолитные. На фундамент действуют следую-
щие нагрузки — при основном сочетании для расчетов по деформациям Л/1 = 220 кН/м.
Глубина заложения фундамента - d = 1,5 м. Допустимая средняя осадка для зда-
ния - su = 10 см. Уровень подземных вод расположен на глубине 2,5 м от поверхности.
Решение. Учитывая конструктивные и эксплуатационные особенности здания,
назначаем уплотненную подушку из крупнозернистого песка в виде сплошной ленты
под фундаментами со следующими характеристиками:
уп = 22 кН/м3; фц = 45°; R = 300 кПа; сп = 2 кПа; Еп = 30 МПа.
Определим ширину подошвы ленточного фундамента:
b = N^R - ymd) = 220/(300 - 20-1,5) ~ 1,0 м.
Среднее давление по подошве фундамента составит:
Рп = Mi/^ф + = 220/1.0 + 20-1.5 = 250 кПа.
Уточняем расчетное сопротивление R искусственного основания по формуле (5.7)
СП 22.13330.2011. Имеем: ус1 = 1,4; ус2 = 1.2; принимаем значения коэффициентов для
ср = 45°: Му = 3,66, Л/9 = 15,64; Мс = 14,64. kz = 1; b = 1.0 м; уп = 19 кН/м3; уп = 22 кН/м3;
сп = 2 кПа: d = 1.5 м.
R = 1,4-1.2/1 (3.66-1-1.0-22 + 15.64-1.5-19 + 14.64-2) = 933 кПа.
Pti = 250 < R = 933 кПа, условие удовлетворяется.
Определим размеры грунтовой подушки. Высоту (толщину) песчаной подушки
предварительно принимаем равной //,, = 1,5 м.
Ширину подушки определим по формуле (7.51):
Ьп = Z>+ 2/?ntga = 1.0 + 2-1.5-tg45° = 4.0 м.
Производим проверку7 принятых размеров фундаментов и песчаной подушки по
слабому подстилающему^ слою основания по формуле (7.52):
(Gzp-Gzy)+ <szs<Rz, GZg = Gzg0 + yij/7n= 19’ 1,5 + 22-1,5 = 62 кПа.
Gzg0 = Yn^ = 19-1.5 = 28.5 кПа.
Для ленточного фундамента по табл. 5.8 СП 22.13330.2011 при t, = 2z/Z> =
= 2-1,5/1,0 = 3,0 находим а = 0,397. Тогда
Gzp = а/>п = 0,397-250 = 99 кПа; g^ = aGzgo = 0,397-28,5 = 11,3 кПа.
Определим ширину условного фундамента:
Ьу = Nii/gzp = 220/99 = 2,2 м.
Вычисляем значение Rz. Для фп = 22° по табл. 5.5 СП 22.13330.2011 имеем:
Му = 0.61; Mq = 3.44 А/с = 6.04, ус1 = ус2 = 1,0; к = 1,0; yziII = 10 кН/м3 (с учетом взвеши-
вающего действия воды); уц = 21,0 кН/м3 - осредненное значение. Тогда
Rz = 1,0 (0,61-1-2,2-10 + 3,44-3,0-21,0 + 6,04-10) = 291 кПа.
Проверяем выполнение условия
(cz/, - Gjy) + czg = (99 - 11,3) + 62 = 150 < Rz = 291 кПа
389
Полученные данные указывают на возможность уменьшения толщины песчаной
подушки. Принимаем йп= 1,0 м и заново производим проверку по слабому подсти-
лающему слою основания. Тогда
cZg = oZgo+YiAi= 19’1,5 +22-1,0 = 51 кПа.
По табл. 5.8 СП 22.13330.2011 при С, = Izlb = 2-1,0/1,0 = 2,0 находим а = 0,550. Тогда
oz/, = арп = 0,550-250 = 137,5 кПа; G-, = aozgo = 0,550-28,5 = 15,7 кПа.
Определим ширину условного фундамента:
by = NuIgzf = 220/137,5 = 1,6 м.
Вычисляем значение Rz. Для ср = 22° по табл. 5.5 СП 22.13330.2011 имеем:
Л/7 = 0,61; Мч = 3,44: Мс = 6,04; = 1,0; к = 1,0; уЛ1 = 10 кН/м3 (с учетом взвеши-
вающего действия воды); уд = 21,0 кН/м3 - осредненное значение. Тогда
Rz = 1,0(0.61-1-1,6-10 + 3,44-2,5-21,0 + 6,04-10) = 251 кПа.
Проверяем выполнение условия:
(cjq, - Oq) + ozg = (137,5 - 15,7) + 51 = 173 <RZ = 251 кПа.
Окончательно толщин}7 подушки принимаем /?п = 1,0 м.
Производим проверку размеров фундамента на искусственном основании по вто-
рой группе предельных состояний (по деформациям). Величина осадки фундамента
была вычислена по требованиям СП 22.13330.2011. При этом, учитывая, что ниже по-
дошвы песчаной подушки расположен слой грунта с Е = 6 МПа, глубина сжимаемой
толщи основания была определена из условия oZf < 0,2ozg и составила //сж = 5,6 м. Рас-
четное значение осадки фундамента л = 4,34 см, что значительно меньше допустимой
осадки для данного здания, т.е. л = 4,34 < su = 10 см.
7.4.2. Устройство подушек из связных грунтов
Применяются с той же целью, что и уплотнение тяжелыми трамбовками, в
случаях, когда: степень влажности грунтов в основании фундаментов Sr > 0,7;
возникает необходимость устройства уплотненного слоя большей толщины,
чем при уплотнении тяжелыми трамбовками; отсутствуют соответствующие
машины и механизмы для уплотнения тяжелыми трамбовками; расстояние до
существующих зданий и сооружений не позволяет использовать способ уп-
лотнения грунтов тяжелыми трамбовками [2... 6, 15].
Грунтовые подушки должны устраиваться из однородных грунтов опти-
мальной влажности и’опт, определяемой по результатам опытного уплотнения
или приближенно принимаемой по выражению (7.1). При их устройстве с це-
лью ликвидации просадочных свойств основания плотность уплотненного
грунта должна быть pd> 1,6 т/м3, а при создании сплошного водонепроницае-
мого экрана - pd > 1,7 т/м3.
Сущность способа заключается в том, что при устройстве уплотненной
подушки грунт оптимальной влажности отсыпается слоями в ее тело и спе-
циальными грунтоуплотняющими механизмами и машинами уплотняется
до достижения проектной плотности. Толщина отсыпаемых слоев назнача-
ется в зависимости от вида грунта и грунтоуплотняющего механизма (см.
табл. 7.7).
Толщина грунтовой подушки в основании фундаментов определяется из
условия повышения плотности и снижения сжимаемости грунтов, а также уст-
ранения просадочных свойств грунтов в пределах всей деформируемой зоны
или только ее верхней части на глубину, при которой осадки фундаментов, а
390
для просадочных грунтов - суммарные осадки и просадки не превышают пре-
дельных величин для зданий и сооружений.
Выбор толщины и размеров грунтовой подушки на просадочных грунтах
зависит от ее назначения. В целом толщина грунтовой подушки определяется
из условия полного устранения просадочных свойств грунтов в пределах де-
формируемой зоны. При значительной толщине слоя грунта допускается вы-
полнять уплотненную подушку только в пределах верхней части деформи-
руемой зоны.
Для малоэтажных зданий с нагрузкой на ленточный фундамент до
150 кН/м и на столбчатый фундамент до 600 кН толщину грунтовой подушки
hc и среднее давление по подошве фундамента р допускается определять по
формулам:
hc={p-Psi)blpsl-, (7.55)
Р = Psi(hjb + l), (7.56)
где р - среднее давление по подошве фундамента. кПа: ра - начальное просадочное
давление грунта, залегающего ниже подошвы грунтовой поду шки. кПа: b - ширина
фундамента, м.
При устройстве подушек для создания сплошного маловодопроницаемого
экрана их размеры назначаются исходя из условия отвода аврийных вод за
пределы деформируемой зоны грунта в основании фундамента и должны пре-
вышать размеры фундаментов не менее чем на 1,0 м.
При устройстве подушек только для ликвидации просадочных свойств
грунтов в наиблоее напряженной зоне основания фундамента ширина Ъс и
длина 1С подушки понизу определяются по формулам:
bc = b(l+2kh); lc = l + 2kh, (7.57)
где kh - коэффициент, учитывающий характер распределения горизонтальных деформа-
ций в основании фундаментов при просадке грунта и принимаемый равным: kh = 0,3
при рп = 150...200 кПа; kh = 0,35 при рп = 200...300 кПа; kt, = 0,4 прирц = 350...400 кПа.
При устройстве грунтовых подушек с целью создания сплошного водоне-
проницаемого экрана следует применять, как правило, лессовидные глины и
суглинки, так как при этих грунтах достигается наибольшая водонепроницае-
мость. При устройстве подушек на просадочных грунтах допускается приме-
нять дренирующие материалы (песок, щебень, шлак и т.п.) только на площад-
ках с I типом грунтовых условий по просадочности.
Расчетное сопротивление и осадки фундаментов на уплотненных грунто-
вых подушках вычисляются по схеме двухслойного основания, состоящего из
верхнего уплотненного слоя грунтовой подушки и подстилающего грунта
природной структуры. Прочностные характеристики и модули деформации
уплотненных грунтов принимаются, как правило, по результатам непосредст-
венных их испытаний. При их отсутствии указанные характеристики допуска-
ется принимать по табл. 7.4, 7.5 и 7.6.
Качество отсыпки и укатки грунта проверяют определением толщины от-
сыпаемого слоя, его влажности и плотности в сухом состоянии после уплотне-
ния в наиболее характерных пунктах, располагаемых на каждых 300...600 м2
уплотненной площади. При толщине слоя грунта до 0,5 м плотность и влаж-
ность определяют в середине слоя, а при большей - на двух горизонтах, рас-
положенных на расстоянии 0,1... 0,15 м выше и ниже слоя.
391
При производстве контроля качества уплотнения грунтов укаткой исполь-
зуют методы режущего кольца, парафинирования проб-монолитов, радиоак-
тивных изотопов поверхностными приборами, зондирования (для песчаных
грунтов).
Пример 7.4.2. Требуется определить размеры грунтовой подушки под 4-этажное
жилое здание размером в плане 12x36 м с расстоянием между продольными осями
/1 = 4,6 м, поперечными - А = 3,4м. Ширина ленточных фундаментов по наружным
осям /), = 1.2 м (нагрузка Л/, = 240 кН/м). по внутренним - />2=1,4м (нагрузка
Л/оП = 280 кН/м), глубина заложения фундаментов d = 1,2 м. Здание проектируется на
лессовидных суглинках толщиной 7 м. ниже которых залегают непросадочные суг-
линки. Основные характеристики грунтов приведены в табл. 7.19. Грунтовые по-
душки устраиваются из местного материала. Величина допускаемой осадки для зда-
ния su = 10 см.
Таблица 7.19
Основные характеристики грунтов площадки
Глубина отбора грунта, м /’з т/м Ра,з т/м W wp Относительная просадочность ;:х/ при р, кПа Начальн. проса- дочное давление Аь кПа Модуль деформа- ции Е, МПа
100 кПа 200 кПа 300 кПа природ- ного грунта уплот- ненного грунта
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 и
1 1,78 1,48 0,20 0,18 0,004 0,006 0,009 — 4,5
2 1,78 1 48 0,21 0,18 0,010 0,011 0,013 90 4,5
3 1,71 1,49 0 15 0,16 0,010 0,012 0,014 100 5,0
4 1,71 1,49 0,15 0,16 0,010 0,012 0,015 ПО 5,0 20
5 1,84 1,51 0,22 0,20 0,011 0,014 0,016 120 5,5
6 1,84 1,51 0,22 0,20 0,011 0,013 0,015 120 6,0
7 1,82 1,50 0.21 0.18 0,004 0,007 0,009 — 6,0
Примечание. В графах 10 и 11 значения модуля деформации грунтов приведены для усло-
вия их полного водонасыщения (при S, > 0,8).
Решение. Определяем собственный вес наиболее нагруженного фундамента:
Сфг = bldym = 1,4-1,0-1,2-22 = 37 кН,
где ут - осредненный удельный вес материала фундамента и грунта, кН/м3.
Определяем среднее давление по подошве наиболее нагруженного фундамента:
Рп = (ЛГО11 + Сфг)/ 1 = (280 + 37)/1,4 • 1,0 = 226 кПа.
Вычисляем необходимую толщину грунтовой подушки по формуле (7.55):
hc = (226 - 90) • 1,4/90 « 2,0 м.
Производим проверку принятой толщины грунтовой подушки по второму пре-
дельному состоянию (по деформациям). Вначале для заданного размера фундамента
определяем распределение вертикальных напряжений ozl по глубине их основания.
При этом ozgo = yd = 17.8-1.2 = 21.4 кПа.
Толщину элементарного слоя грунта назначаем из условия //,< 0,4-Лф = 0,4-1,4 =
= 0,56 м, принимаем Л, = 0,56 м. По табл. 7.19 (графы 6...8) определяем относительную
392
просадочность грунта в середине каждого слоя при среднем фактическом напряжении
oZ! и результаты заносим в графу 8 табл. 7.20.
Таблица 7.20
Результаты вычисления значений напряжения
№ п/п м кПа а а-рц, кПа ozg + а-рп, кПа QzZ? кПа еЛ./ ksl.i
1 2 3 4 5 6 7 8 9
0 0 17,8 1,00 226 244 — — —
1 0,56 27.4 0,881 199 227 236 0,011 2,54
2 1,12 37,0 0,642 145 183 205 0,011 2,54
3 1,68 46,6 0,477 108 155 169 0,011 2,39
4 2,24 56,2 0,374 85 1142 149 0,011 2,39
5 2,8 66,5 0,306 69 136 139 0,011 2,24
6 3,36 76,8 0.258 58 134 135 0,012 2,24
7 3,92 87,1 0,223 50 137 135 0,012 2,09
8 4,48 97,4 0,196 44 141 139 0,012 2,09
9 5,04 107,7 0,175 40 147 144 0,012 2,09
10 5,60 118,0 0,158 36 153 150 0,007 —
11 6,16 128,3 0,143 32 160 156 — —
12 6,72 138,6 0,132 30 168 164 — —
Из сопоставления средних значений напряжений о7, (табл. 7.20) в основании фун-
дамента с величиной начального просадочного давления psi (табл. 7.19) устанавливаем,
что в пределах всей просадочной толщи azi > psb т.е. грунты участка строительства от-
носятся ко II типу по просадочности.
Определим просадку фундамента за счет подстилающего грунтовую подушку'
природного слоя грунта, залегающего на глубине от 3 до 7 м, с использованием дан-
ных табл. 7.19 и 7.20 по формуле (9.6):
Ssl =
Вычисленные значения коэффициента ksLj для каждого слоя приведены в графе 9
табл. 7.20. Величина просадки фундамента для слоев, расположенных ниже подошвы
грунтовой подушки, составит:
Ssi = 0.011-24-2.39 + 0.011-56-2.24 + 0.012-56-2.24 +
+ 0,012-56-2,09 + 0,012-56-2,09 + 0,012-56-2,09 = 7,7 см.
Далее вычисляем осадку фундамента методом послойного суммирования в соот-
ветствии с требованиями СП 22.13330.2011. Учитывая, что под грунтовой подушкой
расположен слой грунта с модулем деформации Е < 7 МПа. глубину сжимаемой толщи
основания назначаем из условия оч, < 0,2ог(;, которая составит /7СЖ = 6,72 м. Принимая
осредненное значение модуля деформации грунтов ниже подошвы грунтовой подушки
Е = 5500 кПа, вычисляем величину осадки фундамента, которая составит х = 3,6 см.
Суммарная величина осадки и просадки фундамента на уплотненном основании
составит:
хл/ + х = 7.7 + 3.6 = 11.3 см,
что превышает допускаемую нормами величину хм = 10 см. Поэтому увеличиваем
толщину грунтовой подушки до hc = 3,0 м. При принятой толщине подушки суммарная
величина осадки и просадки фундамента составит:
393
s = 5,7 + 2,8 = 8,5 см < su = 10 cm.
Определяем ширину грунтовой подушки понизу под отдельный фундамент по
выражению (7.57):
^=1,4-(1+2-0,35) = 2,4 м,
т.е. уширение грунтовой подушки в каждую сторону от наружной грани фундамента
составит:
(Ьс - Ь)/2 = (2,4 - 1,4)/2 = 0,5 м.
7.4.3. Армирование грунтов
Армирование грунтов широко используется при строительстве зданий и
сооружений на лессовых просадочных, слабых и сильносжимаемых водона-
сыщенных, рыхлых песчаных и насыпных грунтах. Необходимость в нем час-
то возникает при строительстве на техногенно измененных территориях.
Армирование оснований - это мероприятия и технологии, предназначенные
для усиления и упрочнения грунтовых массивов с помощью включения в их со-
став специальных элементов, находящихся в тесном взаимодействии с грунтом,
но не связанных с фундаментом конструктивно. Усиление и упрочнение осно-
вания можно осуществить за счет введения в толщу' грунта элементов повышен-
ной прочности, которые хорошо работают на сжатие или растяжение и имеют
высокое сцепление и трение с окружающим грунтом. В грунтовых массивах
конструктивное расположение армирующих элементов может быть вертикаль-
ным, горизонтальным, наклонным в одном направлении, наклонным в дву'х и
более направлениях, прерывистым и в виде различного ряда ячеистых стружгур.
Основными задачами армирования оснований являются, устранение про-
садочности лессовых грунтов; упрочнение и повышение устойчивости основа-
ний, в том числе на оползнеопасных склонах; упрочнение и укрепление насы-
пей и откосов земляных сооружений, армирование обратных засыпок подпор-
ных стен и повышение устойчивости подпорных стен; исключение выпора
грунта из-под сооружений.
В зависимости от физико-механических характеристик грунтов и решае-
мых задач выбирается характер расположения армирующих элементов и тех-
нология их выполнения, которая в значительной степени зависит от характера
основания и особенностей напластований грунтов. В табл. 7.21 обобщены
применяемые в геотехнической практике методы и способы армирования
грунтов.
Таблица 7.21
Методы и способы армирования грунтов и массивов
№ п/п Методы и способы армирования Направление армирования Область применения
1 2 3 4
1 Устройство армированных элементов путем пробивки, продавливания и раскатки скважин с последующим их заполнением материалами с повышенной прочностью Вертикальное Укрепление и упрочнение осно- ваний, сложенных лессовыми просадочными, насыпными и рыхлыми пылевато-глинистыми грунтами
394
Окончание табл. 7.21
1 2 3 4
2 Устройство грунтоцементных свай Вертикальное Укрепление и усиление основа- ний, сложенных лессовыми про- садочными и слабыми водонасы- щенными грунтами
3 Устройство буроинъекционных свай Вертикальное, наклонное Укрепление и усиление лессовых просадочных, насыпных, намыв- ных и слабых водонасыщенных грунтов
4 Устройство песчаных свай Вертикальное Упрочнение и укрепление осно- ваний, сложенных слабыми водо- насыщенными грунтами, илами и илистыми грунтами
5 Устройство известковых и грунтоизвестковых свай Вертикальное Упрочнение и усиление основа- ний, сложенных слабыми водона- сыщенными и лессовыми проса- дочными грунтами, илами и или- стыми грунтами
6 Устройство забивных и набивных свай Вертикальное Усиление и укрепление основа- ний, сложенных структурно- неустойчивыми и слабыми водо- насыщенными грунтами
7 Устройство армированных элементов путем закрепления грунтов силикатизациией, смолизацией и др. химиче- скими растворами Вертикальное, горизонталь- ное, наклонное Упрочнение и укрепление основа- ний, сложенных лессовыми проса- дочными, рыхлыми песчаными и насыпными, а также слабыми во- донасыщенными грунтами
8 Устройство армированных элементов с использованием высоконапорных инъекций Вертикальное, горизонтальное, наклонное Укрепление и упрочнение осно- ваний, сложенных всеми видами грунтов
9 Армирование грунтов с использованием вы- сокопрочных геосинте- тических материалов Вертикальное, горизонтальное, наклонное Упрочнение и укрепление осно- ваний, сложенных всеми видами грунтов
Технология устройства, область применения и особенности проектирова-
ния методов и способов армирования грунтов и массивов освещены в соответ-
ствующих разделах настоящего справочника, а также в нормативно-техничес-
кой литературе.
7.5. Методы упрочнения и закрепления грунтов
7.5.1. Цементация грунтов
Сущность способа заключается в нагнетании в поры укрепляемого грунта
цементного раствора, при отвердевании которого значительно увеличиваются
прочность и водонепроницаемость основания [12, 17, 18, 15]. Наибольший эф-
395
фект получается при цементации крупнообломочных грунтов, крупных и
средней крупности песков с коэффициентом фильтрации от 80 до 200 м/суг.
Для дисперсных грунтов цементация заключается в приготовлении (пе-
ремешиванием) искусственной смеси из предварительно измельченного
грунта, вяжущего мелиоранта (цемент или известковое вяжущее) и воды и
распределении ее по проектному профилю с последующим уплотнением,
укаткой и уходом за готовым слоем с учетом назначения искусственного
грунта.
В качестве активных добавок, регулирующих процессы твердения и свой-
ства искусственного грунта, используют отходы промышленности (зола уноса,
золошлаки, шлаки, шламы, лигнин и др.) и химические реагенты (жидкое
стекло, хлориды, сульфаты и гидроксиды металлов, кислоты). Содержание ос-
новного вяжущего в зависимости от типа грунта составляет для цемента
4... 16%.
В качестве инъекционного раствора используются цементный с водоце-
ментным отношением (В/Ц) 20...0,4; цементно-песчаный с В/Ц 0,5...4, це-
ментно-глинистый, цементно-песчано-глинистый растворы. Раствор нагнетают
под давлением 0,3... 1 МПа растворонасосами или пневмонагнетателями через
предварительно заглубленные трубки-инъскторы диаметром 33...60 мм, имею-
щие в нижней части отверстия диаметром 4... 6 мм. Радиус действия инъекторов
ориентировочно принимают для трещиноватых скальных грунтов 1,2 .1,5 м,
для крупнообломочных - 0,75... 1 м, для крупных песков - 0,5...0,75 м, для
песков средней крупности - 0,3... 0,5 м. На 1 м3 укрепленного объема грунта
расходуется 0,15...0,4 м3 раствора (20...40% объема закрепляемого грунта).
Нормальный процесс цементации продолжается от 40 мин до нескольких ча-
сов. Нагнетание раствора в грунт продолжается до появления так называемого
отказа в поглощении раствора, под которым понимается снижение расхода
инъецируемого раствора до 5... 10 л/мин при избыточном давлении раствора у
устья скважины (при 0,1... 0,5 МПа).
Упрочнение грунта наступает после схватывания цемента. Закрепленный
песчаный грунт вблизи инъектора на 28-е сутки имеет предел прочности на
сжатие 2...3 МПа. С изменением радиуса закрепления от 0,4 до 1,2 м предел
прочности на сжатие зацементированного песка в крайних слоях меняется от
2 до 0,9 МПа.
В настоящее время передовой технологией упрочнения грунтов является
буросмесительная и струйная цементация грунта (см. п. 7.5.4 и 7.5.5).
7.5.2. Термическая обработка грунтов
Применяют для упрочнения маловлажных пылевато-глинистых грунтов,
имеющих высокую проницаемость (при Лу-> z-Ю 5), и в основном используют
для закрепления просадочных грунтов [2, 3, 13, 15].
Сущность метода заключается в увеличении прочности структурных свя-
зей в грунте под влиянием высокой температуры (температура продуктов го-
рения при обжиге грунтов должна быть в пределах t = 800... 900 °C, так как
при t > 900 °C происходит плавление грунта и исключается возможность про-
никания воздуха в массив грунта). Термическая обработка грунта производит-
ся через пробуренные в толще грунтов скважины диаметром 0,1...0,2 м (чем
396
больше диаметр скважины, тем
больше поверхность соприка-
саемого грунта и тем лучше
проникают продукты горения в
закрепляемый массив) на глу-
бину до 20 м (рис. 7.33).
При сжигании топлива в
верхней части скважины столб
обожженного грунта получает
форму усеченного конуса
(рис. 7.33) диаметром поверху
1,5...3,0 м, а понизу 0,2...0,4 м.
Для увеличения поперечного
сечения нижней части столба
обожженного грунта необхо-
димо регулировать процесс
фильтрации продуктов сгора-
ния в скважине. С этой целью
Рис. 7.33. Схема установки для термического
закрепления грунтов:
1 - компрессор: 2 - форсунка; 3 - насос для подачи
топлива; 4 - трубопровод; 5 - емкость с топливом;
6 - закрепленный грунт; 7 - лессовый просадочный
грунт; 8 - непросадочный грунт
в скважинуг опускают трубу, тампонируя за-
трубное пространство отсекателем.
Размеры закрепляемой площади в плане при использовании метода терми-
ческой обработки грунтов принимаются не менее чем на 0,5£> больше разме-
ров здания по наружным граням фундаментов в каждую сторону"
(D = 1,5... 3,0 м - диаметр закрепляемого столба грунта).
Размещение термически закрепленных столбов грунта в плане произво-
дится в зависимости от размеров фундаментов и величины передаваемого дав-
ления на подстилающий грунт. Под фундаментами, передающими на подсти-
лающий слой грунта значительное давление, расположение закрепленных
столбов принимается в шахматном порядке, а расстояние между центрами
столбов принимаются из расчета соприкосновения зон с температурой свыше
300 °C. Для менее нагруженных фундаментов столбы располагаются рядами
или в шахматном порядке исходя из расчетного сопротивления основания
подстилающего слоя или величины осадки всего закрепленного массива, про-
изводимого по аналогии с расчетом осадки свайных фундаментов [6].
Поверх массива из закрепленных термической обработкой столбов грунта
необходимо устройство уплотненной грунтовой подушки из глинистого грун-
та толщиной hn > 1,0 м, которая служит для равномерного распределения дав-
ления от возводимого сооружения на закрепленный массив и противофильтра-
ционным экраном.
Для обжига грунта в пробуренных скважинах сжигают топливо - газооб-
разное, жидкое или твердое. Для поддержания процесса горения в скважины
подают воздух под давлением. В табл. 7.22 приведена примерная зависимость
между- необходимым количеством воздуха О на 1 кг солярового масла или ди-
зельного топлива от температуры обжига.
Расход горючего q в час устанавливается по формуле
q = QjQ, (7 58)
где Qo - расход воздуха через пробуренную скважину, м3; () - расход воздуха на 1 кг
горючего (см. табл. 7.22), м3/кг.
397
Подачу воздуха и топлива регулируют так, чтобы в скважинах поддержи-
валась температура, обеспечивающая заданное упрочнение грунта или ликви-
дацию его просадочных свойств. Для обеспечения последнего температура
обжига лессов должна быть не ниже 350 °C.
Таблица 7.22
Зависимость необходимого количества воздуха от температуры обжига
С, С 2300 1670 1300 1050 896 785
Q, м/кг 11,2 16,8 22,4 28,0 33.6 39,2
В целом обжиг макропористого лессового грунта продолжается 5... 10 сут.
При расходе жидкого топлива 80... 180 кг на 1м длины скважины вокруг нее
образуется столб закрепленного грунта диаметром 1,5...3 м с кубиковой проч-
ностью 1... 3 МПа. Величина удельного сцепления обожженного замоченного
лессового грунта составляет сп= 115...175 кПа.
Контроль качества работ по термической обработке производится в пер-
вую очередь по журналам производства работ, в основном по данным о расхо-
де горючего и воздуха, а также продолжительности термической обработки
каждой скважины. Кроме того, проверяется отсутствие оплавления внутренней
поверхности скважины. В отдельных участках производится отрывка закреп-
ленного грунта или проходка контрольных скважин в целях установления раз-
меров зон закрепленного грунта. В ответственных случаях целесообразно про-
извести испытание закрепленного грунта пробными нагрузками (с применени-
ем штампов или фрагментов фундаментов) с последующим замачиванием
через специальные дренажные скважины в течение 1,5 месяца при расчетном
давлении на грунт аналогично испытаниям грунтовых свай.
7.5.3. Силикатизация и смолизация грунтов
Применяются для повышения несущей способности оснований и устрой-
ства фундаментов из закрепленного грунта. Этот метод может применяться в
песчаных грунтах с коэффициентом фильтрации от 0,5 до 80 м/сут и в лессо-
вых просадочных грунтах с коэффициентом фильтрации от 0,2 до 20 м/сут.
Силикатизация основана на применении силикатных растворов и их производ-
ных, которые при соединении с коагулянтом образуют гель кремниевой кисло-
ты, цементирующей частицы грунта, главным образом просадочного. Смоли-
зация основана во введении в грунт высокомолекулярных органических со-
единений типа карбамидных, фенолформальдегидных и других синтетических
смол в смеси с отвердителями (кислотами, кислыми солями). Через опреде-
ленное время в результате взаимодействия смолы с отвердителями начинается
процесс его полимеризации [2, 3, 15].
Способ силикатизации и смолизации производится путем погружения в
грунт на глубину до 15 м перфорированных труб диаметром 19...38 мм, через
которые нагнетают химические растворы под давлением до 1,5 МПа.
Для закрепления песчаных и лессовых просадочных грунтов используются
способы, приведенные в табл. 7.23.
398
Таблица 7.23
Способы химического закрепления грунтов и область их применения
Способ Реакция среды закрепля- ющих растворов Область применения м/сут Прочность закреплен, грунта при сжатии, МПа
Двухрастворная силикатиза- ция на основе силиката на- трия и хлористого кальция Щелочная В песках гравелстых, крупных и средней крупности 5 . .80 2,0... 8,0 5,0
Однорастворная силикати- зация на основе силиката натрия и кремнефтористо- водородной кислоты Щелочная В песках средней крупности, мелких и пылеватых, в том числе карбонатных 0,5... 20 1,0... 5,0 3,0
Однорастворная силикати- зация на основе силиката натрия Щелочная На просадочных грунтах, обладаю- щих емкостью по- глощения не менее 10 мг-экв на 100 г сухого грунта и У <0,7 0,2... 2,0 0,5... 1,5 1,0
Газовая силикатизация на основе силиката натрия и углекислого газа Щелочная То же. В песках средней крупное™, мелких и пылеватых, в том числе карбонатных 0,2... 2,0 0,2... 2,0 0,5... 3,5 2,0 1,0... 5,0 2,0
Однорастворная силикати- зация на основе силиката натрия и формамида с до- бавкой кремнефтористово- дородной кислоты Щелочная В песках средней крупности, мелких и пылеватых, в том числе карбонатных 0,5...20 1,0... 3,0 2,0
Однорастворная силикати- зация на основе силиката натрия и орто фосфорной кислоты Кислая В песках средней крупности, мелких и пылеватых, в том числе карбонатных 0,5...10 0,2... 0,5 0,35
Однорастворная силикати- зация на основе силиката натрия и алюмината натрия Щелочная В песках всех видов от пылеватых до гравелистых, в том числе карбонатных 0,5... 10 0,2... 0,3 0,25
Однорастворная смолизация на карбамидных смолах ма- рок М, М-2, М-3, МФ-17 и соляной кислоты Кислая В песках всех видов от пылеватых до гравелистых, кроме карбонатных 0,5... 50 2,0... 8,0 5,0
То же и щавелевой кислоты Кислая В песках всех видов от пылеватых до гравелистых 0,5...20 2,0... 8,0 5,0
Примечания:
1. Под чертой даны средние значения прочности закрепления.
2. При других характеристиках грунтов возможность применения силикатизации устанав-
ливается опытным путем.
399
При двухрастворном способе силикатизации концентрация раствора сили-
ката натрия (жидкого стекла) назначается в зависимости от коэффициента
фильтрации закрепляемого песка (табл. 7 24).
Таблица 7.24
Плотность раствора силиката натрия в зависимости от к/
Коэффициент фильтрации kf, м/сут Плотность раствора жидкого стекла модуля 2,5... 3,0 при t = 18 °C, г/см3
2... 10 10... 20 20... 80 1,35... 1.38 1,38... 1,41 1,41... 1,44
При закреплении лессовых просадочных грунтов способом однораствор-
ной силикатизации инъецируют раствор жидкого стекла с модулем 2,6...3,0 и
плотностью 1,13 г/см3. Силикат натрия вступает во взаимодействие с имею-
щимися в лессе солями, которые способствуют образованию геля кремниевой
кислоты. Для закрепления мелких и пылеватых песков в них нагнетают один
из сложных гелеобразующих растворов, приведенных в табл. 7.25.
Таблица 7.25
Гелеобразующие растворы при закреплении грунтов
Компоненты Плотность раствора при t= 18° Объемное соотноше- ние Приготовление
Фосфорная кислота Силикат натрия 1,025 1Д9 3...4 1 В емкость вначале наливают заданное ко- личество фосфорной кислоты, а затем при интенсивном помешивании добавляют си- ликат натрия
Серная кислота Сернокислый алюминий Силикат натрия 1.06 1,06 1,19 1.3 0,7 1,5 В горячей воде растворяют сернокислый алюминий, затем перемешивают по расче- ту остальное количество воды и концен- трированную серную кислоту. В каогулянт при постоянном перемешивании заливают тонкой струей силикат натрия
При закреплении и омоноличивании колонки грунта одиночным инъекто-
ром радиус закрепления принимают по данным табл. 7.26.
Таблица 7.26
Радиус закрепления грунта от одного инъектора
Грунты Способ закрепления Коэффициент фильтрации, м/сут Радиус закрепления R, м
1 2 3 4
2... 10 0,3...0,4
Пески крупные и Двухрастворная 10...20 0,4... 0,6
средней крупности силикатизация 20... 50 0,6... 0,8
50... 80 0,8...,0
400
Окончание табл. 7.26
1 2 3 4
Пески мелкие и пылеватые Однорастворная силикатизация 0,3... 0,5 0,5... 1,0 1,0... 2.0 2,0... 5,0 0,3...0,4 0,4... 0,6 0,6... 0,8 0,8... 1,0
Лессовые грунты То же 0,1...0,3 0,3... 0,5 0,5... 1,0 1,0... 2,0 0,3... 0,4 0,4... 0,6 0,6... 0,9 0,9... 1,0
Предел прочности при сжатии, приобретаемый грунтом после его закреп-
ления, приведен в табл. 7.27.
Таблица 7.27
Прочность закрепленного грунта
Грунты Коэффициент фильтрации kf, м/сут Предел прочности на сжатие через 28 сут, МПа
Крупные и средней крупности пески 5... 10 10...20 20... 80 3,5... 3,0 3,0... 2,0 2,0...1,5
Мелкие и пылеватые пески 0,3...5 0,5... 0,4
Лессовые грунты 0,1...2,0 0,8... 0,6
Основные положения и требования к технологии закрепления, применяе-
мому оборудованию и проектированию закрепленных силикатизацией и син-
тетическими смолами массивов грунтов приведены в научно-технической и
нормативной литературе [2. 3].
7.5.4. Струйная цементация грунтов
Сущность технологии. Область применения. Метод струйной цемента-
ции заключается в использовании энергии высоконапорной струи цементного
раствора или воды с воздушным потоком для разрушения и одновременного
перемешивания грунта с цементным раствором (рис. 7.34) [16, 17]. После твер-
дения смеси образуется грунтобетон (при полном
замещении грунта - цементный камень) - материал,
обладающий определенными прочностными и де-
формационными характеристиками.
Струйная технология включает в себя следую-
щие основные операции:
• бурение направляющей лидерной скважины без
обсадки на глубину, превышающую глубину за-
ложения сваи или завесы на 1 м (рис. 7.35);
• размыв в грунте по мере подъема инструмента
(монитора) прорези или цилиндрической полос-
ти с одновременным смешением грунтового
шлама с цементным раствором.
ботки грунта высокона-
порной струей
401
Закрепление грунтов методом струйной цементации в зависимости от
грунтовых условий, назначения и требуемой прочности и фильтрационных
свойств создаваемой грунтоцементной конструкции может производиться по
следующим трем технологиям:
а) одно компонентная технология (Jet 1). Разрушение грунта производит-
ся струей цементного раствора. Технология наиболее простая в исполнении,
достигается наибольшая плотность и прочность грунтобетона. Расход цемен-
та составляет 350...400 кг на метр закрепления. Диаметр грунтобетонных
элементов в глинистых грунтах составляет 550...650 мм. в песчаных грунтах -
650...700 мм;
б) двухкомпонентная технология (Jet 2). Для увеличения объема закреп-
ляемого грунта используется дополнительно энергия сжатого воздуха, соз-
дающего искусственный воздушный поток вокруг струи раствора. Расход це-
мента составляет 650...800 кг на метр закрепления. Плотность и прочность
грунтобетона ниже на 10... 15%, чем по технологии (Jet 1), диаметр грунтоце-
ментных элементов больше и достигает в глинистых грунтах 1000... 1200 мм, в
песках - 1300 мм;
в) трехкомпонентная технология (Jet 3). Разрушение грунта производит-
ся водной струей в искусственном воздушном потоке, а цементный раствор
подается отдельной струей. Плотность и прочность грунтобетона значитель-
но ниже, чем при Jet 1 и Jet 2, диаметр грунтоцементных элементов больше и
может достигать при оптимальном расходе цемента в глинах 1300 мм, в пес-
ках - 1500 мм.
Рис. 7.35. Технология разработки грунта струйной цементацией
Метод струйной цементации может применяться в песчаных, супесчаных,
суглинистых и глинистых грунта?;. Условием применимости струйной техно-
логии является получение требуемых проектом заданных размеров, форм и
характеристик материала грунтобетона: а) прочность на сжатие: б) однород-
ность; в) долговечность (для постоянных конструкций).
Метод струйной цементации используется для устройства искусственно
улучшенных оснований фундаментов; армирования массивов грунтов грунто-
402
бетонными элементами; устройства временных и постоянных несущих и ог-
раждающих конструкций из грунтобстонных элементов, выполненных в виде
цилиндрических массивов типа свай, противофильтрационных завес в виде
конструкций из взаимно пересекающихся грунтобетонных элементов (/et-свай).
Основные применяемые материалы. Цемент: портландцемент по ГОСТ
10178-85 (ПЦ400-Д0(Д20)); сульфатостойкий портландцемент по ГОСТ
22266-94 (ССПЦ400-Д20) в том случае, если подземные воды имеют среднюю
или сильную степень агрессии по отношению к цементному камню.
Вода: по ГОСТ 23732-79 «Вода для бетонов и растворов».
Ускорители твердения: водный щелочной раствор силикатов натрия
Na2O(SiO2)n (жидкое стекло), до 1% по массе цемента.
Используемые машины и оборудование. Комплект технологического
оборудования, необходимый для струйной цементации грунтов по технологии
с использованием технологий Jet 1, Jet 2, Jet 3, в зависимости от решаемых тех-
нических задач включает:
а) буровой станок со струйным монитором, предназначенный для бурения
направляющей скважины и перемещения в ней струйного монитора с враще-
нием или без него;
б) растворный узел, с растворомешалками для приготовления и хранения
до реализации твердеющего раствора и высоконапорными насосами для пода-
чи через монитор размывающего и твердеющего растворов;
в) компрессор для подачи сжатого воздуха с целью создания воздушного
потока (для Jet 2, Jet 3);
г) склад (силос) для хранения и механизированной подачи цемента для
приготовления твердеющего раствора.
Основными производителями оборудования для струйной цементации
грунта являются: Techniwell Sri, Soilmec, Casagrande. Насос высокого давле-
ния TW400/S (Technrwell Sri).
Особенности проектирования закрепленных оснований и конструкций.
Проектирование вертикальных и горизонтальных противофильтрацион-
ных завес (ПФЗ). Завесы, устраиваемые
с использованием струйной технологии,
могут применяться в качестве времен-
ных и постоянных сооружений для за-
щиты от притока подземных вод стро-
ительных котлованов и горных вырабо-
ток, уменьшения фильтрации в осно-
ваниях гидротехнических сооружений,
ограждения площадок с очагами загряз-
нений с целью охраны подземных вод и
в других случаях управления режимом
подземных вод (рис. 7.36).
Толщина вертикальной ПФЗ зависит
от прочности грунтобетона, градиента
напора, при ограждении котлована от
глубины котлована, определяется расче-
том ее фильтрационной прочности и де-
формацией вместе с окружающим грун-
Рис. 7.36. Конструкции вертикальных
и горизонтальных противофильтраци-
онных завес
403
том. Толщина завес из секущих грунтобетонных столбов изменяется от 0,5 до
2,0 м. Горизонтальная противофилырационная завеса формируется из секу-
щих грунтобетонных столбов, располагающихся по шахматной сетке с ячей-
кой: l,5Rx].,15R, где R - радиус грунтобетонной колонны. Прочность мате-
риала завесы, необходимая для обеспечения устойчивости против размыва и
суффозии, 0,3...3,0 МПа. Для временных противофильтрационных диафрагм
и завес следует принимать величину коэффициента фильтрации не менее
0,01 м/сут (10 7 м/с), для постоянных - 0,001 м/сут (10 s м/с). Толщина гори-
зонтальной завесы определяется действующим на завесу' напором подземной
воды и прочностью материала завесы.
Толщина диафрагмы или завесы (А/,) должна определяться из условия
фильтрационной прочности материала по формуле
bb=^&HlJcr, (7.59)
где уп - коэффициент надежности для диафрагм и завес, принимаемый равным: 1,5 -
для временных; 2,0 — для постоянных; АН - перепад уровней воды перед и за противо-
фильтрационной диафрагмой или завесой; Jcr - критический градиент напора, при ко-
тором наступает разрушение материала диафрагмы и завесы (табл. 7.28).
Таблица 7.28
Значения критических градиентов напора (Jo.) для противофильтрационных
диафрагм в зависимости от материала заполнителя и вида закрепляемого грунта
Материал заполнителя диафрагмы и вид закрепля- емого грунта Численное значение критического градиента напора (./„.)
Постоянные диафрагмы и завесы Временные диафрагмы и завесы
Грунтобетон 100 150
Зацементированный гравий или галечник 5 10
Толщина горизонтальной противофильтрационной завесы с учетом при-
груза грунта из условия всплытия определяется по формуле
H»gw<gGh, (7.60)
где Но - гидростатическое давление на подошву горизонтальной завесы в естествен-
ных условиях; gv - объемный вес воды, т/м3; g0 - объемный вес материала горизон-
тальной завесы, т/м3; h - расчетная мощность водоупора: горизонтальная завеса и при-
гружающий ее слой грунта, м.
Максимальная глубина устройства завесы (Н) зависит от вертикальности
буровых скважин и рассчитывается по формуле
Н = (D-1,1548-1)/(0,2 0,08 0,75), (7.61)
где D - расчетный диаметр грунтобетонного столба; / - расстояние между столбами;
0,08 - среднее отклонение скважины от вертикали; 0,75 - коэффициент вероятности
отклонения обоих столбов.
Проектирование армирования грунтового основания. Метод геомас-
сива. Улучшение свойств слабого грунта путем создания геомассивов осуще-
ствляется устройством в массиве грунта жестких грунтобетонных армирую-
404
щих элементов, располагаемых с определенным шагом в плане и по глубине.
При этом не возникает необходимости создания сплошного закрепленного мас-
сива грунта в плане и по глубине, подобного сплошному объему в других инъ-
екционных способах (силикатизации, смолизации и др.). Метод геомассивов
рекомендуется применять для улучшения свойств неоднородного грунтового
основания, сложенного преимущественно слабыми глинистыми и песчаными
грунтами (модуль общих деформаций 5,0... 10 МПа), на глубину до 15... 20 м.
Основание, армированное вертикальными элементами при расстояниях в
осях не более трех диаметров, представляет собой композитную систему, со-
стоящую из мягкой и податливой матрицы (грунта) и жестких армирующих
(грунтобетонных) элементов. При этом большая часть внешней нагрузки вос-
принимается грунтовой матрицей и через нее и посредством ее перераспреде-
ляется на армирующие элементы и на подстилающие слои грунта. В случае
расстояний между армирующими элементами более трех диаметров они
должны рассматриваться и рассчитываться как свайные фундаменты.
Приведенные характеристики геомассива - модуль деформации ЕГ1Л и рас-
четное сопротивление Rm вычисляются по формулам:
Егм = [Аб Е Аб + Е(Ат - Е Аб)]/А«, МПа; (7.62)
Ам = [АбЕ Аб +^(Ам -ЕАб)]/Ам, мпа, (7.63)
где ХАб - суммарная площадь армирующих элементов, м2, в пределах площади гео-
массива в плане /1ГМ, м2, причем площадь геомассива Ат вычисляется по наружному
контуру армирующих элементов; Ете, RrS - модуль общих деформаций и прочность на
сжатие грунтобетона: E,R- модуль общих деформаций и прочность на сжатие исход-
ного грунта.
Основным параметром проектирования геомассива является достижение
относительной разности осадок расположенной на нем фундаментной конст-
рукции, обеспечивающей механическую безопасность здания или сооружения
(для практических расчетов можно принять значение / = 0,002... 0,003). Это
определяется геометрическими размерами геомассива и его приведенным мо-
дулем деформации.
Проектирование усиления основания существующих фундаментных
конструкций. При усилении фундаментов существующих зданий и сооруже-
ний производится бурение скважин рядом с фундаментами или сквозь них для
образования под фундаментами грунтобетонных свайных элементов с частич-
ной и полной передачей на них нагрузки. Ориентация этих элементов может
быть вертикальной или наклонной (рис. 7.37).
Для обеспечения совместной работы сваи с существующим ростверком
предусматривается установка сердечника - металлической трубы диаметром
73...86 мм, которая погружается в сваю сразу' же после ее изготовления. В свя-
зи с возможной осадкой грунтоцементного материала ствола сваи в процессе
твердения предусмотрена опрессовка головы сваи на участке длиной 1,0 м ни-
же подошвы ростверка. Опресовка выполняется через перфорированную часть
сердечника. Раствор для опрессовки с водоцементным отношением 0,8. Ори-
ентировочный расход цемента на опрессовку' одной сваи - 100 кг.
Сваи выполняются по однокомпонентной технологии струйной цемента-
ции грунтов jet grouting. Технологический процесс характеризуется отсутст-
вием динамических воздействий и безопасен для су ществующего здания.
405
Рис. 7.37. Схемы усиления фундаментов
Проектирование грунтоцементных свай. Грунтобстонпыс элементы мо-
гут быть использованы в качестве свай, устраиваемых на площадке под новые
фундаменты. В этом случае они воспринимают осевые вдавливающие и выдер-
Рис. 7.38. Схема к расчету
несущей способности сваи
гивающие нагрузки, горизонтальные нагрузки
и распределяют их на грунтовое основание [21].
Конструкция представляет собой комби-
нированную сваю, включающую грунтобе-
тонный столб и размещенный в нем сердечник
(рис. 7.38). Сердечником сваи может служить
металлический или железобетонный элемент.
Сердечник служит для восприятия воздейст-
вий от сооружения и передачи ее через грун-
тобетонную рубашку на окружающий грунто-
вый массив.
Сваи устраиваются погружением сердеч-
ника по оси свежеизготовленного грунтобетон-
ного столба до начала схватывания грунтобе-
тона. Время, за которое необходимо погрузить
сердечник, зависит от вида грунта, температу-
ры окружающей среды и должно быть не более
2 ч. Монтаж сердечников в проектное положе-
ние производится с помощью крана. Погру-
женный сердечник необходимо зафиксировать
в проектном положении при помощи фиксато-
ров до схватывания грунтобетона и набора им
начальной прочности не менее чем на 2 сут.
406
Геотехническая несущая способность Fd, кН, грунтобстонного столба сваи
СТУС (см. рис. 7.38), работающей на вдавливающую нагрузку, определяется
по формуле [21]
Fd = + SYc/w/Д), (7.64)
где yj - дополнительный коэффициент условия работы; ус - коэффициент условий ра-
боты грунтобетонного столба в грунте, принимаемый в случае опирания ее на глини-
стые грунты со степенью влажности Sr < 0,9 и на лессовые грунты ус = 0,8, в остальных
случаях ус = 1; усг — коэффициент условий работы грунта под нижним концом грунто-
бетонного столба, принимаемый равным 1,0; R - расчетное сопротивление грунта под
нижним концом грунтобетонного столба, принимаемое по табл. 7.8 [14], кПа; .‘1 - пло-
щадь опирания грунтобетонного столба, принимаемая по площади поперечного сече-
ния, м2; и — наружный периметр поперечного сечения грунтобетонного столба, м; ус<-
коэффициент условий работы грунта на боковой поверхности грунтобетонного столба,
принимаемый по п. 1 или п. За табл. 7.6 [14]; f - расчетное сопротивление /-го слоя
грунта на боковой поверхности грунтобетонного столба, принимаемое по табл. 7.3
[14], кПа; ht - толщина /-го слоя грунта, соприкасающегося с боковой поверхностью
грунтобетонного столба.
Для недопущения перегрузки и разрушения стволов свай, имеющих боль-
шую жесткость на вдавливание по грунту, конструкционная несущая способ-
ность сваи должна превышать геотехническую не менее чем в 1.3 раза.
Расчет по прочности материала грунтобетонного столба производится по
формуле
Fmg = УеУсУт1^АсогеКг, (7 65)
где Fmg - конструкционная несущая способность, кН; уе - коэффициент, учитывающий
влияние случайного эксцентриситета продольной силы; ус - коэффициент условия ра-
боты, равный 0,85 для столбов диаметром менее 0,3 м и принимаемый равным 1,0 для
столбов большого диаметра; ут = 0,9 - коэффициент условия работы грунтобетона;
Rb - расчетное сопротивление грунтобетона осевому сжатию, кПа; Асоге - площадь по-
перечного сечения грунтобетонного столба, м~; К,. = 0,7 - коэффициент размягчения
грунтобетона, учитывающий снижение прочности при работе материала в водонасы-
щенном состоянии.
Для сердечника сваи (при условии наличия грунтобетона под нижней ча-
стью железобетонного сердечника не менее трех его диаметров) передаточная
несущая способность сердечника Fcore, кН, определяется по формуле
Fcore = К,- (ybRbtAsh + RbSsh), (7.66)
где Кг = 0,7 - коэффициент размягчения грунтобетона, учитывающий снижение проч-
ности при работе материала в водонасыщенном состоянии; уь - коэффициент сцепле-
ния между грунтобетоном и сердечником, принимаемый равным: 0,5 - при гладкой
поверхности сердечника; 1,0 - при шероховатой поверхности сердечника (выступы
высотой или впадины глубиной более 1,0 мм); Rh, - расчетное сопротивление грунто-
бетона осевому растяжению; Ash - эффективная площадь поверхности контакта сер-
дечника с грунтобетонной рубашкой, м~; Rb - расчетное сопротивление грунтобетона
осевому сжатию; Ssh - эффективная площадь нижнего конца сердечника.
Проектирование ограждений котлованов, из буросекущих грунтоце-
ментных элементов. Для временного и постоянного крепления вертикальных
бортов котлованов, как правило, выполняются заанкеренные гибкие ограж-
дающие конструкции, устроенные из одного или нескольких рядов секущих
грунтобетонных элементов (рис. 7.39).
407
Рис. 7.39. Схема устройства ограждения из буро-
секущих грунтоцементных элементов
Элементы выполняются
по технологии Jet 1, средний
диаметр в пылевато-глини-
стых грунтах составляет
550... 650 мм, соединены по
оголовкам железобетонной
обвязочной балкой.
Шаг элементов в осях
принимается 0,8...0,85 про-
ектного диаметра. Ограж-
дающие конструкции проек-
тируются на восприятие дав-
ления грунта, давления подземной воды и внешние нагрузки, приложенные на
поверхности земли. Основным параметром проектирования ограждающей кон-
струкции является ограничение горизонтальных перемещений в пределах
0,01...0,02 глубины котлована. В этом случае достигается общая устойчивость
борта котлована и сооружений, расположенных в непосредственной близости.
Проектирование гибких ограждающих конструкций следует выполнять по
двум группам предельных состояний. Первая группа предельных состояний
должна предусматривать выполнение расчетов: общей устойчивости основа-
ния; прочности элементов конструкций и узлов соединения; несущей способ-
ности и прочности анкерных элементов.
Вторая группа предельных состояний должна предусматривать проведе-
ние расчета деформаций основания, подпорных стен и их конструктивных
элементов. Выполнение статических расчетов ограждающей конструкции воз-
можно на основе классической аналитической зависимости (схема заделанной
стены Блюма-Ломейера).
Наиболее же предпочтительными являются методы, рассматривающие до-
предельное состояние грунта, когда перемещения ограждения незначительны.
К ним относятся численные методы с использованием нелинейных моделей
сплошных сред или нелинейной контактной модели метода упругих деформа-
ций {Wall-3, Plaxis). Входными условиями задачи являются геологические ус-
ловия площадки строительства, геометрические характеристики котлована.
Варьируемыми параметрами проектирования являются жесткость ограждаю-
щей конструкции и условия ее закрепления (глубина заделки ниже дна котло-
вана, количество и положение наклонных анкеров или распоров).
Конструктивный расчет включает определение требуемой прочности
грунтобетона, требуемого армирования сечения ограждения котлована и грун-
товых анкеров.
Грунтовые анкеры из грунтоцементных элементов. Грунтовые анкеры
выполняются по технологии, аналогичной устройству грунтобетонных свай.
Якорь анкера выполняется из грунтобетона класса прочности В3,5 с введением
суперпластификатора «Полипласт» СП-1 в количестве 3% по весу от сухого
цемента. Диаметр якоря — 0,6 м, длина — 7... 8 м.
Тяга анкера - стальная труба Тр76*8. Для устройства предварительного
натяжения анкера в замковой части выполняется упорная резьба, устанавлива-
ются передаточная шайба и натяжная центрирующая гайка. Величина предвари-
тельного напряжения анкера контролируется по моменту затяжки гайки дина-
408
мометрическим ключом. Предварительное натяжение анкеров создается для вы-
бора перемещений в конструкции стены и предварительного обжатия грунта.
Грунтоцементный анкер рассчитывается по несущей способности по грун-
ту основания, по прочности сцепления тяги (тр> бы) с грунтобетоном, по проч-
ности тяги (трубы).
Несущая способность анкера по грунту’ определяется по выражению
Fd =7ciiX(7cff^/cos45°), (7.67)
где ус = 1,0 - коэффициент условия работы анкера; у^= 1,3 - коэффициент условия
работы грунта по боковой поверхности анкера (определен на основании полевых ис-
пытаний анкеров); и - периметр боковой поверхности; А - расчетное сопротивление по
боковой поверхности анкера, принимаемое по таблице [3]; h, - мощность слоя грунта,
соприкасающегося с боковой поверхностью анкера.
Допускаемая нагрузка на анкер вычисляется по формуле
^=7о^/(УЛЛ (7-68)
где у0 = 1,0 - коэффициент условия работы при односвайном расположении; у„ = 1,15 -
коэффициент надежности по назначению сооружения, принимаемый равным 1.2, 1.15
и 1.1 соответственно для сооружений I, II, III уровней ответственности; yfc = 1,4 - ко-
эффициент надежности по грунту’.
Расчет передаточной несущей способности металлического сердечника
диаметрам/(мм) при глу’бине погружения трубы на/. (м):
Fcore=kry^tAsh, (7.69)
где кг = 1,0 - коэффициент размягчения грунтобетона; уь = 0,5 - коэффициент сцепле-
ния между грунтобетоном и сердечником; Rbt - расчетное сопротивление грунтобетона
осевому растяжению; Ash = 0,25tic/2Z - эффективная площадь поверхности контакта
сердечника с грунтобетонной рубашкой.
Производство работ. Основные технологические параметры при исполь-
зовании струйной технологии приведены в табл. 7.29,
А. Инъекционное давление контролируются манометрами. От него зависят
энергия струи и радиус ее действия. Предел достигаемого давления связан с
мощностью используемых насосов и герметичностью линии. Рекомендуемое
значение - 450 атм (бар)
Б. Количество и диаметр форсунок рабочего органа (монитора) определя-
ют как давление, так и подачу, т.е. объем раствора, выпускаемого в грунт в
единицу времени, и, следственно, скорость обработки. Увеличение сечения
форсунок делает максимально эффективным использование рабочих мощно-
стей, между тем использование большего количества форсунок, при равном
общем напоре, снижает производительность. Рекомендуемое количество фор-
сунок — 2, диаметр сечения форсунки - 2,5... 3,0 мм.
В. Соотношение вода/цемент в инъекционном растворе — параметр, влияю-
щий на механические свойства гру’нтоцементной сваи и исходные характери-
стики массы грунт—раствор. Небольшое соотношение воды к цементу и, следо-
вательно, высокий удельный вес раствора имеют большое значение при нали-
чии фильтрационных течений, которые могли бы размыть новообразованную
грунтоцементную сваю. Значение сопротивления на простое сжатие находится
в прямой зависимости от соотношения воды к цементу. Рекомендуемое соот-
ношение — 1,0.
409
Таблица 7.29
Основные технологические параметры струйной цементации
Типичный диапазон параметров для струйной цементации
Параметры для струйной цементации Система струйной цементации
Jet 1 Jet 2 Jet3
Давление закачивания
Вода атм (Пр) 200...300 (Пр) 200...300 300... 500
Цемент атм 300... 600 300... 600 40... 60
Сжатый воздух атм Не используется 8... 12 8... 12
Скорость закачивания
Вода л/мин Пр Пр 70... 250
Цемент л/мин 60... 250 100... 350 150... 300
Сжатый воздух л/мин Не используется 5... 15 000 5... 15 000
Размер сопла
Вода мм (Пр) 1,6... 2,4 (Пр) 1,6... 2,4 1,8... 2,5
Цемент мм 1,6... 3,0 2,0... 5,0 3,5... 6,0
Количество сопел
Вода шт. (Пр) 1 (Пр) 1 1...2
Цемент шт. 1...6 1...6 1
Скорость вращения буровой колонны
об./мин 10...30 10...30 10...30
Время подъема буровой колонны на каждой ступени (4 см)
с 4... 10 6...15 15...25
Диаметр колонны
Гравий/песок м 0,6... 1,0 1,0... 2,0 1,5...2,5
Глина м 0,5... 1,0 1,0... 1,8 1,0... 2,0
Соотношение воды и цемента, В:Ц
От 1,2 до 0,5
Расход цемента
К объему перера- ботанного грунта кг/м3 400... 800 400... 800 400... 800
Прочность грунта
Гравий/песок кг/см2 100... 300 75... 250 75... 200
Глина кг/см2 15... 100 15...85 15...75
Примечание. Пр — предварительный размыв.
Г. Время непрерывного действия струи зависит от скорости извлечения
штанги и скорости ее вращения. Скорость извлечения, обычно с шагом 4 см,
регулируется таймером буровой установки, который фиксирует время оста-
новки форсунок на определенной глубине и, следовательно, интенсивность
струи на определенном уровне. Это влияет на диаметр грунтоцементной сваи,
410
на ее механические свойства, на время выполнения работы. Существует пре-
дельное значение времени остановки форсунок на определенной глубине, за-
висящее от типа грунта и используемой подачи и давления, меньше которого
работа невозможна. Если скорость извлечения значительно снижена, струя, не
обладая достаточной энергией для создания большего диаметра, выливается
через зазор между штангой и стенкой скважины. Скорость вращения штанги
должна регулироваться в соответствии со скоростью извлечения так, чтобы
оптимизировать пробивную способность струи. Существует нижний предел
скорости вращения, ниже которого появляется эффект отражения струи, сни-
жающий ее эффективность.
Исходные данные для расчета параметров технологического процесса: за-
данный диаметр грунтобетонного элемента d (м); расход цемента на 1 п.м за-
крепляемого грунта тс (кг/м); водоцементное отношение WC; рабочее давле-
ние нагнетающего насоса р (атм/бар); количество и площадь сечения .S' форсу-
нок монитора (л/мм2).
Расчетные параметры.
Объем погонного метра грунтобетонного элемента: V = 0,25 nd2.
Объем водоцементного раствора (м3): Vg = тс/(1/рс + WC/pw).
Плотность цемента (средняя): рс = 3,1 г/см3.
Плотность водоцементного раствора (г/см3): pg = тс(\ \ WC)!Vg.
Давление, развиваемое нагнетательным насосом эквивалентно напор}
столба жидкости (водоцементного раствора) высотой (м): h = pl(pgg).
Скорость истечения струи (м/с): v = -J 2gh.
Расход раствора, определяемый площадью проходного сечения форсунок
монитора (л/с): Q = 2vS.
Время устройства одного погонного метра грунтобетонного элемента (25
интервалов по 4 см каждый) (мин): t = Vg/Q.
Время обработки каждого интервала (мин): timT = //25.
Исполнительная документация. При сдаче и приемке законченных ра-
бот заказчику по реестр}’ необходимо предъявить следующую документацию:
проект производства работ, дополнения и изменения к нему; общий журнал
работ и специальные журналы работ: журнал струйной цементации, ж},рнал
буровых работ; журнал авторского надзора (в случае осуществления авторско-
го надзора); акты приемки геодезической разбивочной основы; акты освиде-
тельствования скрытых работ; исполнительные геодезические схемы; резуль-
таты определения механических характеристик укрепленного грунта (заклю-
чение лаборатории).
Предварительные опытные работы. Целью этих работ является опреде-
ление оптимальных параметров технологического процесса для обеспечения
гарантированного диаметра элемента не менее проектного во всех инженерно-
геологических элементах и определение физико-механических характеристик
пол}чаемого при этом материала (грунтобетона). Выполняется непосредствен-
ное обследование грунтобетонного элемента, после того как его откопали, для
визуальной проверки его диаметра, структурной непрерывности. Проводятся
разрушающие испытания кернов закрепленного грунта, взятых как по гори-
зонтали, так и по вертикали, для проверки в лабораторных условиях на меха-
ническое сопротивление.
411
400 400
Ось ГЦЭ
ГЦЭ 01200 мм
Рис. 7.40. Схема отбора
образцов из сечения грунто-
бетонного элемента
Контрольная
скважина
0112 мм
Контроль качества работ. Осуществляется по специально разработан-
ной программе, согласно требованиям гл. 16 СП 45.13330.2012 [22], и должен
производиться систематически на всех этапах производства работ, включая:
а) входной контроль поступающих материалов, заключающийся в проверке
соответствия их стандартам, техническим условиям, паспортам и другим до-
кументам, подтверждающим качество материалов, в проверке соблюдения
требований их разгрузки и хранения; б) контроль за скважинами, их распо-
ложением в плане, габаритами (диаметром и глубиной), направлением и от-
клонением от вертикали в массиве; в) оперативный контроль за соблюдением
технологического режима производства работ (скорость подъема и вращения
монитора, консистенция и расход цементного раствора, давление нагнетания
размывающего и твердеющего растворов), соответствующего проектным ре-
комендациям; г) контрольные работы по определению результатов укрепле-
ния основания струйной цементацией и соответствие их проектным требова-
ниям.
Контроль качества выполненного искусственного улучшения свойств
основания. Включает проведение инструментального контроля геометриче-
ских параметров закрепленного массива грунта и отдельных грунтоцементных
элементов. Контроль геометрических парамет-
ров грунтоцементных элементов выполняется
непосредственным измерением в отрытых шур-
фах или контрольным обуриванием (рис. 7.40).
Контроль сплошности грунтоцементных
элементов производится путем бурения с отбо-
ром проб закрепленного грунта. Количество и
расположение свай, намеченных для испытаний,
назначается проектной организацией, но должно
быть не менее двух на каждые сто свай, распо-
ложенных в одинаковых грунтовых условиях.
Контрольное бурение опытных грунтоцемент-
ных элементов выполняются с отбором кернов
для последующих лабораторных испытаний.
Отбор образцов, транспортировка и хранение выполняется в соответствии с
требованиями ГОСТ 12071-2000 [23]. Номинальные размеры образцов при от-
боре кернов должны соответствовать ГОСТ 28570-90 [24]: диаметр образцов
керна - 44... 150 мм; высота керна - 0,8...2,0 диаметра.
Лабораторные испытания по определению физико-механических характе-
ристик грунтобетона производятся согласно требованиям ГОСТ 21153.2-84 [25]
и ГОСТ 28985-91 [26]. Справочные значения средних физико-механических
характеристик грунтобетона приведены в табл. 7.30.
Штамповые испытания закрепленного массива грунта статическими на-
грузками проводятся согласно [27]. Количество проводимых испытаний не
менее двух. Места проведения испытаний определяются проектом и уточня-
ются непосредственно на площадке. Испытания проводятся непосредственно с
поверхности искусственно улучшенного основания.
Статические испытания грунтобетонных свай вдавливающими нагрузками
выполняются в соответствии с требованиями [28]. Полевые испытания прово-
дятся для контроля соответствия геотехнической несущей способности свай
412
расчетным нагрузкам. Результаты испытания оформляются в виде графиков
зависимости осадки сваи от нагрузки и изменения деформации во времени по
ступеням нагружения. Несущая способность сваи считается обеспеченной, ес-
ли ее осадка при проектном уровне нагружения составляет не более 0,2 от
предельно допустимой для данного типа сооружения.
Таблица 7.30
Физико-механические характеристики грунтобетона
Наименование параметра Единица измерения Интервал значений Среднее значение
Объемный вес (у) кН/м3 17,0... 20,0 18,0
Предел прочности на сжатие (осж) МПа 3,4... 7,6 4,95
Предел прочности на растяжение (ор) МПа 0,40... 0,56 0,50
Предел длительной прочности (суи) МПа 2,4... 3,8 3,0
Разрушающая деформация (в) % 1,6...1,8 1,7
Деформации на пределе прочности (с:уг| |:) % 0,9... 1,1 1,0
Модуль деформации (секущий) (7)пр) МПа 270... 480 340
Модуль деформации (касательный) (/)') МПа 390... 760 520
Коэффициент Пуассона (р) 0,27... 0,29 0,28
Модуль упругости (Е) МПа 720... 1100 900
Модуль спада (Л/с) МПа 100... 170 150
Удельное сцепление (с) МПа 0,84... 1,4 1,2
Угол внутреннего трения (ср) град 33...37 35
Примечание. Испытания проводились лабораторией Горного института Уральского отде-
ления РАН на образцах грунтобетона, отобранного на объектах строительства в городах
Москва, Санкт-Петербург, Пермь, Самара, Тюмень, Ижевск, Краснодар, Тобольск.
Статические испытания грунтовых анкеров выдергивающими нагрузками
производятся в соответствии с 1281. Испытания анкеров включают три этапа:
опытные, контрольные и приемочные. Опытным испытаниям подлежат не ме-
нее трех опытных анкеров, на основании которых определяют предельное со-
противление анкера Ти и расчетом несущую способность анкера по грунту Fd,
а также суммарное перемещение анкера х.
7.5.5. Буросмесительная технология
К буросмесительным относятся технологии, с помощью которых закреп-
ление грунтов производится за счет механического перемешивания грунта с
вяжущим (цемент, известь и другие реагенты). Перемешивание грунта с вя-
жущим может производиться либо на месте их залегания, либо в специальных
бункерах (смесителях) с последующей укладкой в строительные выемки (кот-
лованы, траншеи и т.п.). В практике используются технологии закрепления
грунтов цементными растворами (США, Япония, Россия), а также известью
или цементом в сухом виде (Скандинавские страны) [29...31].
413
Рис. 7.41. Технологическая схема устройства
грунтоцементных колонн
Основным процессом техно-
логии является механическое раз-
рушение (измельчение) грунта,
инъекция в грунт вяжущего (ста-
билизатора) и перемешивание
грунта с вяжущим рабочим орга-
ном буровой машины (рис. 7.41).
При этом в грунте формируется
грунтоцементная колонна или
свая с определенным фиксирован-
ным диаметром, который строго
определяется размером смеши-
вающих лопастей оборудования.
Подача вяжущего осуществляется
через сопла, расположенные на
буровом наконечнике.
На современных установках
расход раствора и технологиче-
ские параметры (глубина погружения рабочего органа, число оборотов, ско-
рость подъема и погружения бурового смесителя и т.п.) контролируются с по-
мощью автоматизированных систем управления (бортового компьютера).
В зависимости от инженерно-геологических условий, закрепляемости
грунтов и глубины закрепления проектом может быть предусмотрен один из
трех технологических вариантов (для «свайного» закрепления грунтов): пря-
мой ход - нагнетание цементного раствора в процессе погружения рабочего
органа (смесителя); обратный ход - нагнетание цементного раствора в про-
цессе извлечения рабочего органа (смесителя); полный ход — нагнетание це-
ментного раствора в течение всего технологического цикла перемешивания
грунта.
Смесительные технологии классифицируются следующим образом:
• по типу вяжущего: раствор (цементный, цементно-известковый) — W (wet
— вода); вяжущее в сухом состоянии (известь и т.д.) — D (dry — сухой);
• по способу перемешивания вяжущего: вращение бурового инструмента -
R (rotation - вращение); вращение + высоконапорная инъекция вяжущего -
J (Jet - струя);
• по месту расположения смешивающих лопаток: на забое - Е (end - ко-
нец); по всей длине ствола - S (shaft — ствол шахты, колонна).
Диаметры и размеры получаемых конструкций зависят от типа оборудо-
вания и обычно составляют от 0,23 до 4,2 м, при этом большим значениям
диаметра соответствует меньшая глубина закрепления. Стандартным значени-
ем диаметра считается 0,8... 1,2 м при глубине закрепления 20...35 м. Глубина
бурения ограничивается прежде всего применяемым оборудованием и инже-
нерно-геологическими условиями.
По назначению конструкций их можно разделить на следующие виды.
Противофильтрационные завесы. В зависимости от применяемого обо-
рудования (буровые колонны или шнеки, режуще-смешивающие органы) кон-
струкции противофильтрационных завес могут быть в виде плоских панелей,
секущихся или соприкасающихся свай.
414
К материалу противофильтрационных завес предъявляются жесткие тре-
бования по водонепроницаемости, водоустойчивости, прочности, а также гер-
метичности соединений. В качестве вяжущего чаще всего применяется це-
ментный раствор.
Ограждения котлованов. Конструкции ограждения котлованов анало-
гичны конструкциям противофильтрационных завес, однако чаще всего при-
меняют ограждения в виде касательных и секущихся свай. В этом случае к
возводимым конструкциям предъявляются повышенные требования по проч-
ности грунтоцемента и герметичности стыковых соединений. В качестве вя-
жущего применяется цементный раствор. Для увеличения несущей способно-
сти ограждения грунтоцементные сваи армируются арматурными каркасами,
стальными трубами либо прокатными профилями (двутавры, швеллеры). Та-
кие конструкции могут использоваться для защиты фундаментов существую-
щих зданий при новом строительстве в условиях плотной городской застройки.
Закрепление грунтов. Технологию глубинного перемешивания грунтов
можно также использовать для закрепления слабых водонасыщенных грунтов
на глубину до 40 м. Обычно для закрепления грунтов используются многоряд-
ные буровые колонны, конструкция которых зависит от конкретных инженерно-
геологических условий площадки. В качестве вяжущего могут использоваться
цемент, известь, бентонит, смеси бентонит—цемент, цемент—известь либо другие
реагенты. В зависимости от проектных решений, требований к характеристикам
улучшенного основания, типа сооружения, возводимого на искусственном ос-
новании, возможно устройство различных типов закрепленных массивов.
В зарубежной практике буросмсситсльная технология используется для
защиты грунтов от разжижения при сейсмических воздействиях. Для этих це-
лей массив грунта закрепляется касательными или секущимися сваями, кото-
рые образуют сотовую или ячеистую структуру.
Армирование основания. Эта технология является частным случаем за-
крепления грунтов. Армирование основания грунтоцементными сваями может
конкурировать с другими методами армирования: забивными железобетонны-
ми сваями, полимерными армирующими элементами и др. Применение техно-
логии DSM для армирования может оказаться более экономичным по сравне-
нию с другими методами, особенно в труднодоступных местах строительства.
Фундаменты зданий и сооружений. Конструкции из грунтоцемента мо-
гут также использоваться в качестве фундаментов зданий и сооружений. Как
правило, такие фундаменты используются для малоэтажного сельского строи-
тельства и малонагруженных сооружений. Фундаменты могут устраиваться в
виде свай, фундаментных лент. При использовании в конструкциях фундамен-
тов к гру нтоцементу предъявляются повышенные требования по прочности,
сплошности и водоустойчивости.
Усиление оснований существующих фундаментов. Одним из перспек-
тивных направлений применения буросмесительной технологии является уси-
ление оснований и фундаментов существующих зданий. Преимущество такого
метода — его экономичность, отсутствие динамических воздействий. Сущест-
вует два способа усиления оснований и фундаментов: усиление оснований на-
клонными элементами (сваями), подведение вертикальных свай под существую-
щие фундаменты. В первом слу'час устройство наклонных свай осуществляется
малогабаритными станками с буросмесителями малого диаметра (до 350 мм).
415
В практике используются следующие схемы буросмесительной технологии.
Объемное закрепление (Mass Stabilization). Производится, как правило, на
глубину не более 7 м. Рабочие органы или смесители монтируются на гусе-
ничные экскаваторы и могут иметь вид: культиваторного типа (рис. 7.42, а, б)
и обычного двухлопастного смесителя (рис. 7.42, в, г).
Рис. 7.42. Система объемного закрепления грунта:
а — технология ALLU Stabilization System (Финляндия): б — смеситель культиваторного типа
РMX Mixer (ALLU, Финляндия); в —технология объемной стабилизации и смеситель (г) лопаст-
ного типа (Скандинавия)
Обработка грунта производится захватками длиной 3...5 м и шириной
2...3 м, что ограничивается вылетом стрелы экскаватора. Вяжущее используется
в сухом состоянии (цемент, известь, шлаки, золы уноса, гипс, жидкое стекло) с
той целью, чтобы грунтоцементная (грунтоизвестковая) смесь была в «пластич-
ном» или твердопластичном состоянии, так как при текучей консистенции сме-
си возможно «проваливание» экскаватора в зоне обработки грунта.
Комбинированная струйно-смесительная технология (JACSMAN,
SWING, GeoJet, LDis, TurboJet). Струйно-смесительные технологии относятся
к классу W-J-E, т.е. в качестве вяжущего используется цементный раствор, пе-
ремешивание (разрушение) грунта производится механически и с помощью
высоконапорной струи, место перемешивания — забод скважины. Для этой це-
ли на концах смешивающих лопаток монтируются специальные сопла, из ко-
торых под большим давлением истекает растворная струя (рис. 7.43).
Преимущество такой технологии — возможность применения в любых ин-
женерно-геологических условиях, так как наряду с механическим разрушени-
ем используется и гидравлический размыв грунта. Например, применение бу-
росмесительной технологии в гравийно-галечниковых грунтах представляет
некоторую сложность, необходимо применение громоздкого оборудования с
большими крутящими усилиями для перемешивания гравийных грунтов.
Такая технология является универсальной, так как при подаче раствора
при более низком давлении струйно-смесительная технология превращается в
буросмесительную.
Оборудование для струйно-смесительной технологии может иметь 1...2
буровые колонны. Диаметр получаемых грунтоцементных свай варьируется от
0,6 м (зона механического разрушения) до 3,6 м (зона струйного размыва).
Глубина закрепления обычно составляет 20...25 м, однако существует воз-
можность закрепления грунта на глубину до 40 м. Водоцементное отношение
416
раствора, как правило, составляет WC = 0,8... 1,0, однако иногда применяется
WC-0,5... 1,5. Давление нагнетания раствора в зависимости от грунтовых ус-
ловий может достигать 45 МПа.
Задачи, решаемые с помощью струйно-смесительных технологий такие
же, как и для буросмесительных технологий: закрепление грунта (армирова-
ние); устройство противофильтрационных завес; устройство ограждений кот-
лованов; устройство фундаментов глубокого заложения и др.
Рис. 7.43. Рабочие органы струйно-смесительной технологии:
а — технология Turbojet (Франция — Италия); б — технология SITING (Япония);
в - технология JA CKSMAh (Япония); г - технология LDis (Япония)
Поверхностное перемешивание грунтов (Shallow Soil Mixing). К техно-
логиям по поверхностному перемешиванию грунтов относятся все виды и
подвиды смесительных технологий, с помощью которых закрепление произ-
водится на глубину не более 5...7 м (рис. 7.44). Сюда же можно отнести и тех-
о) б)
Рис. 7.44. Технология поверхностного перемешивания грунтов:
а — закрепление грунта; б — рабочий орган буросмесительной машины
417
нологии объемной стабилизации грунтов, так как их глубина обычно не пре-
вышает 7 м. Существуют две разновидности этой технологии: грунт переме-
шивается на месте своего залегания лопастными (или культиваторного типа)
смесителями; грунт извлекается, перемешивается в специальных смесителях,
затем производится укладка смеси в выработку.
В случаях, когда требуется более тщательное перемешивание грунта и ис-
ключение необработанных участков, используется технология перемешивания
с выемкой грунта. Грунт выбирается захватками, транспортируется к специ-
альным смесителям, где смешивается с вяжущим. После получения однород-
ной смеси ее укладывают в выемку, при необходимости уплотняют.
Режуще-смешивающая технология (Cutter Soil Mixing, Cut-Mix-Injection,
TRD method). Данная технология позволяет получать плоские панельные кон-
струкции толщиной до 1,5 м. Отличительной чертой от буросмесительных
технологий является расположение режуще-смешивающего рабочего органа,
который имеет вид фрез, вращающихся в вертикальной плоскости (рис. 7.45).
Также помимо круглых фрез используются и цепные фрезы, с помощью кото-
рых можно сооружать сплошные панели, зачастую использующиеся в качестве
противофильтрационных диафрагм.
°) б)
в) г)
Рис. 7.45. Режуще-смешивающая технология:
а — технология Cutter Soil Mix (Bauer, Германия); б —технология Cutter
Soil Mix (Malcolm Drilling Co, CHIA); в —технология Cut-Mix-Injection
(Sidla&Schoenberger, Германия); г —технология TRD (Hayward Bekker, CHIA)
418
В качестве материала используется цементный или цементно-бентонито-
вый раствор. Инъекция раствора осуществляется через сопла, расположенные
между фрезами. Глубина обработки может достигать 60 м в зависимости от
выбранного оборудования.
Степень пригодности гр\ нтов для закрепления цементами зависит как от ми-
нерального состава грунта, так и от его вида и гранулометрического состава [12].
Для глинистых грунтов основной показатель пригодности - минеральный состав,
а именно количественное содержание минералов группы монтмориллонита.
Для закрепления заторфованных и заиленных грунтов финскими специали-
стами из компании Rambol рекомендуются смеси вяжущих из извести, цемен-
та, гипса и различных шлаков (табл. 7.31). В табл. 7.32 приведены материалы
по степени пригодности вида вяжущего материала для тех или иных грутггов.
Таблица 7.31
Виды вяжущих, применяемых для закрепления грунтов
Вяжущее Вид вяжущего **Расход, кг/м3 В/Ц Область применения
Цемент Раствор 100... 700 0,6... 1,2 (2,0)* Все виды грунтов
В сухом виде — Водонасыщенные пылевато- глинистые грунты, торфы, илы
Известь В сухом виде 80... 350 — Водонасыщенные пылевато- глинистые грунты, торфы, илы
Цемент + известь Раствор 100... 700 0.6... 1,2 Все виды грунтов, в том числе жирные глины
Реагенты Раствор В сухом виде н/д Используется для стабилизации грунтов, загрязненнных эколо- гически опасными веществами
^Применяется в редких случаях.
**Расход вяжущего на 1 м3 сухого грунта.
Таблица 7.32
Виды добавок, применяемых для улучшения свойств грунтоцемента
Добавка Кол-во добавки в % от массы сухого грунта Область применения
1 2 3
Известь 1...50 Кислые грунты с pH < 6, переувлаж- ненные грунты, при содержании ча- стиц размером < 0,005 мм более 30%
Хлористый кальций CaCL2 0,5... 2 Кислые грунты с pH < 6, переувлаж- ненные, гуму сиро ванные песчаные, при пониженных температурах
Гипс строительный 2...4 Переувлажненные грунты
СДБ (ОСТ 81-79-74) 0,1... 0,25 Повышение однородности цементе- грунтовых смесей за счет увеличения их подвижности
419
Окончание табл. 7.32
1 2 3
С-3 0,1... 1 Повышение прочности, морозостойкости, удо боукла дываемости
ГКЖ-94 (ГОСТ 10834-76) 0,3...0,7 Повышение прочности, морозостойкости
ГКЖ-10,11 (ТУ-6-02-696-72) 0,3...0,7 Повышение прочности, морозостойкости
Полинзоцианат (ТУ-6-03-375-75) 2... 10 Повышение прочности, морозостойкости, стойкость к агрессивным средам
ПГ - нефелино- вый гудрон 0,05... 0,2 Повышение прочности, морозостойкости
ВНГ (ТУ-18-2-49-83) 0,05... 0,2 Повышение прочности, морозостойкости
Таблица 7.33
Степень пригодности грунтов для закрепления цементами
Состав и свойства Степень пригодности
наиболее пригодны пригодны малопригодны непригодны
Минерало- гический состав В тонко дисперс- ной части грунта преобладает каолинит; монт- мориллонит или гидрослюды, со- держащиеся в от- носительно не- большом количе- стве. В песчаных и пылеватых фракциях преоб- ладает кварц и в меньшем коли- честве полевые шпаты В тонко дисперс- ной части грун- та содержание минералов монт- мориллонита равно или не- сколько больше других минера- лов. Каолинит также может присутство вать в заметном ко- личестве. В пес- чаных фракци- ях преобладает кварц В тонко дисперс- ной части грун- та минералы группы монт- мориллонита и гидрослюды преобладают над содержани- ем других мине- ралов Большое пре- обладание ми- нералов группы мо нгмориллони- та. Другие мине- ралы содержатся в небольшом количестве
Грануло- метричес- кий состав Песчано -глинис- тые смеси опти- мального соста- ва, средние и тяжелые супеси Супеси, пылева- тые супеси, пы- леватые грунты, суглинки и пыле- ватые суглинки Тяжелые суг- линки и тощие глины Жирные глины
Содержа- ние гумусовых веществ Не более 1% Не более 8% гумусовых ве- ществ, адсорб- ционно насы- щенных каль- цием Не более 12% гумусовых ве- ществ, адсорб- ционно насы- щенных каль- цием, и 2% кис- лых адсорбци- онно ненасы- щенных гуму- совых веществ Более 12% гу- мусовых ве- ществ, адсорб- ционно насы- щенных каль- цием, и 2% кис- лых адсорбци- онно ненасы- щенных гуму- совых веществ
420
Критерием пригодности в данном случае являлась прочность на одноосное
сжатие в возрасте 28 сут со дня перемешивания грунта с вяжущим. Значения
прочности устанавливались для различного соотношения грунт/вяжущее и
регламентировались европейским стандартом по стабилизации слабых грунтов
EuroSoilStab 2002.
Методика оценки степени пригодности (табл. 7.33) разработана на основе
исследований взаимодействия минералов цемента с минеральными частицами
грунта. В связи с разнообразием грунтов, различными их физико-механически-
ми характеристиками, а также разным строением на сегодняшний день пока не
существует инженерной методики расчета характеристик грунтоцемента. По-
этому для каждой строительной площадки характеристики грунтоцемента, а
также технологические параметры назначаются по результатам полевых испы-
таний или по опыту проектирования. Помимо этого необходимо также учиты-
вать экономическую оценку эффективности такого закрепления, к примеру, в
торфяных грунтах выторфовка и замена слабого слоя грунта песком может
оказаться экономически более выгодной, чем закрепление цементами посред-
ством той или иной смесительной технологии.
Проектирование искусственных оснований. Диаметр получаемых грун-
тоцементных колонн жестко фиксируется размерами применяемого оборудо-
вания. Для технологий глубинного закрепления грунтов диаметр может из-
меняться от 0,6 м до 1,5 м. Максимальная длина грунтоцементных свай так-
же зависит от применяемого оборудования и может достигать 30 м.
Максимальная глубина бурения в случае устройства грунтоцементного мас-
сива (например, горизонтальной противофильтрационной завесы) ограничи-
вается величиной максимального отклонения скважины при бурении. Данная
величина зависит от грунтовых условий, оборудования, квалификации пер-
сонала, обслуживающего буровую установку. Указанный параметр очень ва-
жен при проектировании ограждения котлованов, устройства защитных ме-
роприятий и геомассива.
Прочностные характеристики грунтоцемента. Прочностные характе-
ристики грунтоцемента являются на сегодняшний день одним из наиболее
сложных параметров грунтоцемента при проектировании. В разных источни-
ках приведены зависимости конечной прочности грунтоцемента от прочности
и содержания вяжущего в объеме укрепленного грунта. Для определения
прочности грунтоцемента можно пользоваться выражением
Ясж = (Ж/В)’^ (7-70)
где 7?ц - предел прочности цементного камня при сжатии; Ц - дозировка цемента. В -
количество воды затворения; к - коэффициент стабилизации, зависящий от грануло-
метрического состава грунта и изменяющийся в зависимости от содержания глини-
стых частиц (от 0,3 до 1.8).
Такая формула применима только при постоянной плотности гр\ нта. Од-
нако, как показывают опытные данные, разброс прочности грунтоцемента
очень велик, даже в пределах одного инженерно-геологического элемента.
С учетом того, что в практике строительства используются цементы стан-
дартных марок (М400, М500), данную формулу можно привести к следующе-
му виду:
(7.71)
421
где к\ - эмпирический коэффициент, зависящий от вида грунта; кг — эмпирический
коэффициент, зависящий от водоцементного отношения (или вида технологии - с по-
дачей сухого вяжущего или раствора) и используемой марки цемента; тс - содержание
цемента в грунте, кг/м3.
При назначении проектных значений прочности грунтоцемента на сжатие
также следует руководствоваться опытными данными, получаемыми в схожих
грунтовых условиях. Прочность грунтоцемента впоследствии необходимо оп-
ределять непосредственными испытаниями путем отбора проб грунтоцемент-
ной пульпы и образцов затвердевшего грунтоцемента из конструкций.
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ ПО ГЛАВЕ 7
1. ГОСТ 22733-2002. Грунты. Метод лабораторного определения максимальной
плотности. -М.: Межгосударственный стандарт, 2003.
2. Крутов В.И., Ковалев А.С., Ковалев В.А. Проектирование и устройство оснований
и фундаментов на просадочных грунтах. - М.: Изд-во АСВ, 2013. — 544 с.
3. Основания, фундаменты и подземные сооружения / Под общей ред. Е.А. Сорочана
и Ю.Г. Трофименкова. - М.: Сгройиздат, 1985. - 480 с. (Справочник проектировщи-
ка).
4. Пособие по проектированию оснований зданий и сооружений (к СНиП 2.02.01-83) /
НИИОСП им. Н М. Герсеванова. -М.: Сгройиздат, 1986. - 415 с.
5. СП 50-101-2004. Проектирование и устройство оснований и фундаментов зданий и
сооружений. - М., 2006.
6. СП 22.13330.2011. Основания зданий и сооружений. Актуализированное издание
СНиП 2.02.01-83*. -М., 2011.
7. Иванов ПЛ. Уплотнение малосвязных грунтов взрывами. - М.: Изд-во «Недра», 1983.
8. Абелев М.Ю. Строительство промышленных и гражданских сооружений на сла-
бых водонасыщенных грунтах. -М.: Сгройиздат, 1983.
9. Рекомендации по рациональным методам уплотнения слабых водонасыщенных
грунтов с помощью песчаных вертикальных дрен и известковых колонн для уст-
ройства оснований и фундаментов. - Эспоо. Финляндия. 1984. - 83 с.
10. Рекомендации по уплотнению просадочных грунтов большой мощности гидро-
взрывным методом / ЦНИИСК Госстроя СССР. - М.: Сгройиздат, 1984. - 56 с.
11. Рекомендации по прсдпостросчному уплотнению слабых грунтов временной на-
грузкой с применением песчаных и бумажных дрен. - Ярославль, 1978.
12. Безрук В.М. Теоретические основы укрепления грунтов цементами. - М.: Авто-
стройиздат. 1956. - 241 с.
13. Основания и фундаменты / Под ред. В.Г. Березанцева, М.И. Горбунова-Посадова,
Б.И. Далматова, О.А. Савинова. - М.-Л.: Изд-во литературы по строительству,
1964. - 260 с. (Справочник проектировщика промышленных, жилых и обществен-
ных зданий и сооружений).
14. СП 24.13330.2011. Свайные фундаменты. Актуализированная редакция СНиП
2.02.03-85.-М., 2011.
15. Мангушев Р.А., Усманов Р.А., Конюшков В.В., Ланько С.В. Методы подготовки и
устройства искусственных оснований. Учебное паособие. — М.: Изд-во АСВ, 2012.
- 286 с.
16. БройдИ.И. Струйная геотехнология: Учеб, пособие. -М.: Изд-во АСВ, 2004.-448 с.
17. Малинин АГ. Струйная цементация грунтов. - М.: ОАО «Издательство Стройиз-
дат», 2009. - 196 с.
18. Ибрагимов М.Н., Семкин В.В. Закрепление грунтов инъекцией цементных раство-
ров. - М.: Изд-во АСВ, 2012. - 256 с.
422
19. ВСН 40-88. Проектирование и устройство фундаментов из цементогрунта для ма-
лоэтажных сельских зданий. - М : Госстрой СССР. 1987.
20. Рекомендации по струйной технологии сооружения противофильтрационных за-
вес. фундаментов, подготовки оснований и разработки мерзлых грунтов. - М.:
ВНИИОСП им. Герсеванова 1989. - 89 с.
21. Рекомендации по применению свай, устраиваемых с использованием струйной
геотехнологии. Разработаны в лаборатории № 38 НИИ оснований и подземных со-
оружений им. Н.М. Герсеванова.
22. СП 45.13330.2012. Свод правил. Земляные сооружения, основания и фундаменты.
-М.,2012.
23. ГОСТ 12071-2000. Грунты. Отбор, упаковка, транспортирование и хранение образ-
цов.
24. ГОСТ 28570-90. Бетоны. Методы определения прочности по образцам, отобран-
ным из конструкций.
25. ГОСТ 21153.2-84. Породы горные. Методы определения прочности при одноосном
сжатии.
26. ГОСТ 28985-91. Породы горные. Методы определения деформационных характе-
ристик при одноосном сжатии.
27. ГОСТ 20276-99. Грунты. Методы полевого определения характеристик прочности
и деформируемости.
28. ГОСТ 5686-94. Грунты. Методы полевых испытаний сваями.
29. BS EN 12716:2001. Execution of special geotechnical works - Jet grouting. - European
Committee for standartization. - May 2001.
30. BS EN 14679:2005. Execution of special geotechnical works - Deep mixing. - European
Committee for standartization. - April 2005.
31. Mass stabilization Manual. - ALLU Finland, 2009. - 56 p.
423
А.Б. Пономарев, В.И. Клевеко, В.Г. Офрихтер
Глава 8
ПРОЕКТИРОВАНИЕ И УСТРОЙСТВО ОСНОВАНИЙ,
АРМИРОВАННЫХ ГЕОСИНТЕТИЧЕСКИМИ МАТЕРИАЛАМИ
8.1. Общие положения
Одним из эффективных способов увеличения прочностных и деформатив-
ных свойств грунтов является применение армированного грунта, который
представляет собой комбинацию грунта и армирующих элементов. Характери-
стики грунтов, обладающих прочностью на сжатие и сдвиг, но не обладающих
прочностью на растяжение, могут быть значительно улучшены путем введения
упрочняющих элементов в направлении относительной деформации растяже-
ния таким же образом, как и в железобетоне. В качестве армирующих мате-
риалов применяется большое число различных материалов, но в последнее
время наибольшее распространение получили синтетические материалы (гео-
синтетики). В настоящее время геосинтетики - быстроразвивающееся семей-
ство материалов, используемых в геотехническом строительстве. На мировом
рынке выпускается большое разнообразие видов и типов геосинтетических
материалов. Они почти исключительно изготавливаются из полимеров.
За счет проявления армирующего эффекта армогрунт способен уменьшать
нормальные напряжения в грунтовой засыпке и деформации конструкции.
Геосинтетические материалы обладают свойствами, повышающими несущую
способность и устойчивость армогрунтового массива. Они способны воспри-
нимать растягивающие напряжения, возникаюшие в массиве от воздействия
проектных нагрузок. Восприятие напряжений (передача усилий) происходит в
результате трения и (или) адгезии между арматурой и гру нтом.
Армированный грунт обладает такими характеристиками, которые делают
его пригодным для возведения инженерных сооружений. Самое значительное
применение армированный грунт нашел при сооружении различного рода
удерживающих конструкций. Широко используется армированный грунт в
дорожном строительстве при сооружении насыпей автомобильных и железных
дорог, подпорных сооружений, устоев диванного типа мостов и т.д. В гидро-
техническом строительстве в настоящее время армированный грунт применя-
ется для сооружения водосливов, дамб, плотин. В гражданском строительстве
армированный грунт используется для усиления оснований зданий и сооруже-
ний, а также при возведении сооружений для защиты от шума у оживленных
автострад, проходящих через населенные пункты.
В настоящее время уже накоплен большой опыт по применению армиро-
ванных оснований, который выявил высокую эффективность использования
таких конструкций. В основном применяются три вида армированных основа-
ний, каждый из которых имеет свою область применения:
• с однослойным и с многорядным армированием горизонтальными про-
слойками;
• с армированием вертикальными и наклонными элементами;
• со смешанным армированием трехмерными, двухмерными и одномерны-
ми элементами различной ориентации.
424
В настоящее время, в стране отсутствуют нормативные документы по
проектированию армированных конструкций в области промышленного и
гражданского строительства. В последнее время вышли нормы проектирова-
ния армированных конструкций на автомобильных дорогах, но они не могут
быть полностью применены для общестроительного проектирования.
Достаточно ограничена по этому7 спектру вопросов справочная литература
на русском языке. Тем не менее в пособии [3] «Методы строительства армо-
грунтовых конструкций» под редакцией авторов настоящего раздела изложены
основные требования и методики проектирования на основании действующих
международных документов [4] и стандартов Международного геосинтетиче-
ского общества (IGS).
8.2. Армирующие геосинтетические материалы
Геосинтетики - тонкие, гибкие, синтетические листовые материалы,
улучшающие строительные свойства грунтов. Геосинтетические материалы
используются в строительстве для сепарации, армирования, дренажа, фильт-
рации, энергопоглощения, создания контейнера, барьера. Применение геосин-
тетических материалов позволяет удешевить и ускорить строительный про-
цесс и снизить нагрузку7 на окружающую среду.
В качестве сепарационного слоя геосинтетики применяются, например,
между основанием и подстилающим слоем временных и постоянных автодо-
рог, между балластом и грунтом основания железных дорог, между телом на-
сыпи и основным грунтом.
Армирование. Грунт хорошо работает на сжатие (в ограниченном про-
странстве), но гораздо хуже - на растяжение. Увеличить сопротивление грун-
тов растяжению можно с помощью армирования. Взаимодействие грунта с
арматурой - механическое или фрикционное. При строительстве на слабых
грунтах армирование насыпи исключает необходимость длительной пригрузки
основания или замещения слабого грунта. С помощью геосинтетического ар-
мирования насыпного грунта нагрузка от насыпи равномерно передается на
нижележащие сильнесжимаемые грунты. При этом обеспечиваются быстрые
темпы строительства на проблемных грунтах при высоком качестве работ.
Дренажные системы обеспечивают отвод свободной влаги, снижают или
переориентируют фильтрационные напряжения, предотвращают возникнове-
ние больших гидростатических давлений.
Фильтрационные системы предотвращают миграцию мелких частиц в
фильтр, обеспечивают относительно высокую гидравлическую проводимость,
предотвращают миграцию мелких частиц в дренажный слой. В качестве фильт-
рационного экрана геосинтетики применяются в конструкциях траншейных
дрен, пристенного дренажа, противоэрозионной защиты, грунтово-каменных
дамб, вертикального консолидационного дренажа, иловых заграждений и т.п.
В качестве контейнера и барьера геосинтетики применяются для экрани-
рования днищ и откосов чаш хранилищ отходов, резервуаров для жидкостей,
гидроизоляции фундаментов и т.д.
8.2.1. Виды геосинтетических материалов
Все множество геосинтетических материалов можно разделить на три
группы:
425
• геомембраны и геомембранные материалы (А"ф геосинтетика « грунта,
где Кф - коэффициент фильтрации);
• геотекстили и геотекстильные материалы (Кф геосинтетика ~ А'ф грунта);
• геокомпозитные материалы.
В соответствии с предложением Международного геосинтетического обще-
ства (IGS) типы геосинтетической продукции обозначаются следующими сим-
волами: GT - геотекстиль; ВТ - биотекстилъ и биомат; GG — георешетка:
GN — геосетка; GA - геомат; GL — геоячейка; GCD — дренажный геосинте-
тик; GCL — геобентонитовое полотно; GMS — геомембрана; GMS — синте-
тическая геомембрана; GMB - битуминозная геомембрана.
Вся геосинтетическая продукция имеет следующие общие характеристи-
ки: она заводского изготовления, поставляется в рулонах или иногда в пане-
лях, используется в геотехнических строительных работах.
Рекомендуемые национальные стандарты: ГОСТ Р 53225-2008, ГОСТ Р
55028-2012.
Основные типы полимеров
Для изготовления геосинтетических материалов в основном применяются
полимеры: РЕ - полиэтилен, РР - полипропилен, РЕТ - полиэстер (полиэти-
лентерефталат), PVC - поливинилхлорид, РА - полиамид, EPDM - этилен-
пропиленовый каучук.
Иногда используется смесь полимеров для получения, например, термо-
пластичного гибкого полиолефина типа FPO с использованием полиэтилена
либо FPA с использованием полипропилена (мембрана ТПО).
Краткое описание основных типов геосинтетических материалов
Весь подкласс геотекстилей подразделяется на две большие группы - не-
тканые и тканые геотекстильные материалы.
Нетканый геотекстилъный материал представляет собой плоскую
структуру, состоящую из синтетических волокон, скрепленных между собой
механическим (иглопробивка), химическим или тепловым (горячее прессова-
ние) методом (рис. 8.1). В зависимости от длины волокон нетканый геосинте-
тический материал может иметь непрерывную нить или короткое волокно в
виде петли. Нетканый геотекстильный материал исторически был первым ти-
пом геосинтетических материалов, выпускавшихся текстильной промышлен-
ностью, который широко использовался и продолжает использоваться во всем
мире на различных геотехнических работах.
Рис. 8.1. Типы нетканых геотекстилей:
а — нетканый механически скрепленный; б — нетканый термически скрепленный
426
Тканый геотекстилъный материал - плоские и системные структуры,
сотканные из нескольких рядов синтетических элементов (ленты, волокна, ни-
ти): пряди деформации (параллельные направлению изготовления) и пряди
утка (перпендикулярные прядям деформации), которые позволяют получать
системные, малоразмерные переплетения. В зависимости от сечения волокна и
типа ткани получают структуры тканого геотекстиля в виде моноволокна, в
виде тканого геотекстиля - «плоские ленты» или геотекстильный материал
типа DOS - направленно ориентированные структуры (рис. 8.2).
Рис. 8.2. Типы тканых геотекстилей
Биотекстилъ и биоматы. Биотекстипъ сплетается из натуральных воло-
кон (джут, солома и т.п.), относительно деформативен и хорошо адаптируется
в грунте; используется для временных конструкций (поверхностное усиление
для защиты от эрозии в ожидании прорастания растительности).
Биоматы выполняются из натуральных волокон, обычно помещаемых
между синтетическими сетками (из полипропилена или полиамида), или нату-
ральных материалов (джут). Биоматы используются для закрепления поверх-
ности откосов до их зарастания, временного повышения эрозионной стойкости
на первой стадии эксплуатации откоса.
Георешетки изготавливаются в заводских условиях экструзионным, ткац-
ким либо сварным методом (рис. 8.3). Они используются прежде всего для ар-
427
мирования грунтовых оснований с целью их укрепления, учитывая их особое
строение, когда зажатый между ячейками георешетки грунт не может переме-
щаться от действующих нагрузок и все растягивающие напряжения передают-
ся на георешетку.
Рис. 8.3. Типы георешеток
Экструзионные георешетки - плоские полимерные структуры (обычно ис-
пользуется полиэтилен высокой плотности или полипропилен), которые пер-
воначально экструдируются из полимера, а затем вытягиваются в одном или
двух направлениях в зависимости от заданных параметров. Моноориентиро-
ванная георешетка применяется для восприятия растягивающих усилий в про-
дольном направлении в пределах от 60 до 200 кН/м.
Аналогичным образом могут быть получены и биориентированные (в двух
направлениях) решетки, у которых, как правило, задаются меньшие значения
предельных растягивающих напряжений (20...40 кН/м), но одинаковые в двух
направлениях.
Георешетки тканого типа - плоские структуры в виде сетки, выполненные
из высокопрочных синтетических волокон (как правило, применяется полиэс-
тер), покрытых защитным слоем из синтетического материала и обеспечи-
вающих требуемое расчетное сопротивление растягивающим нагрузкам.
Сварные георешетки - плоские структуры, где два или более рядов воло-
кон или других синтетических элементов равномерно свариваются между со-
бой через заданные равные промежутки в местах пересечений. Как правило,
такие георешетки изготовляются из полиэстера высокой плотности, обрабо-
танного для придания прочности полиэтиленом с сопротивлением растяжению
в двух направлениях от 15 до 1350 кН/м. Также данный тип решеток, в зави-
симости от проектного назначения, может изготавливаться по схеме моноори-
ентированных или биориентированных решеток.
Необходимо также отметить, что все типы георешеток могут использо-
ваться в комбинации с геотекстилем или геомембранами для выполнения по-
мимо функций усиления грунтовых оснований функции дренажных или водо-
защитных элементов.
Геосетки (рис. 8.4) - сетчатые плоские структуры, образованные из двух
перекрывающихся рядов волокон толщиной от 3 до 15 мм (крест накрест)
под углом 60° и 90° с ячейками постоянного размера (обычно 10 и 20 мм).
Геосетки могут изготавливаться тремя методами - экструзионным, тканым,
склеиванием. Геосетки могут использоваться в комбинации с геотекстиль-
ным материалом как фильтры или с геомембранами как элементы противо-
428
фильтрационных барьеров, также они могут выполнять функцию дренажных
элементов.
Геоматы (рис. 8.4) выполняются из синтетических нитей, перепутанных
между собой, образующих высокодеформативный слой толщиной 10...20 мм,
характеризующийся чрезвычайно высокой пористостью (в среднем более
90%). Используются для эрозионной защиты откосных поверхностей от осад-
ков и ручейной эрозии либо как поверхностный армирующий слой до зараста-
ния откоса. В некоторых случаях в сочетании с геотекстилем или геомембра-
нами используются в дренажных композитах в качестве фильтрующего сер-
дечника. Фильтрационные свойства геоматов ограничены незначительной
прочностью на сжатие.
Рис. 8.4. Некоторые типы геосинтетических материалов
Геоячейки (рис. 8.4) состоят из комбинации ячеек как скрепленных друг с
другом, так и изготовленных из полос экструдированного синтетического ма-
териала приблизительно 100 мм высоты в форме сотовых или подобных
структур. Главная функция геоячеек - удержание грунта или иного сыпучего
материала на месте. После заполнения грунтом геоячейки позволяют предот-
вратить сползание поверхностного слоя грунта по откосу.
Дренажный геосинтетик (рис. 8.5) может быть выполнен из гомогенных
элементов либо в композиции с иными структурами. В первом случае это от-
литые геосинтетические изделия специального профиля, обладающие макси-
мальными дренажными свойствами при контакте с плоской поверхностью
(подпорные стены, фундаменты и т.д.). Во втором случае речь идет о дренаж-
ных геокомпозитах, выполняемых из георешеток, геоматов или литых элемен-
Рис. 8.5. Дренажные геокомпозиты
429
тов, помещаемых между двумя слоями геотекстиля. Геотекстиль работает как
фильтр, а средний слой выполняет дренажные функции. Некоторые геокомпо-
зиты могут состоять из одного слоя геотекстиля, соединенного с геоматом,
георешеткой или литыми элементами. Также в некоторых случаях выполняет-
ся комбинация из геотекстиля (фильтр), георешетки (геомат, литой элемент) в
качестве дренажного элемента и геомембраны в качестве барьера. Общая тол-
щина дренажного геокомпозита составляет от 5 до 30 мм. Эффективность во-
доотводящей функции дренажного геокомпозита зависит от сопротивления
внешним нагрузкам, в том числе во времени.
Геобентонитовые полотна (рис. 8.6) состоят из глины (бентонитовый
слой) и геосинтетических материалов. Тонкий слой набухающей глины нахо-
дится между двумя слоями геотекстиля или приклеивается к синтетической гео-
мембране. В настоящее время существует три типа геобентонитовых полотен.
Рис. 8.6. Геобентонитовые полотна
Первый тип выполняется из бентонитового слоя между двумя слоями гео-
текстиля, сшитыми между собой. Это брошюрование увеличивает сопротив-
ление сдвигу на границе «бентонит-геотекстиль». Такое сшивание позволяет
увеличить сдвиговое усилие в плоскостях геотекстиля. Для соединения двух
секций материала они просто перекрывают друг друга. Герметизация наступа-
ет при гидратации бентонита, поэтому никакого дополнительного скрепления
материала не требуется.
Второй тип выполняется из натрий-бентонита, смешанного с водораство-
римым клеем, который помещается между двумя слоями геотекстиля. Клей
сохраняет материал в склеенном состоянии во время транспортировки и ук-
ладки. Нижний слой из геотекстиля достаточно тонок и позволяет бентониту
просачиваться через него, обеспечивая гидратацию.
Третий тип состоит из клейкого состава, который смешивается с бентони-
том и в дальнейшем приклеивается к геомембране из полиэтилена высокой
плотности.
Синтетические геомембраны (рис. 8.7) могут быть гомогенными или
усиленными синтетическими или металлическими элементами. Геомембраны
могут быть пластомерного или эластомерного (резинового) типа.
Пластомерные геомембраны имеют толщину от 0,5 до 2,5 мм и произво-
дятся различными методами (каландрирование, экструзия, растяжение) и об-
ладают очень малыми коэффициентами проницаемости.
Эластомерные (резиновые) геомембраны — листы толщиной от 0,5 до 2,0 мм
с очень малыми коэффициентами проницаемости. Изготавливаются методом
создания гомогенной смеси, состоящей из невулканизированного полимера (сы-
рой каучук) и добавок с последующим каландрированием и вулканизацией.
430
Рис. 8.7. Геомембраны
Битуминозные геомембраны представляют собой листы толщиной от 3,0
до 6,0 мм и шириной от 1,0 до 1,5 м. Они производятся на основе смеси рас-
плавленного битума, эластомерных материалов и специальных добавок и ха-
рактеризуются чрезвычайно малыми коэффициентами проницаемости. Произ-
водство обычно начинается с основы (нетканый или тканый синтетический
материал), который в дальнейшем пропитывается расплавленной смесью.
8.2.2. Требования, предъявляемые к армирующим
геосинтетическим материалам
Исходные полимерные материалы, способ изготовления и структура ока-
зывают существенное влияние на свойства геосинтетиков.
Геосинтетические материалы для армирования следует выбирать таким
образом, чтобы они могли длительное время воспринимать нагрузки с учетом
допустимых деформаций системы. Следует учитывать следующие требования:
• восприятие растягивающих усилий с соблюдением деформаций;
• передача растягивающих усилий на окружающий насыпной грунт;
• стойкость к механическим повреждениям при монтаже и укладке;
• достаточная фильтрационная проницаемость для предотвращения подпора
воды;
• химическая и микробиологическая стойкость;
• устойчивость к воздействию атмосферных факторов (устойчивость к ульт-
рафиолетовому излучению).
Прочностные свойства геосинтетических материалов, которые учитыва-
ются с определенным запасом прочности, должны быть подтверждены соот-
ветствующими документами о качестве и результатами испытаний (вероят-
ность превышения < 5%).
Допустимое растягивающее напряжение геосинтетических материалов не-
обходимо определять исходя из предполагаемого срока эксплуатации соору-
жения или исходя из продолжительности действия нагрузок в случае, если
геосинтетическая арматура подвергается лишь временным нагрузкам, напри-
мер при строительных работах.
Прогноз возможных изменений механических свойств геосинтетических
материалов при выполнении соответствующих расчетов должен осуществ-
ляться с учетом данных об их химической и микробиологической устойчиво-
сти в конкретной грунтовой среде.
Для геосинтетических материалов, устанавливаемых на внешних поверх-
ностях сооружений и применяемых для наружных облицовок, необходимо
431
подтверждение достаточной стойкости к атмосферным воздействиям и ульт-
рафиолетовому излучению. Применяемые исходные материалы имеют высо-
кую стойкость, если они не повреждены при монтаже и достаточно защищены
от ультрафиолетовых лучей.
8.2.3. Испытания армирующих геосинтетических материалов
Испытания материалов
Свойства геосинтетических материалов и требования к ним должны под-
тверждаться документами о качестве и результатами испытаний. Свойства ма-
териалов определяются при проведении индексных испытаний. Пригодность к
эксплуатации может подтверждаться при проведении эксплуатационных ис-
пытаний в реальном контакте геосинтетического материала с грунтом основа-
ний, что лучше отражает фактические условия.
Идентификация продукции
Используемые геосинтетические материалы должны быть однозначно обо-
значены и охарактеризованы согласно действующим нормативным документам.
Каждый рулон или любая другая продукция должен быть снабжен наименова-
нием изготовителя и типовым наименованием продукции. Маркировка должна
наноситься несмываемыми составами. Рекомендуемый стандарт EN ISO 10320.
Масса на единицу площади, толщина, линейные размеры
Масса материала на единицу площади оказывает влияние на свойства гео-
синтетического материала. Цифровые данные, однако, не сказываются непо-
средственно на эффекте армирования, поэтому они необходимы лишь для
идентификации.
Рекомендуемые стандарты:
• масса на единицу" площади - ГОСТ Р 50277-92; ГОСТ 6943.16-94;
• толщина геосинтетического полотна - ГОСТ Р 50276-92*;
• линейные размеры - ГОСТ 3811-72; ГОСТ 6943.17-94.
Прочность на разрыв и удлинение
Характеристики растяжения, деформаций и предельное растягивающее
усилие устанавливаются в ходе испытаний на растяжение образцов шириной в
50, 100 или 200 мм и длине заделки от 100 до 200 мм. Соотношение «ширина об-
разца/длина заделки» для нетканого материала должна составлять 200/100 мм.
При этом усадка (сжатие) образца, в частности, для нетканых материалов и вы-
званное этим влияние на характеристику" «нагрузка -удлинение» должны быть
минимизированы. Испытания рекомендуется выполнять по ГОСТ Р 53226-2008;
ГОСТ Р 55030-2012 (гармонизирован с EN ISO 10319), ИСО 10319.
Испытания предела прочности и удлинений швов и других типов стыков
рекомендуется выполнять по EN ISO 10321.
Усталостная прочность, ползучесть
Следует учитывать усталостную прочность и ползучесть геоматериалов.
На результаты оказывают влияние степень нагружения (нагрузка/кратковре-
менная прочность) и температурный режим испытания.
При различных степенях нагружения образцов геосинтетических материа-
лов замеряется время до разрыва. Если продолжительность нагружения дости-
432
гает года, то экспериментальная прямая, установленная прямыми испытания-
ми по определению долговременной прочности, может экстраполироваться на
декаду. Коэффициент усталостной прочности является величиной обратной
степени нагружения. Он определяет долговременную предельную допускае-
мую нагрузку геосинтетической арматуры с точки зрения разрушения.
Вследствие ползучести геосинтетических материалов в долгосрочной пер-
спективе не должны возникать никакие недопустимые деформации. Необходи-
мо экспериментальное подтверждение ползучести геосинтетического материа-
ла при соответствующих краевых условиях. На основе этого можно предста-
вить изохронные графики «нагрузка - деформация растяжения», с помощью
которых можно установить коэффициент ползучести, с учетом которого необ-
ходимо определять долговременную предельную допускаемую нагрузку с точ-
ки зрения допустимых долговременных деформаций.
Характеристика трения
Для передачи растягивающих усилий через окружающий насыпной грунт
имеет значение характеристика трения между геосинтетическим материалом и
грунтом или между" геосинтетическими материалами.
Для принятия проектных решений можно использовать следующие мини-
мальные коэффициенты трения:
• геосинтетик / насыпной грунт: /j = O.5tgcpd;
• геосинтетик / геосинтетик: f2 = 0,2;
ср^ - эффективный угол трения грунта в дренированном состоянии.
Если необходимо применить более высокие коэффициенты трения, то сле-
дует изучить процесс трения в ходе выполнения непосредственных испытаний
геосинтетика и применяемого насыпного грунта на сдвиг в сдвиговом приборе
с минимальными размерами срезных боксов ЗОО/ЗОО мм.
Стойкость к механическим повреждениям при укладке
В качестве индексных испытаний рекомендуется выполнять испытания
нетканых материалов по ГОСТ Р 53226-2008. Для тканых материалов реко-
мендуются испытания на растяжение по ГОСТ Р 53226-2008; ГОСТ Р 55030-
2012 и пирамидальный прокол. Также рекомендуется определять прочность
при динамическом продавливании по ISO 12236. Рекомендуемые националь-
ные стандарты по определению прочности при динамическом продавливании
(испытание падающим конусом) и статическом прокалывании готовятся к ут-
верждению Госстандартом России. В качестве опорной величины можно ис-
пользовать массу на единицу" площади (ГОСТ Р 50277-92; ГОСТ 6943.16-94).
Сопротивление местным повреждениям (снижение прочности при уклад-
ке), % рекомендуется определять по ИСО 10722.
Хорошую информацию о стойкости к механическим повреждениям при
ужладке дает наблюдение за образцами, извлеченными непосредственно из по-
строенных сооружений.
Химическая стойкость
Химическую стойкость геосинтетических материалов рекомендуется под-
твердить соответствующими методами испытаний в соответствии с ГОСТ Р
55035-2012, если грунты обладают агрессивными свойствами, в отличие от
требований разд. 2.
433
Микробиологическая стойкость
Испытания на микробиологическую стойкость рекомендуется выполнять
по инструкции EN 12225.
Для испытаний на воздействия грибков и бактерий можно рекомендовать
ГОСТ 9.048-91.
Атмосферостойкость (стойкость к ультрафиолетовым лучам)
Для оценки устойчивости к этим воздействиям рекомендуется использо-
вать ГОСТ Р 55031-2012. В зависимости от продолжительности периода воз-
действия должна быть подтверждена соответствующая стойкость геосинтети-
ческих материалов к ультрафиолетовым лучам, если они в течение длительно-
го времени не защищены от воздействия ультрафиолета.
Испытания на старение в искусственных условиях рекомендуется выпол-
нять по EN ISO 12224. Критерием оценки служит остаточная прочность после
испытаний.
Морозостойкость
Устойчивость геосинтетических материалов к многократному заморажи-
ванию и оттаиванию рекомендуется определять по ГОСТ Р 55032-2012. Гиб-
кость при отрицательных температурах по - ГОСТ Р 55033-2012.
Фильтрационные свойства
Коэффициент фильтрации геосинтетических материалов рекомендуется
определять по ГОСТ Р 52608-2006; ИСО 12958. Размер пор - по ГОСТ Р
53238-2008; ИСО 12956.
Климатическое старение
Климатическое старение (долговечность) геосинтетических материалов
рекомендуется определять по ГОСТ Р 51372-99; ИСО 13434.
8.3. Требования, предъявляемые к материалу засыпки
оснований, армированных геосинтетически ми материалами
8.3.1. Определение свойств грунта
Перед устройством армированного массива грунта необходимо провести
определенные традиционные геотехнические исследования грунта, как для
обычных подобных сооружений.
Насыпной грунт
Физико-механические требования к насыпному" грунту формулируются в
соответствии с требованиями, предъявляемыми к армогрунтовому сооруже-
нию. Особое внимание должно быть уделено виду" нагрузки, несущей способ-
ности, деформируемости, угрозе промерзания и дренажной характеристике.
Необходимо учитывать, что для обеспечения хороших свойств по сопротивле-
нию к промерзанию и пучению необходимо, чтобы грунт обладал хорошими
фильтрующими свойствами и был устойчив к физическому разрушению. Если
встреченная или стекающая вода не перехватывается и не отводится другими
мероприятиями, насыпной материал должен быть водопроницаем, стабилен в
фильтре и достаточно устойчив к выветриванию.
Необходимо учитывать, что армированные конструкции имеют сущест-
венные различия в зависимости от принципа их работы. Для преимущественно
434
статически нагруженных сооружений должны определяться только необходи-
мые физико-механические характеристики (угол внутреннего трения и сцеп-
ление). Кроме того, нужно провести исследования контактных характеристик
грунт/геосинтетик (см. также п. 8.1.3). Для конструкций, подвергающихся ди-
намическим нагрузкам, нужно соблюдать следующие критерии как минималь-
ные требования к гранулометрическому составу:
• доля частиц грунта размером < 0.063 мм <15 весовых %;
• доля частиц грунта размером >100 мм < 25 весовых %;
• максимальный размер частиц < 150 мм.
Эти критерии разрешают использование следующих видов грунтов по
ГОСТ 25100-95:
• крупнозернистые грунты:
- хорошо рассортированный галечниковый грунт при содержании частиц
<0.063 мм до 5%. а частиц <2 мм до 60% (международный аналог GW);
- хорошо рассортированный песок при содержании частиц <0,063 мм до
5%, а частиц <2 мм более 60% с непрерывной кривой гранулометриче-
ского состава (международный аналог SW);
- допускаются гру нты с крутой кривой грансостава вследствие преобла-
дания одной фракции (международные аналоги GE, SE), а также кри-
вой грансостава ступенчатого профиля вследствие отсутствия одной
или нескольких последовательных фракций (международные аналоги
GI. SI);
• грунты смешанного состава:
- песок пылеватый (международный аналог SU) при содержании частиц
размером <0,063 мм от 5 до 15%, а размером <2 мм более 60%;
- супесь (международный аналог ST) при содержании частиц размером
<0,063 мм от 5 до 15%, а размером <2 мм более 60%;
- пылеватый грунт с галькой (международный аналог GU) при содержа-
нии частиц размером <0,063 мм от 5 до 15%. а размером <2 мм до 60%:
- глина с галькой (международный аналог GT) при содержании частиц
размером <0,063 мм от 5 до 15%, а размером <2 мм до 60%;
• смеси из обломочных горных пород 0/100 мм с долей частиц < 0,063 мм
<15 весовых %.
8.3.2. Требования к химическим свойствам насыпного
грунта
Насыпные грунты должны быть равномерного качества и не должны со-
держать вредных составных частей. Также они не должны быть агрессивными
по отношению к арматуре, наружной облицовке и необходимым соединитель-
ным элементам. Химически активные элементы, имеющиеся в грунте, могут
сокращать срок службы полимерной арматуры. Химические свойства грунтов
не должны изменяться в период эксплуатации сооружения из-за колебания
уровня грунтовых вод или проникновения извне вредных веществ. В случаях,
когда для грунтов соблюдаются значения 5 < pH < 9, грунты, упомянутые в
п. 8.3.1, могут использоваться для строительства капитальных сооружений без
дальнейших доказательств.
При применении других грунтов (например, отходы промышленных про-
изводств) или наличии агрессивных грунтовых вод или газов необходимо про-
435
водить дополнительные исследования на совместимость насыпного грунта и
армирующего геосинтетика. Необходимо применять понижающий коэффици-
ент 2,0 к расчетной прочности геосинтетпка в случае, если не представляется
возможным предотвратить негативные последствия влияния насыпного грун-
та, стойкости к погодным условиям и микроорганизмам. Иные значения коэф-
фициентов допускается применять по результатам дополнительных исследо-
ваний насыпного грунта и геосинтетической арматуры и соответствующих по-
левых испытаний [3].
8.3.3. Грунты для засыпки и обратной засыпки
Требования к грунтам для засыпки и обратной засыпки изложены в п. 8.2.2.
В случае если армогрунтовый массив не отделен гидроизоляционным мате-
риалом от области засыпки и обратной засыпки, необходимо уделить особое
внимание выполнению требований, изложенных в данном разделе.
8.4. Общие положения по расчету и проектированию
В настоящее время уже накоплен большой опыт по применению армиро-
ванных оснований, который выявил высокую эффективность использования
таких конструкций. В основном применяются три вида армированных основа-
ний, каждый из которых имеет свою область применения:
• с однослойным и с многорядным армированием горизонтальными про-
слойками;
• с армированием вертикальными и наклонными элементами;
• со смешанным армированием трехмерными, двухмерными и одномерны-
ми элементами различной ориентации.
Армированные основания, согласно действующим нормативным докумен-
там Российской Федерации [1, 2], должны рассчитываться по двум группам
предельных состояний: первой - по несущей способности и второй - по де-
формациям.
К первой группе предельных состояний относятся состояния строитель-
ных объектов, превышение которых ведет к потере несущей способности
строительных конструкций
Ко второй группе предельных состояний относятся состояния, при пре-
вышении которых нарушается нормальная эксплуатация строительных конст-
рукций, исчерпывается ресурс их долговечности или нарушаются условия
комфортности.
8 .4.1. Расчет по первой группе предельных состояний
К предельным состояниям первой группы следует относить [1]:
• разрушение любого характера (например, пластическое, хрупкое, устало-
стное);
• потерю устойчивости;
• явления, при которых возникает необходимость прекращения эксплуата-
ции (например, чрезмерные деформации в результате деградации свойств
материала, пластичности, сдвига в соединениях, а также чрезмерное рас-
крытие трещин).
436
Для армированных оснований расчеты по первой группе предельных со-
стояний можно условно подразделить на три группы:
1) расчеты на потерю общей (внешней) устойчивость сооружения (потеря
статического равновесия);
2) расчеты на внутреннюю устойчивость армогрунтовой конструкции (раз-
ру шение армирующих элементов и/или элементов или грунта);
3) специальные геотехнические расчеты (потеря общей устойчивости).
Для первой группы расчетов выполняются расчеты по потере равновесия
армогрунтовой конструкции, которая рассматривается как единое тело, к ним
относятся:
• определение устойчивости на опрокидывание;
• определение устойчивости при изменении гидравлического уровня воды
(для гидротехнических сооружений).
Определяющее условие предельного состояния в этом случае:
Ed =Fk 'Уdst —Gk ’Уstb =&d, (8.1)
где Fd - опрокидывающее воздействие; Gd - удерживающее воздействие; Fk - норма-
тивное значение опрокидывающего воздействия; yd,;, - коэффициент надежности для
опрокидывающего воздействия, у<ы> 1,0; Gk - нормативное значение удерживающего
воздействия; у,.* - коэффициент надежности для удерживающего воздействия,
У^й<1,0.
Для второй группы расчетов выполняются:
• определение несущей способности армогрунтовой конструкции и арми-
рующих элементов, находящихся под воздействием нагрузки от грунта;
• определение несущей способности грунта.
Условие предельного состояния описывается как
Ed=Ek-yF<Rd=RklyR, (8.2)
где Ed - расчетное значение усилия или воздействия; Ек - нормативное значение уси-
лия или воздействия; уР - частный коэффициент безопасности усилия или воздейст-
вия; Rd - расчетное сопротивление; Rk - нормативное значение сопротивления; уд -
частный коэффициент безопасности для сопротивления.
Для третьей группы расчетов выполняются:
• определение устойчивости откосов насыпи;
• определение общей устойчивости насыпи.
Условие предельного равновесия в этом случае описывается как
Ed<Rd, (8-3)
где Ed - расчетное значение усилий; Rd - расчетное значение сопротивлений.
8.4.2. Расчет по второй группе предельных состояний
Ко второй группе предельных состояний для армогрунтовых конструкций
следует прежде всего относить достижение предельных деформаций основа-
ний, устанавливаемых исходя из технологических, конструктивных или эсте-
тико-психологических требований.
Расчет оснований по деформациям должен производиться на основное со-
четание нагрузок.
437
8.5. Основные рекомендации по конструированию
оснований, армированных геосинтетическими материалами
8.5.1. Фундаментные подушки из армированного грунта
Под фундаментной подушкой из армированного грунта понимают армиро-
ванный грунтовый массив с направленно ориентированной арматурой (рис. 8.8),
который заменяет на ограниченной глубине грунт с низкой несущей способно-
Рис. 8.8. Армированная фундаментная
подушка с фундаментом и грунтом засыпки
стью. Верхняя поверхность фунда-
ментной подушки является основа-
нием подошвы фундамента.
Фундаментные подушки из
армированного грунта, как прави-
ло, применяются в случае необхо-
димости замены грунта основания
по тем или иным причинам, чаще
всего из-за его недостаточной не-
сущей способности. Заменяемый
насыпной грунт укладывается по-
слойно, причем арматура устанав-
ливается в соответствии с рис. 8.8.
Для конструирования фунда-
ментных подушек из армированно-
го грунта можно воспользоваться рекомендациями, приведенными в [3].
Количество армирующих слоев nR, располагаемых в фундаментной по-
душке, определяется расчетами. Тем не менее, как правило, необходимо пре-
дусматривать не менее 2 армирующих слоев (nR > 2).
Для ленточных фундаментов и для прямоугольных фундаментов, у кото-
рых Ыа < 0,2 расчеты необходимо осуществлять в направлении меньшей сто-
роны фундамента в соответствии с и. 8.6.1. Для прямоугольных фундаментов,
у которых Ыа > 0,2, расчеты необходимо выполнить в соответствии с и. 8.6.1
отдельно для обоих направлений.
При использовании геосинтетических материалов с различной расчетной
прочностью в продольном и поперечном направлениях распределение расчет-
ной прочности арматуры выполняется по расчету.
Вертикальные расстояния между отдельными слоями арматуры должны
быть равны (Д/г = const). Кроме того, необходимо устанавливать следующие
предельные значения величины Д/г:
0,15 м < Д/г < 0,40 м;
0,2/г < Д/г < 0,5/г.
(8.4)
(8.5)
Длины всех слоев арматуры, уложенных в одном направлении, должны
быть равными. Необходимо соблюдать следующие требования:
• длина арматуры 1Ъ (параллельно ширине фундамента Ъ)
(Ь+4-М)<1ь<2Ь;
• длина арматуры 1а (параллельно длине фундамента а)
(а + 4-ЛИ)<1о<а + Ь для Ь/а>0,2,
(8.6)
(8.7)
438
1а=а для b/a <0,2. (8.8)
Габаритные размеры фундаментной подушки выбираются в соответствии
с рис. 8.8.
Толщина подушки tp определяется в соответствии с рекомендациями:
tp =(nR +0,5)-АЛ, (8.9)
где nR — количество армирующих слоев; ДЛ — вертикальное расстояние между арми-
рующими слоями.
Минимальная толщина фундаментной подушки fpmm:
?rmin=2,5-M. (8.10)
Максимальная толщина фундаментной подушки ^тах:
^max=(/,/2)-tg(45o + (pn/2), (8.11)
где (рп — угол внутреннего трения грунта засыпки.
В качестве грунта засыпки рекомендуются гравийные грунты, песчано-
гравийные смеси и песчаные грунты, кроме того, допускается применять связ-
ные грунты с содержанием глинистых частиц до 40%, если значение утла
внутреннего трения фп > 25°. Максимальный размер частиц (зерен) грунта не
должен превышать 2/3 толщины слоя засыпки ДА. При соответствующем
обосновании допускается применять в качестве материала засыпки и другие
виды грунтов и материалов.
8.5.2. Подпорные стенки из армированного грунта
Для предварительного
назначения размеров ар-
могрунтовой подпорной
конструкции рекоменду-
ется соблюдать следую-
щие геометрические соот-
ношения, которые, как
правило, согласно п. 8.3.1,
обеспечивают внешнюю
устойчивость (рис. 8.9).
Рекомендуемые соот-
ношения основных разме-
ров армогрунтовой конст-
рукции:
Рис. 8.9. Схема для предварительного назначения
размеров армогрунтовой подпорной конструкции:
1 — армированный массив грунта; 2 - обратная засыпка;
3 — армирующий слой; 4 — наружная облицовка; 5 - засыпка
В/Я>0,7;
TIH > 0,1 для Pi = 0;
Т/Н> 0,2 для Р; > 0;
0,2 м < lv < 0,9 м.
(8.12)
(8 13)
(8.14)
(8-15)
При проектировании подпорных конструкций вначале рекомендуется про-
верить внешнюю устойчивость сооружения при соблюдении предварительных
геометрических размеров, приведенных выше.
439
8.6. Расчеты армированных оснований
8.6.1. Определение несущей способности армированных
оснований
Расчет на общую (внешнюю) устойчивость основания, армированного
геосинтетическими материалами
Расчет армированной конструкции на общую устойчивость проводят по
первой группе предельных состояний, исходя из того, что возможные меха-
низмы ее разрушения не затрагивают армированный массив. Плоскостью ос-
нования при этом считается подошва армогрунтовой конструкции.
Армированные основания следует рассчитывать в соответствии с п. 5.4
СП 22.13330.2011 [2], а армированные подпорные стенки — в соответствии с
п. 5.1 СП 43.13330.2012 [5].
Расчеты на внутреннюю устойчивость армогрунтовой конструкции
К расчетам на внутреннюю устойчивость относятся расчеты по предот-
вращению разрушения армирующих элементов и грунта засыпки армогрунто-
вой конструкции.
При расчетах внутренней устойчивости армогрунтовой конструкции рас-
сматриваются механизмы разрушения, при которых линии скольжения пере-
секают хотя бы один армирующий элемент.
Внутренняя устойчивость, как правило, гарантирована при выполнении
следующих условий:
• обеспечена устойчивость против разрушения армогрунтового массива по
линиям скольжения, которые пересекают хотя бы один армирующий эле-
мент, или же касаются его;
• обеспечена прочность на разрыв каждого армирующего элемента;
• расчетное значение силы сопротивления выдергиванию из окружающего
насыпного грунта для каждого армирующего слоя.
Расчетная прочность геосинтетического материала
Под расчетной прочностью геосинтетического материала понимается рас-
четное значение длительного предела прочности армирующей прослойки RB d.
RB.d=RB,kllm, (8.16)
где Rb,ic- это нормативное значение долговременного предела прочности геосинтети-
ческого материала; уГЛ - коэффициент надежности по материалу; значение коэффици-
ента надежности ут можно принимать по методике, приведенной в [3]; у„,= 1,4 при
расчете на сочетание нагрузки LC 1, которое включает в себя все постоянные и вре-
менные нагрузки, за исключением строительных и особых нагрузок; ут = 1,3 при рас-
чете на сочетание нагрузки LC 2, которое включает в себя строительные нагрузки;
у,„ = 1,2 при расчете на сочетание нагрузки LC 3, которое включает в себя особые на-
грузки (аварийные, сейсмические, взрывные и т.д.).
R-B,k = 4? ’ ^3 А’ А), (817)
где ко — нормативное значение кратковременного предела прочности геосинтетиче-
ского материала, определенное с доверительной вероятностью 95%; Аа - понижающий
коэффициент, учитывающий влияние ползучести на прочность геосинтетического ма-
териала; А2 - понижающий коэффициент, учитывающий возможность повреждения
геосинтетического материала при транспортировке, укладке и нагружении; Л3 — пони-
440
жающий коэффициент, учитывающий влияние швов, стыков и соединений геосинтети-
ческого материала с другими конструктивными элементами; А4 — понижающий коэф-
фициент, учитывающий влияние окружающей среды на прочность геосинтетического
материала; А5 - понижающий коэффициент, учитывающий влияние динамических
нагрузок на снижение прочности геосинтетического материала.
Нормативное значение кратковременного предела прочности геосинтети-
ческого материала RBi м определяется по данным фирмы-производителя или по
результатам непосредственных испытаний.
Подробная методика определения коэффициентов Л], Л2, Л3, А4 и А5 при-
водится в [3].
Значения коэффициента А} в основном зависят от исходного сырья, из
которого изготавливается геосинтетический материал, и определяются по
результатам специальных испытаний на длительную прочность. При отсут-
ствии данных испытаний рекомендуются следующие минимальные значения
для /11 при изготовлении геосинтетического материала: из арамида - 3,5;
полиамида — 3,5; полиэтилена - 6,0; полиэстера - 3,5; полипропилена - 6,0;
поливинилалкоголя - 3,5.
Коэффициент Л2 в первую очередь зависит от крупности и степени ока-
танности зерен грунта засыпки. Для постоянных сооружений при использова-
нии мелкозернистых несвязных грунтов с округлыми зернами величину’ Л2
следует принимать равной 1,5, а для крупнозернистых и разнозернистых грун-
тов с округлыми зернами - 2,0.
При использовании в качестве материала засыпки грунтов, имеющих час-
тицы с острыми гранями, необходимо принимать конструктивные мероприя-
тия, предотвращающие механические повреждения геосинтетических просло-
ек (например, устройство защитных слоев из мелкозернистого грунта с округ-
лыми гранями). Если принятие таких мер невозможно, то необходимо опытное
определение значения коэффициента Л2 путем устройства пробных укладок.
Значение коэффициента Л3 принимается равным 1,0, если в направлении
действия усилия отсутствуют швы, соединения или стыки. В противном слу-
чае необходимо выполнить соответствующие расчеты по восприятию растяги-
вающих усилий этими элементами. Коэффициент Л3 устанавливается на осно-
вании этих расчетов.
Коэффициент А4, учитывающий влияние окружающей среды (температур-
но-климатические факторы, воздействие химических веществ и микроорга-
низмов), в общем случае определяется специальными исследованиями, учиты-
вающими негативное влияние грунта засыпки (pH-фактор среды), стойкость к
климатическим факторам (ультрафиолетовое излучение, отрицательные тем-
пературы), воздействие микроорганизмов и химических веществ. Если такие
негативные воздействия не могут быть исследованы, то для капитальных со-
оружений (срок службы от 25 до 100 лет) при 4 < pH < 9 можно применять
следующие значения коэффициента А4 при изготовлении геосинтетического
материала: из арамида - 3,3; полиамида - 3,3; полиэтилена - 3,3; полиэстера -
2,0; полипропилена — 3,3; поливинилалкоголя - 2,0.
Запрещается использование геосинтетических материалов, изготовленных
из полиэстера и арамида, при возможности их непосредственного контакта с
грунтами, укрепленными цементом или известью, а также со строительными
конструкциями, изготовленными из цементобетона, из-за их высокой чувстви-
тельности к щелочной среде.
441
Значения коэффициента Л4 при pH-факторе среды, отличной от диапазона
4 < pH < 9, должны быть определены дополнительными исследованиями. До-
пускается применение меньших значений коэффициента А4 при соответст-
вующем обосновании.
Величина коэффициента А5, учитывающего влияние динамических нагру-
зок при расчетах на действие статических нагрузок, принимается равным 1,0.
При необходимости учета динамических воздействий значение коэффициента
А5 может быть определено по [3].
Если в результате расчета получено значение RB.d — 0,1-Лв>jt0, то для капи-
тальных сооружений необходимо осуществить соответствующие мероприятия
для повышения значения RBd путем подбора геосинтетического материала,
изготовленного из другого исходного сырья, изменения грунта засыпки или
использования защитных слоев, а также применения геокомпозитных мате-
риалов.
Расчет на выдергивание армирующего геосинтетического
материала
Расчет на выдергивание армирующего геосинтетического материала из
грунтового массива засыпки выполняется в соответствии с разд. 3.3.3 [3]. Нор-
мативное значение сопротивления на выдергивание представляет собой сум-
му касательных напряжений, возникающих в плоскости армирующего слоя.
В предельном состоянии нормативное значение сопротивления на выдергива-
ние Ra, k определяется по форму’ле
RA,k =^v.k-LA-fsgtk-n, (8.18)
где RA,k - нормативное значение сопротивления на выдергивание армирующего слоя,
отнесенное к 1 пог. м ширины; gv k — нормативное значение нормальных напряжений в
плоскости армирующего слоя; LA - длина анкеровки армирующей прослойки позади
данной плоскости скольжения; fsg_ k - нормативное среднее значение коэффициента
трения между грунтом засыпки и плоскостью армирующей прослойки,
(8.19)
ср/ - нормативное значение угла внутреннего трения насыпного грунта; 1 = tg 5/tgcp -
значение отношения характерных значений углов трения «насыпной грунт/геосинтетик»
или «геосинтетик/геосинтетик» к углу внутреннего трения насыпного грунта, прини-
мается согласно разд. 2.2.4.11 [3]. При отсутствии результатов испытаний рекоменду-
ется принимать 1 = 0,5; п - число принятых поверхностей трения.
Расчетное значение сопротивления на выдергивание армирующего слоя
Ra, d определяется по форму’ле
Ra^Ras/Ib, (8.20)
где R/ а — нормативное значение сопротивления на выдергивание армирующего слоя
отнесенное к 1 пог. м ширины, определенное по формуле (8.18); ув - коэффициент на-
дежности для сопротивления на выдергивание армирующего слоя; ув = 1,4 при расчете
на сочетание нагрузки LC 1, которое включает в себя все постоянные и временные
нагрузки, за исключением строительных и особых нагрузок; ув = 1,3 при расчете на
сочетание нагрузки LC 2, которое включает в себя строительные нагрузки; ув = 1,2 при
расчете на сочетание нагрузки LC 3, которое включает в себя особые нагрузки (ава-
рийные, сейсмические, взрывные и т.д.).
442
Расчеты на внутреннюю устойчивость армогрунтовой
фундаментной подушки
Проектирование армированных фундаментных подушек проводится со-
гласно разд. 5 [3].
Несущая способность армированной фундаментной подушки может быть
определена по аналогии с расчетом неармированной фундаментной подушки,
причем безразмерные коэффициенты несущей способности грунтового осно-
вания Nb, Nd и Nc нужно умножить на поправочные коэффициенты kb, kd и кс.
Поправочные коэффициенты кь, kd и кс рассчитываются из выражений:
’ ^Ь, 8 +
kd =С-каъ+\
kc=C-kcS +1,
(8-21)
(8.22)
(8.23)
где коэффициент С определяется по формуле
-4-74о°-ф;,,
Фа
(8.24)
где фр к — угол внутреннего трения грунта засыпки; ср/. — угол внутреннего трения грун-
та основания.
Для грунтов засыпки, имеющих угол внутреннего трения фр А > 40°, при-
нимается значение С = 1.
Поправочные коэффициенты кьkt 5 и кс, 5 определяются по номограммам
на рис. 8.10, 8.11.
Они необходимы для определения теоретической толщины подушки для
нагрузки на фундамент, имеющей наклон 5^0:
_ sin9a6-cos(9a6-(pFA.)
' р, 8 — t
cos фр к
где угол поверхности скольжения клина разрушения Зай (рис. 8.12) определяется по
форму ле
9 . = arc cot
а, о
2а ' ^P.fc-tgS ,
(1 + tg )q>F к -—;-- - tg <pF k ,
1ёФрЛ+1§5 I
(8.26)
где &a g - угол поверхности скольжения клина разрушения; g — теоретическая тол-
щина подушки при угле нагрузки 5 # 0, tp — теоретическая толщина подушки при угле
нагрузки 5 = 0; фр А - нормативное значение угла внутреннего трения насыпного грун-
та фундаментной подушки; b — ширина фундамента.
Если в результате расчета получается значение tp < tp й, то вместо коэффи-
циентов къ, kd и кс нужно применять поправочные коэффициенты kb, k't и к'с'.
k'b=\ + {k'b-\)-{tpltp^, (8.27)
^=1 + (^-1)-(^Лрз); (8.28)
k'c=l + (k'c-l)-(tp/tpi5). (8.29)
443
Рис. 8.10. Значения поправочного коэффициента кь> &
(5 - угол наклона нагрузки в [°])
Рис. 8.11. Значения поправочных коэффициентов /ч ? и кс, $
(5 -угол наклона нагрузки в [°])
Рис. 8.12. Расчетная схема для определения внутренней
устойчивости армированной фундаментной подушки
444
Нормативное значение сопротивления грунтовой засыпки к может быть
вычислено по формуле (8.30) [4] с помощью поправочных коэффициентов кь,
kd и кс или къ, k't и к'с.
#п,к =b'-l'-(Ny-кь-Ь'-^ + Ng-kd-d-y\+Nc-кс-су) (8.30)
ИЛИ
К к =b'-l'-(Ny-k'b-b'-yA + Ng-k'd-d-y'1+Nc-k^cl), (8.31)
где b' и /' - соответственно приведенные ширина и длина фундамента (при этом бук-
вой b обозначена сторона фундамента, в направлении которой предполагается потеря
устойчивости основанием), вычисляемые по формулам:
Ь' = Ь-2еь, (8.32)
Г = 1-2е1, (8.33)
где е/, и е/ - соответственно эксцентриситеты приложения равнодействующей нагрузок
в направлении поперечной и продольной осей фундамента; b и I — соответственно ши-
рина и длина фундамента; Ny, Ng, nNc- безразмерные коэффициенты несущей способ-
ности, определяемые по табл. 5.12 [4] в зависимости от расчетного шачения угла
внутреннего трения грунта <рт и угла наклона к вертикали 5 равнодействующей внеш-
ней нагрузки на основание в уровне подошвы фундамента; yj и yf — расчетные значения
удельного веса грунтов, находящихся в пределах возможной призмы выпирания соот-
ветственно ниже и выше подошвы фундамента (при наличии подземных вод опреде-
ляют с учетом взвешивающего действия воды для грунтов, находящихся выше водо-
упора); Cj - расчетное значение удельного сцепления грунта, кПа; d — глубина заложе-
ния фундамента.
Несущая способность армированной фундаментной подушки опреде-
ляется по формуле
Rn_k=R'nk + Mlnk, (8.34)
где R', к — нормативное значение сопротивления грунтовой засыпки; А/?и к — дополни-
тельная несущая способность, вызванная включением в работу армируюших прослоек.
Значение AR„ к получается из выражения
&R„,k =
cos ср' к - cos 6
cos(Sa 5 -5)
(8.35)
где Rkk характеризуется либо нормативным значением долговременной прочности
геосинтетической прослойки FBkk (см. п. 8.5.1), либо нормативным значением сопро-
тивления на выдергивание геосинтетической прослойки грунтовой засыпки RAh к.
Расчетная несущая способность армированной подушки Rn d определяется
по формуле
Mtnd=^Rnk/1Gr. (8.36)
где yG- г - коэффициент надежности; yG , = 1,4 при расчете на сочетание нагрузки LC 1,
которое включает в себя все постоянные и временные нагрузки, за исключением
строительных и особых нагрузок; yG,.= 1,3 при расчете на сочетание нагрузки LC 2,
которое включает в себя строительные нагрузки; yGi,= 1,2 при расчете на сочетание
нагрузки LC 3, которое включает в себя особые нагрузки (аварийные, сейсмические,
взрывные и т.д.).
Величина нормативной силы сопротивления выдергивания армирующего
слоя RAi к для армогрунтовых фундаментных подушек в любом z-м армиру ю-
445
щем слое возникает от трения на контакте грунта засыпки и плоскости арми-
рующей прослойки. Значение силы сопротивления выдергиванию арматуры
Rai, к параллельно ширине фундамента b определяется из выражения
В-м.к = 2fsg,k +GV'„-lU'b), (8.37)
где N - нормативное значение вертикальной нагрузки; /,„ „ — длина между клином раз-
рушения и гранью контура фундамента в л-й армирующей прослойке.
Z,x,.=(ctg9fl5 + tg5)-AA-/. (8.38)
где s — угол поверхности скольжения клина разрушения; 5 — угол наклона нагрузки
на фундамент; A/z — вертикальное расстояние между армирующими слоями; i — номер
рассматриваемого армирующего слоя; о,, „ — вертикальные напряжения от собственно-
го веса грунта на уровне л-й армирующей прослойки:
^v,n=12,k-^T'i + ^,k-d, (8.39)
где у- к - удельный вес грунта засыпки; yi, к - удельный вес грунта; d - глубина зало-
жения фундамента (см. рис. 8.12); 1,,ь - длина арматуры, выступающей за ширину
фундамента b с каждой из его сторон (см. рис. 8.12),
lub = l/2(lb-b), (8.40)
где 4 - длина армирующей прослойки параллельно стороне фундамента Ь.
Для расчетов в направлении параллельном стороне фундамента 1 нужно
заменить b на 1 в формуле (8.40), а также подставить 1и / вместо ь.
Проектирование армированной подпорной конструкции
Для проектирования армогрунтовой подпорной конструкции рекоменду-
ется предположить наличие зоны предельного равновесия за наружной обли-
цовкой. Она находится, как правило, в геометрических узлах максимальных
растягивающих усилий отдельных армирующих слоев. Величина необходимо-
го растягивающего усилия каждого армирующего слоя, т.е. усилие, которое
обеспечивает состояние равновесия (локальное равновесие), рассчитывается
согласно теории давления грунта как для обычной подпорной конструкции
соразмерно доле участия.
Для определения геометрического узла максимальных растягивающих
усилий и распределения давления грунта необходимо различать материалы по
способности к растяжению (растяжимые и слаборастяжимые материалы [3]),
т.е. будет ли достаточно деформации используемых геосинтетиков для дости-
жения активного предельного состояния (растяжимые) или недостижения
(слаборастяжимые). Для растяжимой арматуры условия формулируются как
при активном предельном состоянии с прямой линией скольжения и линейно
возрастающим распределением давления грунта с глубиной (рис. 8.13).
При малорастяжимых арматурах принимается модификация, соответст-
вующая возрастанию активного напряженного состояния в верхней области
грунтового массива (рис. 8.14).
В предположении локального равновесия грунтового диска, который ок-
ружает арматуру и находится в активной зоне за наружной облицовкой при
отсутствии касательных усилий по поверхностям диска [3], можно установить
необходимое усилие в армирующем слое для состояния равновесия активной
области приближенным способом:
446
FKk=K-lv-lh-yk-zt, (8.41)
где К - коэффициент давления грунта на соответствующей высоте z, армирующего
слоя; /„ - расстояние между арматурой в вертикальном направлении; lh - расстояние
между' арматурой в горизонтальном направлении; ук - характерное значение удельного
веса насыпного грунта.
Арматуру подпорной конструкции с ее расчетными значениями и расстоя-
ниями между армирующими слоями для локального равновесия грунтового
диска выбирают таким образом, чтобы на любой глубине залегания имеющие-
ся удерживающие усилия пассивной зоны были больше, чем необходимые
усилия для состояния равновесия активной области:
FBi,d или FAid>Fkk. (8.42)
По каждому’ армогрунтовому слою для локального равновесия арматуры в
грунте предполагается слой в пределах половины высоты верхнего и нижнего
интервалов между армирующими слоями (х = 0 принимается на половине вы-
соты расположения арматуры).
Рис. 8.13. Линия скольжения и распределение давления
грунта для растяжимых арматур
Рис. 8.14. Линия скольжения и распределение давления
грунта для слаборастяжимых арматур
Длина арматуры определяется мобилизацией сопротивления трению ар-
мирующих слоев, заделанных в пассивную зону’. Из-за, как правило, более не-
значительной суперпозиции в верхней области длина арматуры определяется
для самого верхнего армирующего слоя с учетом вертикальных и горизон-
тальных нагрузок, приложенных к поверхности армогрунтового массива.
447
8.6.2. Определение осадок фундаментов на армированных
основаниях
Расчеты по второй группе предельных состояний можно проводить в со-
ответствии с [3]. Расчет осадок в соответствии с [3] проводится для граничного
слоя «подошва фундамента - верхняя грань фундаментной подушки». При
этом необходимо учитывать влияние граничного слоя «нижняя грань фунда-
ментной подушки - подстилающие грунты». При расчете осадок для подсти-
лающего грунта может использоваться значение
Ка (8.43)
где E'sk - модуль деформации с учетом армирования; Esk - модуль деформации под-
стилающего грунта; Nk - нормативное значение вертикальной нагрузки; R'„ k - норма-
тивное значение сопротивления грунтовой засыпки; R„, k - несущая способность арми-
рованной фундаментной подушки.
Как правило, от расчета осадок в пределах армированной фундаментной
подушки можно отказаться. При дальнейшем расчете фундаментную подушку
нужно принимать как недеформированное тело, причем эффект армирования в
обычном расчете не учитывается. Однако фактически установлен эффект арми-
рования на снижение осадок, что подтверждается модельными испытаниями [4].
8.7. Особенности проектирования армированных оснований
с засыпкой из глинистых грунтов
Приведенные в работе [8] результаты исследования показали, что в глини-
стых грунтах оптимальной конструкцией являются однослойные армирован-
ные основания. Оптимальная область применения - глинистые грунты с пока-
зателем 0,4 < Л. < 0,6. Армирующая прослойка должна иметь ширину не менее
3d (d - диаметр или ширина фундамента) и закладываться на глубину 0,25б/.
Ниже приведена методика расчета для таких конструкций [8].
8.7.1. Определение расчетного сопротивления армированного
основания
Расчетное сопротивление армированного основания зависит прежде всего
от прочностных характеристик грунтов, линейной жесткости армирующей
прослойки на растяжение G^n глубины ее заделки.
Расчетное сопротивление армированного основания Rr можно представить
в виде
Rr=Kd-Rlf, (8.44)
где R,f - расчетное сопротивление армированного основания при глубине заложения
подошвы фундамента h = 0; К„ - коэффициент, учитывающий глубину заложения фун-
дамента.
Значение коэффициента Kd можно определить из выражения
Kd=\ + (A-q>+B)-Pzg, (8.45)
где <р - угол внутреннего трения грунта, град; Л и В - коэффициенты, учитывающие
влияние сцепления грунта С в кПа, определяемые по формулам.
Л = 0,00000945 • С - 0,000349; (8.46)
В =-0,000741-С+ 0,0258; (8.47)
448
Pzg - давление грунта на уровне подошвы фундамента, кПа,
Pzg=l-h- (8 48)
у - средний удельный вес грунта выше подошвы фундамента. кН/м3: h - глубина зало-
жения подошвы фундамента, м.
Таблица 8.1
Значения расчетного сопротивления армированного основания Rrf
Угол внутреннего трения ср, град Сцепление С, кПа Жесткость армирующей прослойки Grj, кН/м
2000 1000 500 100 25
5 40,1 37,9 37,5 34,3 33,0
10 77,8 72,9 71,2 66,6 64,0
15 117,0 108,0 104,9 100,1 96,3
j 20 156,8 143,0 138,6 134,2 129,1
25 189,2 178,1 172,3 162,0 155,8
30 233,1 213,1 206,0 199,5 191,9
5 43,7 41,3 41,2 37,4 36,0
10 85,7 79,7 78,5 73,4 70,6
if) 15 128,7 118,0 115,8 110,1 105,9
IV 20 165,1 156,4 153,0 141,3 135,9
25 212,5 194,7 190,3 181,8 174,9
30 253,2 233,1 227,6 216,7 208,5
5 47 5 45,3 45,2 40,6 39,1
10 94,1 89,1 88,3 80,5 77,5
1 S 15 141,2 133,0 131,2 120,8 116,2
20 187,5 176,8 174,1 160,5 154,4
25 235,4 220,6 217,0 201,5 193,8
30 275,9 264,5 259,9 236,1 227,1
5 52,7 49,5 48,9 45,1 43,4
10 103,5 98,6 97,3 88,6 85,2
20 15 156,6 147,7 145,7 134,0 128,9
20 207,9 196,8 194,0 177,9 171,2
25 262,5 245,9 242,4 224,6 216,1
30 298,2 295,0 290,8 255,2 245,5
5 57 6 54,6 54,4 49,3 47,4
10 115,4 108,4 106,7 98,7 95,0
25 15 170,1 162,2 158,5 145,5 140,0
20 228,7 215,9 210,3 195,8 188,3
25 282,8 269,7 262,1 242,0 232,8
30 347,0 323,4 314,0 297,0 285,7
Линейная жесткость армирующего материала определяется по результа-
там его испытания на растяжение:
Grf = F • а • 100/s. (8.49)
где F - нагрузка на образец при относительной деформации е, кН; е - относительная
деформация, %; а - параметр, который зависит от структуры армирующего материала.
449
Для нетканых и тканых геосинтетических полотен с плотной структурой
а = 1/6, (8.50)
где В - номинальная ширина испытуемого образца, м.
Для геосеток, тканого геотекстиля с неплотной структурой или аналогич-
ных материалов с открытой структурой
a = Nm/Ns, (8.51)
где Nm - минимальное число элементов (стержней) на 1 м ширины испытуемого об-
разца; Ns - число элементов (стержней) образца при испытании на растяжение.
Значения расчетного сопротивления армированного грунта при глубине
заложения подошвы фундамента Л = 0 приведены в табл. 8.1.
При линейной жесткости G,f более 2000 кН/м расчетное сопротивление
армированного основания практически не изменяется
8.7.2. Определение осадок фундаментов на армированном
основании
Результаты исследования НДС армированного основания, приведенные в
[8], показали, что армирующая прослойка влияет на распределение напряже-
Рис. 8.15. Расчетная схема для
определения осадок на армированном
основании
ний в грунте до глубины 1,0... 1,25с/ от
подошвы фундамента.
Ниже этой границы напряжения в
грунте армированного и неармирован-
ного оснований практически совпадают.
Расчетная схема для определения осад-
ки фундамента на армированном осно-
вании представляет двухслойное осно-
вание, верхний слой которого имеет
толщин)’ d и модуль деформации E,f, а
нижний слой имеет модуль деформации
грунта. На рис. 8.15 приведена расчет-
ная схема для предлагаемой методики
расчета [8].
Модуль деформации армированно-
го грунта можно найти, зная значе-
ния коэффициента влияния армирова-
ния Кг и модуля общей деформации неармированного грунта Ео:
Erf = Kr-Eo, (8.52)
где К, - коэффициент влияния армирования,
Kr=Erf/Eo. (8.53)
Значения коэффициента Кг приведены в табл. 8.2.
Далее расчет осадки можно продолжить методом послойного суммирова-
ния. Данный подход рекомендуется для грунтов, обладающих расчетным со-
противлением армированного основания более 100 кПа. Для грунтов с
R,f< 100 кПа расчет осадок рекомендуется проводить с использованием чис-
ленных методов.
450
Значения коэффициента Кг
Таблица. 8.2
Модуль деформации грунта, кПа Жесткость армирующей прослойки Grj
2000 1000 500 100 25
1000 1,757 1,736 1,679 1,558 1,446
5000 1,588 1,521 1,467 1,353 1,303
10 000 1,459 1,366 1,338 1.251 1,207
15 000 1,368 1,298 1,250 1,180 1,160
8.8. Технология производства работ при устройстве
армированных оснований
8.8.1. Методы устройства армогрунтовых сооружений
Преимущество массивов грунта, армированных геосинтетиками, по срав-
нению с традиционными сооружениями - это возможность восприятия боль-
ших абсолютных и относительных осадок без полного разрушения благодаря
гибкости и свойствам геосинтетиков.
Все армогрунтовые конструкции деформируются при строительстве, что
должно учитываться технологиями производства работ.
Строительство армогрунтовых сооружений - последовательная процедура,
всегда осуществляющаяся с отметки земли поярусно - засыпка обычно уклады-
вается и уплотняется слоями по 300 мм. Уплотнение засыпки является обяза-
тельным. Без уплотнения деформации армогрунтовой конструкции могут стать
чрезмерными, что приведет к возрастанию нагрузок на армирующие элементы.
Перед устройством армогрунтовой конструкции должно быть подготовле-
но основание. Поверхность грунта основания необходимо очистить от всей
растительности, больших скальных обломков, пней и т.д. Площадку необхо-
димо тщательно спланировать и максимально выровнять. Участки слабого
грунта необходимо заместить проектным грунтом с послойным уплотнением.
Армирование устанавливается поверх уплотненной засыпки и перекрывает-
ся слоем неуплотненного грунта. При этом не допускается работа строительных
механизмов в непосредственном контакте с арматурой. Как правило, насыпь
выполняется послойно. Грунт укладывается перед собой методом надвига, при-
чем движение механизмов непосредственно по геосинтетику не допускается.
В зависимости от характера грунтов устанавливается коэффициент уплот-
нения грунта. Следует стремиться к коэффициенту уплотнения 76упл = 0,95... 0,98.
В случае армирования геотекстильными полотнищами, при их недоста-
точной ширине либо длине, они соединяются сшиванием. Существует не-
сколько типов шовных соединений геотекстиля (рис. 8.16).
Определяющим при выборе типа шовного соединения является назначе-
ние шва (несущий или соединительный). Каждый тип шовного соединения
характеризуется прочностью и слабиной после сшивания (табл. 8.3). Стежки
могут быть одинарными и двойными. Сшивание геотекстильных полотнищ
выполняется непосредственно на стройплощадке с помощью сшивных маши-
нок легкого или тяжелого типов.
451
Молитвенный шов
Шов «бабочка»
4Ш#
Двойной стежок
Соединительная плашка
Плашечный стык
Рис. 8.16. Типы стежков и шовных соединений по [7]
Интегрированный шов
Таблица 8.3
Характеристики шовных соединений [7]
Тип шва Прочность шва, % Слабина после сшивания, мм
Молитвенный 30...50 <25
«Бабочка» 40...70 <25
Джей 30...60 <25
Двойной джей 50...70 <25
Интегрированный <80 <25
Z-образный 70... 100 <10
Плашечный (кинжальный) 95 3. .15
Шнуровка Не нормируется Не нормируется
452
При армировании насыпей геотекстильными полотнищами с укладкой
геосинтетика вдоль оси, напуски поперечных стыков полотнищ должны со-
ставлять не менее 500 мм. При недостаточном напуске геосинтетических по-
лотен в продольном направлении должно быть обеспечено силовое закрепле-
ние продольных стыков. Необходимое восприятие усилий должно быть под-
тверждено соответствующими расчетами и испытаниями. Если это условие не
выполняется, то укладка геотекстильного полотна должна (в том числе по гео-
метрическим и технологическим причинам) осуществляться поперек оси на-
сыпи, причем в этом случае напуск полотен (поперечных стыков) должен со-
ставлять не менее 500 мм.
Геосинтетики имеют низкую стойкость к длительному воздействию пря-
мого ультрафиолетового излучения. Несмотря на возможность подбора гео-
синтетиков с высокой стойкостью к ультрафиолетовому излучению, рекомен-
дуется устройство защитного слоя со стороны наружной облицовки. Для за-
щиты наружной облицовки также предусматривается озеленение, что является
мероприятием по охране окружающей среды. Оба мероприятия (защитный
слой и озеленение) также защищают от вандального разрушения.
В случае защиты внешней поверхности озеленением рекомендуется сту-
пенчатое очертание наружной поверхности откоса с внесением на ступеньки
плодородного грунта с семенами специально подобранных растений. До пол-
ного зарастания поверхности поддержка растительности и предотвращение
эрозии обеспечиваются установкой противоэрозионных матов, которые удер-
живаются на поверхности откоса до его полного зарастания за счет соответст-
вующего анкерного крепления. Негативное воздействие поверхностного стока
на откосную поверхность преодолевается за счет технически правильного пе-
реплета с гребнем или дополнительного устройства системы перехвата и отво-
да поверхностного стока по гребню откоса.
В случае устройства армогрунтовой подпорной стены заглубление осно-
вания от поверхности должно составлять не менее половины высоты одного
армогрунтового слоя. Монтаж габионов и геотекстильных мешков выполняет-
ся по специально подготовленному’ основанию, которое также может быть вы-
полнено из габионов, заполненных щебнем.
В целях образования монтажной плоскости и облегчения монтажа стено-
вых элементов наружная облицовка армогрунтовых конструкций из бетонных
блоков выполняется по фундаменту’.
При горизонтальном послойном армировании откосов и подпорных стен,
напускная длина геосинтетика оборачивается вокруг внешней поверхности
армируемого слоя и обратно заделывается в этот слой через специально уст-
раиваемый у наружной облицовки грунтовый валик. В разрезе этот узел напо-
минает подушку, в связи с чем такой откос называется «подушечным». Такой
узел обеспечивает необходимую заделку’ геосинтетической арматуры и моби-
лизацию трения на контакте «грунт-геосинтетик» при деформировании ар-
могрунтового массива.
Для укладки отдельных слоев «подушечного» откоса используется вре-
менная опалубка или опалубка-облицовка, которая устанавливается верти-
кально на маленьких бермах или параллельно откосной поверхности. Она
должна выдерживать нагрузки от насыпного грунта, а также допускать его уп-
лотнение вплоть до наружной облицовки сооружения. После устройства каж-
453
дого армогрунтового слоя опалубка может перемещаться и использоваться для
укладки следующего слоя.
Если ожидается значительное расчетное оседание после завершения
строительства из-за малой несущей способности грунта, желательно отложить
устройство как наружной облицовки, так и жесткого покрытия или других
конструкций на армированной насыпи до окончания осадок и иных перемеще-
ний. По достижении удовлетворительной скорости осадок возможна установка
финишной наружной облицовки, укладка поверхности проезжей части и т.д.
Значительное влияние на поведение армированных массивов грунта и, в ча-
стности, на деформации, которые воспринимаются отдельными арматурными
слоями, оказывает метод монтажа наружной облицовки и укладки насыпного
грунта. Тщательное уплотнение насыпного грунта в особой области за наруж-
ной облицовкой — ключ к эксплуатационной надежности. Арматура и наружная
оболочка должны быть соответствующим образом соединены, чтобы закрыть
насыпной грунт с наружной стороны и предварительно натянуть геосинтетик.
При отсутствии необходимости в дренажных и противоморозных меро-
приятиях первый слой геосинтетика можно укладывать непосредственно на
естественный грунт. Геосинтетический материал должен укладываться в на-
правлении главных усилий, как правило, перпендикулярно внешней поверхно-
сти откоса. Весь горизонтальный армирующий слой из полос или лент, из по-
лотна или решетки не должен содержать внутренних стыков или швов под на-
хлестом наружной облицовки или повторной заделкой в откос. Если
возможно, геосинтетики с основным продольным направлением нагружения
должны укладываться под прямым углом к внешней поверхности откоса. Для
«подушечного» откоса (с наружной облицовкой в форме подушки) с незначи-
тельной шириной земляного сооружения предпочтительнее укладывать полот-
на и решетки параллельно внешней поверхности откоса, чтобы исключить
швы и другие жесткие соединения на строительной площадке. В этом случае
необходимо учитывать при проектировании и конструировании установлен-
ный предел прочности геосинтетика перпендикулярно к продольном} направ-
лению рулона.
В случае «подушечного» откоса часто необходимо выполнять перекрытие
внахлест смежных геосинтетических полотен или решеток. В направлении,
противоположном направлению основной нагрузки георешетки, например,
необходимо укладывать с перекрытием миним} кг 0,3 м или связывать их дол-
говечными соединительными элементами. В случае ожидаемой значительной
расчетной осадки грунта рекомендуется сшивать смежные полотнища или
георешетки на строительной площадке или прочно соединять их друг с другом
иным способом. Если смежные полосы, рулоны или решетки соединяются
только внахлест, то между ними возможно скольжение, которое необходимо
предварительно оценивать. Решающим фактором, определяющим этот про-
цесс, является трение на контакте «геосинтетик-геосинтетик», поскольку оно
значительно меньше трения на контакте «геосинтетик - насыпной грунт».
Значительное влияние на поведение армированных массивов грунта и, в ча-
стности, на деформации, которые воспринимаются отдельными арматурными
слоями, оказывает метод монтажа наружной облицовки и укладки насыпного
грунта. Тщательное уплотнение насыпного грунта в особой области за наруж-
ной облицовкой — ключ к эксплуатационной надежности. Арматура и наружная
454
оболочка должны быть соответствующим образом соединены, чтобы закрыть
насыпной грунт с наружной стороны и предварительно натянуть геосинтетик.
Если ожидается значительное расчетное оседание после завершения
строительства из-за малой несущей способности грунта, желательно отложить
устройство как наружной облицовки, так и жесткого покрытия или других
конструкций на армированной насыпи до окончания осадок и иных перемеще-
ний. По достижении удовлетворительной скорости осадок возможны установ-
ка финишной наружной облицовки, укладка поверхности проезжей части и т.д.
8.8.2. Рекомендуемая технологическая последовательность
послойного армирования насыпи геотекстильными полотни-
щами методом «обернутой облицовки» (метод «концертино»)
Укладка армогрунтового слоя
при строительстве методом обер-
нутой облицовки осуществляется
в 7 этапов (рис. 8.17) [6].
1-й этап — установка шабло-
на. На поверхность земли либо
поверх слоя армированного, уло-
женного и уплотненного грунта
устанавливается прямоугольный
шаблон, высотой на 20...40 мм
больше, чем армируемый слой
грунта.
2-й этап — укладка полотнищ.
Полотнища геотекстиля раскаты-
ваются и укладываются таким
образом, чтобы примерно 1 м по-
лотнища свободно свешивался за
шаблон. Если полотнища доста-
точно широки, они могут быть
раскатаны параллельно поверх-
ности стены. При этом попереч-
ные волокна полотнищ ориенти-
руются в направлении наиболь-
ших напряжений, что, в свою
очередь, определяется расчетной
длиной и прочностью геотексти-
ля. Если ширины рулона недоста-
точно для армирования всего от-
коса, необходимо сшить несколь-
ко рулонов, при этом опреде-
ляющей становится прочность
шовного соединения. Существует
второй вариант укладки, при ко-
тором полотнища могут быть
развернуты в направлении, пер-
пендикулярном поверхности сте-
Рис. 8.17. Технологические этапы
устройства армогрунтовой стены
методом обертывания по [6]
455
ны, при этом соседние рулоны могут быть уложены с нахлестом либо сшиты. В
этом случае в направлении максимальных напряжений ориентируются основ-
ные волокна.
3-й этап - укладка пионерного слоя грунта. Для засыпки используется
гранулированный дренирующий грунт. Не следует применять для засыпки
грунты с рваными краями зерен (щебень), что может повлечь за собой разрывы
либо местные повреждения геотекстильных полотнищ в процессе строительства
стены. Грунт засыпки укладывается на высоту’ 1/2...3/4 полной толщины арми-
руемого слоя грунта, что составляет примерно 200...400 мм и выполняется с
применением легких уплотняющих устройств (вибротрамбовки и т.д.).
4-й этап — устройство грунтового валка. Грейдером либо вручную выпол-
няется грунтовый валок шириной 300...600 мм. Высота валка — чуть выше
(30...50 мм) общей толщины армируемого слоя грунта. Особое внимание при
выполнении валка необходимо уделять геотекстильным полотнищам, не до-
пуская их повреждения.
5-й этап — защемление свободного конца полотнища. Свободный конец
геотекстиль него полотнища обертывается вокруг грунтового валка и защемля-
ется грунтом засыпки.
6-й этап - укладка грунта на всю толщину- слоя. После защемления сво-
бодного конца геотекстильного полотнища (нахлеста) грунт засыпки уклады-
вается с уплотнением на всю толщину’ слоя.
7-й этап - перестановка шаблона. После окончания всего комплекса работ
по устройству армогрунтового слоя шаблон извлекается и переставляется на
поверхность для выполнения следующего слоя. При высоте стены более 1,3 м
необходимо устраивать строительные леса.
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ ПО ГЛАВЕ 8
1. ГОСТ Р 54257-2010. Надежность строительных конструкций и оснований. Основ-
ные положения.
2. СП 22.13330.2011. Основания зданий и сооружений. Актуализированная редакция
СНиП 2.02.01-83*.
3. СП 43.13330.2012. Сооружения промышленных предприятий. Актуализированная
редакция СНиП 2.09.03-85.
4. Recommendation for Design and Analysis of Earth Structures using Geosynthetic Rein-
forcement - EBGEO.
5. Офрихтер В.Г. Методы строительства армогрунтовых конструкций / А.Б. Понома-
рев. В.И. Клевеко, К.В. Решетникова. - М.: Изд-во АСВ, 2013. - 152 с.
6. Koerner R.M. Designing with Geosynthetics. - New Jersey: PRENTICE HALL, 1998. -
4-th ed.
7. BS 8006. Strengthened / reinforced soils and other fills. - BS1, 1995. - 162 p.
8. Клевеко В.И. Оценка напряженно -деформированного состояния армированных осно-
ваний в пылевато-глинистых грунтах: Автореф. дисс. ... канд. техн, наук: 05.23.02 /
В.И. Клевеко. - Уфа, 2002. - 17 с.
456
Р.А. Усманов1, А.Л. Невзоров2, С. Б. Насонов3, Н.З. Готман4, В. И. Крутов5
Глава 9
ФУНДАМЕНТЫ НА СТРУКТУРНО-НЕУСТОЙЧИВЫХ
ГРУНТАХ И В ОСОБЫХ УСЛОВИЯХ
К структурно-неустойчивым грунтам принято относить грунты со специ-
фическими свойствами, у которых при добавочных физических или механиче-
ских воздействиях резко нарушается их структура, что обуславливает сущест-
венное изменение их физико-механических свойств: значительное увеличение
сжимаемости и уменьшение прочности.
9.1. Основания и фундаменты на просадочных грунтах
9.1.1. Явление просадочности. Свойства и классификация
просадочных грунтов
Просадочные грунты занимают особое место среди структурно-неустой-
чивых грунтов. Они отличаются своим происхождением, составом, структур-
ными связями и обладают специфическими неблагоприятными свойствами.
Напряженно-деформированное состояние указанных грунтов зависит не толь-
ко от действующего давления, но и от изменения их физического состояния в
результате увлажнения (замачивания).
Основной особенностью таких грунтов является их способность давать
дополнительные деформации при увлажнении (замачивании) от собственного
веса или внешней нагрузки. Такие деформации называют просадками.
Просадка - значительная по величине, неравномерная по характеру и быс-
тропротекающая во времени деформация, сопровождающаяся резким измене-
нием структуры грунта и уменьшением его пористости.
Просадочными свойствами чаще всего обладают макропористые лессы,
лессовидные супеси, суглинки, глины, покровные глинистые грунты, мало-
влажные структурные пески, некоторые виды насыпных грунтов, пепловых
отложений. Наиболее широко распространены лессовые просадочные грунты
и породы, которые в Российской Федерации представлены в районах средней
полосы (Краснодарский и Ставропольский края), Северного Кавказа, Закавка-
зья, Западной Сибири, Алтайского края и других регионах.
Просадочность грунтов обуславливается особенностями процесса форми-
рования и существования толщ этих грунтов, в результате чего они находятся
в недо) плотненном состоянии (значения плотности сухого грунта составляют
pd= 1,2 .1.5 т/м3, пористости и = 0,45...0,65, коэффициента пористости
е = 0,65... 1,2), которое может сохраняться на протяжении всего периода суще-
ствования, если не произойдет повышение влажности или нагрузки. Помимо
этого, лессовые просадочные грунты и породы характеризуются низкой при-
1 Раздел 9.1.
2 Раздел 9.2.
3 Раздел 9.3.
4 Раздел 9.4.
5 Раздел 9.5.
457
родной влажностью (в засушливых районах, как правило, влажность составля-
ет w = 0,06...0,12, степень влажности \ = 0,2...0,4; в районах средней полосы
РФ и Сибири соответственно w = 0.12...0,20,5',. = 0.3...0,6) [14].
Среди гипотез о происхождении лессовых просадочных грунтов и пород
наибольшее признание получила эоловая (ветровая) теория, согласно которой
указанные грунты образовались преимущественно из отложений пыли, пере-
носимой ветром и оседаемых в условиях невозможности их уплотнения, с по-
следующим образованием структурных связей между частицами, формируе-
мых в основном из легкорастворимых солей.
В природных условиях залегания лессовым просадочным грунтам и поро-
дам присущи следующие характерные признаки: наличие крупных пор (мак-
ропористость); однородный гранулометрический состав (преимущественно
состоят из пылеватых частиц желто-палевого цвета); низкая природная влаж-
ность; быстрая размокаемость в воде; способность держать большие верти-
кальные откосы (до 20 м и более); содержание большого количества водорас-
творимых солей (карбонатных); наличие суффозионно-просадочных явлений и
просадочных блюдец на поверхности земли.
Номенклатурными показателями просадочности, определяющими воз-
можность проявления просадочных свойств грунтов, являются степень влаж-
ности S, и показатель просадочности Iss, определяемый по формуле
Iss = (eL-e)l(\ + e\ (9.1)
где е — коэффициент пористости природного грунта; eL - коэффициент пористости,
соответствующий влажности на границе текучести wL:
eL = wL7s/7^, (9-2)
ys и у,, - соответственно удельный вес частиц грунта и воды, кН/м3.
При предварительной оценке к просадочным относят грунты со степенью
влажности 5', < 0,8, для которых величина показателя просадочности Iss мень-
ше значений, приведенных в табл. 9.1.
Таблица 9.1
Значения показателя Iss в зависимости от числа пластичности грунтов
Число пластичности грунта 1р 0,01 <4 <0,10 0,10 <4 <0,14 0,14 <4 <0,22
Показатель Iss 0,1 0,17 0,24
Показатель Iss характеризует недоушютненное состояние грунта, является
только лишь номенклатурным признаком и не позволяет окончательно оце-
нить просадочность грунта и количественную величину возможной просадки.
В соответствии с ГОСТ 25100-2011 [10] к просадочным относят грунты с
величиной относительной деформации просадочности ел/ > 0,01.
При проектировании оснований и фундаментов на просадочных грунтах
учитывается возможность повышения их влажности вследствие:
• замачивания грунтов - сверху’ из внешних источников или снизу при
подъеме уровня подземных вод (УПВ);
• постепенного накопления влаги в грунте в связи с инфильтрацией поверх-
ностных вод и экранированием поверхности;
• одновременного замачивания грунтов сверху и постепенного накопления
влаги в грунте.
458
В тех случаях, когда замачивание сверху происходит из источников ши-
риной Bw < Hsi (где - толщина просадочного слоя), в грунте образуется ув-
лажненная зона, имеющая в поперечном сечении форму, близкую к усеченно-
му эллипсу (рис. 9.1, а). В этом случае просадки происходят в пределах части
или реже всей просадочной толщи.
В случаях, когда замачивание сверху происходит из источников шириной
Bw>Hsi, в грунте образуется увлажненная зона, имеющая форму трапеции
(рис. 9.1, б), а просадки происходят в пределах всей просадочной толщи. Сте-
пень влажности гру нта в увлажненной зоне в пределах ширины В„ близка к
полному водонасыщению, а на участках L изменяется от полного водонасы-
щения до природной влажности (рис. 9.1, б).
Рис. 9.1 Схемы увлажненных зон при замачивании грунтов:
а - при < Hd, б - при > Hd
Просадочным слоем Hsi считается толща грунта, в пределах которой ве-
личина относительной просадочности от природного давления составляет
8л >0,01.
При замачивании грунтов развитие просадочных деформаций по глубине
основания характеризуется наличием трех зон (рис. 9.2) [18, 20]:
• зона I - просадка грунта происходит от внешней нагрузки и частично соб-
ственного веса грунта в пределах деформируемой зоны. Она распростра-
няется от подошвы фундамента до глубины, на которой вертикальные на-
пряжения от нагрузки фундамента и собственного веса грунта ozg рав-
няются величине начального просадочного давления, т.е. <jzp + <5zg = psf,
• зона II - нейтральная (пассивная) зона, в пределах которой просадка грун-
та практически отсутствует, так как суммарные напряжения от собствен-
ного веса грунта ozg и нагрузки фундамента ог/) в ней меньше начального
просадочного давления, т.е. uzp + ozg <pst,
• зона III - нижняя зона, в пределах которой просадка грунта происходит
только от собственного веса грунта и проявляется с глубины, где верти-
кальные напряжения от собственного веса грунта uzg равняются начально-
му просадочному’ давлению azg=psi, и заканчивается на нижней границе
просадочной толщи.
459
В зависимости от размеров
фундаментов, нагрузки на них,
толщины слоя просадочного
грунта и других факторов из об-
щего случая (рис. 9.2) могут
быть выделены пять частных
случаев:
• при небольшой толщине
слоя просадочных грунтов
зоны II и III могут отсутст-
вовать и просадка фунда-
ментов будет происходить
только в верхней деформи-
руемой зоне от совместного
действия нагрузки фунда-
ментов и собственного веса
грунта,
• при сравнительно неболь-
ших размерах футщаментов.
нагрузок от них и ограни-
ченной толщине слоя про-
садочных грунтов зона III
может отсутствовать и про-
садка грунта происходит
только в верхней деформи-
Рис. 9.2. Характер развития просадочных
деформаций в основании фундамента
руемой зоне;
• при больших размерах фу’ндаментов, например плитных, и значительных
нагрузок от них зоны I и III сливаются, в результате чего в пределах всей
просадочной толщи происходит просадка грунта;
• при сравнительно небольшой нагрузке от фундамента или его отсутствии
и ограниченной толщине слоя просадочного грунта зоны I и III отсутст-
вуют и просадка грунта при его замачивании исключается;
• при сравнительно небольшой нагрузке от фундамента или его отсутствии
зона I отсутствует и просадка грунта происходит только от собственного
веса грунта.
Просадочные деформации подразделяются на следующие виды:
• просадка фундаментов ssip от их нагрузки, происходящая в пределах де-
формируемой зоны I, располагающейся от подошвы фундамента до глу-
бины, на которой суммарные вертикальные давления от нагрузки футада-
мента и собственного веса грунта равны начальному просадочному^ давле-
нию (0^ + 0^=/^);
• просадки от собственного веса грунта ssi,g, происходящие в нижней зоне
просадки hsis, начиная с глубины, где суммарные вертикальные напряже-
ния превышают начальное просадочное давление (ъгр + gzs > psi) или сумма
вертикальных напряжений от собственного веса грунта и внешней нагруз-
ки минимальна;
• неравномерность просадки грунтов Л.$д;
460
• возможная просадка грунтов от собственного веса sstg, проявляющаяся в
пределах толщи hstg при Bw < Hsi,
• горизонтальные перемещения основания usl в пределах криволинейной
части просадочной воронки при просадке грунтов от собственного веса
(рис. 9.3, г);
• потеря устойчивости откосов и склонов;
• дополнительные нагрузки вследствие образования в грунтовой толще вод-
ных куполов;
• дополнительные осадки подстилающего просадочную толщу грунта,
происходящие за счет изменения напряженного состояния грунтового
массива.
Максимальная просадка грунта от собственного веса s™g характеризуется
горизонтальным участком просадки поверхности грунта b и двумя криволи-
нейными участками г, на которых просадка изменяется от максимальной вели-
чины до нуля (рис. 9.3, б). Возможная просадка поверхности грунта ssig
включает только два криволинейных участка г. Горизонтальные перемещения
поверхности грунта при максимальной просадке характеризуются наличием
участков: горизонтального уплотнения, разуплотнения и нейтрального, кото-
рый при возможной просадке ssi,g отсутствует (см. рис. 9.3, г).
Рис. 9.3. Общий характер развития просадочных деформаций на поверхности от
собственного веса грунта
Грунтовые условия площадок строительства, сложенных просадочными
грунтами, в зависимости от возможности проявления просадки грунтов от соб-
ственного веса подразделяются на два типа [29, 33]:
• I тип - когда возможна в основном просадка грунтов от внешней нагрузки
ssip, а просадка грунтов от собственного веса ssig отсутствует или не пре-
вышает 5 см;
• II тип — когда помимо просадки грунтов от внешней нагрузки возможна их
просадка от собственного веса и ее величина превышает 5 см.
При определении типа грунтовых условий по просадочности по результа-
там лабораторных испытаний используются значения начального просадочно-
го давления pst или относительной просадочности 8Л/ при напряжении от собст-
венного веса грунта uzg (для полностью водонасыщенного грунта Sr > 0,8), вы-
461
численные с учетом возможной срезки или подсыпки при планировке терри-
тории. По этим данным строится график изменения напряжения от собствен-
ного веса грунта и начального просадочного давления psi по глубине (рис. 9.4,
а, в), а при отсутствии результатов определения psi - график изменения отно-
сительной просадочности г,:! по глубине (рис. 9.4, б, г).
Рис. 9.4. Определение типа грунтовых условий по изме-
нению напряжения от собственного веса грунта ozg (7),
начального просадочного давления psJ (2) и относитель-
ной просадочности £sI по глубине просадочной толщи:
а, 6-1 тип грунтовых условий: в, г - II тип грунтовых условий
По указанным графикам к I типу- грунтовых условий по просадочности
относятся толщи грунтов, в которых выполняется одно из следующих усло-
вий:
• начальное просадочное давление больше напряжения от собственного веса
грунта psi > Gzg в пределах всей просадочной толщи;
• начальное просадочное давление меньше напряжения от собственного ве-
са грунта psi < ozg в пределах слоя толщиной не более 2 м по глубине
(рис. 9.4, а);
• расчетная просадка от собственного веса грунта, определяемая по форму-
ле (9.6), с учетом изменения по глубине ел/ меньше 5 см.
Пример 9.1. Требуется определить тип грунтовых условий по просадочности и
вычислить деформации основания отдельностоящего фундамента размером Ь*1 =
= 2,0*2,8 м, глубиной заложения <7= 2,0 м, со средним давлением по подошве рп =
= 260 кПа. Допустимая осадка для данного здания su = 12 см. Участок строительства
сложен лессовидными супесями и суглинками толщиной 8,0 м, подстилаемыми непро-
садочными грунтами. Основные характеристики грунтов приведены в табл. 9.2. Удель-
ный вес грунтов принят для замоченного водонасыщенного состояния.
Решение. Для заданного размера фундамента определяем распределение верти-
кальных напряжений ozg, и Gzpi по глубине их основания. Результаты вычислений обоб-
щены в табл. 9.3. При этом ozg0 = у-<7 = 18-2 = 36 кПа.
462
Таблица 9.2
Основные характеристики грунтов площадки строительства
Наиме- нование грунта Глу- бина зале- гания h, м Удель- ный вес грунта у, кН/м3 Удель- ный вес сухого грунта У<?, кН/м3 esl xspnp РзЬ кПа Е, МПа
100 кПа 200 кПа 300 кПа прир. грунт уплот. грунт
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
Супесь 1 18,0 14,8 0,005 0,008 0,008 100 4,5 20
Супесь 2 18,0 15,0 0,007 0,010 ООП ПО 4,5
Супесь 3 18,2 15,2 0,010 0,012 0,014 130 4,5
Супесь 4 18,2 15,2 0,010 0.012 0,014 130 4,5
Суглинок 5 18,6 15Д 0,011 0,014 0,016 140 5,0
Суглинок 6 18,6 15,3 0,011 0,014 0,016 140 5,0
Суглинок 7 18,8 15,2 0,010 0,012 0,014 145 5.0
Суглинок 8 18,8 14,9 0,006 0,008 0,009 145 5,0
Таблица 9.3
Результаты вычисления значений напряжений по глубине основания
№ п/п Z, м кПа а с-р=аА1, кПа + кПа кПа es/., /{sLi
1 2 3 4 5 1 г 6 7 8 9
0 0 36,0 1,00 260 296,0 — — —
1 0,5 45,1 0,941 245 290,1 293 0,013 2,45
2 1,0 54,2 0,765 199 253,2 272 0,013 2,45
3 1,5 63,3 0,570 148 211,3 232 0,012 2,45
4 2,0 72,4 0,414 108 180,4 196 0,012 2,45
5 2,5 81,7 0,309 80 161,7 171 0,011 2,30
6 3,0 91,0 0,235 61 152,0 157 0,011 2,30
7 3,5 100,3 0,186 48 148,3 149 0,012 2,22
8 4,0 109,6 0,145 38 147,6 148 0,012 2,22
9 4,5 119,2 0,119 31 150,2 149 0,012 2,22
10 5,0 128,8 0,098 25 153,8 152 0,013 2,22
Толщину элементарного слоя грунта назначаем из условия /?г<0,4-/у =0,4-2,0 =
= 0,8 м, принимаем Л, = 0,5 м.
По табл. 9.2 (графы 5...7) определяем относительную просадочность грунта в се-
редине каждого слоя при среднем фактическом напряжении сг/т и результаты заносим
в табл. 9.3 (графа 8).
Из сопоставления значений напряжений ол и? (см. табл. 9.3) в основании фунда-
мента с величиной начального просадочного давления psI (см. табл. 9.2) устанавлива-
ем, что по всей толще суммарные напряжения больше давления pxi. Следовательно,
грунтовые условия участка строительства относятся ко II типу по просадочности.
Определим величину просадки основания фундамента по формуле (9.6) с исполь-
зованием данных из табл. 9.2 и 9.3:
Ssl = '^sl.T
463
Значения коэффициента ksu вычисляем по формуле (9.7) для каждого слоя, ре-
зультаты приведены в графе 9 табл. 9 3. Тогда величина просадки грунтов составит:
ssl = 50-(0.013-2,45 + 0,013-2,45 + 0.012-2,45 + 0,012-2,45 + 0.011-2.3 +
+ 0,011-2.3 + 0.012-2.22 + 0,012-2,22 + 0.013-2.22) = 12.8 см.
Далее вычисляем осадку фундамента методом послойного суммирования соглас-
но требованиям СП 22.13330.2011. Глубина сжимаемой толщи основания под фунда-
ментом равна Пс = 5.0 м (так как в основании имеется слой грунта с Е = 5 МПа. то Нс
определяется по условию 0,2-czg = 0,2-128,8 = 25,8 кПа ~ ог/, = 25 кПа). Осредненное
значение модуля деформации грунтов принимаем Е = 5000 кПа. Расчетное значение
осадки фундамента составляет л = 9,4 см.
Суммарная величина осадки и просадки фундамента
.у + ssi = 9,4 + 12,8 = 22,2 см,
что значительно больше допустимой величины, равной su = 12 см. Следовательно, для
обеспечения эксплуатационной пригодности здания необходимо применение меро-
приятий по устранению просадочных свойств грунтов и уменьшению величины осад-
ки фундамента (для данного случая, в примере 9.3 рассмотрен метод частичного уст-
ранения просадочных свойств грунтов в пределах деформируемой зоны под фунда-
ментом уплотнением тяжелыми трамбовками).
Пример 9.2. Требуется определить тип грунтовых условий по просадочности и
вычислить ожидаемую просадку от собственного веса для грунтовой толщи, сложен-
ной лессовидными супесями и суглинками толщиной 18,0 м, подстилаемой непроса-
дочными грунтами. Осредненные значения основных физико-механических свойств
грунтов приведены в табл. 9.4. Значения относительной просадочности определены в
лабораторных условиях методом двух кривых для природного давления грунтов.
Таблица 9.4
Основные характеристики грунтов площадки строительства
Наиме- нование грунта Глубина залегания h, м Удельный вес грунта у, кН/м3 Удельный вес замоченного грунта у, кН/м3 Удельный вес сухого грунта уА кН/м3 Относительная просади чниить &sl Природное давление czg, кПа Начальное просадочное давление psl, кПа
1 2 3 4 5 6 7 8
Супесь 2 16,2 18,2 14,2 0,012 36,4 80
Супесь 4 16,4 18,4 14,4 0,012 75,2 90
Супесь 6 16,6 18,4 14,4 0,018 114,0 100
Суглинок 8 16,6 18,8 14,3 0,022 151,6 НО
Суглинок 10 17,0 18,8 14,6 0,026 189,2 130
Суглинок 12 17,2 19,0 14,7 0,028 227,2 130
Супесь 14 17,2 19,4 14,8 0,022 266,0 150
Супесь 16 17,6 20,0 14,8 0,018 306,0 170
Супесь 18 17,8 20,0 14,6 0,014 346,0 180
Решение. Для определения типа грунтовых условий по просадочности вычисляем
значения вертикальных напряжений от собственного веса грунта azg по глубине, кото-
рые приведены в графе 7 табл. 9.4. Из приведенных данных видно, что значения на-
пряжений от собственного веса грунта ozgI на глубине от 6 до 20 м больше соответст-
464
вующих значений начального просадочного давления psIi. Следовательно, грунты
площадки строительства относятся ко II типу по проявлению просадочных свойств.
Величину просадки от собственного веса грунта ssi,g определяем по выражению
(9.6), используя значения относительной просадочности esh, определенных только от
природного давления ozg! на соответствующей глубине, а значения коэффициента ksl,
принимаем равными kst, = 1.0. Тогда
sslg = 1,0-200-(0,018 + 0,022 + 0,026 + 0,028 + 0,022 + 0,018 + 0,014) = 29,6 см.
В условиях площадки строительства для обеспечения эксплуатационной пригод-
ности здания необходимо применение мероприятий по глубинному устранению про-
садочных свойств грунтов и уменьшению величины осадки (для данного случая в
примере 9 4 рассмотрен метод глубинного уплотнения просадочных грунтов предва-
рительным замачиванием и энергией глубинных взрывов).
Особенности проведения инженерно-геологических изысканий на тер-
риториях распространения лессовых просадочных грунтов.
Основными характеристиками для проектирования оснований и фундамен-
тов на просадочных грунтах, определяемыми при инженерно-геологических
изысканиях, являются:
• тип грунтовых условий по просадочности;
• относительная просадочность ел/ при бытовом и фактическом давлениях на
грунт, а при изменении фактического давления более чем на 100 кПа зави-
симость £si от давления на грунт;
• величина начального просадочного давления psf,
• величина начальной просадочной влажности (при отсутствии замачи-
вания и возможном медленном повышении влажности);
• модули деформации при естественной влажности Ew и в водонасыщенном
состоянии Esat-,
• коэффициент изменчивости сжимаемости основания а.
• удельное сцепление с и угол внутреннего трения ср просадочных грунтов
при естественной влажности и в водонасыщенном состоянии;
• удельное сцепление с и угол внутреннего трения ср в водонасыщенном со-
стоянип уплотненных просадочных грунтов до заданной плотности.
Объем и состав инженерно-геологических изысканий для определения не-
обходимых характеристик просадочных грунтов устанавливаются с учетом:
степени изученности и сложности инженерно-геологического строения иссле-
дуемой площадки; конструктивных и эксплуатационных особенностей проек-
тируемых зданий и сооружений; возможных вариантов оснований и фунда-
ментов.
Разведочные шурфы и технические скважины с отбором монолитов грун-
тов на больших площадях под новые жилые районы, крупные промышленные
предприятия располагаются через 100...200 м, а под отдельные здания и со-
оружения — через 50... 100 м. При этом их необходимо располагать на участ-
ках, застраиваемых наиболее ответственными зданиями и сооружениями, а
также в местах с предполагаемыми максимальными и минимальными значе-
ниями характеристик просадочных грунтов.
На участках расположения каждого здания или сооружения должно быть
пройдено не менее одного шурфа или технической скважины, глубина кото-
рых назначается из расчета прорезки всей толщи просадочных грунтов с за-
глублением не менее чем на 2... 5 м в непросадочные грунты.
465
На площадках строительства зданий с нагрузкой на колонны до 400 кН и
на ленточные фундаменты до 100 кН/м глубину проходки 50% намеченных
шурфов и технических скважин допускается принимать равной 6... 8 м.
Монолиты грунтов отбирают через 1... 2 м по глубине, начиная с предпо-
лагаемой глубины заложения фундаментов и до нижней границы просадочной
толщи или до глубины проходки шурфов и скважин. От подошвы фундамента
до глубины, равной 1,5 Ъ (Ь - ширина фундамента), монолиты грунтов отби-
рают через 1 м. С каждой глубины отбирают не менее одного монолита разме-
ром 0,2x0,2x0,2 м или двух монолитов диаметром не менее 0,1 м. Из техниче-
ских скважин монолиты грунтов допускается отбирать только тонкостенными
или обуривающими грунтоносами, обеспечивающими сохранение природной
структуры и плотности грунта.
Тип грунтовых условий по просадочности устанавливается на основе ана-
лиза инженерно-геологических условий и местного опыта строительства, ла-
бораторных испытаний грунтов на просадочность, полевых испытаний с зама-
чиванием грунтов в опытных котлованах.
На основе анализа инженерно-геологических условий и местного опыта
строительства выявляется возможность просадки грунтов от собственного ве-
са, устанавливается возможный тип грунтовых условий по просадочности. оп-
ределяются объем лабораторных испытаний по уточнению типа грунтовых
условий и необходимость проведения опытного замачивания котлована.
Тип грунтовых условий по просадочности в полевых условиях определя-
ется после длительного замачивания грунта в опытных котлованах или уско-
ренного замачивания в котлованах с устройством по их периметру глубоких
прорезей. Замачивание производится на вновь осваиваемых территориях мас-
совой застройки при необходимости уточнения:
• типа грунтовых условий, установленных по результатам лабораторных
испытаний грунтов, когда в пределах слоя толщиной до 4...5 м psi<azg
или величине просадки от собственного веса грунта от 5 до 25 см;
• величины просадочной толщи:
• глубины, с которой происходит просадка грунта от собственного веса;
• влияния на просадкуг подсыпки или срезки грунта.
Замачивание грунтов производится в открытых котлованах с размерами
сторон понизу, равными величине просадочной толщи, но не менее 15><15 м, и
глубиной 0,2... 0,4 м при отсутствии подсыпки или срезки грунта.
Ускоренное замачивание опытных котлованов малого размера выполняет-
ся в соответствии с положениями [24]. При этом по периметру опытного кот-
лована (квадратной, шестиугольной, восьмиугольной или круглой формы) вы-
полняется прорезь на глубину 0,8... 1,0 Hsh что исключает нависание увлаж-
ненного массива грунта на окружающий его грунт природной влажности, а
также позволяет уменьшить площади опытных котлованов и сократить сроки
проведения испытаний.
9.1.2. Основные характеристики просадочности лессовых
грунтов и методы их определения
Основными характеристиками просадочных грунтов, определяющими их
специфические свойства, являются:
466
• относительная просадочность е^;
• начальное просадочное давление psi,
• начальная просадочная влажность w,/.
Относительная просадочность ssi. Является количественной характери-
стикой просадки грунта, которая представляет собой отношение разности вы-
сот образцов соответственно природной влажности и после его водонасыще-
ния при определенном постоянном давлении к высоте образца природной
влажности (рис. 9.5):
_gi~g2
sl h 1 + eCl ’
(9-3)
где h, ео - соответственно высота и коэффициент пористости образца грунта природ-
ной влажности, обжатого природным давлением без возможности бокового расшире-
ния; /?ь ci - то же того же образца грунта природной влажности, обжатого без возмож-
ности бокового расширения давлением р,: h2. е2 - то же того же образца грунта после
его полного водонасыщения при сохранении давления pt.
Рис. 9.5. Осадка (5) и просадка (Е) грунта в условиях невозможности
бокового расширения
Грунт считается просадочным, если es[> 0,01, т.е. если величина просадки
равна или больше 1% высоты испытуемого слоя (образца) грунта. Величина
относительной просадочности грунтов esI определяется опытным путем в ла-
бораторных и полевых условиях.
В лабораторных условиях ее значение определяется в компрессионных
приборах на образцах ненарушенной структуры путем испытания грунтов сле-
дующими методами (рис. 9.6): одной кривой, двух кривых, комбинированным
и ускоренным (ГОСТ 23161-78) [7].
Метод одной кривой основан на испытании одного образца грунта при
природной влажности и замачивании его при заданном (конечном) давлении
р,. Этот метод позволяет определить величину’ относительной просадочности
только при одном заданном давлении (рис. 9.6, а).
Метод двух кривых основан на испытании двух образцов-близнецов, вы-
резанных из одного монолита грунта, один из которых испытывается при при-
родной влажности w, друтой в - водонасыщенном состоянии wsat (рис. 9.6, б).
Этот метод позволяет определить величину относительной просадочности
грунта при любом давлении - от нуля до конечного.
Комбинированный метод представляет собой сочетание методов одной и
двух кривых (рис. 9.6, в).
467
Рис. 9.6. Методы определения относительной проса-
дочности грунтов в лабораторных условиях
Ускоренный метод основан на испытании одного образца грунта и загру-
жении его вначале при природной влажности до условного давления, напри-
мер /> = 0,1 МПа, но не менее природного от собственного веса грунта, замачи-
вании при этом давлении и последующем догружении до заданного давления
при непрерывном замачивании (рис. 9.6, г). Метод позволяет определить те же
характеристики грунта, что и метод двух кривых.
Относительная просадочность грунтов es1 зависит от давления на грунт р.
плотности сухого грунта pj, природной влажности w, числа пластичности 1Р
(рис. 9.7) и используется для: определения высоты (мощности) просадочного
слоя; определения типа грунтовых условий по просадочности; расчета величи-
ны ожидаемой просадки.
Рис. 9.7. Зависимость относительной просадочности от давления р (а),
плотности сухого грунта ра (б), природной влажности w (в) и числа плас-
тичности 1р (г)
468
Просадочные грунты по относительной просадочности 8Л/ при условном
давлении на грунт р = 300 кПа целесообразно классифицировать на отдельные
виды по табл. 9.5 [14].
Таблица 9.5
Классификация просадочных грунтов по величине относительной
просадочности
Наименование грунтов по степени просадочности Относительная просадочность es/ при давлении р = 300 кПа
Непросадочные Условно просадочные Слабо просадочные Среднепросадочные Сильнопросадочные Чрезвычайно просадочные <0,01 0,01 <8^ <0,015 0,01 <esi< 0,03 0,03 <83, <0,07 0,07 <83, <0,12 8з/>0,12
Предварительную оценку нормативных значений величины относитель-
ной просадочности грунтов при инженерно-геологических изысканиях для со-
оружений I и II уровней ответственности, а также окончательную их оценку’
для сооружений III уровня ответственности допускается выполнять по их фи-
зическим характеристикам в соответствии с табл. 9.6 (СП 11-105-97) [26].
Таблица 9.6
Предварительная оценка нормативных значений относительной
просадочности грунтов по их физическим характеристикам
Природ- ная влаж- ность W, % Давле- ние р, МПа Относительная просадочность при коэффициенте пористости е
0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0 1,1
0.1 0,008 0,012 0,016 0,020 0,024 0,029 0,033
8 0,2 0,016 0,024 0 032 0,041 0,049 0,057 0,066
0,3 0,020 0,031 0.042 0.053 0,064 0,074 0,085
0,1 0 004 0,008 0,012 0,016 0,020 0,025 0,029
12 0,2 0,008 0,016 0,024 0,033 0,041 0,049 0,057
0,3 0,010 0,021 0,031 0,042 0,053 0.064 0,075
0,1 — 0,004 0,008 0,012 0,016 0,021 0,025
16 0,2 — 0,008 0,016 0,024 0,033 0,041 0,049
0,3 — 0,010 0,021 0,032 0,043 0,053 0,064
0,1 — — 0,004 0,008 0,012 0,017 0,021
20 0,2 — — 0,008 0,016 0,025 0,033 0,041
0,3 — — 0,010 0.021 0,032 0,043 0,054
0,1 — — — 0,004 0,008 0,012 0,017
24 0,2 — — — 0,008 0,017 0,025 0,033
о,з — — — 0,011 0,022 0,032 0,043
469
Начальное просадочное давление psi - минимальное давление от нагруз-
ки фундамента или собственного веса, при котором начинает проявляться про-
садка при полном водонасыщении грунта. По своей сущности это давление,
нарушающее природную структурную прочность грунта в водонасыщенном
состоянии, при котором фаза нормального уплотнения переходит в фазу про-
садки, сопровождающуюся перестройкой структуры грунта и интенсивным
уплотнением.
В лабораторных условиях величина начального просадочного давления psl
определяется по испытаниям грунта методами двух кривых, комбинирован-
ным или ускоренным. В полевых условиях его величина определяется испыта-
ниями штампами с замачиванием (ГОСТ 20276-99) [5], поверхностным зама-
чиванием грунтов через котлован шириной В„ > Hsh а также ускоренным зама-
чиванием котлованов малых размеров (Bw < Hsi) с отрезкой массива грунта [24].
За начальное просадочное давление psi принимается давление, соответст-
вующее:
• при лабораторных испытаниях грунтов в компрессионных приборах - дав-
лению, при котором относительная просадочность esI = 0,01;
• при полевых испытаниях штампами предварительно замоченных грунтов -
давлению, равному' пределу' пропорциональности на графике «нагрузка-
осадка» s =f(p)',
• при замачивании грунтов в опытных котлованах - природному давлению
на глубине, начиная с которой происходит просадка грунта от собственно-
го веса pxi = Gzg. Глубина проявления просадки может быть установлена по
показаниям глубинных марок или по величине начального просадочного
давления pd.
Начальное просадочное давление косвенно характеризует степень проса-
дочности грунта. Чем больше величина рл/, тем менее просадочным является
грутгг, и, наоборот, чем меньше величина рл/, тем грунт более просадочный.
Начальное просадочное давление рл/ можно использовать для определения:
высоты зоны просадочных деформаций; глубины проявления просадки от соб-
ственного веса; расчета возможной просадки от натру зки фундамента.
Начальная просадочная влажность и\/ - минимальная влажность, при
которой проявляются просадочные свойства грунта от внешней нагрузки фун-
даментов или собственного веса грунта.
Начальная просадочная влажность определяется в лабораторных условиях
по результатам компрессионных испытаний методом двух кривых [7]. Крите-
рием для определения начальной просадочной влажности, так же как и при
определении начального просадочного давления, служит относительная про-
садочность величиной esi = 0,01.
Начальная просадочная влажность зависит от величины давления />,, и
каждому его значению соответствует свое значение wst. При этом большему'
давлению соответствует меньшее значение, меньшему давлению - большее
значение wsi. Наибольшее значение начальной просадочной влажности соот-
ветствует начальному просадочному' давлению psi.
Начальная просадочная влажность используется для: оценки зависимости
относительной просадочности от влажности esi =f(w); выявления возможности
проявления просадки грунтов от собственного веса при повышении влажности
не до полного водонасыщения (при >S',. < 0,8).
470
Деформационные и прочностные характеристики просадочных грун-
тов. Деформационными характеристиками просадочных, как и обычных грун-
тов, являются: модуль деформации Е, коэффициент сжимаемости т0, относи-
тельное сжатие 8, коэффициент изменчивости сжимаемости а [4, 18,29, 33].
Модуль деформации просадочных грунтов, как правило, должен опреде-
ляться в полевых условиях путем испытания грунтов статическими нагрузка-
ми по ГОСТ 20276-99 [5] или статическим зондированием по ГОСТ 19912-
2001 [4]. Испытания выполняются в наиболее характерных участках по плот-
ности, влажности, составу и литологии грунтов на предполагаемой отметке
заложения фундаментов и на 2...3 м ниже.
При определении модуля деформации в лабораторных условиях по ре-
зультатам компрессионных испытаний его значения получаются заниженными
в 2...6 раз [18, 20].
Для получения достаточно полной характеристики сжимаемости проса-
дочного грунта модули деформации его должны определяться при различных
значениях влажности, но как минимум при двух: наиболее характерной мини-
мальной для исследуемого района (или установившейся) и при полном водо-
насыщении.
Степень изменчивости сжимаемости просадочных грунтов а представляет
собой отношение характеристик сжимаемости грунта при природной влажно-
сти и в водонасыщенном состоянии:
а=-^- = —f°n_ = ±2i_, (9.4)
^sat ^Qsat &sat
где Ev и E^, mov и mosat, еи и Esat - модули деформации, коэффициенты сжимаемости и
относительные деформации грунтов соответственно при природной влажности и в
водонасыщенном состоянии.
Прочностные характеристики просадочных грутггов, удельное сцепление с
и угол внутреннего трения ср зависят в основном от степени их влажности,
структу рной прочности и в меньшей мере плотности. При повышении влажно-
сти просадочного грутгга до полного водонасыщения удельное сцепление сни-
жается в 2... 10 раз, угол внутреннего трения - в 1,05... 1,2 раза.
С увеличением структурной прочности и степени плотности прочностные
характеристики, так же как и для обычных грунтов, возрастают. В связи с этим
прочностные характеристики просадочных и уплотненных грунтов должны
определяться по ГОСТ 12248-96 [3] с учетом степени их влажности как мини-
му 14 при двух состояниях: при природной или установившейся влажности, ко-
торая будет в процессе строительства и эксплуатации, и в водонасыщенном
состоянии.
9.1.3. Проектирование оснований и фундаментов
на просадочных грунтах
Основания и фундаменты на просадочных грунтах должны проектиро-
ваться в соответствии с требованиями действующих нормативных документов
[28, 29, 30, 33, 34] по двум группам предельных состояний: первая грутпта - по
несущей способности; вторая группа - по деформациям.
В расчетах оснований и фундаментов следует одновременно учитывать
не только нагрузки от проектируемых зданий и сооружений, их возможное
471
увеличение за счет нагрузок от планировочных насыпей, полов, технологи-
ческого оборудования, повышения плотности и влажности грунтового мас-
сива при устранении просадочных свойств основания, но и возможное небла-
гоприятное влияние внешней среды, приводящее к изменению физико-
механических свойств грунтов (например, под влиянием поверхностных и
подземных вод).
При расчете по деформациям оснований наряду с осадкой грунта от нагру з-
ки футщаментов должны усчитываться следующие виды совместных деформаций
от просадки грунтов: абсолютная просадка отдельного фундамента ssf, средняя
просадка основания здания sslm; относительная неравномерность просадок двух
соседних фундаментов (перекос) Assl/L; крен при просадке фундамента или зда-
ния в целом 4ь относительный прогиб при просадке fsMu>
При просадке грунтов от собственного веса дополнительно должны рас-
сматриваться: горизонтальные перемещения грунта в основании usi, наклон по-
верхности грунта в основании 4к кривизна поверхности грунта в основании рЛ/.
Расчет оснований и фундаментов по деформациям на просадочных
грунтах производится из условия [18, 20, 29, 33]
s+ssJ<s,„ (9.5)
где 5 - совместная деформация основания и здания или сооружения, определяемая как
для обычных непросадрчных грунтов в соответствии с их деформационными характе-
ристиками, полученными при естественной влажности; ssi - деформация основания,
вызванная просадкой грунта, определяемая в соответствии с формулой (9.6); su - пре-
дельно допустимая совместная деформация основания и здания или сооружения, оп-
ределяемая как для обычных непросадочных грунтов.
За деформацию просадки ssh входящую в условие (9.5), может принимать-
ся любая из выше рассмотренных деформаций.
В нормативных документах [18, 20, 29, 33] приняты следующие четыре
основные схемы по расчету’ просадочных деформаций (рис. 9.8), относящихся
к случаям, когда:
а) возможна только просадка грунта от нагрузки фундамента ssip в преде-
лах верхней (деформируемой) зоны hsLp, а просадка грунта от собственного
веса sstg отсутствует вследствие небольшой величины просадочной толщи Hsl,
повышенной влажности и плотности грунтов и т.п. или ssi,p <5 см (рис. 9.8, а,
I тип грунтовых условий);
б) возможны просадки грунтов как от нагрузки фундамента sslp, так и от
собственного веса грунта ssig, и зоны их развития h^p и hsi,g по глубине не сли-
ваются и возможна пассивная зона /?„. имеющая место обычно при небольших
нагрузках на ленточные, столбчатые фундаменты (рис. 9.8, б, II тип грунтовых
условий);
в) возможны просадки грунтов ssi,p и ss^g, и зоны их развития по глубине
hsip и hsjg сливаются (отсутствует пассивная зона /?„), что наблюдается чаще
всего при больших нагрузках на фундаменты, применении их в виде плит, а
также повышенной просадочности грунтов. В этом случае за условную грани-
цу между зонами развития просадок ssi,p и ssi,g принимается глубина zg, на кото-
рой суммарные величины вертикальных напряжений от нагрузки фундамента
Огр и собственного веса грунта ozg имеют минимальную величину (рис. 9.8, е,
II тип грунтовых условий);
472
г) возможна просадка грунта ss^s только в нижней зоне hst g от его собст-
венного веса, так как при небольшой нагрузке на фундамент, в том числе и
плитный, просадка от его нагрузки в верхней зоне hsi,p отсутствует (рис. 9.8. г,
II тип грунтовых условий).
Рис. 9.8. Схемы к расчету' просадок основания фундамента
1 - вертикальные напряжения от собственного веса грунта ozg; 2 суммарные вертикальные
напряжения от внешней нагрузки и собственного веса грунта oz = с2р + ozg; 3 - изменение с
глубиной начального просадочного давления
Просадка грунтов ss/ основания при увеличении их влажности вследствие
замачивания сверху больших площадей, а также замачивания снизу при подъ-
еме уровня подземных вод определяется по формуле
= (9-6)
где Esij и hj — соответственно относительная просадочность и толщина /-го слоя грунта;
ksn - коэффициент, зависящий от размеров фундамента.
Различают просадку от собственного веса грунта ssig и просадку от внеш-
ней нагрузки sstp. Оба вида просадок определяются по выражению (9.6). Одна-
ко имеются некоторые отличия в их определении.
При вычислении просадки от собственного веса грунта sst g значения отно-
сительной просадочности 8Л/, по глубине лессовой толщи должны быть опреде-
лены только от природного давления c2gi, т.е. вертикального напряжения от
собственного веса грунта на соответствующей глубине, а значение коэффици-
ента ksIii принимается равным единице к^ =1,0.
В случае вычисления деформации просадки от внешней нагрузки ssip отно-
сительная просадочность грунта должна быть определена от суммы природно-
го и дополнительного давлений (o;t, + с:р) на соответствующей глубине от по-
дошвы фундамента. При этом значение коэффициента ksi i принимается:
а) при ширине подошвы фундамента b > 12 м для всех слоев грунта в пре-
делах зоны просадки ksj = 1,0;
б) при Ь < 3 м коэффициент ksy вычисляется по формуле
^, = 0,5 +1,5^^, (9.7)
Ро
где р - среднее давление под подошвой фундамента, кПа, psy - начальное просадочное
давление грунта /-го слоя, кПа; ро - давление, равное 100 кПа;
473
в) при 3 м<Ь < 12м коэффициент ksiг определяется по интерполяции ме-
жду значениями, полеченными при Ъ = 3 м и kst = 1,0.
Для расчета просадки грунта от нагрузки фундамента ssitP просадочная тол-
ща разбивается на отдельные слои /?, толщиной не более 2 м в соответствии с
литологическим разрезом и горизонтами определения £,./,, а изменение суммар-
ного напряжения в пределах каждого слоя не должно превышать 200 кПа. При
расчете просадок оснований фундаментов по формуле (9.6) учитываются только
слои грунта, относительная просадочность которых при фактическом напряже-
нии £Л/>(),()1. В случае если относительная просадочность отдельных слоев
грунта, входящих в деформируемую зону. е5, < 0,01, они исключаются из расчета.
В случаях, когда Bw < Hsj, просадка от собственного веса грунта Ss! s прояв-
ляется частично (не полностью). При расчете просадок фундаментов в случаях
неполного водонасыщения грунта в формулу (9.6) подставляются значения
относительной просадочности £.'/, определяемые по форму лам:
, - ИД
Esl =0,01 + (ssZ-0,01)—-----; (9.8)
&s, =0,01 + (&s,-0,01)-0,33, (9.9)
где ii’Cg - конечная влажность грунта после замачивания; - начальная просадочная
влажность; wxal — влажность, соответствующая полному' водонасыщению грунта.
Возможная величина просадки грунта ssls от собственного веса, проявля-
ющаяся при замачивании площади шириной Bv < Hsl, определяется по формуле
Расчетное сопротивление просадочных гру нтов природного сложения
определяется в зависимости от: возможности и вида источника замачивания;
принятого метода обеспечения прочности и эксплуатационной пригодности
зданий и сооружений; конструкции, ширины и глубины заложения фундамен-
тов; прочностных характеристик грунтов оснований.
Расчетное сопротивление грунта основания R при возможном замачивании
просадочных грунтов сверху или подъеме уровня грунтовых вод принимается
равным:
а) начальному просадочному' давлению psi при устранении возможности
просадки грунтов от внешней нагрузки путем снижения давления под подош-
вой фундамента;
б) значению, вычисленному по формуле (5.7) СП 22.13330.2011 с использо-
ванием расчетных значений прочностных характеристик (фц и сп) в водонасы-
щенном состоянии при обеспечении прочности зданий и сооружений примене-
нием комплекса водозащитных и конструктивных мероприятий, назначаемых
по расчету на возможные суммарные величины осадок и просадок основания;
в) значению, вычисленному' по формуле (5.7) СП 22.13330.2011 с исполь-
зованием прочностных характеристик (фп и сп), полученных для уплотненных
и закрепленных до заданной плотности и прочности грунтов в водонасыщен-
ном состоянии.
При невозможности замачивания просадочных грунтов расчетное сопро-
тивление основании R определяется по формуле (5.7) [29], при этом прочност-
474
ные характеристики грунтов должны приниматься: при w > wp — по результа-
там испытания грунтов в состоянии природной влажности w; при w < wp - по
результатам испытания грунтов при влажности на границе раскатывания wp.
При определении расчетного сопротивления грунта основания при воз-
можности его замачивания до полного водонасыщения коэффициенты условий
работы уС1 и ус2 принимают как для глинистых грунтов с показателем текучести
li > 0,5, а при невозможности замачивания - с показателем текучести р < 0,5.
Предварительные размеры футщаментов зданий и сооружений, возводи-
мых на просадочных грунтах, назначаются исходя из условных значений рас-
четных сопротивлений основания Ro, принимаемых по табл. 9.7.
Таблица 9.7
Условные значения расчетных сопротивлений просадочных грунтов
Грунт Значения Ro, кПа, просадочных грунтов
природного сложения с у,/, кН/м3 уплотненных с кН/м3
13,5 15,5 16,0 17,0
Супесь 300 150 350 180 200 250
Суглинок 350 180 400 200 250 300
Глина 400 200 450 220 300 350
При мечания'.
1. Над чертой даны значения, относящиеся к просадочным грунтам природного сложения
со степенью влажности Sr < 0,5 и при невозможности их замачивания; в знаменателе под
чертой - значения, относящиеся к таким же грунтам с меньшей степенью влажности и при
возможности их замачивания.
2. Для просадочных грунтов с промежуточными значениями у,/ значения Ад определяются
интерполяцией.
При полном устранении просадочных свойств грунтов уплотнением или
закреплением различными методами необходимо обеспечить, чтобы суммар-
ное давление на кровлю подстилающего неуплотненного или незакрепленного
слоя не превышало начального просадочного давления ра этого слоя. т.е.
Psi — В этом случае расчетное сопротивление Rc на уплотненный или
закрепленный грунт по условию устранения просадки подстилающего слоя
определяется по формуле
psI-p=8+apg^ (9ii)
а
где ог/, - дополнительное напряжение на кровле подстилающего неуплотненного или
незакрепленного слоя просадочного грунта от нагрузки фундамента, кПа; pzg и pg -
природное давление соответственно на кровле подстилающего слоя и на отметке за-
ложения фундамента, кПа; а - коэффициент уменьшения дополнительного давления
от фундамента на кровле неуплотненного или незакрепленного слоя (см. табл. 5.8 СП
22.13330.2011).
При проектировании оснований, сложенных просадочными грунтами, в
случае их возможного замачивания должны предусматриваться мероприятия,
475
исключающие или снижающие до допустимых пределов просадки оснований и
(или) уменьшающие их влияние на эксплуатационную пригодность сооружений.
В случае невозможности замачивания основания в течение всего срока
эксплуатации сооружения (с учетом его возможной реконструкции) просадоч-
ные свойства грунтов допускается не учитывать, однако в расчетах должны
использоваться физико-механические характеристики грунтов, соответствую-
щие установившейся влажности.
При возможности замачивания грунтов основания обеспечение прочности,
устойчивости и нормальной эксплуатации зданий и сооружений осуществля-
ется применением одного из следующих трех принципов:
1) устранения просадочных свойств грунтов поверхностными методами
уплотнения или закрепления - в пределах верхней зоны просадки или ее части;
глубинными методами - в пределах всей просадочной толщи;
2) прорезкой просадочной толщи глубокими фундаментами, в том числе
свайными;
3) комплекса мероприятий, включающих частичное устранение просадоч-
ных свойств грунтов, водозащитные и конструктивные мероприятия.
В целом выбор мероприятий должен производиться с учетом типа грунто-
вых условий, вида возможного замачивания, расчетной просадки, взаимосвязи
проектируемых сооружений с соседними объектами и коммуникациями.
Основания зданий и сооружений проектируются как на обычных непроса-
дочных грунтах (без применения вышеуказанных мероприятий) в тех случаях,
когда возможные суммарные осадки и просадки, а также их неравномерность
не превышают допустимых для данного здания или сооружения величин из
условий обеспечения их прочности и эксплуатационной пригодности.
1. Устранение просадочных свойств грунтов поверхностными
и глубинными методами уплотнения
Поверхностные методы уплотнения просадочных грунтов. К ним от-
носятся: уплотнение тяжелыми трамбовками, устройство грунтовых подушек,
вытрамбовывание котлованов, в том числе с устройством уширения из жест-
кого материала, поверхностное уплотнение подводными взрывами.
Устранение просадочных свойств грунтов в грунтовых условиях I типа
допускается выполнять только в пределах части верхней зоны просадки, но не
менее 2/3 ее высоты, если конструкции сооружения рассчитаны на возможные
деформации основания, а просадки и их неравномерность не превышают 50%
предельных деформаций основания данного сооружения.
Область применения и сущность метода уплотнения просадочных грунтов
тяжелыми трамбовками рассмотрены в п. 7.2.1 настоящего справочника.
Уплотнение тяжелыми трамбовками применяется на площадках с грунтовыми
условиями: I типа - для устранения просадочных свойств грунтов только в ос-
новании фундаментов; II типа - для тех же целей и создания маловодопрони-
цаемого экрана под всем зданием или сооружением, а в сочетании с глубин-
ными методами уплотнения - для доуплотнения верхнего буферного (недоуп-
лотненного) слоя. При устройстве сплошного маловодопроницаемого экрана
глубина уплотнения должна быть не менее 1,5 м.
Глубина уплотнения просадочных грунтов тяжелыми трамбовками в осно-
вании фундаментов определяется из условия полного устранения просадочных
476
свойств грунтов в пределах всей деформируемой зоны или только ее верхней
части на глубину, при которой суммарные осадки и просадки фундаментов не
превышают предельных величин для зданий и сооружений (см. пример 9.3).
Основные положения по проектированию и устройству фундаментов на
основаниях, уплотненных тяжелыми трамбовками, приведены в нормативно-
технической литературе [14, 15, 18, 20, 29, 33].
Область применения и сущность устройства уплотненных грунтовых по-
душек рассмотрены в п. 7.4.2 настоящего справочника. Грунтовые подушки
применяются при степени влажности просадочных грунтов в основании фун-
даментов Sr > 0,7 и для создания в основании фундаментов уплотненного слоя
большей толщины, чем при уплотнении тяжелыми трамбовками. В сочетании
с глубинными методами уплотнения просадочных грунтов применяется для
замены верхнего буферного (нсдоуплотнснного) слоя основания.
Толщина грунтовой подушки определяется из условия полного устранения
просадочных свойств грунтов в пределах деформируемой зоны. При значи-
тельной толщине грунтовой подушки допускается выполнять ее только в пре-
делах верхней части деформируемой зоны.
При частичном устранении просадочных свойств грунтов в пределах де-
формируемой зоны толщина грунтовой подушки определяется расчетом по
деформациям, исходя из условия, чтобы суммарные осадки и просадки фунда-
ментов зданий и сооружений не превышали предельно допустимых.
Грунтовые подушки из дренирующих материалов (песок, щебень, шлак и
т.п.) допускается применять при соответствующем обосновании только на
площадках с грунтовыми условиями I типа по просадочности.
Основные положения по проектированию фундаментов на основаниях из
уплотненных грунтовых подушек приведены в нормативно-технической лите-
ратуре [14, 15, 18, 20, 29, 33].
Сущность и область применения фундаментов в вытрамбованных кот-
лованах рассмотрены в п. 7.2.3 настоящего справочника. Эти фундаменты при-
меняются в основном на просадочных грунтах I типа с числом пластичности 1Р >
> 0,03, плотностью сухого грунта pj < 1,6 т/м3; степенью влажности Sr < 0,75 для
футщаментов неглубокого заложения и < 0,65 - для удлиненных фундаментов.
Применение фундаментов в вытрамбованных котлованах в грунтах II типа
по просадочности допускается:
• при условии, если суммарная величина просадки грунта от собственного
веса и осадки фундамента от нагрузки не превышает предельно допусти-
мых величин для проектируемых зданий и сооружений;
• для производственных и складских одноэтажных зданий с несущими кон-
струкциями, малочувствительными к неравномерным осадкам, и нагруз-
кой на отдельный футщамент до 400 кН при максимальной величине про-
садки грунта от собственного веса до 20 см и при условии применения
комплекса водозащитных и конструктивных мероприятий.
Основные положения по проектированию футщаментов в вытрамбованных
котлованах приведены в нормативно-технической литературе [14, 15, 18, 20, 29,
33].
Область применения и сущность метода уплотнения просадочных грун-
тов подводными взрывами рассмотрены в п. 7.2.4 настоящего справочника.
Уплотнение этим методом применяется на площадках с грунтовыми условия-
477
ми I типа — для устранения просадочных свойств грунтов только в основании
фундаментов; II типа - для тех же целей, а в сочетании с глубинными метода-
ми уплотнения - для доуплотнения верхнего буферного (недоуплотненного)
слоя. Основные положения по проектированию фундаментов на основаниях,
уплотненных подводными взрывами, приведены в нормативно-технической
литературе [14. 15. 18. 20. 29. 33].
Пример 9.3. Требуется определить параметры уплотненного тяжелыми трамбов-
ками основания двухпролетного промышленного здания размером 24^48 м (шаг проле-
та в поперечном направлении /| = 12 м, в продольном - /; = 6 м). Исходные данные для
фундаментов и грунтовые условия площадки строительства приняты из примера 9.1.
Решение. Учитывая грунтовые условия площадки строительства, для снижения
величины осадки и просадки фундаментов толщину уплотняемого слоя под фундамен-
тами принимаем равной hc = 3,0 м. С учетом этого определяем необходимый диаметр и
вес трамбовки по формуле (7.8) (для суглинков принимаем к = 1,8):
d = hjk = 3,0/1,8 » 1,7 м.
При статическом давлении трамбовки на грунт р = 20 кПа вес трамбовки составит:
G = pA/g = 20-2,27/9,81 ~ 5,0 тн = 50 кН.
Определим просадку фундамента за счет неуплотненного слоя просадочного
грунта, залегающего на глубине от 5 до 8 м, по форму-ле (9.6) с использованием дан-
ных табл. 9.1 и 9 2:
ssl = 0,012-50-2,22 + 0,012-50-2,22 + 0,013-50-2,22 = 4,2 см.
Далее вычисляем осадку фундамента методом послойного суммирования с уче-
том слоя уплотненного грунта согласно требованиям СП 22.13330.2011. Глубина
сжимаемой толщи основания под фундаментом равна Нс = 5,0 м (так как ниже уплот-
ненной зоны имеется слой грунта с Е = 5 МПа, то Нс определяется по условию
0,2 -Gzg = 0,2-128,8 = 25,8 кПа ~ <3zp = 25 кПа). Величина расчетной осадки фундамента
составит х = 2,9 см.
Определим суммарную величину- осадки и просадки фундамента на искусствен-
ном основании по формуле (9.5)
5 + ssI = 2.9 + 4.2 = 7.1 см.
что меньше допустимой величины, равной х„ = 12 см. Таким образом, принятая глуби-
на уплотнения основания hc = 3,0 м достаточна.
Определяем ширину уплотненной зоны для продольной оси промышленного зда-
ния (из расчета сплошного уплотнения вдоль пролета под каждый ряд фундаментов)
по формуле
bc = bf+ d) = 2,0 + 0,5-(2,8 - 1,7) = 2,7 м.
Принимаем уплотнение в 3 следа, а ширину- уплотняемой площади 3-1,7 = 5,1 м.
Определим величину недобора грунта при отрывке из котлована по формуле
Дй = (1 - = (1 - 15,0/16,5)-3,0-1,2 = 0,28 м.
Величину недобора грунта принимаем равной Дй = 0,3 м, следовательно, при от-
рывке глубина разработки котлована составит:
Я=г/-Д/? = 2,0-0,3 = 1,7 м.
Учитывая близкое расположение фундаментов, проектируем сплошную грунто-
вую подушку под всей площадью застройки здания. Тогда ее размеры составят:
bc = b3 + lf+ 0,5\lf-d) = 24 + 2,8 + 0,5(2,8 - 1,7)« 28 м;
lc = l3 + bf+ d) = 48 + 2,0 + 0,5(2,8 - 1,7) ~ 51 m.
478
Глубинные методы уплотнения просадочных грунтов. К ним относят-
ся: устройство грунтовых свай, предварительное замачивание грунтов, в том
числе с использованием глубинных взрывов, химическое и термическое закреп-
ление. Устранение просадочных свойств грунтов глубинными методами приме-
няется для зданий и сооружений, осадки фундаментов которых на уплотненных
или закрепленных грунтах не превышают допустимых для них величин.
Сущность и область применения глубинного метода уплотнения проса-
дочных грунтов грунтовыми сваями рассмотрены в п. 7.3.1 настоящего спра-
вочника. Глубинное уплотнение грунтовыми сваями выполняется с целью:
устранения просадочных свойств грунтов в пределах просадочной толщи; соз-
дания в основании зданий и сооружений сплошного маловодопроницаемого
экрана из уплотненного грунта: устройства противофильтрационных завес из
уплотненного грунта.
Этот способ целесообразно применять при толщине слоя просадочного
грунта от 10 до 24 м. Параметры глубинного уплотнения просадочных грунтов
(число свай, расстояния между’ ними, глубина, размеры и т.д.) должны назна-
чаться из условия достижения такой плотности грунтов основания, при кото-
рой полностью устраняется просадка от собственного веса и от нагрузки, пе-
редаваемой фундаментами. Размеры уплотняемой площади в плане должны
обеспечивать несущу ю способность уплотненного массива и подстилающего
его грунта при возможной просадке окружающего грунта природного сложения.
Основные положения по проектированию фундаментов на основаниях,
уплотненных грунтовыми сваями, приведены в нормативно-технической лите-
ратуре [14, 15, 18, 20, 29, 33].
Сущность и область применения метода уплотнения просадочных грунтов
предварительным замачиванием рассмотрены в п. 7.3.5 настоящего справоч-
ника. Уплотнение предварительным замачиванием происходит за счет просад-
ки грунта от собственного веса с глубины, на которой напряжение от собст-
венного веса грунта превышает начальное просадочное давление. Верхние
слои грунта остаются в недоушютненном состоянии, поэтому предварительное
замачивание обеспечивает перевод толщи лессовых грунтов из II типа в I тип
гру нтовых условий по просадочности.
При передаче на уплотненный массив дополнительных давлений от веса
возводимых зданий и сооружений уплотнение просадочных грунтов этим ме-
тодом должно комбинироваться с другими методами, позволяющими устра-
нить просадочные свойства грунтов как в пределах верхней деформируемой
зоны hdp от нагрузки фундаментов и собственного веса грунта, так и возмож-
ного дополнительного уплотнения нижних слоев просадочной толщи. Для
устранения просадочных свойств в пределах деформируемой зоны hxip обычно
применяются уплотнение тяжелыми трамбовками, устройство грунтовых по-
душек, фундаментов в вытрамбованных котлованах и т.д.
Для доуплотнения нижних слоев просадочной толщи, особенно под здания
и сооружения с относительно небольшой площадью в плане, уплотнение пред-
варительным замачиванием целесообразно производить с дополнительной
пригрузкой уплотняемого массива, например путем отсыпки насыпи из мест-
ного грунта [14].
Другим эффективным мероприятием по повышению эффективности уп-
лотнения просадочных грунтов предварительным замачиванием, а также огра-
479
ничению зоны распространения воды в сторону является устройство по пери-
метру или даже части уплотняемой площади глубоких прорезей (на глубину
0,6... 0,8Hsi), заполняемых глинистым раствором [ 14]
Основные положения по проектированию фундаментов на основаниях,
уплотненных предварительным замачиванием, приведены в нормативно-
технической литературе [14, 15, 18, 20, 29, 33].
С ущность и область применения способа уплотнения просадочных грун-
тов предварительным замачиванием и энергией глубинных взрывов рассмот-
рены в п. 7.3.6 настоящего справочника. При этом методе производят замачи-
вание просадочной толщи до степени влажности Sr ~ 0,8, при которой струк-
турные связи грунтов значительно ослабляются, а энергия глубинных взрывов
позволяет повысить качество уплотнения. Следует отметить, что верхние слои
грунта также остаются в недоушютненном состоянии и требуют доушютнения
приведенными выше методами.
Основные положения по проектированию фундаментов на основаниях,
уплотненных предварительным замачиванием и энергией глубинных взрывов,
приведены в нормативно-технической литературе [14, 15, 18, 20, 29, 33].
В табл. 9.8 обобщены основные характеристики и область применения
различных методов устранения просадочных свойств грунтов.
Таблица 9.8
Основные характеристики и области применения методов устранения
просадочных свойств грунтов
№ п/п Метод уплотнения (устранения) просадочных свойств грунтов Основные характеристики уплотненного грунта Рациональная область применения
h ' 1сот-> М ^сот Г ^СОТЮ МПа ТИП грунтов, условий Hd, м
1 2 3 4 5 6 “1 7
1 Вытрамбовывание котлованов 1...4 0,95...1 20...40 I <10
2 Тяжелые трамбовки 2...4 0,95...1 20...30 I <10
3 Грунтовые подушки 1...6 0,95...0,98 20...40 I <10
1 Двух-трехслойное уплотнение 6 10 0,93... 0,98 20...30 I...II <12
5 Грунтовые сваи 8...20 0,92... 0,97 15...25 II <18
6 Щебеночные сваи 8. .15 0,93...0,98 20...30 II <15
7 Армирование 10...18 0,92... 0,95 10...20 II <18
8 Предварительное замачивание 10...25 0,90... 0,95 10...20 II >12
9 То же с пригрузкой, глубоки- ми прорезями, взрывами 8...25 0,92... 0,97 15...25 п >12
10 Разгрузка грунтового массива >3 — — I...II <15
11 Силикатизация 8...25 — >30 1...П >8
12 Термическая обработка 10...25 — >30 п >10
13 Струйная цементация 8. .25 — >30 I...II >8
14 Буросмесительная технология 8...25 — >30 I...II >8
Примечание. В табл. 9.8 использованы данные из работы [14]
480
Пример 9.4. Требуется определить основные параметры уплотняемого предвари-
тельным замачиванием и энергией глубинных взрывов основания гражданского здания
размером в плане 15х60 м, проектируемого на участке, сложенном лессовидными су-
песями и суглинками толщиной Hs/ = 18 м, относящемся ко II типу по проявлению
просадочных свойств (.sx/g = 29,6 см). Исходные данные по фундаментам и грунтовым
условиям приняты из примера 9.2. Осредненный коэффициент фильтрации грунтов с
учетом устройства дренажно-взрывных скважин составляет Ау = 0,80 м/сут.
Решение. Определим размеры замачиваемой площади по формулам (7.25) и (7.26):
bK = b3 + Q,6Hsi = 15 + 0,6-18 = 26 м;
/, = /., + HsI = 60 + 18 = 78 м.
Вычисляем время, необходимое для промачивания всей толщи просадочных
грунтов при коэффициенте фильтрации грунтов kf = 0,80 м/сут и глубине котлована
h = 1,0 м, по формуле (7.27)
Т= Ofi(Hsi-hykf = 0,8-(18 - 1,0)/0,80 = 21 сут.
Для определения объема воды на замачивание вычисляем средневзвешенные зна-
чения:
• удельного веса частиц грунта ys = 26,8-18/18 = 26,8 кН/м3;
• удельного веса сухого грунта до просадки
= (14,2 + 14,4 + 14,4 + 14,3 + 14,6 + 14,7 + 14,8 + 14,8 + 14,6)-2/18 = 14,5 кН/м;
• удельного веса грунта при природной влажности
у = (16,2 + 16,4 + 16,6 + 16,6 + 17,0 + 17,2 + 17,2 + 17,6 + 17,8)-2/18 = 1,70 т/м3
Определяем объем грунта в пределах замачиваемого котлована по формулам
(7.28) и (7.29):
Vi = = 26-78-17 = 34 476 м3.
Определяем объем грунта в пределах зон распространения воды в стороны от за-
мачиваемого котлована И2
12 = 0,5(2/Д + 2Д,Ш/-(Яд /Лр-tgP) = 0,5(52 + 156)-17 (17 1,7-0,7) = 35776 м3.
Вычисляем требуемый объем воды для замачивания:
о=0 8 (Ys-Yd)Y„ Ц+Г2/2 _0 (26,8-14,5)1 34476+35776/2 _
' Ys-(Y~Yd) Yw ' 26,8-(17,0-14,5) 1
= 6284 м3.
Определяем максимальный суточный расход воды на замачивание котлована по
формуле (7.30)
?тах = 3-0,40-26-78 = 2433 м3.
Выбираем схему расположения и расстояния между совмещенными дренажно-
взрывными скважинами в котловане. Учитывая характеристики уплотняемых грунтов,
принимаем расположение дренажно-взрывных скважин по квадратной сетке /х/ =
= 6x6 м, диаметр скважин <7Ц = 0,22 м. Количество совмещенных дренажно-взрывных
скважин по всей площади уплотнения составит пк, = 65 шт. (рис. 9.9). Для ускорения
фильтрации воды в массив грунта на дно котлована отсыпается дренирующий слой из
песка гравелистого или крупного толщиной 10 см.
Для заполнения полости совмещенных дренажно-взрывных скважин рекоменду-
ется использовать пески гравийные, крупные и средней крупности. В качестве ВВ вы-
бираем водостойкий аммонит № 6ЖВ. широко применяемый в практике. Для осуще-
ствления глубинных взрывов используем водоустойчивые электро детонаторы (ЭД),
способ взрывания — электрический.
481
Рис. 9.9. План котлована и схема расположения дренажно-взрывных скважин:
1 - контур проектируемого здания; 2 - контур котлована; 3 - совмещенные дренажно-
взрывные скважины; 4 - слой воды; 5 - непросадочный слой
Определяем глубину заложения ЛББ зарядов ВВ (глубину бурения дренажно-взрыв-
ных скважин). Расчетную глубину' уплотнения просадочной толщи принимаем равной
Луш = HsI = 18 м. Тогда глубина заложения зарядов ВВ составит:
= 0,7-Яй = 0,7-18 « 13 м.
Вычисляем требуемое количество ВВ. закладываемого в каждую дренажно-взрыв-
ную скважину, по формуле (7.34)
?вв = (74//8)3 = (18/8)3 = 11.4 кг.
Определяем количество ВВ. закладываемого во все скважины:
бвв = Qbb'^c = 11,4-65 ~ 741 кг.
Устранение просадочных свойств грунтов закреплением и укреплени-
ем. При соответствующем обосновании в просадочных грунтах возможно
применение столбов и массивов из закрепленного и укрепленного грунта, ко-
торые производятся способами силикатизации и смолизации, термической об-
работкой, технологией струйной цементащш, буросмесительной технологией.
Закрепление и упрочнение просадочных грунтов целесообразно применять в
грунтовых условиях, характеризующихся наличием ниже просадочной толши
слоев непросадочного грунта с повышенной плотностью.
Область применения и сущность закрепления просадочных грунтов спо-
собом силикатизации и смолизации приведены в п 7.5.3 настоящего спра-
вочника. Необходимость закрепления грунтов устанавливается по результатам
расчетов возможных просадок грунтов и фундаментов, выполненных по дан-
ным дополнительных инженерно-геологических изысканий. Целесообразность
применения закрепления назначается на основе технико-экономического со-
поставления с методами уплотнения просадочных грунтов, а также их прорез-
ки свайными фундаментами.
Для закрепления просадочных грунтов широко применяются способ од-
норастворной силикатизации и способ силикатизации с предварительной ак-
482
тивизацией грунта углекислым газом. Этими способами можно закрепить
грунты I и II типа по просадочности. При этом закрепление целесообразно
применять в случаях, когда методы уплотнения просадочных грунтов не
обеспечивают необходимую прочность и несущую способность уплотненно-
го грунта.
На просадочных грунтах с I типом грунтовых условий, а также при срав-
нительно небольших нагрузках на фундаменты закрепление грунтов целесооб-
разно осуществлять для устранения их просадочных свойств. При этом закреп-
ление грунтов силикатизацией выполняется растворами пониженной концен-
трации, а размеры закрепленных массивов в плане и по глубине назначаются
на основе тех же исходных положений, которые принимаются при проектиро-
вании грунтовых подушек и уплотнении тяжелыми трамбовками.
Основные положения по проектированию фундаментов на закрепленных
силикатизацией и смолизацией основаниях приведены в нормативно-техни-
ческой литературе [14, 15, 18, 20, 29, 33]. Закрепление просадочных лессовых
грунтов силикатизацией должно выполняться по соответствующим проектам,
разработанным специализированными организациями, имеющими опыт про-
ектирования и выполнения работ по этим видам закрепления грунтов.
Область применения и сущность закрепления просадочных грунтов спо-
собом термической обработки приведены в п. 7.5.2 настоящего справочника.
Необходимость закрепления грунтов этим способом, как и при силикатизации
и смолизации, устанавливается по результатам расчетов возможных просадок
грунтов и фундаментов, выполненных по данным дополнительных инженерно-
геологических изысканий. Целесообразность применения закрепления грунтов
термической обработкой также определяется на основе проведения технико-
экономического сравнения с методами уплотнения просадочных грунтов, а
также прорезки свайными фундаментами.
Термическая обработка производится в пределах всей просадочной толщи.
Устройство термически обработанных грунтов в виде висячих столбов нецеле-
сообразно, так как возможна просадка фундаментов при случайном замачива-
нии грунта в основании. При термической обработке грунта ниже закреплен-
ного массива возникают благоприятные условия просачивания воды вследст-
вие повышения пористости обожженного грунта и его фильтрационной
способности. Поэтому в случаях, когда толщина слоя просадочного грунта
больше возможной глубины термической обработки, этот способ закрепления
становится неприемлемым.
Основные положения по проектированию фундаментов на упрочненных
термической обработкой основаниях приведены в нормативно-технической
литературе [15, 18, 20, 23, 29, 30, 33, 34]. Закрепление лессовых просадочных
грунтов термической обработкой должно выполняться по соответствующим
проектам, разработанным специализированными организациями, имеющими
опыт проектирования и выполнения работ по этим видам у прочнения грунтов.
Область применения и сущность закрепления грунтов с применением тех-
нологии струйной цементации и буросмесителъной технологией приведены
в п. 7.5.4 и 7.5.5 настоящего справочника. Закрепление грунтов I и II типа по
просадочности этими способами производится в виде массивов и столбов из
закрепленного и укрепленного грунта. Целесообразность применения указан-
ных способов также должна устанавливаться на основе проведения технико-
483
экономического сравнения с методами уплотнения и закрепления просадоч-
ных грунтов, а также прорезки свайными фундаментами.
Основные положения по проектированию фундаментов на основаниях, за-
крепленных и укрепленных струйной цементацией и буросмесительной техноло-
гией, приведены в нормативно-технической литературе [15, 18,20, 29, 30, 33, 34].
На просадочных грунтах со II типом грунтовых условий целесообразно
создавать отдельные опоры и массивы из закрепленного и укрепленного грун-
та. Проектирование массивов или отдельных столбов-опор следует выполнять
по аналогии со свайными фундаментами исходя из условия передачи на них
всей нагрузки от зданий и сооружений, полной прорезки ими толщи просадоч-
ных грунтов и заглубления в подстилающие не просадочные грунты. При этом
необходимо учитывать дополнительные нагрузки от сил нагружающего (нега-
тивного) трения, возникающие по боковым поверхностям закрепленных мас-
сивов и столбов в случаях возможных просадок окружающих грунтов от их
собственного веса [30, 34].
2. Прорезка просадочной толщи глубокими фундаментами,
в том числе свайными
Прорезка глубокими и свайными фундаментами по сравнению с рассмот-
ренными выше методами устранения просадочных свойств грунтов, как прави-
ло, является наиболее надежным техническим решением, так как при полной
прорезке просадочного слоя и опирании фундаментов на мало- и среднесжима-
емые подстилающие грунты достигается значительное снижение возможных
осадок фундаментов и полное устранение просадок грунтов.
В практике строительства на просадочных грунтах широкое применение
нашли сваи различных видов и конструкций. Наиболее рациональными и на-
дежными являются: забивные и вдавливаемые сваи; набивные сваи, устраи-
ваемые в пробитых скважинах; другие виды набивных и буровых свай, в ос-
новном с уширениями, образуемыми уплотнением подстилающих их грунтов.
Забивные сваи по конструкции, форме продольного сечения и другим
особенностям подразделяются на следующие виды:
• цельные квадратного сплошного сечения длиной 3... 20 м (применяются на
площадках с I и II типом грунтовых условий в случаях небольшой величи-
ны просадочной толщи);
• составные квадратного сплошного сечения длиной 14...28 м (рекоменду-
ются применять на площадках с I и II типом грунтовых условий);
• цельные и составные квадратного сечения с антифрикционным покрытием
верхней части, в пределах которой на сваю воздействуют нагрузки от сил
нагружающего трения (применяются на просадочных грунтах II типа при
возможных просадках от собственного веса больше 20 см);
• пирамидальные сваи длиной 2...6 м (применяются на площадках с I типом
грунтовых условий для легких зданий и сооружений);
• сваи-колонны квадратного сечения по аналогии с обычными сваями, в ко-
торых нижняя часть служит сваей, а верхняя колонной (применяются на
площадках с I типом грунтовых условий для легких каркасных зданий
сельскохозяйственного, складского и другого назначения);
• квадратного сечения цельные сваи с забивными оголовками (применяются
для повышения несущей способности свай на вертикальные и особенно на
горизонтальные и моментные нагрузки).
484
Вдавливаемые сваи являются разновидностью забивных свай и приме-
няются в случаях погружения их в непосредственной близости от существую-
щих зданий и сооружений, когда не допускаются динамические и вибрацион-
ные воздействия. Погружение этих свай осуществляется с помощью специаль-
ных вдавливающих установок.
Набивные и буронабивные сваи на просадочных грунтах применяются
следующих видов и конструкций:
• набивные сваи в пробитых скважинах, выполняемых как без уширения,
так и с уширенным основанием;
• набивные сваи в пробитых скважинах путем погружения инвентарной
сваи-шаблона, чаще всего конического сечения;
• буронабивные сваи, устраиваемые по технологии непрерывного шнека и
называемые иногда буроинъекционными;
• буронабивные сваи с уширением, выполняемым пу тем втрамбовывания в
дно пробуренной скважины трамбовкой с заостренным нижним концом
жесткой бетонной смеси или жесткого грунтового материала;
• буронабивные сваи с камуфлетным уширением, устраивемые путем взры-
ва заряда взрывчатого вещества или электрохимическим методом;
• буроопускные сваи с уширениями из втрамбованного жесткого материала,
выполняемые в пробуренных скважинах, в которых вначале устраиваются
уширения, затем скважина частично заполняется цементно-песчаным рас-
твором, после чего в скважину опускается железобетонная свая и путем
добивки или вдавливания погружается в уширение;
• буроопускные сваи с камуфлетными уширениями;
• буровые сваи в эластичных оболочках с уширениями (применяются в про-
садочных грунтах со II типом грунтовых условий). Эластичная оболочка
предназначена для снижения дополнительных нагрузок на сваю от сил на-
гружающего трения и выполняется в несколько (4...6) слоев полиэтилено-
вой пленки, 1... 2 слоев водостойкого картона, покрытого антифрикцион-
ной смазкой, и т.п.
Основные положения проектирования свайных фундаментов на просадоч-
ных грунтах приведены в нормативно-технической литературе [14, 30, 34, 36].
При проектировании глубоких фундаментов, в том числе свайных в грун-
товых условиях I типа, следует учитывать сопротивление грунта по боковой
поверхности фундаментов, а в грунтовых условиях II типа - негативное (отри-
цательное) трение грунта по боковой поверхности фундаментов, возникающее
при просадке грунтов от собственного веса [30, 34].
3. Комплекс мероприятий, включающих частичное
устранение просадочных свойств грунтов, водозащитные
и конструктивные мероприятия
Указанные комплексные мероприятия включают: подготовку основания с
полным или частичным устранением просадочных свойств грунтов в пределах
глубины hgip, водозащитные и конструктивные мероприятия, рассчитываемые
на возможные оставшиеся величины просадочных деформаций.
Комплекс мероприятий следует применять, как правило, для зданий и со-
оружений, относящихся ко II—III уровням ответственности, а также иногда к
I уровню, конструкции которых предназначены или благоприятны для строи-
485
тельства в особых грунтовых условиях и на специфических территориях (про-
садочные грунты II типа, сейсмические, подрабатываемые, закарстованные).
Подготовка оснований с применением полного или частичного устране-
ния просадочных свойств грунтов выполняется с применением поверхностных
методов уплотнения или закрепления, которые рассмотрены выше.
Водозащитные мероприятия — предназначаются для снижения возмож-
ности замачивания грунтов, промачивания всей просадочной толщи и тем са-
мым снижения максимальных просадок до минимально возможных величин.
В комплекс водозащитных мероприятий входят: компоновка генплана, плани-
ровка застраиваемой территории, устройство под зданиями и сооружениями
маловодопроницаемых экранов, качественная засыпка пазух котлованов и
траншей, устройство вокруг зданий отмосток, прокладка внешних и внутрен-
них водонесущих коммуникаций с исключением возможности утечки из них
воды и обеспечением их осмотра и ремонта, отвод аварийных вод за пределы
зданий и в ливнесточную сеть и др.
Конструктивные мероприятия - выполняются с целью приспособления
зданий и сооружений к возможным просадкам грунтов, а также повышения
предельно допустимых для них величин деформаций и принимаются по расче-
ту’ конструкций на неравномерные осадки и просадки фундаментов. При этом
рассматривается совместная работа системы «основание—фундамент—здание».
Эти мероприятия объединяются в три основные группы, направленные на:
1) повышение прочности и общей пространственной жесткости зданий и
сооружений — разрезка зданий и сооружений осадочными швами на отдельные
отсеки, устройство железобетонных поясов или армированных швов, повыше-
ние вида и степени армирования отдельных железобетонных элементов, уси-
ление прочности стыков между отдельными элементами конструкций, устрой-
ство жестких горизонтальных диафрагм из сборных железобетонных элемен-
тов перекрытий и покрытия, усиление фундаментно-подвальной части зданий
и сооружений путем применения монолитных или сборно-монолитных стенок-
футщаментов либо плит;
2) у величение податливости зданий и сооружений за счет применения гиб-
ких или податливых конструкций — обеспечение гибкой связи между' отдельными
элементами конструкций, повышение площади опирания отдельных конструк-
тивных элементов, увеличение устойчивости элементов конструкций при повы-
шенных деформациях оснований, повышение влаго- и водонепроницаемости
стыков между отдельными взаимно перемещающимися элементами конструкций;
3) обеспечение нормальной эксплуатации зданий и сооружений при воз-
можных неравномерных просадках грунтов оснований — применение конст-
руктивных решений отдельных узлов и деталей, позволяющих в короткие сро-
ки восстановить после неравномерных просадок нормальную эксплуатацию
кранов, лифтов и т.п.; уъеличение габаритов между' отдельными конструкция-
ми, например между’ мостовыми кранами и элементами покрытия, размеров
лифтовых шахт и т.п., обеспечивающими восстановление нормальной экс-
плуатации оборудования.
На площадках с грунтовыми условиями по просадочности I типа водозащит-
ные и конструктивные мероприятия должны предусматриваться только в тех
случаях, когда не могут быть устранены просадочные свойства грунтов в преде-
лах деформируемой зоны или применена прорезка ее глубокими фундаментами.
486
В грунтовых условиях II типа наряду с устранением просадочных свойств
грунтов или прорезкой просадочной толщи глубокими фундаментами должны
предусматриваться водозащитные мероприятия, а также соответствующая
компоновка генплана.
9.2. Торф и заторфованные грунты
9.2.1. Свойства торфа и заторфованных грунтов
9.2.1.1. Состав и физические свойства
Торфом называют органический грунт, образовавшийся в результате не-
полного разложения болотных растений в условиях повышенного увлажнения
при недостатке кислорода, в котором отношение массы органического вещест-
ва к массе твердой фазы (в сухом состоянии), называемое относительным со-
держанием органического вещества, 1Г> 0,50 [6, 10]. Содержание органики оп-
ределяют путем окисления углерода двухромовокислым калием в растворе
серной кислоты или сжиганием торфа в потоке кислорода при температуре
около 1000 °C [7]. При 1Г < 0,50 грунты считаются органоминеральными, в ча-
стности заторфованными или с примесью торфа, их классификация приведена
в табл. 9.9.
Таблица 9.9
Классификация торфосодержащих грунтов [10]
Разновидность торфосодержащего грунта С
пески глинистые грунты
С примесью торфа 0,03<4<0,10 0,05 <!,< 0,10
Слабозаторфованный 0,10 <Ir <0,25
Среднезаторфованный 0,25 <Ir <0,40
Сильнозаторфованный 0,40 <7,. < 0,50
Органическое вещество торфа состоит из растительных остатков и форми-
рующейся в результате их биохимического разложения бесструктурной массы
темно-коричневого или черного цвета. Отношение массы бесструктурной час-
ти торфа к массе твердой фазы, выраженное в процентах, называют степенью
разложения Ddp [10]. По этому показателю выделяют три разновидности торфа:
слаборазложившийся - Ddp < 20%; среднеразложившийся - 20% < Ddp < 45%;
сильноразложившийся — Ddp > 45%.
Степень разложения определяют путем сепарации компонентов торфа на
центрифуте [2]. Возможна и упрощенная визуальная оценка, применяемая в
полевых условиях. Слаборазложившийся торф имеет светло-коричневую окра-
ску. при сжатии в руке не продавливается междуг пальцами, из него отжимает-
ся бесцветная или желтоватая вода. Торф средней степени разложения более
темный, частично продавливается между пальцами, вода отжимается плохо,
имеет коричневый или светло-коричневый цвет, мутная. Сильноразложивший-
ся торф темно-коричневый, черный, продавливается между пальцами, пачкает
руку, вода из него не отжимается.
487
При визуальной оценке степени разложения следует иметь в виду, что на
воздухе органика быстро окисляется, благодаря чему даже слаборазложив-
шийся торф быстро становится черным.
Масса воды в составе торфа в несколько раз превышает массу твердых
частиц. В транспортном строительстве при влажности W< 3 торф считается
сухим или осушенным, при 3 < W< 6 - маловлажным, при 6 < W< 9 - средней
влажности, при 9 < W< 12 - очень влажным и при W> 12 избыточно влажным
[19]. Преобладание воды в составе торфа обуславливает значение плотности,
близкое к единице (обычно от 0,9 до 1,1 г/см’). Коэффициент пористости тор-
фа достигает 15 и более. Плотность частиц торфа существенно ниже, чем ми-
неральных грунтов, и находится обычно в интервале 1.40... 1.65 г/см3 (табл. 9.10).
Таблица 9.10
Физические свойства торфа [29]
Характеристика Степень разложения
слабая средняя сильная
Плотность частиц, ps, г/см3 1,62/1,58 1,53/1,51 1,40/1,50
Влажность, W, доли единицы 14,5/11,5 12,2/7,5 10,0/5,8
Примечание. В числителе приведены характерные значения свойств верхового, а в знаме-
нателе - низинного торфов.
Верховой торф формируется в болотах, образующихся в понижениях
рельефа, где минеральное дно сложено водонепроницаемыми глинистыми
грунтами. Питание болота происходит за счет поверхностных вод. Характер-
ной растительностью являются, например, сфагновые мхи. Низинный торф
формируется в основном из травянистой растительности в болотах, располо-
женных, как правило, в поймах рек. Питание таких болот осуществляется
грунтовыми водами.
Физические свойства заторфованных грунтов зависят от степени заторфо-
ванности и меняются в широком интервале. В частности, П.А. Коновалов [13]
приводит эмпирическую зависимость влажности при полном насыщении от
содержания органики: Wsat = (0,2 + 2,5/,.).
В.П. Ушаков и Л.Т. Роман предложили формулы для расчета плотности
частиц заторфованных грунтов: песка ps = 2,66 - 1,167,, глинистых грунтов
р5 = 2,70-1,20/г [13].
9.2.7.2. Водопроницаемость
При значительном превышении объема пор над объемом твердой фазы во-
допроницаемость торфа относительно невелика и примерно соответствует во-
допроницаемости пылеватых песков и супесей. Объясняется это преобладани-
ем в торфе связанной влаги, сорбируемой продуктами разложения растительных
остатков с высокой дисперсностью. Как правило, коэффициент фильтрации
торфа к находится в интервале 0,05... 5 м/сут. С ростом степени разложения
коэффициент фильтрации уменьшается. В табл. 9.11 приведены значения А: для
торфов Санкт-Петербурга.
488
Таблица 9.11
Характеристики водопроницаемости торфов Санкт-Петербурга [39]
Характеристика Степень разложения, %
Djp < 20 20<Лф<30 30
Коэффициент пористости, е 19,6/13,3 14,6/11,7 7,6/7,7
Коэффициент фильтрации, к, м/сут 0,311/0,233 0,147/0,083 0,078/0,051
Коэффициент а* 0,55/0,68 0,62/1,55 1,70/1,92
Примечание. В числителе приведены характерные значения свойств верхового, а в знаме-
нателе - низинного торфов.
Большинству типов торфа свойственна фильтрационная анизотропия.
В частности, по данным [16], коэффициент фильтрации верхового торфа в го-
ризонтальном направлении оказался в 4,3...4,7 раза больше, чем в вертикаль-
ном. Именно поэтому, согласно [29], в ходе изысканий водопроницаемость
торфа следует определять на образцах, отобранных как в вертикальном, так и в
горизонтальном направлениях.
Сжатие торфа, например в основании насыпи, приводит к снижению ко-
эффициента фильтрации на один-два порядка. В ТСН 50-302-2004 [39] реко-
Рис. 9.10. Зависимость коэффициента
фильтрации от коэффициента пористо-
сти верхового торфа различной степени
разложения [1]:
1 - Ddp < 5%; 2-Ddp = 10%; 3 - Ddp = 20%
мендована следующая зависимость
коэффициента фильтрации к от коэф-
фициента пористости е\
£=£пехр[-ад.(е0-е)], (9.12)
где А’о и е0 - коэффициенты фильтрации и
пористости неуплотненного торфа; оу -
коэффициент, определяемый по табл. 9.11.
Построение в полулогарифмиче-
ском масштабе показывает, что зави-
симость (9.12) весьма точно отобра-
жает экспериментальные данные, по-
лученные Л С. Амаряном [1] при
компрессионных испытаниях верхо-
вого торфа (рис. 9.10). Коэффициент
щ- изменяется от 0,48 до 1,08.
При проектировании дренажей следует учитывать, что с течением време-
ни из-за кольматации пор мелкими частицами водопроницаемость торфов и
заторфованных гру нтов вокруг дрен снижается.
По данным П.А. Коновалова [13], с ростом заторфованности водопрони-
цаемость песка уменьшается, а глины - возрастает.
9.2.7.3. Деформационно-прочностные характеристики
Характеристики деформируемости торфов и заторфованных грунтов оп-
ределяют в компрессионных приборах на образцах с начальной высотой
большей, чем у минеральных грунтов, Ло = 30...50 мм. При определении моду-
ля деформации первую ступень нагружения рекомендуется принимать 5 кПа, а
489
последнюю - из условия превышения напряжений в основании сооружения не
менее чем на 10...20%, но не менее 100 кПа [3]. При определении характери-
стик консолидации заданное давление на образец прикладывают сразу в одну
ступень. Условием стабилизации деформаций образца служит осадка за сутки
на величину не более Ло/2000. Следует заметить, что для достижения этого ус-
ловия требуется обычно несколько недель и даже месяцев.
На рис. 9 11, а приведены компрессионные кривые торфов различной сте-
пени разложения, полученные Л.С. Амаряном [1]. В отличие от минеральных
грунтов линейная аппроксимация таких зависимостей дает большую погреш-
ность, поэтому СП 22.13330.2011 [29] рекомендует определять несколько зна-
чений модуля деформации в различных интервалах давления. На рис. 9.11, б
приведены зависимости одометрического модуля деформации тех же торфов
от давления.
Рис. 9.11. Результаты компрессионных испытаний торфа [1]:
а - компрессионные кривые; б - зависимость одометрического модуля деформации от давления.
Разновидности торфов: 1 - слаооразиожившийся: 2 - среднеразпожившийся; 3 - сильноразпо-
жившийся
Для расчетов оснований сооружений третьего уровня ответственности, а
также для предварительных расчетов оснований первого и второго уровней
ответственности СП 22.13330.2011 [29] допускает использование нормативных
значений характеристик деформируемости торфа (табл. 9.12) и заторфованных
грунтов (рис. 9.12).
Значения коэффициента первичной (фильтрационной) консолидации cv,
рекомендованные СП 22.13330.2011 [29], приведены в табл. 9.12.
Таблица 9.12
Деформационные характеристики торфа [29]
Характеристика Степень разложения
слабая средняя сильная
Модуль деформации, МПа 0,11/0,15 0,19/0,24 0,25/0,31
Коэффициент фильтрационной консолидации, м2/год 10/5 4/2 1/1
Примечание. В числителе приведены характерные значения свойств верхового, а в знаме-
нателе - низинного торфов.
490
Зависимость коэффициента вторичной консолидации от давления, постро-
енная по средним значениям, приведенным в ТСН 50-302-2004 [39], показана
на рис. 9.13, а.
В работе [16] по результатам лабораторных экспериментов на торфе малой
степени разложения при давлении 12,5...50 кПа получена величина того же по-
рядка: са = 0,016. Многолетние наблюдения за осадкой того же торфа в осно-
вании песчаной насыпи дали существенно большие значения са (рис. 9.13, б).
Рекомендованные ТСН 50-302-2004 [39] значения угла внутреннего тре-
ния и удельного сцепления торфа изменяются в довольно узких интервалах:
ср = 8... 14°, с= 10... 17 кПа. Характеристики заторфованных глинистых грун-
тов приведены на рис. 9.14, 9.15.
Рис. 9.12. Зависимость модуля деформации глинистых грунтов с примесью
органики (о) и слабозаторфованных (б) от коэффициента пористости при
показателе текучести [29]:
1 - 0 <IL < 0,25; 2 - 0,25 <1L <0,50; 3 - 0,50 < 1L <0,75; 4 - 0,75 < 1L < 1
Рис. 9.13. Зависимость коэффициента вторичной консолидации торфа
от давления:
а - по данным [39]; б - по данным полевых наблюдений [16]
Рис. 9.14. Зависимость угла внут-
реннего трения глинистых грун-
тов с примесью органики (1) и
слабозаторфованных (2) от коэф-
фициента пористости [29]
491
а) С, кПа
б) С, кПа
Рис. 9.15. Зависимость удельного сцепления глинистых грунтов с примесью орга-
ники (а) и слабозаторфованных (б) от коэффициента пористости при показателе
текучести [29]:
1 - О <1L < 0,25: 2 - 0,25 <IL <0.50: 3 - 0.50 < IL <0,75:4 - 0,75 < 1L < 1
Пример 9.5. В работе [16] приведены результаты испытаний верхового торфа
(Ddp = 8... 10%, р = 0,95... 1,02 г/см3, е0 = 18,6... 19,8) в компрессионно-фильтрационных
приборах. Средние значения коэффициентов пористости и фильтрации даны в таблице.
е 19,2 15,2 11,2 8,5 6,5
к, м/сут 4,05 0,26 0,47-10 1 0,21-Ю"1 0,11-10 2
Следует определить коэффициент оу.
Решение. График k=f(e), где значения коэффициента фильтрации по оси орди-
нат отложены в логарифмическом масштабе, приведен на рисунке. Коэффициент су
определяем как тангенс угла наклона графика к оси абсцисс.
Несмотря на кратное отличие значений коэффициента фильтрации исследованных
торфов и данных, приведенных в [16], полученное значение су = 0,57 практически сов-
падает с табличным 0,55 (см. табл. 9.11).
Пример 9.6. В работе [16] приведены результаты испытаний верхового торфа в
компрессионно-фильтрационных приборах. Средние значения относительных дефор-
маций образцов даны в таблице.
р, кПа 12,5 25 50 100
8 0,22 0,37 0,52 0,63
Необходимо построить компрессионную кривую и найти значения одометриче-
492
Решение. Компрессионная кривая показана на рисунке.
Модуль деформации в различных интервалах давления находим по формуле
Eoed = /Ес. (см. таблицу).
Д/>, кПа 0...25 0...50 0... 100
Eoed, кПа 67,6 96,2 158,7
9.2.2. Расчет деформаций торфяной залежи
Расчет осадки оснований, в которых на некоторой глубине встречаются
слои торфа или заторфованных грунтов, выполняется обычным порядком и не
представляет сложности. Особенностью является использование модуля де-
формации торфа как функции действующих в слое напряжений (см. и. 9.2.1). В
настоящем разделе рассматривается случай расчета осадки насыпи на слое от-
крытого торфа, не подвергавшегося ранее пригрузке, например при инженер-
ной подготовке заболоченной территории, прокладке дорог по болотным мас-
сивам и т.п.
Осадка торфа в основании насыпи может достигать нескольких метров и
не затухать в течение десятилетий. Ширина насыпи, как правило, в несколько
раз превышает мощность слоя торфа, поэтому в расчетах принимают, что на
поверхности действует бесконечная равномерно распределенная нагрузка, и
рассматривают одномерную задачу2 консолидации. Из-за многократного отли-
чия сжимаемости торфа и подстилающих грунтов деформациями последних
пренебрегают. Согласно СП 22.13330 2011 [29] это допустимо, если модуль
деформации подстилающего грунта в 10 и более раз превышает модуль де-
формации торфа.
Исследования Л.С. Амаряна, И.Е. Евгеньева, Н.П. Коваленко показали,
что действительно процесс деформирования торфа под насыпями можно рас-
сматривать как одномерный. Горизонтальные перемещения торфа пренебре-
жимо малы и их следует учитывать лишь под узкими насыпями, например,
введением повышающего коэффициента к величине осадки.
9.2.2.1. Определение конечной осадки
Исходными данными для расчета кроме физико-механических свойств
грунтов служат: мощность слоя торфа Н. отметка поверхности торфяной зале-
жи NL, отметка планировки (верха насыпи после завершения осадки) DL, уро-
вень грунтовых вод WL (рис. 9.16, а и б). Превышение DL над NL называют
рабочей высотой насыпи /у, а разность NL и WL - глубиной расположения
уровня грунтовых вод dw.
На поверхность торфяной залежи отсыпается или намывается насыпь вы-
сотой h = h0 + S, где 5 - ожидаемая осадка основания, обусловленная деформа-
цией торфа. Учитывая, что продолжительность отсыпки насыпи обычно суще-
ственно меньше срока консолидации основания, можно принять, что нагрузка
на торф прикладывается мгновенно. Интенсивность этой нагрузки р = yh, где
у - удельный вес песка в насыпи. По мере погружения насыпи ниже WL давле-
ние под ее подошвой постепенно снижается за счет взвешивающего действия
воды и при завершении консолидации достигает значения р = у(/у + dv) +
+ Ъь(8~ dw) [19]. В случае правильного прогноза осадки верх насыпи достигает
отметки DL.
493
Рис. 9.16. Осадка торфа под насыпью:
а - расчетная схема; б - основные размеры и отметки; в - определе-
ние ер по компрессионной кривой; г - определение конечной осадки.
Грунты: I - песок: 2 - торф: 3 - минеральный грунт
Величина S' заранее неизвестна, поэтому' задачу решают методом итера-
ций. Весьма простой графоаналитический способ решения задачи предложен в
пособии [19]. Суть его состоит в следующем. Задаются несколькими значе-
ниями осадки торфа, например 0,277; 0,477; 0,677. Для каждого из них вычисля-
ют по приведенной выше формуле (с учетом положения уровня грунтовых
вод) величину р и строят график зависимости р =f(s).
Затем вычисляют давление под подошвой насыпи высотой h0; р0 = yhv. За-
даются несколькими значениями давления р\ < j>2 <Рз и т.д., где р\ >рЛ и вы-
числяют осадку торфа. Осадка торфа в случае одномерной задачи находится
по формуле s = ЪрН, где Ер - относительные деформации при заданном давле-
нии р. Значение £/; можно найти по компрессионной кривой (рис. 9.16, в) или,
зная модуль деформации, вычислить по известной зависимости Ер = p/Eoed.
Строят график л- =f(p).
Конечную осадку основания А находят по точке пересечения графиков
р =f(s) и s =f(p) (рис. 9.16. г).
9.2.2.2. Расчет развития осадки во времени
Первичная (фильтрационная) консолидация. Суть расчета заключается
в построении предполагаемого графика развития осадки основания насыпи
во времени .V =f(t) или просто в определении времени достижения торфом
заданной степени консолидации. Предполагается, что торф полностью насы-
щен водой, а фильтрация из него воды идет только в вертикальном направ-
лении. Последнее условие, согласно [19], выполнимо для насыпей шириной
b > (0,7...2)77. В противном случае следует решать двухмерную задачу
Зная конечную осадку насыпи S, задаются степенью консолидации uv, вы-
числяют соответствующее значение осадки S, = uvS и по табл. 9.13 находят
фактор времени Tv.
Заметим, что различные источники приводят несколько отличающиеся
значения фактора времени. Согласно [41] эту' величину' с погрешностью до 1%
в интервале 0 < и < 0,9 и до 3% при и > 0,9 можно найти по формуле
494
2
7tUv
4(1-wv5,6)0,357
(9.13)
Время достижения осадки S, составляет:
(9.14)
где Hf - длина пути фильтрации; с,, - коэффициент консолидации торфа при верти-
кальном дренировании.
Таблица 9.13
Фактор времени при вертикальной фильтрации
uv Т uv Т
0,10 0,008 0,80 0,569
0,25 0,051 0,85 0,665
0,35 0,097 0,90 0,852
0,50 0,197 0,95 1,133
0,60 0,288 0,98 1,500
0,70 0,403 0,99 1,800
Если торф подстилается водоупором (глиной, суглинком), длину пули
фильтрации принимают равной мощности слоя торфа Hf = Н. При залегании
под торфом дренирующих грунтов -Hf = НИ.
Для торфяной залежи, представленной несколькими слоями торфа, в рас-
чете используют приведенный коэффициент консолидации
(9-15)
Повторив вычисления при различных значениях строят график у = f[t).
Согласно [19] для у стройства облегченных покрытий автодорог требуется
достижение степени консолидации 0,8 или скорости осадки не более 5 см/год,
а для капитальных — 0,9 и 2 см/год соответственно.
Для сокращения срока консолидации основания можно применять вре-
менную пригрузку. Пусть расчет насыпи на
слое торфа показал, что требуемая степень
консолидации и* (или осадка S* = u*S) дос-
тигается за время 1* (рис. 9.17). Повышение
высоты насыпи на величину' Ай приводит
к увеличению конечной осадки на AS. По-
строение второго графика у =f(t) для насы-
пи с пригрузкой осуществляется умноже-
нием ординат предыдущего графика на ко-
эффициент (AS+S)/S. Время t*, когда вре-
менная пригрузка может быть удалена, оп-
ределяем по точке с ординатой S* на графи-
ке 2 (рис. 9.17).
Рис. 9.17. Определение продолжи-
тельности приложения временной
пригрузки:
1 - исходный график; 2 - график с
учетом временной пригрузки
495
При толщине слоя органических и органоминеральных грунтов более 3 м
нормативные документы рекомендуют использовать вертикальные дрены,
сокращающие длину пути фильтрации в процессе консолидации [29] (см. гл. 7).
Дрены могут изготовляться из песка с коэффициентом фильтрации не ме-
нее 6 м/сут с помощью инвентарных обсадных труб диаметром 0,2... 0,4 м.
Более технологичными являются ленточные дрены заводского изготовле-
ния, состоящие из гибкого пластмассового гофрированного или пористого
сердечника и оболочки-фильтра. Ширина поперечного сечения ленточных
дрен обычно 100 мм, толщина 3... 5 мм.
Условный диаметр ленточных дрен следует определять по данным завода-
изготовителя, а при их отсутствии - по формуле d = Ып, где b — ширина дрены.
Согласно [29] шаг и сечение дрен рекомендуется определять из условия
достижения торфом степени кон-
солидации 0,9. Шаг песчаных
дрен назначают 1,5...3м, а лен-
точных - 0,5...2 м. Дрены распо-
лагают по квадратной или тре-
угольной сетке (рис. 9.18).
В первом случае зона влия-
ния дрены, т.е. часть массива
торфа, из которого дрена должна
отвести избыточную поровую во-
ду, представляет собой квадрат-
ную призму, во втором случае -
шестиугольную. Заменяя их ци-
линдрами с равной площадью по-
Рис. 9.18. Размещение вертикальных дрен:
а - по квадратной сетке; б - по треугольной сетке
перечного сечения, находим так называемый эквивалентный диаметр зоны
влияния дрен De. Для квадратной сетки De = 1,13D, для треугольной De = 1,052),
где D - шаг дрен.
Степень консолидации основания с вертикальными дренами вычисляют
по формуле [29]
и = \ (1 //,,)(! -иг). (9.16)
Степень консолидации за счет фильтрации воды в вертикальном направ-
лении uv на заданное время t определяют по табл. 9.13 в зависимости от факто-
ра времени;
Tv=cvt/H}. (9.17)
Степень консолидации за счет фильтрации воды в радиальном (горизон-
тальном) направлении находят по формуле
ur =l-exp(-87]./Fv), (9.18)
где Tr = crt/D? - фактор времени; Fr = \ir/(n2 -1)] In н - 0,75 - параметр, зависящий от
отношения эквивалентного диаметра зоны влияния дрены к диаметру дрены - п = De/d.
Для определения иг можно использовать графики, приведенные на рис. 9.19.
При расчете Тг должен использоваться коэффициент консолидации торфа
сг, полученный при фильтрации воды в горизонтальном направлении и нагруз-
ке, приложенной вертикально Из-за фильтрационной анизотропии торфа он
может существенно отличаться от cv, однако ГОСТ 12248-2010 [3] не опреде-
ляет методику испытаний и в расчетах обычно принимают cr = cv. При накоп-
496
лении экспериментальных данных для перехода от cv к сг может быть введен
коэффициент, зависящий от вида торфа.
Рис. 9.19. Графики для определения степени
консолидации при горизонтальной фильтрации
Если торфяная залежь представлена несколькими слоями торфа, в расчете
используют приведенный коэффициент консолидации:
(9.19)
Вторичная консолидация. Вторичной консолидацией называют длитель-
ную деформацию торфа, обусловленную ползучестью скелета. С некоторой
погрешностью можно принять, что ползучесть проявляется после завершения
первичной консолидации.
Осадка слоя торфа мощностью Н за интервал времени от t\, например от
момента завершения первичной консолидации, до t2 находится по формуле
Sa = caH]n(t2/t}) (9.20)
Пример 9.7. Инженерная подготовка заболоченной территории будет выполнять-
ся отсыпкой пригрузочного слоя песка. Отметка поверхности NL = 6,50 м, уровень
грунтовых вод WL = 6,00 м. Отметка планировки DL = 7,70 м. Мощность слоя торфа
Н = 4,00 м. Результаты компрессионных испытаний торфа представлены в примере 9.6.
Удельный вес песка у = 17,5 кН/м3, удельный вес песка во взвешенном водой состоянии
7sb = Ю,2 кН/м3. Необходимо найти конечную осадку торфа в основании насыпи.
Решение. Рабочая высота насыпи h$ = DL - NL = 1,1G - 6,50= 1,20 м. Глубина
расположения уровня грунтовых вод dv, = NL - WL = 6,50 - 6,00 = 0,50 м.
Задаемся осадкой торфа £ = 0,2Я = 0,2-4,00
вой насыпи высотой h = 1,20 + 0,80 = 2,00 м
(см. рис. 9.16):
р = (1,2 + 0,5)17,5 + 0,3 • 10,2 = 32,8 кПа.
Повторив вычисления при осадке 1,60 и
2,40 м, получаем давление 41,0 и 49,1 кПа
соответственно. Строим график 1 р =f(s).
Давление под подошвой насыпи высотой
h0 составит р0= 17,5-1,20 = 21,0 кПа. Задав-
шись значениями давления 30, 40 и 50 кПа, по
компрессионной кривой находим относитель-
ные деформации и вычисляем осадку торфа
(см. таблицу). Строим график 2 s =f(p).
0,80 м. Находим давление под подош-
497
р, кПа 30 40 50
ер 0,39 0 46 0,52
= £рН, М 1,25 1,66 2,08
По точке пересечения графиков 1 и 2 находим конечную осадку торфа в основа-
нии насыпи: .S' ~ 2,00 м.
Заметим, что при расчете осадки по формуле &p=plEoed для интервала давления
0...50 кПа использовался бы одометрический модуль Eoed = 96,2 кПа (см. пример 9.6).
Вычисления показали, что осадка оказалась на 0,2 м меньше, чем при расчете дефор-
маций с помощью компрессионной кривой.
Пример 9.8. Расчет, выполненный в предыдущем примере, показал, что конеч-
ная осадка торфа под песчаной пригрузкой составляет 2,00 м. Исходная мощность
слоя торфа Н = 4,00 м. Торф подстилается ледниковым суглинком. Коэффициент
консолидации торфа при вертикальной фильтрации cv = 3.1 м2/год. Необходимо вы-
полнить расчет развития осадки во времени до момента достижения степени консо-
лидации 0,9
Решение. Торф подстилается водоупором, поэтому длина пути фильтрации
Hf= Н= 4.0 м. Задаваясь степенью консолидации £, вычисляем осадку St и по табл.
9.13 находим значения фактора времени Tv.
Время вычисляем по формуле t = TVH2 I cv = 5,157,..
uv 0,10 0,25 0,35 0,50 0,60 0,70 0,80 0,85 0,90
ShM 0,20 0 50 0,70 1,00 1,20 1,40 1,60 1,70 1,80
Т Л- V 0.008 0,051 0,097 0,197 0,288 0,403 0,569 0,665 0,852
t, годы 0,04 0,26 0,50 1,02 1,49 2,08 2,94 3,43 4,40
Требуемое значение степени консолидации будет достигнуто через 4,4 года или
52,8 месяца.
Пример 9.9. Прогноз развития во времени осадки торфа в основании насыпи за
счет вертикальной фильтрации представлен в предыдущем примере. Для ускорения
консолидации торфа решено применить вертикальные ленточные дрены, размещаемые
по треугольной сетке с шагом 2,0 м. Ширина дрен 10 см. Эксперименты показали, что
коэффициент консолидации торфа при горизонтальной фильтрации в два раза больше,
чем при вертикальной сг = 6.2 м /год.
Необходимо найти время достижения степени консолидации 0,9.
Решение. Эквивалентный диаметр зоны влияния дрены De = l.()5D= 1.05-2.0 =
= 2,10 м.
Условный диаметр ленточной дрены d = bln = 0.10/3.14 = 0,032 м.
Отношение диаметров п = DJd = 2.10/0.032 = 65.6 м.
Отсюда
Я. = б5\б~ In 65,6 - 0,75 = 3,43.
65,6--1
Воспользовавшись значениями времени из предыдущего примера, находим для
каждого из них фактор времени:
Вычисления сводим в таблицу.
498
/, годы 0,04 0,26 0,50 1,02 1,49
Uv 0,10 0,25 0,35 0,50 0,60
Тг 0 056 0,366 0,703 1,434 2,095
(-87Ж) -0,131 -0,854 -1,640 -3,345 -4,886
иг 0,12 0,57 0,81 0,96 0,99
и 0.21 0,68 0,88 0,98 1,00
Вычислив показатель степени {—9.Tr!F^, по формулам (9.18) и (9.16) находим и,, и и.
Требуемое значение степени консолидации будет достигнуто за 0,6 года или
7,2 месяца.
Пример 9.10. По условию примеров 9.7...9.9 найти скорость развития деформа-
ций основания насыпи за счет вторичной консолидации торфа через 5 и 10 лег после
отсыпки. Коэффициент вторичной консолидации торфа са = 0,07.
Решение. По формуле (9.20) находим осадку за счет вторичной консолидации
торфа в течение года за интервалы времени 5...би 10...11 лет:
Sa = 0,07-4,00-1п(6/5) = 0,051 м;
Sa = 0,07-4,00-1и(11/10) = 0,027 м.
Таким образом, осадка будет происходить со скоростью 5,1 и 2,7 см/год.
9.2.3. Особенности проектирования фундаментов
Определение размеров фундаментов, в основании которых имеются слои
торфа и заторфованных грунтов, выполняется из условияp<R (см. гл. 4, п. 4.2
настоящего справочника). При определении расчетного сопротивления R для
грунтов с примесью органики, слабо- и среднезаторфованных принимается
пониженное значение коэффициента условий работы yci (табл. 9.14). Опирание
фундаментов непосредственно на поверхность торфа и сильнозаторфованных
грунтов не допускается [29].
Таблица 9.14
Значения коэффициента уЛ для opraiiOMiiiiepa.ii>in>ix грунтов [29]
Разновидность грунта
Грунт с примесью органики и слабозаторфованный среднезаторфованный
Песок водонасыщенный: • мелкий; • пылеватый 0,85 0,75 0,80 0,70
Глинистый грунт: •4 <0,5; •4 >0,5 1,05 1,00 0,90 0,80
Для обеспечения достаточной несущей способности и допустимых дефор-
маций основания, включающего слои торфа или заторфованных грунтов, мо-
гут осуществляться следующие мероприятия:
1. Заглубление фундаментов, в том числе и погружение свай, ниже по-
дошвы указанных грунтов. Это надежное проектное решение, но проблему"
499
представляет длительная осадка торфа или заторфованных грунтов за счет
ползучести скелета, осушения территории, разложения органики и т.п. Осадка
вызывает повреждения полов по грунту, отмосток, элементов благоустройства,
вводов коммуникаций (рис. 9.20).
Согласно [39] устройство полов по грунту возможно, если разность осадок
основания фундаментов и полов не превышает 5 см.
Сохранность полов первых этажей или подвалов обеспечивается обычно
устройством их по плитам перекрытия, опирающимся на фундаменты здания.
Бетонные отмостки могут быть заменены рулонными гидроизоляционными
материалами, покрытыми слоем щебня или гравия. На крыльцах, опирающих-
ся на фундаменты, в грунте устраивается дополнительная ступень, которая в
ходе эксплуатации здания оказывается над поверхностью грунта. Отверстия в
стенах подвалов для ввода коммуникаций следует выполнять с учетом прогно-
зируемых перемещений. В г. Архангельске, где за время эксплуатации здания
осадка торфа в основании достигает иногда нескольких десятков сантиметров,
все подземные трубопроводы прокладываются по свайным фундаментам.
2. Полная или частичная замена торфа или заторфованного грунта
минеральным грунтом. Удаление торфа в основании называют выторфов-
кой, а насыпной слой под подошвой фундамента - подушкой. Согласно СП
22.13330.2011 [29] для устройства подушек следует применять пески крупные
и средней крупности с уплотнением до pj> 1,65 г/см3. Допускается примене-
ние щебня, гравия, песчано-гравийной смеси и шлака. Применение мелких
песков не рекомендуется. Для предотвращения осадки фундаментов за счет
поперечных деформаций подушки в краевой зоне (в сторону торфа) кон'1лр
подушки следует выносить с достаточным запасом за наружные грани фунда-
ментов. Способ определения ширины подушки, рекомендованный ТСН [39],
приведен на рис. 9.21.
Рис. 9.20. Повреждения полов по
грунту при осадке торфа в основа-
нии здания
Рис. 9.21. Определение ширины подушки в
слое торфа:
1 - торф; 2 - фундамент; 3 - песчаная подушка [39]
3. Пригрузка дренирующим грунтом. Подготовка заболоченных терри-
торий большой площади, например для возведения промышленных объектов,
поселков, микрорайонов и т.п., путем устройства постоянного пригрузочного
слоя позволяет обеспечить высокие темпы строительства и существенно со-
кратить затраты по сравнению с заменой торфа минеральным грунтом. Тол-
500
щина пригрузочного слоя определяется проектом планировки и составляет
обычно 2...4 м.
Опыт г. Архангельска, где в 60...70-е годы прошлого века на площади в
несколько квадратных километров на слой торфа мощностью 4...6 м был на-
мыт слой аллювиального мелкого песка, показывает, что до сих пор стабили-
зация деформаций торфа не наступила. В настоящее время ежегодная осадка
поверхности составляет 0,5... 1,5 см, что приводит к большим затратам на ре-
монты дорог, коммуникаций, элементов благоустройства. Поэтому пригрузка
торфа должна сочетаться с мероприятиями по ускорению консолидации, на-
пример с устройством вертикальных дрен, вакуумной консолидацией и т.п.
Хорошо зарекомендовали себя песчаные сваи-дрены диаметром до 60 см, ко-
торые не только сокращают путь фильтрации поровой влаги, но и частично
воспринимают нагрузку от насыпи.
На участках с заторфованными грунтами и слоями торфа, расположенны-
ми на некоторой глубине, успешно применяется временная пригрузка основа-
ния слоем грунта мощностью несколько метров (см. и. 9.2.2).
Особенностью проектирования свайных фундаментов при наличии слоя
торфа в основании является необходимость учета сил негативного трения,
действующих на боковой поверхности ствола и направленных вниз (рис. 9.22).
Их действие обусловлено перемещением околосвайного грунта за счет осадки
торфа или заторфованных грунтов.
Силы негативного трения снижают несущую способность свай. Согласно
СП 24.13330.2011 [30] их следует учитывать на той части ствола, где выполня-
ется условие
^>(5„/2), (9.21)
где sg - осадка околосвайного грунта после возведения сооружения; Su - предельное
значение осадки основания фундамента по СП 22.13330.2011.
При определении несущей способности свай расчетным методом и по
данным статического зондирования на указанной части ствола расчетное со-
противление грунтов на боковой поверхности сваи
принимают равным нормативному, но со знаком
минус: f= -fn. Под нормативным здесь подразу-
мевается значение f, найденное по соответствуто-
щим таблицам [30]. Для торфа задают/=-5 кПа.
Нормы допускают и несколько упрощенный
подход при учете негативного трения. При под-
сыпке территории на высоту менее 2 м: для торфа
и насыпного грунта принимают f= 0, для осталь-
ных грунтов f=f„ (со знаком плюс). При подсып-
ке от 2 до 5 м: для торфа f= — 5 кПа. для вышеле-
жащих грунтов f= 0,4 При подсыпках более
5 м: для торфа /=- 5 кПа, для вышележащих
грунтов /=
Таким образом, согласно СП 24.13330.2011
[30] проектирование свайных фундаментов при
осадке околосвайного грунта следует вести из ус-
ловия (см. гл. 6 настоящего справочника)
Рис. 9.22. Действие сил не-
гативного трения на ствол
сваи:
1 - песок; 2 - торф; 3 - мине-
ральный грунт; 4 свая
501
„ YoYc ( 7cRRA-ycftifih +У#и E fh
d_______Д__________ 1_________z=n+l_
~ Y„Yfc Y„Yt
yflAFR-Fn+Ff) (Q??.
У„Ук
где FP - несущая способность за счет сопротивления грунта под нижним концом сваи,
F„ - сила негативного трения, действующая на ствол сваи (слои от 1 до и), Ff - несу-
щая способность за счет сопротивления грунта по боковой поверхности ниже участка,
где действует негативное трение (в слоях от п + 1 до к).
Более обоснованным, на наш взгляд, является следующее выражение, ис-
пользовавшееся ранее в нормативных документах:
_YoYc(^+^) F
УпУк У„Ук
(9.23)
Здесь не допускается снижение сил негативного трения делением на два
коэффициента надежности.
В ходе непродолжительных испытаний свай статической или динамиче-
ской нагрузкой силы негативного трения не успевают проявиться, поэтому,
исходя из логики нормативного документа, следует записать:
7V<^--2F„,
Y„Ya-
(9.24)
где Fj - несущая способность сваи по данным испытаний статической или динамиче-
ской нагрузкой.
При наличии в основании торфа и органоминеральных грунтов должно
предусматриваться жесткое сопряжение свай с ростверком, а нижний конец свай
должен быть заглублен в подстилающие грунты не менее чем на 2 м [30, 39].
Пример 9.11. Проектируется свайный фундамент жилого дома. Испытания свай
динамической нагрузкой дали несущую способность Fd = 720 кН. Размеры поперечно-
го сечения свай 35x35 см. В основании присутствует слой торфа мощностью 2,00 м.
Торф перекрывается слоем техногенных отложений, представленных песком средней
крупности, средней плотности, мощностью 3,2 м. Расчет показал, что консолидация
торфа не завершится к моменту’ окончания строительства, а осадка превысит SJ2.
Какую максимальную нагрузку’ можно передать на сваю?
Решение. Толща песка разделяется на два слоя толщиной менее 2 м. Используя
значения f„ для песка средней крупности, приведенные в табл. 7.3 СП 24.13330.2011,
находим силу' негативного трения, действующую на ствол сваи.
Грунт /г„м Z,-,M ft, кПа fi ht, кН/м
Песок 1,6 0,8 35 56,0
Песок 1,6 2,4 44 70,4
Торф 2,0 4,1 5 8,2
Сумма 134,6
Fn = 4-0,35-134,6= 188,4 кН.
Максимальная нагрузка, которую можно передать на сваю (включая ее собствен-
ный вес):
,, 1,15-720,0 „ 1ОО . яо_ _ т,
Fmax =----т-------2-188,4 = 137,3 кН.
тах 1,15-1,40
502
При использовании упрощенной методики:
Грунт Л„м А-,м /„кПа /Л, кН/м
Песок 1,6 0,8 0,4-35 22,4
Песок 1,6 2,4 0,4-44 28,2
Торф 2,0 4,1 5 8,2
Сумма 58,8
Fn = 4-0,35-58,8 = 82, ЗкН.
Мпах = 1,15'720’°-2-82,3 = 349,7 кН.
1,15-1.40
9.3. Набухающие грунты
9.3.1. Явление набухания. Свойства и классификация
набухающих грунтов
Некоторые глинистые грунты, в частности глины и суглинки, содержащие
в своем составе монтмориллонит, способны увеличиваться в объемах при их
замачивании (процесс набухания) и, наоборот, с уменьшением влажности да-
ют усадку.
К набухающим относятся глинистые грунты с высокими значениями влаж-
ности на границе текучести (ну) и числа пластичности (1р). Способностью набу-
хать при увеличении влажности также обладают некоторые виды шлаков (на-
пример, шлаки электроплавильных производств), а также обычные глинистые
грунты (ненабухающие при увеличении влажности), если они замачиваются хи-
мическими отходами производств (например, растворами серной кислоты).
К основным причинам изменения влажности грунтов можно отнести:
• подъем уровня грунтовых вод;
• увлажнение грунтов производственными или поверхностными водами
(инфильтрация);
• накопление влаги под сооружениями в ограниченной по глубине зоне
вследствие нарушения природных условий испарения при застройке и ас-
фальтировании территории (экранирование поверхности);
• изменения водно-теплового режима (сезонных климатических факторов);
• высыхание грунтов от воздействия тепловых источников.
Набухающие грунты характеризуются давлением набухания (psw), влажно-
стью набухания (wsw), относительным набуханием при заданном давлении (ssw)
и относительной усадкой при высыхания (еЛ/,). Эти характеристики определяют
по результатам лабораторных испытаний либо полевых испытаний грунтов
штампом.
Образцы грунта природного сложения для испытаний вырезаются из од-
ного монолита грунта; образцы грунта нарушенного сложения изготавливают-
ся с заданными величинами плотности и влажности. Свободное набухание оп-
ределяется испытанием одиночного образца грунта.
Набухание под нагрузкой и давление набухания определяются испытани-
ем серии образцов-близнецов, вырезаемых из одного монолита грунта, путем
обжатия, их давления и последующего во до насыщения.
503
Относительное набухание грунта при инфильтрации влаги определяется
по формуле
— Q^sat ~ hn)/hn J (^-25)
где hn — высота образца природной влажности и плотности, обжатого без возможности
бокового расширения давлением р, равным суммарному вертикальному напряжению
на рассматриваемой глубине; hsat - высота образца после замачивания до полного во-
донасыщения и обжатого в тех же условиях.
По результатам испытаний образцов грунта при различном давлении стро-
ятся зависимости еЛИ, =f(p) и и\и, = f(p} и определяется давление набухания pSK.
соответствующее еЛИ, = 0.
При экранировании поверхности и изменении водно-теплового режима
относительное набухание еЛИ определяется по формуле
где к - коэффициент, определяемый опытным путем (при отсутствии опытных данных
к = 2,0); wc<j — конечная (установившаяся) влажность грунта; м'о и е0 — соответственно
начальные значения влажности и коэффициента пористости грунта.
Значение weq z-го слоя при экранировании поверхности определяется по
экспериментальной зависимости влажности набухания от нагрузки wsw=f(p)
при давлениирь вычисляемом по формуле (рис. 9.23)
Pi = Yw /у,), (9.27)
где yw - удельный вес воды, кН/м3; z - расстояние от экранируемой поверхности до
уровня подземных вод; z, -глубина залегания рассматриваемого слоя, м; -
суммарное напряжение в рассматриваемом 7-м слое, кПа; у,- - удельный вес грунта /-го
слоя, кН/м3.
Рис. 9.23. Схема к расчету подъема фунда-
мента при набухании грунта
Суммарное вертикальное напря-
жение о- tot i на глубине z от подош-
вы фундамента (см. рис. 9.23) опре-
деляется по формуле
<Z>z,tot ^zp 3" <5zg 3" ^z.ad- (9.28)
где <zzp, <zzg - вертикальные напряжения
соответственно от нагрузки фундамен-
та и от собственного веса грунта; -
дополнительное вертикальное давле-
ние, вызванное влиянием веса неувлаж-
ненной части массива грунта, располо-
женного за пределами площади зама-
чивания, определяемое по формуле
Gz,ad = kgy(d + z), (9.29)
где kg - коэффициент, принимаемый по
табл. 9.15; у - удельный вес грунта; d -
глубина заложения подошвы фунда-
мента; z - расстояние от подошвы фун-
дамента до рассматриваемого грунта.
504
Таблица 9.15
Значения коэффициента kg
d + z в„ Коэффициент kg при отношении дайны к ширине замачиваемой площади LJBV
1 2 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 0,5 0,4
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 0,77
Нижняя граница зоны набухания (HSK) принимается равной:
а) при инфильтрации атмосферных и производственных вод - на глубине,
где суммарное давление на слой грунта равно давлению набухания грун-
та psw-,
б) при экранировании поверхности и изменении водно-теплового режима -
на основании опытных данных, а при их отсутствии принимают равной 5 м:
в) при наличии подземных вод - на 3 м выше установившегося уровня
подземных вод, но не ниже установленного по п. «а».
При расчете оснований из набухающих грунтов должны применяться ха-
рактеристики грунтов при их природной плотности и влажности. При расчете
оснований из набухающих грунтов после их предварительного замачивания
используют характеристики грунта в замоченном состоянии.
Расчет оснований, сложенных набухающими грунтами, производится по
деформациям, а в необходимых случаях - и по несущей способности.
Подъем основания при набухании грунта (h.m) определяется по формуле
(9-30)
/=1
где - относительное набухание грунта /-го слоя, определяемое по формуле (9.25)
или (9.26); ht — толщина /-го слоя грунта, см; ksll. t - коэффициент, зависящий от сум-
марного вертикального напряжения oz>to( на рассматриваемой глубине и принимаемый
равным 0,8 при <jztot = 50 кПа и 0,6 при = 300 кПа; при промежуточных значениях
коэффициент kiv определяется по интерполяции; п - число слоев, на которое разбита
зона набухания грунта.
9.3.2. Устройство фундаментов в набухающих грунтах
Осадка основания в результате высыхания набухшего грунта (ssh) опреде-
ляется по формуле
ssl, =i^h,Aksh, (9.31)
i=l
где esh,i - относительная линейная усадка грунта /-го слоя, определяемая по формуле
(9.32); hj - толщина /-го слоя грунта; ksh - коэффициент, принимаемый равным 1,3; п -
число слоев, на которое разбита зона усадки грунта.
Допускается принимать ss/j l, определяемую без нагрузки, при этом
ksh
505
Относительная линейная усадка грунта при его высыхании £5/j определяет-
ся по формуле
^sh=(hn-hd)lhn, (9.32)
где h„ - высота образца грунта после его максимального набухания при обжатии его
суммарным вертикальным напряжением без возможности бокового расширения; hd —
высота образца в тех же условиях после уменьшения влажности в результате высыхания.
При определении деформаций основания осадка его от внешней нагрузки и
возможная осадка от уменьшения влажности набухающего грунта должны сум-
мироваться. Подъем основания в результате набухания грунта определяют в
предположении, что осадки основания от внешней нагрузки стабилизировались.
Предельные значения деформаций основания фундаментов, вызываемых
набуханием (усадкой) грунтов, допускается принимать в соответствии с указа-
ниями [29, приложение Д].
При проектировании заглубленных частей сооружений необходимо учиты-
вать горизонтальное давление, возникающее при набухании и усадке грунтов.
Горизонтальное давление (/д) определяется по формуле
Ph 7ck-swPrna^h-} (9.33)
где ус - коэффициент условий работы, равный 0,85; АЯ1. - коэффициент, зависящий от
интенсивности набухания и принимаемый по табл. 9.16; pmaxj, - максимальное гори-
зонтальное давление, определяемое в лабораторных условиях.
Таблица 9.16
Значения коэффициента
Интенсивность набухания за 1 сут, % 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7
Л rx,sw 1,4 1,25 1,12 1,05 1,02 1,01 1,0
Способность набухающих грунтов создавать горизонтальное давление не-
обходимо учитывать при засыпке пазух фундаментов. Допускается применять
такие грунты для обратной засыпки при условии, что конструкции фундамента
будут проверены на действие дополнительного горизонтального давления.
При расчетных деформациях основания, сложенного набухающими грун-
тами, больше предельных или недостаточной несущей способности основания
должны предусматриваться следующие меры:
• водозащитные мероприятия (планировка территории с обеспечением от-
вода поверхностных вод; устройство отмостки, превышающей ширину па-
зух фундаментов не менее 1,4 м);
• предварительное замачивание основания в пределах всей или части толщи
набухающих грунтов;
• применение компенсирующих песчаных подушек;
• полная или частичная замена слоя набухающего грунта ненабухающим;
• полная или частичная прорезка фундаментами слоя набухаюшего грунта.
Глубину предварительного замачивания, толщину частично заменяемого
слоя набухающего грунта или частичной его прорезки назначают в зависимо-
сти от требуемого снижения деформаций от набухания.
506
При возведении фундаментов на предварительно замоченном основании
из набухающих грунтов следует предусматривать устройство подушек из пес-
ка, щебня или гравия либо упрочнение верхнего слоя грунта связующими ма-
териалами.
Компенсирующие песчаные подушки устраивают на кровле или в преде-
лах слоя набухающих грунтов при давлении, передаваемом на основание, не
менее 0,1 МПа.
Для л стройства подушек применяют пески любой крупности, за исключени-
ем пылеватых, уплотняемые до плотности в сухом состоянии не менее 1,6 т/м3.
Компенсирующие песчаные подушки устраивают только под ленточные
фундаменты, когда их ширина не превышает 1,2 м. Размеры подушки назна-
чают по табл. 9.17.
Таблица 9.17
Рекомендуемые размеры компенсирующих песчаных подушек
Ширина фундамента Ь, м Ширина подушки В, м Высота подушки /г, м
0,5 </><0,7 2,4/> 1,26
0,7 <6 <1,0 2/> 1,156
1,0 <6 <1,2 1,8/? 1,16
Уменьшение подъема фундамента на естественном основании из набу-
хающих грунтов может обеспечиваться путем анкеровки фундамента с помо-
щью свай, частично или полностью прорезающих набухающий слой. При этом
нагрузка, передаваемая сооружением, воспринимается совместно фундамен-
том и сваями, а предельные деформации (осадки, подъемы) этой конструкции
не должны превышать предельных значений.
К числу конструктивных мероприятий относят увеличение жесткости и
прочности сооружения путем разбивки его на отдельные отсеки осадочными
швами. Отсек должен иметь правильную геометрическую форму в плане и
одинаковую высоту'. Увеличение жесткости и прочности достигается также
введением железобетонных непрерывных поясов толщиной не менее 15 см,
устраиваемых по высоте в нескольких уровнях. Пояса следует армировать
каркасами, располагаемыми на уровне перекрытий или верха проема и полно-
стью перекрывающими наружные стены. Пояса предусматривают при частич-
ной прорезке набухающих грунтов; частичной замене набухающего грунта
ненабухающим; устройстве компенсирующих подушек; предварительном за-
мачивании набухающих грунтов.
Замену набухающего грунта производят местным ненабухающим грун-
том, уплотняемым до заданной плотности. Проектирование оснований со-
оружений в этом случае должно выполняться как на обычных нснабухающих
грунтах.
Свайные фундаменты в набухающих грунтах проектируются как с полной
прорезкой сваями всей толщи набухающих грунтов (с опиранием нижних кон-
цов свай на ненабухающие грунты), так и с частичной прорезкой толщи набу-
хающих грунтов (с опиранием нижних концов непосредственно на набухаю-
щий грунт). Для лучшей заделки свай в ненабухающем грунте их рекоменду-
ется выполнять с уширением в нижней части. Для уменьшения воздействия
507
Рис. 9.24. Схема свайного фун-
дамента в условиях сезонно
набухающих грунтов:
1 - свая с уширением; 2 - ростверк;
3 - водонепроницаемая отмостка;
4 - песок; 5 - сезонно набухающий
грунт; б - ненабухающий грунт
набуханиия грунта на рандбалку ее обсыпают
песком, а под ранбалкой предусматривают
воздушный зазор (рис. 9.24'
Расчетные сопротивления набухающих
грунтов под нижним концом (R) и на боковой
поверхности (4) сваи или сваи-оболочки
должны приниматься по данным статических
испытаний свай и свай-штампов, полученным
путем замачивания грунтов на строительной
площадке или прилегающей к ней территории
со схожими грунтами. В случае если резуль-
таты статических испытаний отсутствуют, то
значения R и допускается принимать по
данным [30] при условии введения коэффи-
циента условий сваи в грунте ус = 0,5. учиты-
ваемого независимо от прочих коэффициен-
тов условий работы.
При расчете свайных фундаментов в набухающих гру нтах по деформациям
необходимо выполнять расчет по определению подъема свай при набухании
грунта.
Подъем забивных свай (hsw,p), погруженных в предварительно пробурен-
ные лидерные скважины, набивных свай без уширения, а также свай-оболочек,
не прорезающих набухающую зону- грунтов, определяется по формуле
hsw,p = (Л™ ~ Kw.p)+h'^p - 0, 000 1 со/uN, (9.34)
где /?Л1, - подъем поверхности набухающего грунта; И'^р - подъем слоя грунта в уровне
заложения нижнего конца свай (в случае прорезки набухающей зоны грунта /?'те>р = 0;
Q и со - коэффициенты, определяемые по табл. 9.18, при этом Q зависит от показателя
а, который характеризует уменьшение деформации по глубине массива при набухании
грунта и принимается для набухающих глин: сарматских - 0,31 м ', аральских -
0,36 м 1 и хвалынских - 0,42 м1; и — периметр сваи; N — расчетная нагрузка на сваю,
определенная с коэффициентом надежности по нагрузке У/ = 1.
Таблица 9.18
Коэффициенты Л и со
Глубина погру- жения сваи, м Коэффициент Q, м *, при значениях а Коэффициент ®, м2/кН
0,2 0,3 0,4 0,5 0,6
3 0,72 0,62 0,53 0,46 0,40 —
4 0,64 0,53 0,44 0,36 0,31 1,5
5 0,59 0,46 0,36 0,29 0,24 1,1
6 0,53 0,40 0,31 0,24 0,19 0,7
7 0,48 0,35 0,26 0,20 0,15 Г 0,5
8 0,44 0,31 0,22 0,17 0,13 0,4
9 0,40 0,27 0 19 0,14 0,11 0,3
10 0,37 0,24 0,17 0,12 0,09 0,2
11 0,34 0,21 0,15 0,10 0,08 0,2
12 0,31 0,19 0,13 0,09 0,07 0,1
508
Предельные значения подъема сооружений, а также значение подъема по-
верхности набухающего грунта (Л5И) и подъема слоя грунта в уровне располо-
жения нижних концов свай (hSWtP) определяется в соответствии с [29J.
Подъем свайного фундамента в набухающих грунтах практически исклю-
чается при выполнении условия
(9.35)
УЛл-
где N - расчетная нагрузка на сваю, определенная с коэффициентом надежности по
нагрузке У/ = 1; F^ - равнодействующая расчетных сил подъема, действующих на бо-
ковой поверхности сваи, определяемая по результатам их полевых испытаний в набу-
хающих грунтах или определяемая с использованием данных табл. 7.3 СП
24.12220.2011 ([30]) с учетом коэффициента надежности по нагрузке для сил набуха-
ния грунта уу= 1,2; Fdll - несущая способность участка сваи, расположенного в нена-
бухающем грунте, при действии выдергивающих нагрузок; у0 - коэффициент условий
работы, учитывающий повышение однородности грунтовых условий при применении
свайных фундаментов, принимаемый равным у0 = 1 при односвайном фундаменте и
у0 = 1.15 при кустовом расположении свай; у„ - коэффициент надежности по назначе-
нию (ответственности) сооружения, принимаемый равным 1.2; 1.15 и 1.10 соответст-
венно для сооружений I, II и III уровней ответственности; yk - коэффициент надежно-
сти по грунту, принимаемый равным:
1,2 - если несущая способность сваи определена по результатам полевых испыта-
ний статической нагрузкой;
1,25 - если несущая способность сваи определена расчетом по результатам стати-
ческого зондирования грунта или по результатам динамических испытаний сваи, вы-
полненных с учетом упругих деформаций грунта, а также по результатам полевых ис-
пытаний грунтов эталонной сваей или сваей-зондом;
1,4 - если несущая способность сваи определена расчетом, в гом числе по результа-
там динамических испытаний свай, выполненных без учета упругих деформаций грунта;
1,4 (1,25) — для фундаментов опор мостов при низком ростверке, на висячих сваях
(сваях трения) и сваях-стойках, а при высоком ростверке - только при сваях-стойках,
воспринимающих сжимающую нагрузку независимо от числа свай в фундаменте.
Подъем свай диаметром более 1 м, не прорезающих набухающие слои
грунта, должен определяться как для фундамента на естественном основании в
соответствии с требованиями СП 22.13330 ([29]). При этом подъем сваи с уши-
рением должен определяться при действии нагрузки Fu, равной
Fu=N+y^g~Fsw, (9.36)
где Л' и Г,™ - то же, что и в формуле (9.35); уп - расчетное значение удельного веса
грунта; I ’g - объем грунта, препятствующий подъему' сваи, принимаемый равным объ-
ему' грунта в пределах расширяющегося усеченного конуса высотой И с нижним
(меньшим) диаметром, равным диаметру уширения d, а верхним диаметром d' = h + d
(здесь h - расстояние от природной поверхности грунта до середины уширения сваи).
При проектировании свайных фундаментов в набухающих грунтах между'
поверхностью грунта и нижней плоскостью ростверка должен быть преду-
смотрен зазор размером, равным или более максимального значения подъема
грунта при его набухании.
При толщине слоя набухающего грунта менее 12 м допускается устраи-
вать ростверк, опирающийся непосредственно на грунт, при соблюдении ус-
ловия (9.35).
509
При расположении свай в виде куста или свайного поля подъем свайных
фундаментов следует рассчитывать с учетом взаимного влияния свай.
9.4. Строительство зданий и сооружений на закарстованных
территориях
9.4.1. Классификация карста и карстовых деформаций
По определению, данному' в монографии В.В. Толмачева, Г.М. Троицкого
и В.П. Хоменко [37], карст представляет собой совокупность природных
геологических и инженерно-геологических процессов, обусловленных в той
или иной мере растворением скальных горных пород, в результате кото-
рых в земной коре происходит образование полостей, изменение структу-
ры и состояния горных пород и связанные с ними деформации земной по-
верхности (провалы, оседания, коррозионные воронки и т.д.), а также соз-
дается особый режим подземных вод и гидрографической среды.
Классификация карста в нормативных документах и научной литературе
[21, 35, 37, 38] выполняется в соответствии с совокупностью признаков, опре-
деляемых природными и техногенными условиями. Согласно этой классифи-
кации определены следующие (основные) типы карста:
• по степени растворимости - карбонатный (в труднорастворимых породах),
сульфатный (в среднерастворимых породах), соляной (в легкораствори-
мых породах),
• в зависимости от расположения карстующихся пород относительно земной
поверхности и степени водопроницаемости покрывной толщи - откры-
тый (карстующиеся грунты выходят на дневную поверхность) и покрытый
(над карстующимися породами залегают некарстующиеся породы);
• по степени влияния природных и техногенных факторов в формировании
карстовых проявлений - естественный карст и техногенный карст;
• по расположению карстующихся пород относительно активной зоны осно-
вания — глубокий и неглубокий карст, опасный и потенциально опасный;
• по условиям дренирования карстовых вод - склоновый, равнинный, до-
линный, водораздельный.
Карстопроявления в соответствии с общей инженерно-геологической клас-
сификацией подразделяются на 2 типа: поверхностные и подземные. Поверх-
ностные карстопроявления подразделяются на: провалы, карстовые просад-
ки, локальные оседания и оседания (рис. 9.25).
Степень разрушающего воз-
Рис. 9.25. Поверхностные карстопроявления:
а - провал; б — оседание
действия карстовых деформа-
ций, образовавшихся в основа-
нии сооружения, в значитель-
ной степени определяется раз-
мерами деформаций в плане
(диаметр провала, размер муль-
ды проседания), которые при
проектировании мер противо-
карстовой защиты являются ос-
новными расчетными парамет-
рами карстовых деформаций.
510
9.4.2. Определение расчетных параметров карстовых
деформаций
Определение расчетного диаметра карстового провала возможно двумя спо-
собами: расчетно-теоретическим методом либо на основе вероятностно-статис-
тического метода. Способ определения расчетного диаметра карстового провала
зависит от полноты исходной информации о наличии и параметрах подземных
карстовых форм в основании сооружений, физико-механических характеристи-
ках грутпов по всему геологическому разрезу и других исходных данных.
При расчетно-теоретическом методе определение диаметра карстового
провала осуществляется из условия равновесия крутлоцилиндрического столба
грунта, зависающего над карстовой полостью определенного размера. Вес
столба уравновешивается суммарным трением, действующим по его боковой
поверхности. Это решение получено Г.М. Шахунянцем [37].
Образование круглоцилиндрических провалов возможно при условии, ко-
гда мощность ненарушенного грунтового массива от пустоты до поверхности
меньше мощности, при которой он выдерживает собственный вес и внешнюю
нагрузку’. Условие предельного равновесия (рис. 9.26, г) будет иметь вид:
(Оо + 0 (С + Л = о,
где <2о - нагрузка, давящая с поверхности на цилиндр грунта ABCD весом О. С, F -
силы сцепления и трения, возникающие по боковой поверхности цилиндра грунта.
Рис. 9.26. Принципиальные схемы образования карстовых
провалов на земной поверхности:
a - непосредственный выход свода на поверхность; б - образо-
вание круглоцилиндрического провала над сводом в покровных
отложениях; в - образование крутлоцилиндрического провала
непосредственно над полостью в карстующихся породах; г -
расчетная схема образования крутлоцилиндрического провала;
1 - карстующиеся породы; 2 - покровные грунты
Статистико-вероятностные методы определения расчетного диаметра кар-
стового провала основаны на обработке значительного объема результатов об-
следований поверхностных карстопроявлений. В нормативных документах
[21, 22, 38] даны рекомендации по определению расчетного диаметра провала
и также приведены вероятностные методы определения расчетного пролета
511
фундамента в зависимости от геометрических размеров здания и его уровня
ответственности.
При интерпретации статистических закономерностей диаметров провалов
учтено, что после образования карстового провала на поверхности земли диа-
метр его увеличивается с затухающей во времени скоростью. В первое время
главным образом за счет оползания склонов до диаметра diim, соответ-
ствующего устойчивым склоном провала, а затем за счет эрозии склонов до
некоторого практически стабильного диаметра dst.
Нормы [27] накладывают ограничение на применения данного метода. Ус-
ловия применимости вероятностно-статистического метода прогноза размера
карстового провала под фундаментом или на земной поверхности примени-
тельно к отдельной площадке следующие:
• относительно частоты возникновения провалов (интенсивности провало-
образования) и их диаметров рассматриваемая площадка статистически
однородна с участком (территорией), для которого были определены эти
параметры;
• сооружения несущественно влияют на интенсивность провалов и на вели-
чины их диаметров.
Для подземных сооружений и зданий с развитой подземной частью нельзя
ограничиваться нормативным подходом к определению размеров карстовых
деформаций, так как данные сооружения вносят существенные изменения в
напряженно-деформированное состояние (НДС) массива грунта и могут по-
влиять на параметры карстовых деформаций (интенсивность и размеры кар-
стовых провалов). Потому* для таких сооружений в качестве расчетного пара-
метра карстовых деформаций рекомендуется критическая ширина полости в
карстующихся грунтах [12], соответствующая максимальной ширине полости,
при которой свод в покрывной толще еще сохраняет устойчивость (рис. 9.27, в).
Рис. 9 27. Критическая ширина полости:
а - полость в толще карстующихся грунтов (критическая ширина полости />); б - разруше-
ние свода в покрывных грунтах (критическая ширина полости с/0): в - карстовая полость
критической ширины с образованием устойчивого свода (критическая ширина полости
1 - карстующиеся породы; 2 - покрывающие глинистые породы; 3 - покрывающие породы,
испытывающие обрушение, согласно идеализированной схеме; 4 - дополнительный объем
покрывающих пород, испытывающих фактическое обрушение; 5 - заполненная водой кар-
стовая полость-приемник; б - пьезометрическая поверхность карстовых вод
512
Критическая ширина полости в карстующихся грунтах определяется на
основе математического моделирования покрывной толщи над карстовой по-
лостью с применением метода конечного элемента МКЭ. а при расположении
подошвы фундаментов здания на расстоянии более 10 м от карстующихся
грунтов - по формуле М.М. Протодьяконова, уточненной В.П. Хоменко [40]:
б/0 = + + (9.37)
Y Зу
где f- коэффициент крепости покрывающих глинистых пород по М.М. Протодьяконо-
ву, У». - удельный вес воды, принимаемый равным 10 кН/м3; Н - пьезометрический
напор карстовых вод, м; R - сопротивление покрывающих глинистых пород разрыву,
кПа; с - их удельное сцепление, кПа; у - их удельный вес, кН/м3.
Коэффициент крепости рассчитывается по формуле
/=tg<P^ (9-38)
где ср - угол внутреннего трения покрывающих глинистых пород, град; М - их мощ-
ность (глубина залегания кровли карстующихся пород), м.
9.4.3. Требования к проектированию мероприятий
противокарстовой защиты
Общие требования
В соответствии с нормативными требованиями [21, 27, 29, 38] проектиро-
вание защиты зданий и сооружений от возможных карстопроявлений должно
предусматривать следующие протпвокарстовые мероприятия и их сочетания:
планировочные; водозащитные и противофильтрационные; геотехнические
(укрепление оснований); конструктивные; технологические; эксплуатационные.
Противокарстовые мероприятия выбираются в зависимости от уровня от-
ветственности зданий и сооружений, инженерно-геологических условий, ус-
тойчивости территории относительно карстовых провалов, прогнозируемых
карстовых деформаций в соответствии с рекомендациями нормативных доку-
ментов [21, 29, 35, 38]. Для определения объема противокарстовой защиты
уникальных зданий и сооружений должны разрабатываться специальные тех-
нические условия (СТУ).
Планировочные противокарстовые мероприятия (разработка планировоч-
ной структуры с максимально возможным обходом карстоопасных участков,
разработка инженерной защиты территорий от техногенного влияния строи-
тельства на развитие карста и т.д.) разрабатываются на стадии градострои-
тельной документации и должны обеспечивать оптимизацию затрат на проти-
вокарстовую защиту.
Водозащитные и противофильтрационные мероприятия (устройство на-
дежной ливневой канализации, исключение утечек промышленных и хозяйст-
венно-бытовых вод, ограничение объемов откачки подземных вод и т.д.) про-
ектируются с целью максимального сокращения инфильтрации поверхност-
ных, промышленных и хозяйственно-бытовых вод в грунт, что направлено на
предотвращение опасной активизации карста и связанных с ним суффозион-
ных и провальных явлений под влиянием техногенных изменений гидрогеоло-
гических условий в период строительства и эксплуатации зданий и сооружений.
513
При этом необходимо учитывать, что значительное повышение уровня
подземных вод в результате осуществления противофильтрационных меро-
приятий (барражный эффект) может привести также к активизации карстово-
суффозионных явлений.
Геотехнические мероприятия противокарстовой защиты (тампонирование
карстовых полостей и трещин, закрепление закарстованных пород или выше-
залегающих грунтов инъекцией цементационных растворов или другими спо-
собами, опирание фундаментов на надежные незакарстованные или закреп-
ленные грунты) направлены на изменение прочностных, деформативных,
фильтрационных свойств карстующихся пород или вышележащих грунтов
покровной толщи с целью предотвращения развития карстового и карстово-
суффозионного процесса или исключения карстовых и карстово-суффозион-
ных деформаций. Разработка проектов геотехнических мероприятий должна
включать прогноз изменения гидрогеологических условий и активизации
опасных процессов (карст, оползни, подтопление и т.п.) на прилегающих к
участку закрепления территориях. Геотехнические мероприятия противокар-
стовой защиты рекомендуется использовать в тех случаях, когда нецелесооб-
разен или невозможен перенос объекта на новую, более благоприятную пло-
щадку, а конструктивные противокарстовые мероприятия оказываются по
технико-экономическим показателям неэффективными и (или) недостаточ-
ными.
Конструктивные мероприятия противокарстовой защиты обеспечивают
безаварийные условия эксплуатации зданий и сооружений при карстовых де-
формациях основания и могут разрабатываться отдельно или в комплексе с
геотехническими мероприятиями. Проектирование конструктивных мероприя-
тий включает:
• выбор рациональной конструктивной схемы здания (гибкой, жесткой, ком-
биниованной);
• разработка специальных конструктивных решения фундаментов, устойчи-
вых к карстовым деформациям (на естественном основании и свайных) и
их расчетное обоснование;
• применение конструктивных элементов надфундаментных конструкций,
обеспечивающих восприятие усилия от карстовых деформаций (поэтаж-
ные пояса, простанственные рамы, дополнительные связи и т д ).
Технологические противокарстовые мероприятия включают: повышение
надежности технологического оборудования и коммуникаций, их дублирова-
ние, контроль за давлением в коммуникациях и утечками из них, обеспечение
возможности своевременного отключения аварийных участков и т.д.
В состав эксплуатационных противокарстовых мероприятий (мониторин-
га) входят:
• постоянный геодезический контроль за оседанием земной поверхности и
деформациями зданий и сооружений;
• наблюдения за проявлениями карста, уровнем и химическим составом
подземных вод;
• периодическое строительное обследование состояния зданий, сооружений
и их конструктивных элементов;
• система автоматической сигнализации на случай появления недопустимых
карстовых деформаций.
514
Основные расчетные требования проектирования конструктивной
защиты
Расчет несущих конструкций зданий и сооружений на особые нагрузки
карстового происхождения выполняется по первой и второй группам предель-
ных состояний в соответствии с требованиями действующих норм. Расчет по
первой группе предельных состояний производится для всех элементов, вос-
принимающих усилия от карстовых воздействий. Расчет по второй группе
предельных состояний производится для элементов, деформации которых спо-
собны привести к потере несущей способности смежных конструкций. Расче-
том также должна подтверждаться эксплуатационная надежность конструкций
здания и сооружения при отсутствии карстовых воздействий в соответствии с
требованиями действующих норм (на основное сочетание нагрузок).
Временные и постоянные нагрузки определяются в соответствии с требо-
ваниями действующих норм, а коэффициенты сочетаний нагрузок и коэффи-
циенты надежности по нагрузкам следует принимать равными единице.
Моделирование грунтового основания с карстовым провалом под соору-
жением наиболее целесообразно выполнять с использованием контактной мо-
дели, с заданием в грунтовом основании под зданием локального отказа осно-
вания (провала) в виде круглой или близкой к ней по форме и эквивалентной
по площади области с отсутствующим основанием, где коэффициент постели
принимается равным нулю, в соответствии со схемой на рис. 9.28, а. За грани-
цами карстового провала коэффициент постели определяется по результатам
его расчета до образования карстового провала либо пониженным (К{) в
соответствии со схемой на рис. 9.28, б.
Карстовая Карстовая
полость в) полость
Рис. 9.28. Изменение коэффициента постели в основании фундамента при
образовании карстовых деформаций:
а, б- при образовании провала; в, г - при оседании
Пониженные коэффициенты постели могут быть определены по результа-
там упругопластического расчета фундамента при образовании карстового
провала в основании.
При локальном оседании (рис. 9.28, в, г) карстовая деформация рассмат-
ривается как ослабление по подошве фундамента в соответствии с расчетными
параметрами мульды. При этом коэффициент постели основания (Ко) опреде-
ляется исходя из прогнозируемой осадки основания сооружения за расчетный
515
срок его эксплуатации. Для подземного сооружения коэффициент постели в
основании плитного фундамента над полостью может быть определен с уче-
том снижающего коэффициента к коэффициенту постели до образования кар-
стовой деформации (Л^):
к0=кх/^-,
hr -hK -a(dp -3)
Лг-hK +Р(^-3)’
(9.39)
где а = 0,871 - 0,0261/, р = 1,2691 - 0,4163/, / - толщина фундаментной плиты, м; dp -
критическая ширина полости, при которой свод еще сохраняет устойчивость, м, опре-
деляется по рекомендациям п. 9.4.2; h, - глубина расположения кровли карстующихся
грунтов, м; /?к - заглубление подземной части здания, м.
Зона снижения коэффициента постели R (рис. 9.29) определяется по фор-
муле
16Et3p(dp-3)S
ЗР(5 + р)(1-ц)(Лг-Лк)’
(9.40)
где Е и у. - модуль деформации и коэффициент Пуассона бетона фундаментной плиты;
Р - давление в основании фундаментной плиты.
Эпюра к. п.
Рис. 9.29. Коэффициент
постели под плитой и эпюра
давлений под подошвой фун-
даментной плиты при образо-
вании карстовой полости рас-
четного диаметра dp
Эпюра
давлений
До образования
карстовой полости
После образования
карстовой
полости
Карстовая полость
Учет совместной работы фундамента и надземной части сооружения сле-
дует производить путем численного моделирования системы «фундамент-
сооружение» в расчетной модели. Жесткость надфундаментной части может
не учитываться при расчете фундаментов каркасных (сборных) зданий и бес-
каркасных зданий высотой до 3 этажей, а также при расчете линейных соору-
жений (мостовых переходов, путепроводов, магистральных трубопроводов,
противооползневых сооружений). По результатам расчета должны опреде-
ляться следующие параметры:
• нагрузки на сваю или давление под подошвой фундамента на естествен-
ном основании на границе зоны карстовой деформации;
• максимально возможные деформации фундамента (средняя осадка, отно-
сительная разность осадок, крен) при карстовой деформации;
• максимально возможные усилия (изгибающие моменты, продольные и
поперечные силы) в конструкциях
516
При расчете на особые нагрузки карстового происхождения допускаемая
нагрузка на сваю может быть увеличена на 20%, а за максимальное допускае-
мое давление под подошвой фундамента (на естественном основании) прини-
мать давление, определяемое из расчета по несущей способности основания.
Конструктивные требования
При проектировании строительных конструкций, обеспечивающих конст-
руктивную защиту здания от прогрессирующего обрушения при карстовом
воздействии, рекомендуется применять следующие основные подходы:
• создание надежного конструктивно-планировочного решения сооружения;
• увеличение, резервирование прочности основных элементов, узлов, сты-
ков конструкций сооружения с учетом возможных дополнительных нагру-
зок;
• использование конструктивных решений, обеспечивающих пластическое
разрушение конструкций и их соединений при предельных нагрузках;
• применение надежной схемы конструктивных связей сооружения;
• страхование, дублирование основных несущих элементов сооружения.
Деформационные (осадочные) швы рекомендуется предусматривать в ми-
нимальном объеме.
На территориях, где возможны локальные оседания, рекомендуется проек-
тирование зданий выполнять по гибкой конструктивной схеме, предусматрива-
ющей возможность приспособления конструкций к неравномерным деформа-
циям основания. Это достигается путем конструирования зданий секционного
типа с деформационными (осадочными) швами, использованием разрезных
конструкций, а также введением гибких вставок и компенсационных устройств.
Фундаментно-подвальная часть, выполняющая функции противокарсто-
вой защиты, может быть запроектирована как в монолитном, так и в сборно-
монолитном варианте. Монолитная фундаментно-подвальная часть включает в
себя монолитные фундаменты (перекрестная лента или плита), жестко соеди-
ненные с монолитными стенами или колоннами в подвале и монолитной пли-
той перекрытия над подвалом (пространственный или рамный монолитный
фундамент). Сборно-монолитные варианты фундаментно-подвальной части
предусматривают либо устройство монолитных фундаментов (ленточных или
плитных) со стенами из сборных блоков, либо устройство сборных ленточных
фундаментов и монолитных железобетонных неразрезных поясов по фунда-
ментным плитам и (при необходимости) в уровне перекрытия над подвалом.
Карстозащитные фундаменты линейных сооружений (пешеходных пере-
ходов, путепроводов, магистральных трубопроводов и т.д.) могут быть запро-
ектированы как отдельные фундаменты под опоры с увеличенной площадью
опирания (с противокарстовыми консолями).
Свайный фундамент, не прорезающий толщу карстующихся пород и не
достигающий особо плотных или скальных слоев грунта, не является отдель-
ным противокарстовым конструктивным мероприятием.
При проектировании фундаментов в условиях возможности образования
карстовых провалов прогнозируемого диаметра следует увеличивать жест-
кость и прочность фундамента в угловых и краевых участках зданий и соору-
жений, а для линейных сооружений с отдельными фундаментами под опоры -
под каждой опорой.
517
Увеличение жесткости фундамента в угловых и краевых частях здания
может достигаться увеличением размеров фундаментов (устройство противо-
карстовых консолей) за пределы плана сооружения, а для линейных сооруже-
ний - за внешние границы опор.
Размер противокарстовых консолей должен определяться расчетом. При
невозможности их выполнения увеличение жесткости фундамента под торцом
и углами здания может быть достигнуто путем применения пространственных
и рамных монолитных конструкций в торцах и утлах зданий и сооружений.
Сопряжение голов свай с монолитными ростверками рекомендуется на-
значать шарнирным, обеспечивающим выскальзывание свай из ростверка при
образовании карстового провала.
Проектирование фундаментно-подвальной части, выполняющей функции
противокарстовой защиты, должно выполняться с учетом требования ремон-
топригодности, т.е. обеспечения возможности восстановления несущей спо-
собности основания и фундамента в случае отказов при карстовых деформаци-
ях. Ремонтопригодность обеспечивается путем устройства отверстий в моно-
литных лентах и фундаментной плите для диагностики состояния основания и
отбора проб грунта и подземной воды. Размеры отверстий должны допускать
бурение скважин и монтаж инъекторов для нагнетания смесей. Шаг отверстий
рекомендуется назначать не более расчетного диаметра карстового провала.
9.5. Основания и фундаменты на насыпных грунтах
9.5.1. Основные особенности и классификация насыпных
грунтов
К насыпным грунтам относятся: грунты с нарушенной естественной при-
родной структурой; отвалы отходов различных производств; свалки всевоз-
можных материалов, которые образовались в результате засыпки оврагов, кот-
лованов, карьеров, местных понижений при планировке территорий.
По ГОСТ [10] насыпные грунты отнесены к типу техногенных грунтов,
которые подразделяются на три подтипа: техногенно измененные, техногенно
переменные природные грунты и антропогенно образованные грунты. Каждый
из этих подтипов подразделяется на виды: несвязные и связные, а также на
подвиды и разновидности.
При выполнении инженерно-геологических изысканий, проектировании и
строительстве зданий и сооружений на насыпных грунтах целесообразно поль-
зоваться классификацией насыпных грунтов, приведенной в табл. 9.18, соглас-
но которой насыпные (техногенные) грунты подразделяются на отдельные ти-
пы, подвиды и виды.
К планомерно возведенным относятся насыпи, выполненные по заранее
разработанному проекту из однородных грунтов или отходов производств (без
содержания органических включений) путем отсыпки их в целях планировки
территории и использования ее под застройку- с уплотнением грунтов до за-
данной по проекту плотности (СП 22.13330.2011).
Отвалы грунтов и отходов производств представляют собой отсыпки раз-
личных видов грунтов, отходов производств (шлаков, золы, формовочной зем-
ли, отходов обогащения полезных ископаемых и т.п.), иногда содержащих ор-
ганические включения не более 0,05 веса.
518
Строительная классификация насыпных грунтов
Таблица 9.18
Класс Подкласс Тип Подтип Вид выделяется по:
степени самоу пл отне ния устойчивости структуры содержанию органических веществ
1 2 3 4 5 6 7
Диспер- сные Техногенные (насыпные) Планомерно возведенные насыпи Природные грунты: крупнообломочные, песчаные, глинистые Слежавшиеся Устойчивые, самоупрочняющиеся Без органики (I, <0,05)
Промышленные отходы То же То же То же
Отвалы грунтов и отходов производств Природные грунты (строительные, горно- технические и т.п.) Слежавшиеся, неслежавшиеся Устойчивые, самоупрочняющиеся Без органики (Л<0,1)
Промышленные отходы То же Устойчивые, самоупрочняющиеся. разрушающиеся То же
Свалки грунтов, промышленных и бытовых отходов Природные грунты и бытовые отходы Слежавшиеся, неслежавшиеся Устойчивые, распадающиеся С содержанием органики 1г Ur<W, Ir0,\ -I, 0,25; Ir > 0,25)
Промышленные и бытовые отходы То же То же
Культурный слой, городские свалки То же То же
519
Примечание. Насыпные грунты с устойчивой структурой, самоупрочняющиеся, а также с содержанием органических веществ 1Г < (0,05...0,1), эко-
логически чистые предлагается называть качественными насыпными грунтами.
520
Рис. 9.30. Схемы напряженно-деформируемого состояния оснований на насыпных грунтах при:
а - существующей поверхности застраиваемого участка; 6 - выполнении планировочной насыпи; в - частичной срезке насыпного грунта;
DL - отметки планировки; NL - отметки поверхности сложившегося рельефа; FL - отметка подошвы фундамента; ВС - нижняя граница сжимаемой толщи;
Hf- толщина слоя существующего насыпного грунта; DC - нижняя граница сжимаемого грунта; SL - отметка подошвы сжимаемого слоя; 1 - существующий
насыпной грунт; 2 - грунт природного сложения и происхождения; 3 - планировочная насыпь; 4 - срезаемый насыпной грунт 1 при планировке на глубину
Н,, d udn- глубина заложения фундамента соответственно от уровня планировки и поверхности существующего рельефа; Н;у - толщина планировочной
насыпи; Ht - глубина срезки от существующей поверхности насыпного грунта; b - ширина фундамента: р - среднее давление по подошве фундамента; и
- вертикальные напряжения от собственного веса на глубине z от подошвы фундамента и на уровне подошвы; <згр и - вертикальные напряжения от
внешней нагрузки на глубине z от подошвы фундамента и на уровне подошвы; Нс - толщина сжимаемой зоны при 0,5^ = р' - среднее суммарное дав-
ление на грунт от нагрузки на полы и фундаментов технологического оборудования; - вертикальные напряжения на глубине z от нагрузкир'; - до-
полнительные вертикальные напряжения от собственного веса грунта при возможном повышении влажности грунта го, вызванного застройкой участка
Свалки грунтов, отходов производств и бытовых отходов представляют
собой отсыпки, образовавшиеся в результате неорганизованного накопления
различных материалов, включая бытовые отходы, и обычно характеризую-
щиеся повышенным содержанием органических включений (1Г > 0,1).
Целесообразность подразделения насыпных грунтов на отдельные виды по
степени самоуплотнения, устойчивости структуры, содержанию органических
веществ вызывается необходимостью учета физических, физико-химических,
биологических и других процессов, происходящих в насыпных грунтах.
Эти процессы, с одной стороны, приводят к самоуплотнению (табл. 9.18),
омоноличиванию, упрочнению насыпных грунтов, а с другой - к разрушению,
распаду как структуры отдельных агрегатов, так и отдельных частиц.
9.5.2. Основные положения по проектированию оснований
и фундаментов
9.5.2.1. Оценка напряженно-деформируемого состояния оснований
Основания, сложенные насыпными грунтами, проектируются по требо-
ваниям СП 47.13330.2012 и СП 22.13330.2011 с Счетом специфических осо-
бенностей этих грунтов, заключающихся в возможной значительной неодно-
родности по составу, толщине, неравномерной сжимаемости, самоуплотне-
ния от собственного веса. Особенно это проявляется при вибрациях от
работающего оборудования, городского и промышленного транспорта, а
также при изменениях гидрогеологических условий, связанных с замачива-
нием насыпных грунтов, при разложении органических включений, распаде
структуры грунта и действии других факторов.
При проектировании оснований и фундаментов мелкого заложения на на-
сыпных и других видах грунтов следует учитывать, что их напряженно-
деформируемое состояние определяется:
-характером планировки застраиваемого участка, т.е. сохранением сло-
жившейся поверхности при величине подсыпки и срезки грунтов не более
±1 м (рис. 9.30, а):
- устройством планировочной насыпи с дополнительной пригрузкой грун-
тового массива (рис. 9.30, б), частичной срезкой грунта с соответствую-
щей разгрузкой основания (рис. 9.30, в);
- величиной нагрузки от несущих конструкций фундаментов, а также сплош-
ной и местной нагрузок на основания от фундаментов технологического
оборудования, полов, складирования различных материалов, изделий и т.п.;
-степенью завершения самоуплотнения насыпных и доуплотнения под-
стилающих их грунтов природного происхождения от различных воздей-
ствий.
При сохранении практически существующей поверхности участка строи-
тельства, как под пятном застройки, напряженно-деформируемое состояние
определяется (см. рис. 9.30, а):
— вертикальными напряжениями от собственного веса неслежавшегося на-
сыпного ozf, и подстилающего ozg его грунтов с учетом повышения их
плотности при выполнении искусственного основания, а также возмож-
ным повышением их влажности до полного водонасыщения - соответст-
венно и ог&(В;
521
- вертикальными (и горизонтальными) напряжениями ozp от нагрузки фу н-
дамента /?;
- вертикальными напряжениями ozd от нагрузки на полы в промышленных,
складских и других зданиях и сооружениях.
При приведенных на рис. 9.30, а напряжениях в рассматриваемом случае
возникают следующие деформации грунтов в основании:
- осадка-сжатие sp насыпных и подстилающих их грунтов природного сло-
жения в зоне I от нагрузки на фундаменты <з:р, а при небольшой величине
р и значительной толщине слоя насыпных грунтов (Hf > Нс) только за счет
сжатия насыпных грунтов;
- дополнительные осадки sad при неслежавшихся насыпных грунтах в зоне II:
• от самоуплотнения грунтов Sad,\ их от собственного веса Gzy;
• от уплотнения подстилающих грунтов от насыпи (ozg) о^, в том числе с
учетом повышения влажности и удельного уплотненного грунта с у до усз
(°zg,co),
• от нагрузки на полы в промышленных, складских и других зданиях и со-
оружениях sad3 от вертикальных напряжений оя/.
При выполнении планировочной насыпи высотой более 1 м и использова-
нии ее в качестве основания фундаментов кроме уже рассмотренных должны
учитываться и дополнительные вертикальные напряжения и соответственно
осадки в пределах следующих зон (см. рис. 9.30, б
— I зона — сжимаемой толщи Нс от нагрузки фундаментов д>;
- II зона - дополнительного самоуплотнения насыпных грунтов от их ве-
са планировочной насыпи og = "ifHff, где уу- среднее значение удельного
веса уплотненного грунта насыпи при возможном полном водонасыще-
нии; нагрузок р' на полы от складируемых материалов, фундаментов,
технологического оборудования и т.п., толщины слоев насыпных грун-
тов Hff+Нр
- Ill зона - сжатия природного сложения грунтов s,d в пределах толщи Had от
вертикальных напряжений.
При частичной срезке существующих насыпных грунтов на глубину не
менее 1 м происходит разгрузка грунтового массива, (см. рис. 9.30, б), в свя-
зи с чем:
- снижается величина напряжений ozg от собственного веса грунта;
- понижаются нижняя граница сжимаемой толщи Нс и осадки фундамен-
тов Sp-,
— неслежавшиеся насыпные грунты и основания иногда переходят в катего-
рию слежавшихся.
9.5.2.2. Типы и виды оснований, области их рационального применения
Выбор типа и вида оснований на насыпных грунтах необходимо осущест-
влять на основе учета приведенных выше особенностей, и прежде всего степе-
ни самоуплотнения, устойчивости структуры под влиянием различных воздей-
ствий, вида насыпных и подстилающих грунтов, их сжимаемости согласно
табл. 9.19. При этом все многообразие грунтовых условий следует подразде-
лить на три основные группы: благоприятные, условно благоприятные и не-
благоприятные.
522
523
Типы, виды и области применения оснований на насыпных грунтах
Таблица 9.19
Тип основания Выделяются на виды по: Типы И виды фунда- ментов Области рационального применения по видам зданий и сооружений
степени уплотнения грунтов устойчивости структуры грунтов виду грунтов сжима- емости. Ет, МПа уровень ответствен- ности конструктивная схема
насыпных подстилающих природного сложения
1 2 3 4 5 6 7 8 9
Естествен- ное (ранее сформиро- вавшееся) Слежав- шиеся Устойчивые (Sad — Благо- приятные Благо- приятные 15...30 20... 40 Мелкого заложения III... I Жесткая (Ж), комбинированная (К), податливая (П)
Благо- приятные Условно благоприятные 15...30 10...20 Мелкого заложения То же Ж,К,П
Условно слежав- шиеся Устойчивые Условно благо- приятные Благо- приятные 8...15 10...20 Мелкого заложения III Ж,К,П
Свайные I, П
Условно благо- приятные Условно благоприятные 8...15 Мелкого заложения III П
Свайные I, П Ж,К,П
Неслежав- шиеся Неустойчивые Неблаго- приятные Условно благоприятные 8...15 Мелкого заложения Временного назначения П
Неблаго- приятные 10...20 Свайные II, I, III Ж,К,П
524
Окончание табл. 9.19
1 2 3 4 5 6 7 8 9
Искусст- венные Слежав- шиеся Неустойчивые Неблаго- приятные и условно неблаго- приятные Благо- приятные 15...40 20... 40 Мелкого заложения II, I, III Ж,К,П
Условно благо- приятные Благо- приятные 10...30 20...40 То же II. III То же
Неслежав- шиеся Неустойчивые Условно благо- приятные Благо- приятные 10...30 10...20 Свайные II, I Ж, К
Примечания:
1. В графе 6 над чертой для насыпных грунтов, в том числе уплотненных и грунтовых подушек. под чертой - подстилающих природного сложения;
меньшее значение Ет для глинистых грунтов, а большие - крупнообломочных и песчаных.
2. В графах 8 и 9 первые индексы означают предпочтительное применение, последние - возможное применение.
К благоприятным насыпным, а также природного происхождения грунтам
в целом к грунтовым условиям предлагается условно относить: качественные
насыпные грунты с коэффициентом уплотнения ксот > 0,95...0,97, все виды
подстилающих природного происхождения крупнообломочных, песчаных
грунтов; плотных и средней плотности, а также глинистых с показателем теку-
чести IL < 0,75 и модулем деформации Е> 10... 15 МПа.
Неблагоприятными являются насыпные грунты с коэффициентом уплот-
нения ксот < 0,88...0,92 и 7, > 0,1, грунты природного происхождения, относя-
щиеся к: рыхлым мелким, пылеватым пескам, к глинистым грунтам при 1L >
> 0,75 и Е < 5... 10 МПа, а также подобные им неустойчивые отходы произ-
водств.
К условно благоприятным грунтам будут относиться грунты, основные
характеристики которых ниже благоприятных и выше неблагоприятных.
9.5.3. Мероприятия по обеспечению нормальной эксплуатации
зданий и сооружений
При проектировании зданий и сооружений на насыпных грунтах с уче-
том их специфических особенностей необходимо предусматривать соответ-
ствующие мероприятия по уменьшению деформаций основания, которые
обеспечивают их прочность и нормальную эксплуатацию. Основными из них
являются:
а ) общестроительные мероприятия, направленные на снижение возможных
деформаций оснований и их влияние на проектируемые здания и сооружения;
б ) прорезка насыпных и слабых подстилающих грунтов и прослоек сваями
с опиранием их на достаточно плотные и прочные подстилающие грунты по
п. 9.5.6;
в ) устройство искусственных оснований по рекомендации п. 9.5.5;
г ) применение комплекса мероприятий, включающих: общестроительные
меры, конструктивные мероприятия, предохранение грунтов основания от
ухудшения их свойств.
Общестроителъные мероприятия применяются как дополнительные к
п. «б», «в», «г» и включают:
— подготовку площадки или отдельных участков под застройку путем: вы-
полнения вертикальной планировки с удалением растительности, кустар-
ников, срезки и удаления отдельных очагов экологически загрязненных
грунтов с вывозом их на объекты обеззараживания, а также путем срезки
слабых грунтов с модулем деформации Е < 3... 8 МПа и содержанием ор-
ганических веществ 1Г > 0,1... 0,25;
- выполнение при необходимости подсыпки - планировочной насыпи в со-
ответствии с требованиями СП 50 50-101-2004;
— сохранение от ухудшения существующей структуры и основных физико-
механических характеристик насыпных грунтов и подготовленного осно-
вания под фундаменты путем уплотнения верхнего слоя на глубину' не ме-
нее 20 см укаткой;
-размещение зданий и сооружений на генплане на более благоприятных
участках с учетом изменения толщины слоя как существующих насыпных
грунтов, так и вновь отсыпаемых насыпей, основных физико-механичес-
ких характеристик насыпных и подстилающих грунтов и т.п.
525
Искусственные основания следует применять по требованиям и. 9.5.4 и
преимущественно на отвалах грунтов и отходах минеральных производств, в не-
которых случаях на планомерно возведенных насыпях при ксот < 0,92.. 0,95 пу-
тем их доуплотнения, а также на свалках гру аггов, отходах производств, с быто-
выми отбросами при полной замене этих грунтов грунтовой подушкой.
Прорезку насыпанных грунтов свайными фундаментами следует выполнять
по п. 9.5.5 и применять, как правило, для тяжелых зданий и сооружений I и II
уровней ответственности, на неслежавшихся насыпных грунтах с неустойчивой
структурой, в случаях, когда возможные суммарные деформации оснований, в
том числе искусственных, превышают предельно допустимые величины.
Комплекс мероприятий применяется, как правило, для зданий и сооруже-
ний III и II уровней ответственности и наряду’ с общестроительными меро-
приятиями обычно предусматривает применение:
- дополнительной подготовки основания для уменьшения их деформаций в
зоне, непосредственно примыкающей к подошве фундамента, на глубину
до ().5НС. выполняемой обычно путем поверхностного уплотнения, уст-
ройства грунтовой подушки;
— конструктивных мероприятий, направленных на приспособление проекти-
руемых конструкций к возможным деформациям принятых оснований;
— мероприятий по предохранению грунтов оснований от ухудшения их
свойств, преимущественно из-за повышения их влажности, промерзания-
оттаивания и влияния других факторов.
Конструктивные мероприятия объединяются в три группы, направлен-
ные на:
- повышение прочности и общей пространственной жесткости зданий и со-
оружений, запроектированных по жесткой или комбинированной конст-
руктивной схемам;
— увеличение податливости зданий и сооружений с податливой конструктив-
ной схемой за счет применения гибких конструкций и связей между ними:
— обеспечение нормальной эксплуатации зданий и сооружений при возмож-
ных неравномерных осадках грунтов оснований, которые обычно приме-
няются в сочетании с мероприятиями первой или второй группы.
Мероприятия по повышению прочности и общей пространственной жестко-
сти зданий и сооружений включают: разрезку- зданий и сооружений осадочными
швами; устройство железобетонных поясов или армированных швов; степень
армирования отдельных железобетонных элементов: усиление прочности сты-
ков и связей между отдельными элементами конструкций: устройство жестких
горизонтальных диафрагм при применении сборных железобетонных элементов
для перекрытий и покрытия; усиление фундаментно-подвальной части зданий и
сооружений путем выполнения их монолитными или реже сборно-монолитными.
Мероприятия по увеличению податливости зданий и сооружений выпол-
няются путем:
— обеспечения гибкой связи между’ отдельными элементами конструкций;
повышения площади опирания плит, балок покрытия и других отдельных
конструктивных элементов на несущие колонны, стены;
- увеличения устойчивости конструкций при повышенных деформациях
оснований; повышение влаго- и водонепроницаемости стыков между от-
дельными взаимно перемещающимися элементами конструкций и т.п.
526
Обеспечение нормальной эксплуатации зданий и сооружений при воз-
можных повышенных осадках и горизонтальных перемещениях грунтов чаще
всего достигается:
- применением таких конструктивных решений, отдельных узлов и деталей,
которые позволяют в короткие сроки восстановить после неравномерных
осадок нормальную эксплуатацию кранов, лифтов и т.п.;
-увеличением габаритов между отдельными конструкциями (например,
между мостовыми кранами и элементами покрытия, размеров лифтовых
шахт и т.п.), обеспечивающими быстрое восстановление нормальной экс-
плуатации оборудования.
Мероприятия по предохранению насыпных грунтов основания
от ухудшения их свойств
Мероприятия по предохранению насыпных и подстилающих их природ-
ных грунтов оснований от ухудшения их свойств в процессе строительства и
эксплуатации зданий и сооружений выполняются в основном по двум на-
правлениям:
а ) водозащитные мероприятия, направленные на снижение возможности
повышения влажности грунтов основания вплоть до их полного водонасы-
щения, а также подъема УПВ, в комплекс которых входят: планировка за-
страиваемой территории; устройство под зданиями и сооружениями малово-
допронициаемых экранов; компоновка генплана; качественная засыпка пазух
котлованов и траншей с уплотнением грунтов; устройство вокруг зданий от-
мосток; прокладка внешних и внутренних водонесущих коммуникаций с ис-
ключением возможности утечки из них воды и обеспечением их осмотра и
ремонта и др;
б ) противопучинистые мероприятия, направленные, с одной стороны, на
снижение возможных глубин промерзания, а с другой - на снижение величины
деформаций пучения и их влияния на конструкции зданий и сооружений.
При проектировании оснований и фундаментов на насыпных грунтах сле-
дует особое внимание уделять на сохранение удовлетворительного (и тем бо-
лее ухудшение) экологического состояния грунтового массива.
Экологическую оценку’ применяемых видов оснований, конструкций и тех-
нологий устройства футщаментов следует рассматривать в двух аспектах:
- влияние грунтового массива на экологическое состояние воздушной среды
внутри зданий и сооружений, а также на окружающую атмосферу;
- влияние технологических процессов внутри проектируемых зданий и со-
оружений на загрязнение воздушного, водного, минерального состава
грунтового массива как непосредственно под зданиями и сооружениями,
так и на площадях вокрут них.
Предотвращение экологического загрязнения воздушной среды как вну-
три зданий, так и грунтового массива достигается путем устройства под зда-
ниями:
- экологического газоводонепроницаемого экрана-подушки, обычно из глин
с уплотнением их до коэффициента уплотнения ксот > 0,98 при толщине
слоя не менее 1... 1,5 м и коэффициента фильтрации не более к$< 1 -10-8 м/с
или из жирных глин типа бентонитовых и им подобных с коэффициентом
фильтрации к§< 1-10-9 м/с толщиной экранов-подушек до 0,5... 1,0 м;
527
- защитного поддона, состоящего из нижней защитной мембраны-диафраг-
мы, обычно из глиняного замка толщиной 0,5... 1 м по армированной бе-
тонной подготовке или железобетонного поддона;
- гравийной (щебеночной) подушки толщиной 0,4...0,5 м, в которую уло-
жены перфорированные трубы для принудительной или естественной вен-
тиляции при загрязненном грунтовом массиве, либо сбора просочившихся
загрязненных производственных вод из здания или сооружения;
- верхней защитной мембраны, выполненной по аналогии с нижней.
Большое разнообразие разработанных и применяемых методов устройства
оснований и конструкций фундаментов как на насыпных, так и на других ви-
дах грунтов далеко не всегда обеспечивают прочность и нормальную эксплуа-
тацию зданий и сооружений при минимальных затратах на их возведение.
В связи с этим при проектировании и строительстве необходимо особое
внимание уделять выбору их рациональных видов, конструкций, технологии
выполнения, которые должны осуществляться на основе и с учетом основ-
ных положений и рекомендаций, изложенных в п. 9.5.2...9.5.6.
9.5.4. Проектирование фундаментов мелкого заложения
Основными и наиболее широко применяемыми фундаментами мелкого за-
ложения на насыпных и обычных грунтах являются фундаменты, выполняе-
мые в опалубке, а наиболее рациональными - в вытрамбованных котлованах и
из забивных блоков, расчет и проектирование которых выполняют по СП 50-
101-2004 и Руководству, 1981.
Проектирование обычных фундаментов, выполняемых в опалубке, вклю-
чает решение следующих основных вопросов: выбор конструкции фундамен-
тов (столбчатых, ленточных, плитных) и вида основания с учетом табл. 9.19:
определение расчетного сопротивление грунта основания; расчет основания по
деформациям.
Предварительные размеры фундаментов зданий и сооружений с 1 и II
уровнями ответственности, а также окончательные III \ ровня, возводимых на
слежавшихся насыпных грунтах, допускается назначать исходя из условий
расчетных сопротивлений Ro, приведенных в табл. В.9 СП 22.13330.2011.
Основания и фундаменты зданий и сооружений на насыпных грунтах по
деформациям рассчитываются по СП исходя из того, чтобы возможная сум-
марная осадка фундамента Sf на насыпном грунте не превышала предельно до-
пустимой для проектируемого здания или сооружения. При этом полная осад-
ка фундамента Sf подсчитывается как сумма осадок, вызванных его нагрузкой
и приведенными выше дополнительными факторами:
sf=sP+ s.л + s.n + sf3 + Л'./'4 + \f5 su, (9.41)
где sp - осадка от нагрузки фундамента мелкого заложения, определяемая по формуле
с учетом проектируемой планировки участка, как сумма осадок:
^=^1+^2- (9.42)
Здесь 5^1 и sp2 - осадки за счет сжатия соответственно насыпного и подстилающе-
го грунта; - дополнительная осадка от самоуплотнения неслежавшегося насыпного
грунта, вычисляемая по формуле (9.43); - дополнительная осадка за счет сжатия
насыпного грунта вследствие повышения дополнительной нагрузки от: планировки
528
Ус1(Ус2)РП:₽Л
участка толщиной до 1 м; от полов, фундаментов, технологического оборудования, а
также повышения удельного веса грунтов искусственного основания, повышения
влажности, колебания УПВ, дополнительных динамических и других воздействий;
хуз - то же при разложении органических веществ, вычисляется по формуле (9.44);
Sf4 и Sf5 - то же за счет уплотнения подстилающих природных грунтов соответственно
от веса насыпи толщиной более I м и от дополнительной нагрузки на подстилающие
грунты при застройке площадки, вычисляются по формуле (9.46).
Дополнительные осадки Х| и s2 приближенно допускается определять по
формуле
5/Т(/2) =
где ус] и ус2 - коэффициенты уплотняемости насыпного грунта, приближенно равные
для песчаных грунтов ус1 = 0,4, ус2 = 0,15, глинистых - ул = 0,6, ус2 = 0,2; 0 = 0,8 - без-
размерный коэффициент; ozg - среднее вертикальное напряжение в водонасыщенном
насыпном грунте от его собственного веса, кПа, равное 0,5у/?, кПа (у — удельный вес
насыпного грунта в естественном состоянии); И - толщина слоя насыпного грунта под
фундаментом, м; Е - среднее значение модуля деформации насыпного грунта в водо-
насыщенном состоянии, кПа.
Дополнительная осадка (при 0,03 < I, < 0,1) вычисляется по формуле
(944)
Ул
где т] - коэффициент условия залегания органических веществ, равный 0,75; к0 - ко-
эффициент, учитывающий возможность разложения органических включений, прини-
маемый при Sr > О,8^о = 0,2, а при Sr < О,8Уо = О,2А'о = 0,7; 1Г - среднее содержание орга-
нических веществ в насыпных грунтах; yd - удельный вес грунта в сухом состоянии,
кН/м3; ys - удельный вес частиц грунта, кН/м3; h - то же, что и формуле (9.43).
Дополнительные осадки за счет уплотнения подстилающих грунтов вновь
отсыпанной планировочной насыпи толщиной более 1 м при Е > 30 МПа до-
пускается не учитывать, а при меньших значениях Е рекомендуется опреде-
лять по формуле
« о J1
(9-45)
J ,=i Д
где п - число слоев, на которые разбита сжимаемая толща подстилающего грунта Hcad,
ht — толщина z-го слоя грунта, м; - дополнительное вертикальное напряжение от
собственного веса планировочной насыпи грунтов, = yHty (кН/м2), где у - плот-
ность насыпного грунта планировочной насыпи, кН/м3; Е, — модуль деформации /-го
слоя грунта, кПа.
Суммирование по формуле (9.45) выполняют от кровли подстилающих
грунтов до нижней границы сжимаемой толщи Hcad, принимаемой на глубине,
на которой дополнительные вертикальные напряжения ozaj равняются 0,2 от
собственного веса ozq.
Если принятая по I казанным выше рекомендациям нижняя граница сжима-
емой толщи оказывается в слое грунта с модулем деформации Е < 1... 10 МПа
или такой слой залегает непосредственно ниже глубины Hcad, то этот слой
включают в сжимаемую толщу, а за Hcad принимают минимальное значение,
соответствующее подошве слоя на глубине, где выполняется условие cZtad =
0,1ог9.
529
Дополнительную осадку sf-5 рекомендуется определять по формуле
и ст h , п а' 7? , и с/ , h ,
s р Y у’г 4 +РХ za \ (9.46)
^=1 E<4,l i=1 E0,i J г=1 Ea,i
где Р - то же, что и (9.43); отл и о',,, — средние значения вертикальных напряжений в z-м
слое грунта от его собственного веса соответственно при природной влажности и пол-
ном водонасыщении в пределах зоны дополнительного сжатия Нац подстилающих
грунтов; hadi - толщина /-го слоя грунта в пределах зоны дополнительного сжатия Had,
c'zadj ~ среднее значение вертикального дополнительного напряжения в i-м слое водо-
насыщенного грунта; Етл и ЕОл - соответственно модули деформации /-го слоя грунта
при полном водонасыщении и природной влажности.
В формуле (9.46) первое слагаемое (приведенное в скобках) представляет
собой дополнительную осадку за счет снижения его модуля деформации при
водонасыщении от Ео до Еа, которое в случаях водонасыщенных грунтов бу-
дет равно нулю. Второе слагаемое - это дополнительное сжатие подстилающе-
го слоя, происходящее при увеличении вертикальных напряжений в подсти-
лающем слое за счет выше перечисленных основных факторов, которое при
отсутствии их и тем более при разгрузке грунтового массива грунтов или при
выполнении подземных частей зданий также может быть равно нулю.
Учитывая специфические особенности насыпных грунтов и вероятность
одновременного появления всех факторов и воздействий, приводящих к до-
полнительным осадкам, наряду с максимальными осадками (см. формулу
(9.41)) следует вычислять возможные или наиболее вероятные осадки фунда-
ментов, представляющие собой сочетание одной-трех основных осадок и ос-
тальных дополнительных осадок Sft. К основным следует относить осадки от:
нагрузки фундаментов самоуплотнения грунта хц; веса от вновь возводимых
планировочных насыпей толщиной более 1 м, а также в отдельных случаях.
Возможные и наиболее вероятные суммарные осадки фундаментов реко-
мендуется вычислять по форму’лам для:
• слежавшихся насыпных грунтов и оснований
= Sp + Sf5 + -Jsд + $f2 + sf3 + Sf4 ’ (9.47)
• неслежавшихся грунтов и оснований;
Sfn = Spl +sfl + sf5 + “>jSf2 + Sf3 + Sf4 '> (9.48)
На максимальные осадки фундаментов Sf следует проектировать здания и
сооружения I уровня ответственности, а на возможные (sfc и ,sy„) — III и близкие
к ним II уровня ответственности.
Пример расчета осадок sf и sfll. Определить максимальную суммарную осадку sf
фундамента производственного 4-этажного каркасного здания с сеткой колонн 6><6 м,
выполняемого из монолитного железобетона с вертикальной нагрузкой от колонны
N = 1600 кН и равномерной нагрузкой на полы 1-го этажа р'= 20 кН/м2.
Инженерно-геологические условия участка строительства характеризуются зале-
ганием следующих видов грунтов:
ИГЭ-1 - насыпных неслежавшихся грунтов толщиной слоя 4,0 м, состоящих в основ-
ном из суглинков со значениями: со = 0,20; у = 18,0 кН/м3; yd = 15,0 кН/м3; ys = 27,0 кН/м3;
е = 0,8; IL = 0,08; Е = 7000 кПа, с содержанием органических веществ Jr = 0,06;
530
ИГЭ-2 - суглинков толщиной слоя 4,0 м с показателями: со = 0,22; у = 18,5 кН/м3;
yd = 15.4 кН/м3; е = 0,75; IL = 0,6. Е = 12 000 кПа:
ИГЭ-3 - глины озерно-аллювиальные толщиной слоя более 6.0 м с характеристи-
ками: со = 0,24: е = 0.65: IL = 0.3: Е = 30 000 кПа.
На застраиваемом участке выполняется планировочная насыпь толщиной слоя
3,2...4 м (среднее значение hf = 3.6 м) из суглинков с уплотнением укаткой до коэф-
фициента уплотнения ксот >095 и обеспечения: со = 0,16; = 18,4 кН/м3; утк/ =
= 2,13 кН/м3; Е = 20 000 кПа; ср = 24°; с = 30 кПа.
Решение. В качестве основания фундаментов при глубине их заложения 1,6 м от
планировочной отметки принимаем насыпные грунты планировочной насыпи толщи-
ной слоя ниже подошвы фундамента d = 2 м.
По табл. В.З и В.9 СП [29] определяем условное расчетное сопротивление уплот-
ненных глинистых грунтов основания Ro = 0,5(350 + 180) = 265 кН, а затем предвари-
тельные значения основных параметров фундамента: площадь А = N/Ro = 1600/265 =
= 6,0 м2: размерыa = b = Ja = 2.46 м~2.4 м: вес Q=A-d-y = 6-1.6-20 = 192 кН.
По формуле (5.7) СП [29] для принятых значений параметров фундамента и полу-
ченных значений <рц = 24° и сн = 25 кН вычисляем расчетное значение R'.
1 2-1
[0,72-1-2,4-19-+3,87-1,6-2-1,3 + 6,45-25] = 1,1-327 = 360 кН.
Проверяем фактическое давление на грунт-основание Р = (N + Q)/A = (1600 +
+ 192)/5,76 = 311 кПа < 360 кПа.
Суммарную осадку фундамента sf определяем по формуле (9.41):
S f = + + S + S f-j + S + S fc.
J J1 J л J ° J JJ
Осадку от нагрузки фундамента х вычисляем по первому слагаемому формулы
(5.16) СП 22.13330 2011 при глубине сжимаемой толщи Нс = 6,2 м:
д
= 0,8
(311 + 140)-0,5 ! (140 + 40)-0,5-(36 + 16)-0,5
20 000 ’ + 7000
(40 + 22)-0,5 —(22 —15)-0,5
+ 7000
225 2 ! (90-26)
20 000 ’ 7000
„ „ (31-7)-0,5 „
•2,2+------2
7000
= 0,8[0.0225 + 0.02 + 0.0034] = 0.037 м = 3.7 см.
Вычисляем осадки Sp и по формуле (9.43):
sf} = 0,6-0,8(34 + 77)-0,5-2/20000 + (77 + 149)-0,5-4/7000 = 0,48-[0,0055 + 0,065] =
= 0,034 м = 3,4 см;
sf2 = 0,2-0,8(20-2/20000 + 20-4/7000) = 0,16(0,002 + 0,011) = 0,0021 м = 0,21 см.
Вычисляем по формуле (9.44) осадку sf3 за счет разложения органических ве-
ществ:
sf3 = 0,8-0,75-0,5-0,06-15-4/27 = 0,04 м = 4 см.
Определяем осадку sf4 по формуле от веса планировочной насыпи за счет сжатия
подстилающих суглинков ИЭ-2 природного сложения и состояния:
sf4 = 77-4/12 000 = 0.0257 м = 2.6 см.
Вычисляем по формуле осадку7 st-5 = s'f5 + s"5 подстилающих насыпных ИГЭ-1 (.$/5)
и природного сложения грунтов ИГЭ-2 (х"з), возникающих при застройке площадки за
счет нагрузок от фундаментов на полы (р' = 20 кПа), а также при возможном повыше-
531
нии степени влажности до Sr = 0,95 и соответственно удельном весе насыпного грунта
до уут = 19.2 т/м3 и снижении модуля деформации цо /у = 5000 кПа. а суглинков при-
родного сложения у"т = 19.4 т/м3, = 10 000 кПа.
Расчет выполняем при средних значениях вертикальных напряжений оу! и c'aiJl в
серединах толщин насыпных грунтов (ИГЭ-1) и суглинков природного сложения
(ИГЭ-2), равных от нагрузок:
а) фундаментов в пределах слоев ИГЭ-1 о',, и ИГЭ-2 о"
оу, = ар = 0,215-311 = 66,8 кПа; о", = ар = 0,12-311 = 37,3 кПа;
^zadt= 0,00 (как от постоянной нагрузки);
б) полов и технологического оборудования
Qzadi= 20/2 = 10 кПа (как для периодически действующей нагрузки);
в) повышения влажности и (или) плотности грунтов при их уплотнении:
Оуж = = 19,2-4 = 78,6 кПа; о'С1, = 18-4 = 72 кПа;
Oy"w,= у w’h' = 19,5-8 = 156 кПа; о", = 18,5-8 = 148 кПа;
c'zadw = (у™ - Уа)-А' = (19,2 - 18)-4 = 4.8 кПа;
oLao = + (У о,- УоО = 4,8 + (19,4 - 18,5)-4 = 4,8 + 3,6 = 8,4 кПа.
Определяем максимальную осадку sf5 как сумму осадок Sf5 = Sf5 + s'f5, равных
= 0,8-[(78,6-4/5000 - 72-4/7000) + 14,8-4/5000] = 0,8(0,063 - 0.041 + 0.011] =
= 0,033 м = 3,3 см;
5/5 = 0,8-[(156-4/10 000 - 148-4/12 000) + 18,4-4/10 000] = 0,8(0,067 - 0,049 + 0,007] =
= 0,02 м = 2,0 см;
5/5 = 3,3 + 2,0 = 5,3 см.
Определяем максимальную осадку sy- и возможную дуи (т.е. наиболее вероятную)
по формулам:
5у = Sp +5y| + Ху2 + 5уз +.$уз — su = 3.7+3.4 + 2.1+4 + 2.6 + 5.3 = 21.1 см;
5^ + 5у5 + +Ху2 + 5у3 +5у4 = 3,7 + 5,3 + у/з,4 +0,21 + 4 + 2,6 =
= 14,8 см < su (по табл. Д. 1 СП 22.13330.2011) = 15 см.
9.5.5. Проектирование искусственных оснований
Искусственные основания в зависимости от технологии их выполнения,
видов насыпных, как и других грунтов, их особенностей, применяемых мето-
дов упрочнения и других факторов в соответствии со сложившейся практикой
следует подразделить на следующие виды (табл. 9.20):
- грунтовые подушки (ГП), выполняемые с целью замены некачественных
насыпных грунтов другими грунтами с их уплотнением до заданной плот-
ности, при которой обеспечиваются необходимые, более высокие прочно-
стные, деформационные и другие характеристики основания (см. табл.
9.19). К грунтовым подушкам следует также иногда относить планировоч-
ные насыпи (ПН), устраиваемые в основаниях зданий и сооружений, об-
ратные засыпки (ОЗ) котлованов и траншей;
—уплотненные основания - грунты (УНГ) техногенного происхождения,
уплотненные до требуемых значений степени плотности, прочностных,
деформационных и других характеристик грунтов оснований;
-преобразованные основания - грунты (ПНГ) техногенного происхожде-
ния, преобразованные путем их химического, термического, закрепления
цементацией либо вертикального «армирования» столбами, набивными,
забивными сваями.
532
Таблица 9.20
Классификация искусственных оснований
Вид искусственных оснований Выделяются подвиды по.
виду грунта основания факторам, сни- жающим устойчи- вость структуры методам уплотнения (преобразования)
Грунтовые подушки (ГП) По табл. 9.19 Не выделяются По табл. 9.22 (укаткой, вибрацией, трамбова- нием)
Уплотненные насыпные грунты (УНГ) Пески рыхлые и средней плотно- сти и подобные им отходы произ- водств Дополнительные воздействия (виб- рационные, удар- ные, сейсмические) По табл. 9.22 и 9.23 (вибрацией, трамбова- нием, взрывами, грун- товыми сваями и др.
Глинистые грун- ты и подобные им отходы произ- водств Повышение (изме- нение) влажности и уровня подземных вод, промерзание и оттаивание По табл. 9.22 (трамбова- нием, грунтовыми свая- ми, взрывами, пригруз- кой с дренами)
Прео бразован- ные грунты техногенного сложения (ПНГ) Песчаные, глини- стые грунты и подобные им от- ходы производств - Закреплением, армиро- ванием грунтов и т.п.
При проектировании и устройстве искусственных оснований следует ру-
ководствоваться требованиями и положениями соответствующих норматив-
ных документов и гл. 7 и 8 настоящего справочника.
Разжижение грунтов обычно наблюдается в водонасыщенных и переув-
лажненных глинистых грунтах, склонных к тиксотропным явлениям, а также в
песках при динамических воздействиях, когда большая часть энергии перехо-
дит в упругие деформации.
Грунтовые подушки предназначаются (табл. 9.21, 9.22) для снижения
сжимаемости грунтов основания, а также полного или частичного устранения
в сжимаемой зоне или только в пределах их верхней части специфических де-
формаций (дополнительных осадок, просадок, суффозионных осадок, набуха-
ния-усадки, морозного пучения и др.) и в зависимости от вида применяемого
грунта их называют: грунтовыми или глинистыми; песчаными; гравелистыми;
щебеночными, шлаковыми и т.п.
Основные положения по проектированию и устройству уплотненных
грунтовых подушек, используемым машинам и механизмам приведены в СП
22.13330.2011, а также в п. 7.4.1 и 7.4.2 настоящего справочника.
Уплотнение грунтов в подушках и иногда основаниях чаще всего выпол-
няется поверхностными методами (см. табл. 9.22). Уплотнение грунтов укат-
кой целесообразно применять на свободных участках, при большом фронте
работ, обеспечивающих достаточную маневренность принимаемых механиз-
мов. Основные положения по области применения, проектированию и устрой-
ству оснований, уплотняемых укаткой грунтов, а также используемым маши-
нам и механизмам приведены в и. 7.2.2 настоящего справочника.
533
534
Таблица 9.21
Области применения на насыпных грунтах различных видов грунтовых подушек и основные их характеристики
Типы и виды грунтов Виды зданий по Рекомендуемые характеристики подушек по
насыпных подсти- лающих нагрузкам на фундаменты уровню ответст- венности виду грунта коэффициенту7 ъ П'еот толщине слоя
1 2 3 4 5 6 7
Планомерно возводимые насыпи БГУ С...Т I, II Крупнообломочные, песчаные 0,95... 0.98 (0,5... \)НС
УБГ л...с II Песчаные, глинистые >0,92... 0,95 То же
Отвалы грунтов, отходов производств БГУ С...Т 1,11 Крупнообломочные, песчаные >0,95...0,98
УБГ л...с II... III То же >0,93... 0,95 Hf или (0,5... 1)ЯС
НБГ л...с III... II Любые >0,90... 0,95 (0,2...0,5)Яс или >0,5Hf
Свалки грунтов, отходов производств с бытовыми и т.п. отбросами БГУ С...Т I...III Крупно обломочные, песчаные >0,95...0,97 Hf
УБГ л...с II...Ill Песчаные, глинистые 0,93... 0,97 Hf
НБГ л...с III... II Любые >0,90... 0,95 Hf
Примечания:
1. Индексы в графе 2 приняты по аналогии с табл. 9.20 и означают: БГУ - благоприятные грунтовые условия; УБГ - условно благоприятные грун-
ты; НБГ - неблагоприятные грунты.
2. В графе 3 индексы означают здание и сооружение: Л - легкие, С - средние, Т - тяжелые.
3. В графе 5 вначале приводятся предпочтительные виды грунта, а затем допустимые; под «любые» качественные грунты.
4. В графе б первое значение кеот - для более легких, второе - тяжелых зданий и сооружений.
Таблица 9.22
535
Методы и механизмы для уплотнения влажных грунтов, основные их характеристики и области применения
Методы уплотнения и применяемые механизмы Основные характеристики уплотненного грунта Области применения по: Число проходов (ударов), время уплот- нения
h '*сот> M ^desi М Z’ п-сот Е ^сот> МПа виду искусст- венного основания виду грунта уровню ответствен- ности сооружения
1 2 3 4 1 5 6 7 8 9
Поверхностное уплотнение
1. Укаткой: - пневмокатками: 2 = 400 кН 0,7 0,6 0,03... 0,05 0,95... 0,98 20...40 15...30 ГП(ПН) Крупнообломочные, песчаные, глинистые 1...III 10
2 = 250кН 0,5 0,4 <0,03 0,95... 0,98 20... 40 15...30 То же То же 1...III 10
- гружеными автосамосвалами весом: Q = 400 кН 0,7 0,6 0,03... 0,05 0,95... 0,98 20... 40 15...30 То же То же I...III 10
Q = 250 кН 0,55 0,45 <0,03 0,95... 0,98 20... 40 15...30 То же То же 1...III 10
- бульдозерами, тракторами на гусеничном ходу 0,3 0,2 <0,03 0,92...0,95 0,9...0,95 10.,.30 8...15 ГП, ПН, ОЗ То же III 8
- виброкатками весом Q = 250 кН 2 0,6 0,15...0,2 0,95...0,98 0,92...0,95 20... 50 ГП (ПН), УНГ Крупно обломочные, песчаные I...III 10
536
Продолжение табл. 9.22
1 2 3 4 5 6 7 8 9
2. Трамбованием: - тяжелыми трамбовками весом: <2 = 35 кН, d = 1.4 м 2,6 2,4 0,1...0,15 0,95... 0,98 20... 40 15...30 ГП, НГ, ОЗ, УНГ Крупнообломочные, песчаные, глинистые 1...III 12
<2 = 45 кН, d = 1,6 м 3 2,7 0,15...0,2 0,95... 0,98 20... 40 15...30 То же То же I...III 12
Q = 50 кН, d= 2,0 м 3,6 3 0 25... 0.3 0,95... 0,98 20...40 15...30 ГП. УНГ Крупно облом очные, песчаные, глинистые I...III 12
- трамбующими машинами (ДУ-12Б) 1,2 1 0,05...0.10 0,92... 0,97 15...30 15...20 ГП, УНГ, ОЗ То же II... III 5
- виброплитами самоходными: SVP-25 0,4 0,2 <0,03 0,93...0,97 0,9...0,93 15,.,30 8...15 ОЗ, ГП Песчаные и глинистые II... III 4
В S Д-63 1,0 0,4 0,05...0,10 <0,05 0,93...0,97 0,9...0,93 15,.,30 8...15 То же То же II... III 4
- вибротрамбовками самоходными АД8 70 0,4 0,25 <0,03 0,93...0,97 0,9...0,93 15...30 8. .15 То же То же II... III 4
- вибротрамбовками подвесными ВПТ-3 0,8 0,6 <0,05 0,95...0,98 0,92...0,95 20... 40 10...15 ГП,ОЗ То же II... III 30*
- виброплитами ВП-2 0,8 0,6 <0,03 0,95...0,98 0,92...0,95 20...40 10...20 03, ГП То же III 30*
- пневмомолотами подвесными ПН 2400 0,5 0,3 <0,05 0,95...0,98 0,92...0,95 15...30 8...15 То же То же II... III 20*
- гидромолотами подвесными ГМИ-120 0,3 0,2 <0,03 0,95...0,98 0,92...0,95 15...30 8...15 То же То же II... III 20*
Окончание табл. 9.22
1 2 з 4 5 6 7 8 9
Глубинное уплотнение
3. Грунтовыми сваями - пробивкой скважин: - станком ударно-канатного бурения БС-1 УН, УНГ Глинистые II...III 60... 120
15...20 1,2...1,5 0,92...0,97 10...20
- станками «Франки» 15...20 Г..1,5 0,92... 0,97 15...30 10...20 УНГ Песчаные и глинистые II То же
Навесным оборудованием на краны-экскаваторы dc = 0,6 м, Q = 600 кН — - - — То же Глинистые II 120... 240
12...15 1,0...1,8 0,92...0,97 10...20
4. Армирование набивными сваями из жесткого грунта - — — — УНГ То же II
15...20 1,0...1,8 0,90...0,95 15...40
5. Глубинными взрывами в комбинации с предваритель- ным увлажнением 8...20 3...5 0,92... 0,97 8... 15 То же То же II... III 1,5... 2,5 месяца
537
Примечания:
1. В графах 2... 5 над чертой приведены значения для песчаных, под чертой - для глинистых грунтов.
2. В графе 2 приведены средние значения глубины hrom при уплотнении грунтов до коэффициента уплотнения ксот > 0,95 при их влажности, равной
оптимальной (w = w0).
3. Глубина уплотнения высокопористых глинистых грунтов принимается на 20...25%, а рыхлых песчаных - на 15...20% больше приведенных зна-
чений в графе 2.
4. Цифры, отмеченные звездочкой, обозначают время уплотнения в секундах по одному' следу для достижения соответствующего коэффициента
уплотнения.
5. В графе 6 сокращенные значения видов искусственных оснований означают: ГП - грунтовые подушки; УНГ - уплотнение насыпных грунтов;
ПН - планированные насыпи: ПГ - преобразованные грунты: ОЗ - уплотнение грунтов в обратных засыпках котлованов.
6. В графе 9 необходимое количество проходов (ударов) приведено при уплотнении грунта до ксот= 0,95. При уплотнении до ксвт = 0,98 количество
их повышается в 1,2 раза, а до ксот = 0,93... 0,9 снижается до 1,3 раза.
7. В графе 9 цифры, указанные со знаком «*» (звездочка), означают время соответственно уплотнения в секундах по каждому' месту (следу) и для
проходки 1 пог. м скважины в минутах.
Уплотнение грунтов тяжелыми трамбовками рекомендуется производить
при выполнении грунтовых подушек при небольшом их объеме работ и в
стесненных условиях, например: под отдельные фундаменты, а также при не-
обходимости отсыпки грунтов с повышенной толщиной слоя (1 ...2,5 м) с це-
лью сохранения талого состояния грунта в зимнее время или влажности гли-
нистого грунта, близкой к оптимальной в дождливые либо сухие периоды.
Основные положения по проектированию и устройству оснований, уплот-
ненных тяжелыми трамбовками, а также используемым машинам и механиз-
мам приведены в п. 7.2.1 настоящего справочника.
Уплотнение грунтов трамбующими машинами непрерывного действия,
как правило, применяется при устройстве грунтовых подушек под отдельные
столбчатые или ленточные фундаменты, а также в стесненных условиях, при
ограниченном фронте работ, в том числе в процессе возведения обратных за-
сыпок котлованов, траншей, засыпки всевозможных пазух, щелей, вблизи под-
земных конструкций, в местах примыкания земляных сооружений к бетонным
и другим конструкциям.
Уплотнение основания маловлажных насыпных гру нтов в их техногенном
сложении и качественном составе выполняется в случаях, когда:
- грунты техногенного происхождения вследствие низких значений их
прочностных, деформационных и других характеристик не могут быть ис-
пользованы в качестве естественных оснований при расчетах их по де-
формациям;
- применение уплотненных оснований оказывается экономически обосно-
ванным по сравнению с устройством грунтовых подушек, преобразовани-
ем грунтов их армированием или закреплением, а также свайными фунда-
ментами.
Уплотненные основания для сравнительно нетяжелых зданий и сооруже-
ний, а также при небольшой толщине слоев рыхлых, песчаных и некоторых
других видов насыпных грунтов при их уплотнении на глубину до 1,5...3 м
выполняются поверхностным уплотнением тяжелыми трамбовками или виб-
рокатками рыхлых и особенно водонасыщенных песков. При необходимости
выполнения искусственного основания на большую глубину применяются
глубинные методы уплотнения (см. табл. 9.22).
Основные положения по проектированию и устройству глубинных мето-
дов уплотнения различных видов грунтов приведены в п. 7.3 настоящего спра-
вочника. К ним можно также отнести 2...3-слойное уплотнение тяжелыми
трамбовками, включающее уплотнение трамбованием нижнего слоя насыпно-
го грунта техногенного сложения, а сверху устройство в 1... 2 слоя грунтовой
подушки с уплотнением грунтов теми же трамбовками.
Основные характеристики уплотненных грунтов и параметры уплотненных
оснований принимаются в соответствии с требованиями СП и и. 7.1.1...7.1.3
настоящего справочника с учетом особенностей насыпных и подстилающих
грунтов. С учетом этих положений и грунтовых условий должен выполняться
и выбор наиболее рациональных методов уплотнения грунтов.
Особенности проектирования и устройства уплотненных оснований на во-
донасыщенных грунтах состоят в том, что уплотнение водонасыщенных на-
сыпных песчаных и глинистых грунтов ударными, вибрационными, взрывны-
ми и др. воздействиями (по табл. 9.23) в целях повышения эффективности их
538
Таблица 9.23
539
Методы уплотнения и основные характеристики водонасыщенных грунтов
Методы уплотнения и применяемое оборудование Основные характеристики уплотненного грунта Области применения по: Основные параметры уплотнения
Ji ,1сот-> М hrfesi М ^сот F J-'com ВИДУ искусст- венного основа- ния виду грунта уровню ответст- венности соору- жения диаметр, м расстояние между пунктами уплотнения, м
уплот- нителя, dc уплот- ненной зоны
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 и
1. Трамбовками повышенного веса (Q = 5... 10 т, d = = 1,6...3 м) 3...5 0,5... 0,8 0,92... 0,95 10...30 УНГ (ПН) Пески, песчано- глинистые II... III 1,6...3 3...6 2...4 (без перекры- тия следов)
2. Глубинными виб- раторами С-629 и др. (вибро флотация) 6...15 1... 1,5 0,92... 0,95 То же То же То же III... II 0,49 1,5...2 2,5... 3
3. То же типов С-825, С-826 2...4 0,2... 0,5 0,9... 0,93 То же УНГ Пески III 0,133 0,5... 0,7 0,4... 0,6
4. Виброустановками ВУУП-6 и ВУУП-4 6 4 1,2 1 0,92... 0,95 То же То же То же III... II 1 0,7 2,5,,,3 1,8...2,5 3 2
5. Глубинными взры- вами 6... 10 2...5 0,9... 0,95 10...20 То же Пески, песчано- глинистые То же - - 4... 10
6. Песчаными щебе- ночными сваями 6...12 1... 1,2 То же 10...20 УГ,УНГ То же То же 0,3...0,5 1... 1,5 0,8... 1,2
540
Окончание табл. 9.23
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 И
7. Армирование опорами из втрамбо- ванного камня 3...6 0,3... 0,6 0,92... 0,95 20... 30 УГ,ПГ Пески. песчаные и глинистые То же 1.0... 1, 4 3...4 3,5...5
8. Армирование набивными сваями из жесткого грунто- вого материала 6...12 0,4... 0,8 0,92... 0,95 10 ..30 УГ,ПГ То же II... III 0,4... 0, 6 1.2... 1,8 1,5...2,5
9. Предпостроечное уплотнение пригруз- кой 6...10 - 0,88... 0,93 8...15 УГ Глинистые III Высота временной дренирующей насыпи 3... 5 м
10. То же с верти- кальными дренами То же - 0,9... 0,93 То же То же То же То же То же с расположением дрен через 1...3м
Примечания
1. В графах 2, 3, 10, 11 над чертой для ВУУП-6, под чертой - ВУУП-4.
2. В графе 6 сокращенные значения видов искусственных оснований те же, что и в табл. 9.22.
3. В графе 8 первые значения уровней ответственности означают предпочтительное применение, а последнее - возможное при соответствующем
обосновании.
применения следует предусматривать одновременное приложение этих воз-
действий на возможно большей площади. В частности, это достигается при
уплотнении:
- тяжелыми трамбовками с повышенным их диаметром, в том числе со сни-
жением удельного статического давления по их подошве до 1... 1,5 т/м2;
- применением установок типов ВУУ П-6. ВУУП-4 при необходимой глуби-
не уплотнения до 4... 6 м;
- глубинными вибраторами типов С-629, С-825, С-826 и им подобных с при-
менением не одиночных их погружений и подъемов, а отдельными паке-
тами, состоящими из 3... 5 синхронно работающих вибраторов, за счет че-
го объем одновременно уплотняемого грунта повышается в 3... 5 раз,
- глубинными взрывами одновременно на возможно большей площади и
желательно сразу по всей площади расположения проектируемого здания
или сооружения либо отдельных блоков, разделенных температурно-оса-
дочными швами;
- временной пригрузки с мероприятиями по интенсификации процессов уп-
лотнения грунта основания за счет: устройства песчаных, бумажных, пла-
стиковых дрен; увеличения высоты пригрузки по периметру уплотняемой
площади; устройства вокруг нее или под здание или сооружение прорезей;
применения вакуумирования и других проверенных в практике строитель-
ства мероприятий.
Основные положения по проек-
тированию и устройству искусствен-
ных оснований на водонасыщенных
грунтах с использованием вышепри-
веденных методов приведены в соот-
ветствующих разделах гл. 7 настоя-
щего справочника.
9.5.6. Проектирование свай-
ных фундаментов на на-
сыпных грунтах
Наиболее рациональными и на-
дежными видами и конструкциями
свай при строительстве на насыпных
грунтах являются забивные (и осо-
бенно с оголовками) сваи (рис. 9.31),
а также набивные и забивные (вдав-
ливаемые) сваи, устраиваемые в про-
битых (продавленных) скважинах.
Набивные сваи в пробитых сква-
жинах обычно выполняются с помо-
щью специального навесного обору-
дования на грузоподъемные и другие
строительные механизмы или с по-
мощью специальных машин путем
свободного сбрасывания трамбовок -
Рис. 9.31. Виды забивных свай с оголов-
ками:
a - в вытрамбованном котловане; б - с забив-
ным блоком; в - с грунтовой подушкой у го-
ловы сваи; 1 - забивная свая; 2 - уплотненная
зона грунта вокруг и под сваей; 3 - монолит-
ный железобетонный (бетонный) оголовок в
вытрамбованном котловане; 4 - уплотненная
зона вокруг и под сваей и оголовком; 5 - за-
бивной блок; б - грунтовая подушка у головы
сваи
541
пробивных снарядов с заостренным нижним концом, широко используемых
при устройстве фундаментов в вытрамбованных котлованах, глубинном уп-
лотнении грунтов грунтовыми сваями (СП 24.13330.2011).
В зависимости от способа повышения несущей способности набивные
сваи в пробитых скважинах метут выполняться следующих основных видов
(рис. 9.32):
а - с уплотненной зоной при бетонировании их литой бетонной смесью
(см. рис. 9.32, а), которые обычно устраиваются железобетонными как основ-
ная часть свайных фундаментов;
а' - с дополнительным уплотнением околосвайного грунта при заполнении
пробитых скважин жесткой бетонной смесью с послойным ее трамбованием;
б - с уширенным основанием, устраиваемым путем втрамбовывания в дно
скважины пробивным снарядом жесткого грунтового материала или (реже)
сухой бетонной смеси при бетонировании ствола литой или жесткой бетонной
смесью с соответствующим уплотнением (см. рис. 9.32, б);
в - с оголовком, выполняемым в вытрамбованном котловане с помощью
специального шаблона обычно под односвайные фундаменты, за счет которого
су щественно возрастает несущая способность свай как на вертикальные, так и
главным образом горизонтальные нагрузки (см. рис. 9.32, в);
г - с дополнительным уширением у головы сваи, выполняемым путем
втрамбовывания вокруг обсадной трубы или бетонной сваи котлована-приямка
с помощью шаблона с последу’ющим заполнением вытрамбованного котлована
бетоном или жестким грунтовым материалом по и. «б».
Рис. 9.32. Виды набивных свай в пробитых скважинах:
а - с уплотненной зоной из литого бетона; а’ - то же при заполнении сваи жестким бетоном;
б - с уширенным основанием; в - с оголовком; г - с уширенным основанием и оголовком; д - с
уширением у головы сваи; 1 - набивная свая; 2 - уплотненные зоны грунта вокруг, под сваей и
уширением; 3 - уширенное основание; 4 - оголовок; 5 - стакан для установки железобетонной
колонны; 6 - уширение у головы сваи
542
Следует отметить, что аналогичным образом устраиваемые оголовки и
уширения по п. «в» и «г» во многих случаях целесообразно выполнять также и
при применении забивных железобетонных свай, особенно работающих на
горизонтальные и моментные нагрузки (см. рис. 9.32).
Буровые сваи наиболее целесообразно применять на насыпных грунтах
следутощих видов:
- буронабивные сваи с уширениями, выполняемые путем втрамбовывания
полусухой бетонной смеси или жесткого грунтового материала; камуф-
летными взрывами;
- буронабивные с применением технологии непрерывного полного шнека;
- бурозабивные, отличающиеся от набивных свай в пробитых скважина тем,
что после бурения скважин, в том числе и устройства уширения, скважину
заполняют хорошо уплотняющимся гру нтом и затем забивают железобе-
тонную сваю.
Проектирование свай и свайных фу ндаментов на насыпных, так же как и на
других видах грунтов, следует выполнять в соответствии с требованиями СТО
36554501-018-2009 с учетом специфических особенностей насыпных грунтов и
развития в них деформаций, и прежде всего с учетом особенностей взаимодейст-
вия свай с насыпным грунтом и дополнительных нагрузок Р„ на сваи от сил на-
гружающего (отрицательного) тренияf„ по боковой поверхности свай (рис. 9.33).
Рис. 9.33. Схемы взаимодействия свай с насыпным
грунтом:
а - слежавшимся основанием при отсутствии на сваи дополнитель-
ной нагрузки от планировочной насыпи, полов и др.; б - несле-
жавшимся (F - нагрузка на сваю от фундамента, Гг1 - суммарная
несущая способность сваи; FR и Ff- то же соответственно по тор-
цу и боковой поверхности сваи; Р„ - дополнительная нагрузка
на сваю от сил нагружающего (отрицательного) трения
Размеры и прежде всего длина свай для зданий и сооружений I и II уров-
ней ответственности назначаются из условия заглубления опирания свай в
скальные, крупнообломочные песчаные, плотные и средней плотности или
глинистые грунты с показателем текучести:
543
IL < 0,6 для всех видов свай в слежавшихся насыпных грунтах и основа-
ниях;
Il < 0,4 для забивных, набивных в пробитых скважинах свай и других по-
добных им свай;
IL < 0,2 для забивных и набивных свай, а также Л. < 0 для буровых свай без
уплотнения неслежавшихся или неустойчивых насыпных грунтов при необхо-
димости учета дополнительной нагрузки на сваи Р„ от нагружающего (отрица-
тельного) трения/;.
В сложных условиях строительства для зданий и сооружений I и близких к
ним II уровня ответственности наряду с устройством свайных фундаментов
иногда целесообразно применять отдельные виды конструктивных мероприя-
тий с расчетом их на возможные неравномерные деформации, а также водоза-
щитные и другие мероприятия.
Несущая способность Fd висячей забивной сваи на сжимающую нагрузку
определяется по формулам (7.8), (7.9) и (7.11) СП [II] в которых значения ко-
эффициентов условий работы по боковой поверхности сваи в пределах сло-
ев насыпных грунтов принимаются равными:
kf = 1 при устойчивой и самоупрочняющейся структуре, а также среднем
содержании органических веществ Jr < 0,03 для песков и < 0,05 для глини-
стых грунтов:
kf = 1 - у „Л при неустойчивой структуре и в частности вследствие содер-
жания органических веществ J,. > 0,05.
Здесь у„ коэффициент надежности по назначению (ответственности) со-
оружения, принимаемый по СП [30] равным 1,2; 1,15 и 1,10 соответственно
для зданий и сооружений I, II и III уровней ответственности.
Несущую способность Fd и частное значение предельного сопротивления
F„ сваи по результатам испытаний их соответственно статическими и динами-
ческими нагрузками на сложившихся насыпных грунтах с устойчивой и само-
упрочняющейся структурой, а также при среднем содержании органических
веществ Jr < 0,05 следует определять по формулам (7.18)...(7.21) СП [30], ко-
торыми допускается пользоваться в случаях содержания органических ве-
ществ 0,05 <Jr< 0,1 для зданий и сооружений III и близких к ним II уровней
ответственности.
На насыпных грунтах с неустойчивой структурой, в том числе при содер-
жании органических включений J, > 0,05 для зданий и сооружений I.. П уров-
ней ответственности и 0,05 < Jr < 0,1 II и III уровней ответственности, величи-
ны Fd и F„ при статистических и динамических испытаниях вычисляются с
понижающим коэффициентом на боковую поверхность kf, определяемым по
аналогии с расчетом, приведенным выше.
Частное значение предельного сопротивления забивной сваи по результа-
там статического зондирования в насыпных грунтах с устойчивой структурой
и средним содержанием органических веществ Jr < 0,05 следует определять по
формулам (7.25)...(7 28) СП 24.13330.2011, в которых среднее значение пре-
дельного сопротивления насыпного грунта / по боковой поверхности прини-
мается с коэффициентом kfVto приведенным выше рекомендациям.
Несущую способность Fd, кН, висячей набивной сваи в пробитой скважи-
не на вертикальную сжимаемую нагрузку" в общем случае при наличии уши-
ренного основания и оголовка следует определять по формуле
544
Fi ~ ^dR + F.Lf (9.49)
где FdP - несущая способность, кН, сваи под нижним концом; F#- несущая способность,
кН, сваи по боковой поверхности; F'dR - несущая способность, кН, сваи по оголовку.
Несущую способность FdR под нижним концом сваи следует принимать
как наименьшее из значений, получаемых из следующих условий: несущей
способности жесткого материала, втрамбованного в дно скважин; несу-
щей способности уплотненного грунта в пределах уплотненной зоны под
сваей или ее уширением; несущей способности FdR3 подстилающего уплотнен-
ную зону грунта природного сложения и плотности.
Несущую способность набивной сваи F# по боковой поверхности рекомен-
дуется определять по второму слагаемому’ формул (7.8) и (7.9) СП 24.13330.2011,
в которых: значение коэффициента условий работы по боковой поверхности
свай ycf принимается по изложенным выше рекомендациям для забивных свай;
расчетные сопротивления fi принимаются с учетом повышения плотности
насыпных и природного образования грунтов в пределах уплотненной зоны до
значений р£/тах и pdmid, а также частичного разуплотнения грунта в пределах
верхней буферной зоны толщиной 2,5б/ со снижением величины fi до 0,8, а при
выполнении оголовков или уширений у головы сваи // =1,5.
Несущую способность набивной сваи FdR по оголовку рекомендуется оп-
ределять по аналогии с расчетом фундаментов в вытрамбованных котлованах.
Расчетную нагрузку’ на сваю в составе свайного фундамента на неслежав-
шихся, а также с неустойчивой структурой на насыпных грунтах рекомендует-
ся определять с учетом дополнительной нагрузки Р„ от сил нагружающего (от-
рицательного) трения fn на сваю, снижающей ее несущую способность, и вы-
числять по формуле
N = - УоУсР” = (Fd - у сРп), (9.50)
УЛ УЛ УЛ
где уо, у„. у к — коэффициенты соответственно: условий работы по однородности грун-
товых условий надежности по уровню ответственности зданий и сооружений по грун-
там, принимаемые по СП 24.13330.2011 [30]; Fd- несущая способность сваи в насып-
ном грунте, определяемая по СП 24.13330.2011 и по приведенным ниже рекомендациям:
ус - коэффициент условий работы сваи при дополнительной осадке Sjad вследствие са-
моуплотнения, разрушения структуры насыпного грунта и воздействия других факто-
ров; Р„ - дополнительная нагрузка от сил нагружающего (отрицательного) трения на
сваю, возникающая за счет нагружающего (отрицательного, негативного) трения/, по
боковой поверхности сваи в пределах верхнего слоя /у„ при дополнительных осадках
насыпного грунта.
С учетом имеющегося в настоящее время положительного и отрицатель-
ного опыта проектирования и строительства на насыпных и главным образом
просадочных грунтах толщину’ слоя hf„ рекомендуются принимать до глубины,
ниже которой дополнительные суммарные осадки Sfad, вычисляемые по фор-
муле (9.41), не превышают для зданий и сооружений:
I уровня ответственности sfad < 5 см,
II уровня ответственности 5 см < Sfad < 0,5su, но не более 10 см;
III уровня ответственности Sfad < su, но не более 20 см;
здесь s„ - максимальные или средние значения предельных деформаций основания
фундаментов, принимаемые по приложениям Д или J1 СП 22.13330.2011.
545
Предварительные значения несущей способности сваи Fd и дополнитель-
ной нагрузки Рп на участке hPad для зданий и сооружений I и II уровней ответ-
ственности рекомендуется определять расчетом по СП 24.13330.2011 с учетом
изложенных выше основных положений, которые допускается принимать за
окончательные для зданий III уровня ответственности.
Окончательные значения Fa и Р„ для зданий и сооружений I и II уровней
ответственности необходимо определять в полевых условиях путем статиче-
ского испытаний свай.
Первую сваю длиной hf„ для определения Fdn = Р„ испытывают на верти-
кальную выдерживающую нагрузку' при природной влажности или после ло-
кального замачивания насыпного глинистого грунта, вторую для определения
Fdp испытывают длиной I.
Несущую способность свай Fdf по результатам полевых испытаний следу-
ет определять по формуле
Fdf=Fdp-Fa„. (9.51)
Расчетную нагрузку' Nc на свайный фундамент на насыпных неслежавших-
ся грунтах рекомендуется принимать по наибольшему значению Nc, получае-
мому из приведенных ниже двух условий.
По первому условию расчетная нагрузка Nc] на сваю определяется на ос-
нове учета дополнительной нагрузки Р,;1 на сваи от сил нагружающего трения
по ее боковой поверхности, получаемой расчетным путем или полевыми ис-
пытаниями в соответствии с требованиями СП 24.13330.2011, и вычисляется
по формуле
^=^.„-Рлг-д, (9.52)
где N„ - расчетная нагрузка на сваю, кН, определяемая по формуле (9.50); п - количе-
ство свай в свайном фундаменте или ростверке; Р„г - дополнительная нагрузка на ро-
стверк от сил нагружающего трения по его боковой поверхности, вычисляемая по
формуле:
Pm=Fhuf, (9.53)
здесь ус - коэффициент условий работы грунта по ростверку, принимаемый равным
0,6; h и и — соответственно высота и периметр ростверка; f- расчетное сопротивление
грунта по боковой поверхности ростверка на глубине 0,5/г от пола, принимаемое по
СП 24.13330.2011; Q - собственный вес ростверка с грунтом на уступах.
По второму условию расчетная нагрузка 7V„ на каждую сваю, входящую в
состав свайного фундамента, определяется с учетом дополнительной нагрузки
на каждую сваю /\mi от сил нагружающего трения f„ по массе нависающего на
нее окружающего грунта и вычисляется по формуле (9.52), в которой Р„т1 - до-
полнительная нагрузка на отдельную или группу’ свай с одинаковой массой
(площадью) нависающего на них окружающего грунта, определяется по фор-
муле:
Р.,„п =ymiAahf.ad, (9-54)
где ymid - средневзвешенное значение удельного веса насыпного грунта с учетом его
уплотнения при устройстве сваи в пределах слоя /у„; Ani - площадь нависающего на
сваю или взаимодействующего с ней просадочного грунта, которая в зависимости от
расположения свай в фундаментах, расстояний между сваями принимается равной:
546
- на одиночную сваю Л„ с = л/r’ при максимальном значении г = 2,5г/- диаметра или
ширины сваи;
- при однорядном ленточном расположении свай Ли1 = а2г;
- двухрядном - Лв2 = а(Ы2 + г);
- в средней части свайного куста или поля-4Kmid = ab\
- на угловые свай Ап с = (а/2 + г)(Ь/2 + г)л/4;
- а и b - расстояния между сваями в продольном и поперечном направлениях, при-
нимаемые не более 2г.
Расчетная нагрузка на свайный фундамент Nc2 по второму условию при-
нимается по аналогии с формулой (9.50) равной
Nc2=ZN„n-Pnr-Q, (9.55)
п
где п и Q - тоже, что и в форму ле (9.52).
Выполненный анализ расчетных нагрузок Nc на свайные фундаменты с
расположением свай в виде лент, кустов, полей показал, что при расстояниях
между сваями а < 3dc (dc - ширина или диаметр сваи) максимальные расчетные
нагрузки на фундаменты Nc2 оказываются, как правило, при вычислении до-
полнительных нагрузок Р„г по второму’ условию на основе учета массы (пло-
щади) нависающего на сваю насыпного грунта. При расстояниях между’ свая-
ми а > 5 - 6dc максимальные расчетные нагрузки Ncl на фундамент следует
вычислять по первому' условию.
9.5.7. Проектирование и расчет конструкций зданий
и сооружений
Проектирование конструкций, включая и расчет самих зданий и сооруже-
ний на насыпных грунтах, должно осуществляться на основе учета: видов,
особенностей, изменчивости сжимаемости насыпных грунтов; принимаемых
видов оснований; конструктивных особенностей зданий и сооружений в соот-
ветствии с требованиями СП 22.13330.2011 и СП 24.13330.2011.
Неравномерная сжимаемость насыпных, как и других видов грунтов или
отдельных их слоев, характеризуется коэффициентом сжимаемости оу и сред-
ним значением модуля деформации Ef&, принимаемыми равными:
^f=Efmax/Efmin- (9.56)
Efmid = 0,5(^max+jEMin), (9.57)
где ЯЙС £/min - соответственно наибольшее и наименьшее значения модулей дефор-
маций насыпных грунтов на рассматриваемом участке, в плане и по глубине.
При кратковременных испытаниях насыпных грунтов в полевых или ла-
бораторных условиях влияние специфических факторов на сжимаемость
практически не сказывается. При проектировании зданий и сооружений I и
близких к ним II уровней ответственности с учетом их длительной эксплуа-
тации степень изменчивости сжимаемости оснований, сложенных насыпны-
ми грунтами, оказывается существенно выше и значения их рекомендуется
приближенно принимать по аналогии с формулами (9.21) и (9.27)...(9.28)
равными'
547
а) максимальные
a/max= (9-58)
где Of - то же, что и в формуле (9.56); ад - коэффициент повышения степени изменчи-
вости сжимаемости основания за счет самоуплотнения неслежавшихся насыпных грун-
тов от их собственного веса; су? - то же под влиянием: неравномерной местной под-
сыпки грунта толщиной до одного метра, вибраций и динамических воздействий от
работающего технологического оборудования, городского и промышленного транс-
порта, замачивания и снижения уровня подземных вод; су3 - то же при неравномерном
разложении органических включений; су4 - то же при неравномерном уплотнении под-
стилающих грунтов, Оу5 - то же при изменении толщины слоя насыпных грунтов; су6 -
то же при изменении толщины вновь возводимой планировочной насыпи при hf > 2 м:
б) наиболее вероятные:
- слежавшихся насыпных грунтов и оснований
a fmc = a fyjan-af2-af3-af4-af5-af6; (9.59)
- неслежавшихся насыпных грунтов и оснований при hf > 1м
а’а/бу/ал •а/2-а/3-а/4-а/5. (9.60)
В зависимости от степени изменчивости сжимаемости основания Одпах и
Ufmc, а также среднего значения модуля деформации грунтовые условия
целесообразно подразделять натри группы (табл. 9.24).
Таблица 9.24
Условия строительства на насыпных грунтах
Условия строительства Значения коэффициента «у при среднем значении модуля деформации Е^й, МПа
10 20 30
Тяжелые >2 >2,5 >3
Средние 1,5...2 1,6... 2,5 1,7... 3
Легкие <1,5 <1,6 <1,7
При проектировании зданий и сооружений на слежавшихся насыпных
грунтах с легкими и средними условиями строительства, а также со сложными
грунтовыми условиями при устройстве искусственных оснований или свайных
принимаются практически любые конструктивные схемы и архитектурно-
планировочные решения.
На площадках со сложными грунтовыми условиями, представленных не-
слежавшимися насыпными грунтами и основаниями с неустойчивой структу-
рой, в том числе при устройстве искусственных оснований или полной прорез-
ки насыпных грунтов свайными фундаментами, наиболее целесообразно при-
менять жесткие или комбинированные конструктивные схемы.
При проектировании зданий и соору жений по податливой конструктивной
схеме в соответствии с расчетами следует предусматривать возможность при-
способления конструкций без появления в них дополнительных усилий к не-
548
равномерным деформациям оснований за счет: введения шарнирных и подат-
ливых связей между отдельными элементами несущих и ограждающих конст-
рукций; снижения жесткости конструкций; введения гибких вставок и компен-
сационных устройств; увеличения зазоров между отдельными соединяемыми
конструкциями и др.
Для зданий и сооружений, запроектированных по жесткой или комбини-
рованной конструктивным схемам, в случаях возможного сталкивания сосед-
них отсеков ширину деформационного шва аъ по верху рекомендуется прини-
мать равной:
«в = 01+г2)/Ятт+«н, (9-61)
где z'i и /2 - расчетные значения кренов двух сталкивающихся отсеков; Н^т — мини-
мальная высота от верха фундамента до верха каркаса одного из отсеков, м; он - ми-
нимальная ширина деформационного шва по верху фундаментов, принимаемая равной
0,02...0,03 м.
Шахты лифтов независимо от применяемой конструктивной схемы зданий
и сооружений следует проектировать с учетом возможных наклонов и гори-
зонтальных перемещений, вызываемых неравномерными осадками фундамен-
тов.
Расчет конструкций зданий и сооружений на насыпных грунтах следует
выполнять по первой группе предельных состояний - по несущей способно-
сти. При этом должны учитываться предельные состояния, вызванные нагруз-
ками на конструкции от зданий и сооружений, а также вследствие изменения
физико-механических характеристик и развития неравномерных деформаций
насыпных грунтов оснований. В случаях применения свайных фундаментов
следует учитывать дополнительные нагрузки Рп на сваи от сил нагружающего
(отрицательного) трения/, на сваи.
Напряженно-деформированное состояние конструкций зданий и сооруже-
ний должно определяться на основе их совместных расчетов с основанием,
сложенным насыпным грунтом.
При выборе расчетных моделей и схем и выполнении расчетов допускает-
ся применять один из следующих подходов:
а) с использованием математического моделирования с помощью прове-
ренных и лицензированных компьютерных программ, позволяющих модели-
ровать осадочные деформации грунтового массива и учитывать взаимодейст-
вие конструкций зданий и сооружений или только фундаментной конструкции
с деформирующимся основанием, в том числе при устройстве свайных фунда-
ментов;
б) с использованием замкнутых решений и эмпирических формул, осно-
ванных на результатах экспериментальных исследований, прошедших провер-
ку в практике проектирования и рекомендованных нормативными документа-
ми.
При математическом моделировании следует использовать корректные
расчетные схемы и модели определения напряжений и деформаций, например,
методы: конечных разностей (МКР), конечных элементов (МКЭ) и др., данные
о физико-механических характеристиках насыпных и подстилающих их грун-
тов (р, ср, с, Е и др.), изменения толщины слоев насыпных грунтов, подсти-
лающих слабых грунтов природного происхождения и т.п., а главное - изме-
549
нения значений коэффициента а/ в плане и по глубине под проектируемым
зданием или сооружением.
При этом зоны и области расположения участков с повышенными значе-
ниями коэффициента изменчивости сжимаемости грунтов основания Of и тем
самым осадок фундаментов Sf могут располагаться под любыми их частями. За
окончательное расположение этих зон принимаются наиболее неблагоприят-
ные, при которых в верхних и нижних частях зданий и сооружений возникают
максимальные дополнительные напряжения o;(V) и усилия (моменты, перере-
зывающие силы) в отдельных элементах конструкций.
При определении напряженно-деформируемого состояния в конструкци-
ях зданий и сооружений с использованием замкнутых решений и эмпириче-
ских формул, допускается использовать условные расчетные схемы, которые
Рис. 9.34. Схема изменения коэффициента
жесткости основания по длине здания с повы-
шенной сжимаемостью насыпного грунта под:
а — средней частью; б — торцом здания
предусматривают два основных
наиболее неблагоприятных слу-
чая расположения зон с повы-
шенными значениями коэффи-
циентов щ и низкими величина-
ми относительно проекти-
руемых зданий и сооружений
(рис. 9.34):
а) с прогибом в пределах
здания или сооружения;
б) с перегибом под одним из
торцов здания или осадочным
швом.
В качестве расчетной моде-
ли основания рекомендуется при-
нять модель переменного коэф-
фициента жесткости основания
С, которая является обобщением
и развитием вннклеровской мо-
дели упругого основания. Эта модель отражает деформационные свойства по-
верхности основания на контакте с фундаментом с помощью коэффициента
жесткости основания.
В случае вертикальной нагрузки при решении задач в линейно-упругой
постановке коэффициент жесткости С определяют по формуле:
c=plsf,
(9.62)
где р - среднее давление под подошвой фундамента, МПа; sf - осадка основания от
давления р, м.
Коэффициент жесткости оснований, сложенных насыпными грунтами, в
том числе устройстве искусственного основания или прорезки насыпных грун-
тов сваями определяют по формуле:
С/=шс1С, (9.63)
где тл - коэффициент снижения жесткости основания, принимаемый равным
тл = 1 + (9.64)
550
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ ПО ГЛАВЕ 9
1. Амарян Л С. Свойства слабых грунтов и методы их изучения. - М.: Недра, 1990. -
219 с.
2. ГОСТ 10650-72. Торф. Метод определения степени разложения. - ИПК Издатель-
ство стандартов, 2013. - 7 с.
3. ГОСТ 12248-2010. Грунты. Методы лабораторного определения характеристик
прочности и деформируемости. - МНТКС, 2011. - 156 с.
4. ГОСТ 19912-2001. Грунты. Методы полевых испытаний статическим и динамиче-
ским зондированием. - М., 2001.
5. ГОСТ 20276-99. Грунты. Методы полевого определения характеристик прочности
и деформируемости. -М., 1999.
6. ГОСТ 21123-85. Торф. Термины и определения. - Госстандарт, 1985. - 46 с.
7. ГОСТ 23161-78. Грунты. Метод лабораторного определения характеристик проса-
дочности.
8. ГОСТ 23740-79. Грунты. Методы лабораторного определения содержания органи-
ческих веществ. - Госстандарт, 1987. - 24 с.
9. ГОСТ 24143-80. Грунты. Методы лабораторного определения характеристик набу-
хания и усадки. - М., 1981.
10. ГОСТ 25100-2011. Грунты. Классификация. - М.: Стандартинформ, 2013. - 38 с.
11 ГОСТ 5686-94. Грунты. Методы полевых испытаний сваями.
12. Гетман Н.З., Каюмов М.А. Расчет фундаментов зданий с развитой подземной ча-
стью на закарстованных территориях // Основания и фундаменты, № 4, 2013.
13. Коновалов П.А. Устройство фундаментов на заторфованных грунтах - М.: Сгрой-
издат, 1980. -161 с.
14 Крутов В.И., Ковалев А.С., Ковалев В.А. Проектирование и устройство оснований
и фундаментов на просадочных грунтах. - М. Изд-во АСВ, 2013. - 544 с.
15. Мангушев Р.А., Усманов Р.А., Конюшков В В., Ланько С.В. Методы подготовки и
устройства искусственных оснований. Учебное пособие. — М.: Изд-во АСВ, 2011. -
286 с.
16. Невзоров А.Л., Никитин А.В., Заручсвных А.В. Город на болоте. - Архангельск:
ИПЦ САФУ, 2012. - 157 с.
17. Основания и фундаменты /Под ред. В.Г. Березанцева, М.И. Горбунова-Посадова,
Б.И. Далматова, О.А. Савинова. - М.-Л.: Изд-во литературы по строительству,
1964. - 260 с. (Справочник проектировщика промышленных, жилых и обществен-
ных зданий и сооружений).
18. Основания, фундаменты и подземные сооружения /Под общей ред. Е.А. Сорочана
и Ю.Г. Трофименкова. - М.: Сгройиздат, 1985. - 480 с. (Справочник проекти-
ровщика).
19. Пособие по проектированию земляного полотна автомобильных дорог на слабых
грунтах. - М.: Росавтодор, 2004. - 155 с.
20. Пособие по проектированию оснований зданий и сооружений (к СНиП 2.02.01-83) /
НИИОСП им. Н.М. Герсеванова. -М.: Сгройиздат, 1986. - 415 с.
21. Рекомендации по проведению инженерных изысканий, проектированию, строи-
тельству и эксплуатации зданий и сооружений на закарстованных территориях
Нижегородской области / Департамент градостроительного развития Правительст-
ва Нижегородской области, Нижний Новгород, 2012.
22. Рекомендации по проектированию фундаментов на закарстованных территориях /
НИИОСП им. Н.М. Герсеванова, Госстрой СССР. -М., 1985.
23. Рекомендации по уплотнению просадочных грунтов большой мощности гидро-
взрывным методом/ЦНИИСК Госстроя СССР. -М.: Сгройиздат, 1984. - 56 с.
24. Рекомендации по ускоренному замачиванию опытных котлованов в просадочных
грунтах / НИИОСП им. Н.М. Герсеванова. - М., 1982.
551
25. Руководство по проектированию и устройству фундаментов в вытрамбованных
котлованах -М.: Стройиздат. 1981. -56 с.
26. СП 11-105-97. Инженерно-геологические изыскания для строительства (ч. I-III). -
М., 1997.
27. СП 116.13330.2012. Актуализированная редакция. СНиП 22.02.2003. Инженерная
защита территорий, зданий и сооружении от опасных геологических процессов.
Основные положения. -М., 2012.
28. СП 21.13330.2010. Здания и сооружения на подрабатываемых территориях и про-
садочных грунтах. -М., 2010.
29. СП 22.13330.2011. Основания зданий и сооружений. Актуализированная редакция
СНиП 2.02.01-83. -М., 2011. - 161 с.
30. СП 24.13330.2011. Свайные фундаменты. Актуализированная редакция СНиП
2.02.03-85.-М., 2011. - 86 с.
31. СП 45.13330.2011 СНиП 2.01.09-91. Земляные сооружения, основания и фундаменты.
32. СП 47.13330.2012 Инженерные изыскания строительства. Основные положения.
Актуализированная редакция СНиП 2.02-96.
33. СП 50-101-2004. Проектирование и устройство оснований и фундаментов зданий и
сооружений. - М., 2006.
34. СП 50-102-2003. Проектирование и устройство свайных фундаментов. -М., 2003.
35. СП 11-105-97. Инженерно-геологические изыскания для строительства. Ч.П. Пра-
вила производства работ в районах развития опасных геологических и инженерно-
геологических процессов / Госстрой России. - М.: ПНИИИС Госстроя России, 2000.
36. СТО 36554501-018-2009. Стандарт организации. Проектирование и устройство
свайных фундаментов и упрочненных оснований из набивных свай в пробитых
скважинах. - М.: НИЦ Строительство. 2010.
37. Толмачев В.В., Троицкий Г.М.. Хоменко В.П. Инженерно-строительное освоение
закарстованных территорий. -М.: Стройиздат. 1986.
38. ТСН 302-50-95. РБ. Инструкция по изысканиям, проектированию, строительству и
эксплуатации зданий и сооружений на закарстованных территориях.
39. ТСН 50-302-2004. Проектирование фундаментов зданий и сооружений в Санкт-
Петербурге. - Правительство Санкт-Петербурга, 2004. - 63 с.
40. Хоменко В.П. Карстово-обвальные провалы «простого» типа: полевые исследова-
ния // Инженерная геология, № 4, 2009. - С. 40-48.
41. Das В.М. Principles of foundation engineering. Cengage learning, 2011. - 794 p.
552
A.fl. Невзоров
Глава 10
СЕЗОННОПРОМЕРЗАЮЩИЕ И МНОГОЛЕТНЕМЕРЗЛЫЕ ГРУНТЫ
10.1. Свойства мерзлых грунтов
10.1.1. Состав и физические свойства
Мерзлым называется грунт, который находится при отрицательной или
нулевой температуре и содержит в своем составе лед. Лед в грунте может быть
в виде льда-цемента и включений - линз, прослоек, жил и т.п.
В зависимости от дисперсности и состояния грунта, т.е. его гранулометри-
ческого состава, пористости, влажности, а также от особенностей миграции вла-
ги к фронту промерзания формируются различные виды криогенной текстуры
(рис. 10.1) [4]. Массивная текстура характерна для песков и крупнообломочных
грунтов. Здесь преобладает лед-цемент, заполняющий поры грунта и связываю-
щий или цементирующий частицы твердой фазы. В глинистых грунтах образу-
ются включения льда, существенно снижающие деформационно-прочностные
характеристики мерзлого грунта. Их оттаивание
приводит к избыточному увлажнению и термо-
просадке грунта. По толщине включения подраз-
деляют: тонкие до - 10 мм, средние - от 10 до
100 мм, толстые - более 100 мм [5].
Кроме твердых частиц, льда и газов мерзлый
грунт, как правило, содержит незамерзшуто воду,
наличие которой обусловлено тем, что связанная
влага, покрывающая поверхность частиц, замер-
зает при температуре существенно ниже нуля.
Между льдом и незамерзшей водой наблюдается
динамическое равновесие |4, 12]. При пониже-
нии температуры пленка незамерзшей воды ста-
новится тоньше и растет количество льда, при
повышении температуры лед частично плавится
Отметим, что переход грунта в мерзлое со-
стояние, связанный с замерзанием свободной
воды, находящейся в порах грунта, начинается
при температуре ниже 0 °C, которую называют
температурой начала замерзания Tbf. Грунт
при температуре от 0 °C до Tbf не содержит льда
и называется охлажденным. Грунт, находящий-
ся при положительной температуре, называют
талым или немерзлым [2].
При охлаждении образца глинистого грунта
в морозильной камере с регистрацией изменения
его температуры во времени можно получить
график, приведенный на рис. 10.2, на котором
выделяются четыре характерных участка [4, 14]:
Рис. 10.1. Виды криогенной
текстуры:
а - массивная; б - слоистая;
в - сетчатая; 1 - лед-цемент;
2 — включения льда
Рис. 10.2. Кривая охлаждения
образца грунта
ББЗ
• AB - охлаждение до температуры Tsc, при которой грунту свойственно не-
стабильное переохлажденное состояние воды в порах; вывести из этого
состояния может, например, постукивание по стенкам контейнера;
• ВС — небольшое повышение температуры, объясняющееся выделением
тепла при кристаллизации воды;
• CD- замерзание свободной воды при температуре Tbf;
• DE - падение температуры, свидетельствующее о полном замерзании сво-
бодной воды в порах и начале замерзания связанной или пленочной влаги.
Для глин температуру Tbf можно принять равной -0,25 °C, для суглинков
-0.20 °C, для супесей и пылеватых песков -0,15 °C, для остальных песков -
0,10 °C. Существенное понижение температуры Tbf вызывают соли, растворен-
ные в поровой воде. В зависимости от степени разложения и влажности темпе-
ратура начала замерзания верхового торфа изменяется от -0,13 до -0,35 °C [12].
Для описания состава и состояния мерзлых грунтов кроме плотности р и
плотности частиц рЛ используют следующие характеристики:
1. Суммарную влажность - отношение массы воды и льда, содержащих-
ся в грунте, к массе твердых частиц. Выражают в долях единицы, определяют
путем оттаивания и высушивания пробы грунта до постоянной массы при
105 °C. Вычисляют по формуле
Wtot = (m-md)/md,
где т - масса пробы мерзлого грунта; nid - масса высушенной пробы.
2. Влажность за счет незамерзшей воды, или, как часто ее называют,
содержание незамерзшей воды. Это отношение массы незамерзшей воды в
мерзлом грунте при заданной температуре к массе твердых частиц. Выра-
жают в долях единицы,
Рис. 10.3. Значения коэффициента кк для глинистых
грунтов [12]:
1 - супеси (0,02 <1р < 0,07); 2 - суглинки (0,07 <1р < 0,13);
3 - суглинки (0,13 <1р <0,17); 4 -глины (1р > 0,17)
определяют эксперимен-
тально или вычисляют как
функцию влажности на
границе пластичности Wp.
В частности, для незасе-
ленных грунтов [12]
W -к W
w р->
где к, - коэффициент, при-
нимаемый в зависимости от
числа пластичности и темпе-
ратуры глинистого грунта
(рис. 10.3).
Для песков и супесей с
1Р < 0.02 кК = 0.
Достаточно точные результаты, по мнению авторов [5], дает расчет JFwno
гранулометрическому составу:
Ww =а + Р/Л
(10.1)
где а, Р - коэффициенты, значения которых приведены в табл. 10.1; р - содержание в
грунте частиц размером менее 0,01 мм, %.
Для мерзлого торфа Wv, = 1,6/(|7])0,25 [12].
ББ4
Таблица 10.1
Значения коэффициентов а, Р
Г, °C а ₽
-1 0,0062 0,0029
-3 0,0028 0,0026
-5 0,0023 0,0023
3. Суммарную льдистость как отношение содержащегося в мерзлом
грунте объема льда к объему грунта вычисляют по формуле [2]
Awtot-wvyp
tot (1+^)р, ’
где р, = 0,92 г/см3 - плотность льда.
По величине itot песчаные грунты подразделяются на слабольдистые
(itot < 0,4), льдистые (0,4 < itot < 0,6) и сильнольдистые (itot > 0,6) [2].
4. Льдистость мерзлого грунта за счет видимых ледяных включений -
отношение объема включений льда к объему грунта. Находят отбором и взве-
шиванием включений, содержащихся в образце мерзлого грунта. Вычисляют
по формуле
z, = /и,р/(тир,),
где т, — масса включений; т - масса образца.
Согласно ГОСТ 25100-201] [2] по этому показателю выделяют следующие
разновидности мерзлых грунтов: нельдистые (/, < 0,03), слабольдистые
(0,03 </, < 0,2); льдистые (0,2 </, < 0,4); сильнольдистые (0,4 < ц< 0,6), очень
сильнольдистые (0,6 < /, < 0,9).
10.1.2. Теплофизические характеристики
Теплофизические свойства материалов определяют особенности процесса
теплообмена. В грунтах, например, они используются для расчета глубины
промерзания и оттаивания.
1 Коэффициент теп юпроводности. Теплопроводностью называют про-
цесс переноса энергии от более нагретых участков тела к менее нагретым.
Способность вещества к теплопереносу оценивается коэффициентом тепло-
проводности X, который численно равен количеству теплоты, проходящей в
единицу времени через единицу площади при температурном градиенте, рав-
ном единице.
Благодаря тому, что теплопроводность воды в 30 раз больше теплопро-
водности воздуха, а льда - в 4 раза больше теплопроводности воды, увлажне-
ние и промерзание приводят к повышению теплопроводности грунтов.
На рис. 10.4 приведены типичные зависимости коэффициента теплопро-
водности от температуры. Необходимо обратить внимание на плавное пони-
жение 1 при охлаждении мерзлого грунта. Благодаря росту льдистости здесь
должен был бы иметь место обратный эффект. Объясняют это явление разви-
тием в мерзлом грунте системы микротрещин, препятствующих теплоперено-
су [4].
БББ
Рис. 10.4. Характер зависимости
коэффициента теплопроводности
грунта X от температуры Т:
1 - пески; 2 - глинистые грунты
Рис. 10.5. Измерение теплопро-
водности зондовым методом:
7 - трубка; 2 — датчик температуры;
3 - нагревательный элемент
Вычислить коэффициент теплопровод-
ности грунта, зная теплопроводность и
процентное содержание его компонентов,
нельзя, так как кроме состава на перенос
тепла влияют структура и текстура грунта,
а кроме кондуктивного переноса имеют
место конвекция и излучение.
Чаще всего в лабораторных и полевых
исследованиях коэффициент теплопровод-
ности грунтов определяют с помощью зон-
да, представляющего собой трубку не-
большого диаметра длиной от 40 до
1000 мм, внутри которой расположены на-
гревательный элемент и датчик температу-
ры (рис. 10.5). Включив нагревательный
элемент, регистрируют показания темпера-
турного датчика. Чем медленнее нагревает-
ся зонд, тем больше теплопроводность ма-
териала, в котором он размещен. При вы-
полнении измерений с помощью зонда
следует избегать интервала температуры от
0 до -3 °C, для которого характерны интен-
сивные фазовые превращения поровой вла-
ги (см. рис. 10.4).
Для оснований сооружений III и IV
уровней ответственности, а также при
предварительных расчетах и привязке ти-
повых проектов к местным условиям СП
25.13330.2012 [12] допускает определение
коэффициента теплопроводности, как функ-
ции плотности, влажности и степени засоленности грунтов с помощью специ-
альной таблицы.
Табличные значения к? и Л,/, для незасоленных грунтов в мерзлом и талом
состояниях соответственно представлены графически на рис. 10.6.
Отметим, что значения даны для температуры Т<-15 °C. В интервале
температуры от-15 °C до Tbf коэффициент теплопроводности мерзлого грунта
вычисляют по формуле:
— Ху (Ху Х/Л)
WV,T
Wtot
где kf и ХЛ - значения коэффициентов теплопроводности по рис. 10.6; WwT и -
содержание незамерзшей воды при заданной температуре Т и температуре -15 °C со-
ответственно.
Заметим, что значения коэффициента kw, используемого при расчете Ww, в
нормах даны для температуры -10 °C и выше (см. рис. 10.3). Поэтому зависи-
мость kw=f(T), по-видимому, следует экстраполировать до Т=-15°С или,
принимая во внимание небольшие изменения коэффициента в рассматривае-
мом интервале температур, при расчете Хут вместо задавать
ББ6
а) Х,Вт/(м-°С)
0 X, Вт/(м-°С)
Рис. 10.6. Коэффициенты теплопроводности мерзлых (kf) и талых грунтов (kt]f) при
различной плотности сухого грунта (pd) [10]:
а - пески; б - супеси; в - суглинки и глины. Сплошные линии - kf, пунктир - ХЛ [12]
С учетом того, что зависимость Хут = f(T), найденная по приведенной фор-
муле, может отличаться от общеизвестных (см. рис. 10.4), при расчете темпе-
ратурного поля оснований можно принимать постоянные значения Ху и кц, для
температуры ниже и выше Tbf соответственно. Это не приведет к существен-
ным погрешностям, так как на температуру основания влияет много факторов,
которые не в полной мере принимаются во внимание при расчете.
Близкие к табличным значения коэффициента теплопроводности мерзлых
и талых (охлажденных) грунтов дают эмпирические зависимости, предложен-
ные М. Kersten [18]:
• для глинистых грунтов
Ху = 0,00144-101,37р<; + 1,23-Wtot -10°’5prf,
Xtt = [0,131g(l 001К) - 0,029]- 10°-62prf;
• для песков
Ху =0,011- 10°’81р" + 0,46-Wtot •io°’91pd,
ktl, = [ 0,1 • 1g (1001К) - 0,06] • 1 0е’б2р".
2. Удельная и объемная теплоемкость. Теплоемкость — величина, чис-
ленно равная количеству тепловой энергии, которое следует передать телу или
отвести от него для изменения температуры на 1 градус. Теплоемкость, отне-
сенная к единице массы грунта, называется удельной, а к единице объема -
объемной.
ББ7
Удельную теплоемкость можно определить экспериментально с помощью
калориметра или, в отличие от коэффициента теплопроводности, вычислить по
известному составу грунта:
с = (csms +cwmw + рт, + cgms)/m,
где cs, cw, ct, су - удельная теплоемкость соответственно твердых частиц, воды, льда и
газа; т,, mw, mt, mg - масса тех же компонентов в выделенном объеме грунта, т - мас-
са выделенного объема грунта.
После несложных преобразований, приняв mg = 0, получаем зависимости
для грунта в мерзлом и талом состояниях:
cf = [с, + cwWv. + Ci(Wtot - irj]/(i + Wtot),
cth=(cs+cwW)/(l + W).
СП 25.13330.2012 [12] устанавливает следующие значения удельной теп-
лоемкости твердой фазы грунтов cs:
• песков - 0,75 кДж/(кг-°С);
• супесей - 0,85 кДж/(кг-°С);
• суглинков и глин - 0,95 кДж/(кг-°С);
• верхового торфа - 1,68 кДж/(кг-°С);
• низинного торфа - 1,92 кДж/(кг-°С).
Удельная теплоемкость воды cw = 4,20 кДж/(кг-°С), а льда с, = (2,12 +
+ 0,00787) кДж/(кг-°С), где Т- температура (°C).
Для засоленных грунтов в СП 25.13330.2012 [12] приводятся более слож-
ные зависимости.
В расчетах оснований чаще используют объемную теплоемкость в
кДж/(м3-°С):
cvf = Pcf = PdK +cwWK +Ci(Wtot-Ww)],
cvth=pcth=Pd(cs+cwW).
3. Теплота фазовых превращений. Для превращения льда массой /и, в во-
ду’ или обратно при температуре 0 С° требуется соответственно подать или
отвести следующее количество тепловой энергии:
Q = Lom1,
где 70 - удельная теплота фазовых превращений воды, £0 = 335 кДж/кг.
Аналогичный показатель можно найти и для грунта
q = L0milm = L(){Wtol -WJl{\ + Wtot\
В теплотехнических расчетах часто используют объемную теплоту фазо-
вых переходов грунта:
qv=qp = L0p(Wtot - Ww)/(1 + Wtot) = Lopd(Wtot - Ww).
Теплоту фазовых превращений воды, содержащейся в грунте, находят по
формулам:
Q = qm или Q = qvV,
где т и V— масса и объем грунта.
558
Заметим, что фазовые превращения в грунте происходят при температуре
Тъ/, а не при О °C.
Пример 10.1. Суглинок, график гранулометрического состава которого приведен
на рисунке, имеет следующие свойства: плотность - 2,07 г/см3, природную влажность -
0,22, влажность на границе текучести - 0,30, влажность на границе пластичности -
0,19. Вычислите содержание незамерзшей воды в суглинке, его льдистость и теплофи-
зические характеристики при температуре -4 °C.
Рис. к примеру 10.1. Кривая гранулометрического состава грунта
Решение. Число пластичности суглинка Ip =WL-Wp = 0,30 - 0,19 = 0,11.
По рис. 10.3 при Т=-4 °C находим значение коэффициента к„ = 0,45 и вычисляем
содержание незамерзшей воды: 17w = 0.45-0.19 = 0,086.
Содержание частиц размером менее 0,01 мм составляет 41,5%, отсюда по формуле
(10.1) получаем близкое значение ГГ,,, = 0,00255 + 0,00245-41,5 = 0,104.
При pd= 2,07/(1 + 0,22) = 1,70 г/см3 вычисляем льдистость:
i = (0,22 - 0,086)1,70/0,92 = 0,25.
Согласно СП 25.13330.2012 [12] коэффициенты теплопроводности мерзлого (при
Т= -15 °C) и талого суглинка составляют (рис. 10.6): Zy= 1,80 Вт/(м-°С), kth = 1,52
Вт/(м-°С)
Приняв 1CW(_15) = 0,40-0,19 = 0,076, вычисляем коэффициент теплопроводности
мерзлого суглинка для заданной температуры Т=-4 °C:
=1,80-(1,80-1,52)=1,78 Вт/(м-°С).
д 4 'О,220-0.076 v 7
При JV = Wtot = 0,22 по уравнениям [18] находим:
kf = 0.00144-1О1-371-70 +1,23-0,22-Ю0-54-70 = 2, 22 Вт/(м-°С),
=[0,13-1g(100-0,22)-0,029]-Ю0’621’70 =1,65 Вт/(м-°С).
Удельная теплоемкость суглинка:
0,95 + 4,20-0,086 + 2,089(0,220 - 0,086) , „ „Зо„ч
cf =—---------------------—------------- = 1,304 кдж/(м - С),
f 1 + 0,220 h
0,95 + 4,20-0,22 . „, п з
=—1 . а — = 1,536 кДж/(м • С).
559
Объемная теплоемкость суглинка (при плотности 2070 кг/м3):
cvf= 2070-1,304 = 2700 кДж/(м3-°С),
cvth = 2070-1,536 = 3180 кДж/(м3-°С).
Теплота фазовых переходов:
qv =335 -1700(0,220 -0,086) = 76313 кДж/м3.
10.1.3. Механические свойства
Механические свойства определяют поведение гранта под нагрузкой, их
знание необходимо, в частности, для определения размеров фундаментов и
прогноза осадки основания. Необходимо подчерки) гь, что за счет цементи-
рующего действия льда в порах деформационно-прочностные свойства мерз-
лых грунтов в десятки и сотни раз выше, чем талых.
На рис. 10.7 приведена зависимость предельно длительного значения
удельного сцепления мерзлых грунтов от температуры 112] Как видно, у пес-
чаных грунтов эта величина изменяется от 80 до 520 кПа, у глинистых - от 50
до 530 кПа, тогда как для талых песков
сцепление не превышает 8 кПа, а для
талых глинистых грунтов четвертич-
ных отложений находится в пределах
10...80 кПа [10].
Сжимаемость мерзлых грунтов
определяется их составом, влажностью
и температурой. Практически несжи-
маемые грунты, которым свойственно
хрупкое разрушение под нагрузкой,
называют твердомерзлыми. Грунты,
обладающие вязкими свойствами и
деформирующиеся под нагрузкой, на-
зывают пластичномерзлыми. Согласно
СП 25.13330.2012 [12] твердомерзлыми
считаются грунты с коэффициентом сжимаемости ш^= Дау/Др < 0,0,01 МПа-1,
пластичномерзлыми с Шу> 0,01 МПа-1.
Температура перехода грунта в твердомерзлое состояние обозначается Ть
и составляет для песков гравелистых, крупных и средней крупности -0,1 °C,
песков мелких и пылеватых -0,3 °C, супесей -0.6 °C, суглинков -1.0 °C, глин
-1,5 °C [2].
ГОСТ 12248-10 [1] предусматривает следующие способы испытания мерз-
лых грунтов:
1. Одноосное сжатие. Выполняется на цилиндрических образцах нена-
рушенного сложения диаметром d> 70 мм и высотой h = (2...2,3)<7, помещен-
ных в паровлагонепрницаемую оболочку, в условиях свободного бокового
расширения. Испытания незасоленных мерзлых грунтов проводят при темпе-
ратуре на 0,5 °C, а засоленных на 1 °C ниже температуры начала замерзания.
Вертикальная нагрузка прикладывается через штамп и доводится до хрупкого
разрушения образца или достижения незатухающих деформаций ползучести.
Предельное значение деформаций составляет 0,2/?.
Рис. 10.7. Удельное сцепление мерзлых
грунтов [12]:
1 - пески; 2 — глинистые грунты
560
По результатам испытаний определяют:
• условно-мгновенное значение предела прочности на одноосное сжатие Rcc =
= F/а, где F - усилие разрушения, а - площадь поперечного сечения об-
разца;
• предельно длительное значение прочности на одноосное сжатие Rc = 0,6о*,
где о* — напряжения в образце на ступени нагружения, предшествующей
переходу в стадию незатухающей ползучести;
• модуль линейной деформации Ео и коэффициент нелинейной деформации
Ао, по которым с учетом срока службы сооружения можно найти их пре-
дельно длительные значения Е и А.
2. Компрессионное сжатие. Выполняется в стандартных компрессион-
ных приборах на образцах ненарушенного сложения диаметром с/>70мм и
высотой h = <7/(2... 2,3). На первой ступени нагружения в образце создают на-
пряжения, равные напряжениям от собственного веса грунта на глубине отбо-
ра образца, на последней ступени - расчетному’ сопротивлению грунта под по-
дошвой проектируемого фундамента.
По результатам испытаний определяют:
• коэффициент сжимаемости мерзлого грунта, а точнее, пластичномерзлого,
mf= А^/Лр, по которому может быть вычислен модуль деформации Ef=
= 0,8/т/,
• коэффициент оттаивания Ац, и коэффициент сжимаемости тц, = Ее^/Кр =
- tga, которые находят по графику- £rt, = f(p), полученному при испытаниях
образца, оттаявшего после стабилизации осадки на первой ступени нагру-
жения (рис. 10.8).
К значениям Ath и mt^ при расчете оснований следует вводить поправоч-
ный коэффициент, учитывающий отличие в льдистости образца грунта и осно-
вания Az, к = 1 + Az.
Грунт, которому свойственно уменьшение объема при оттаивании, иногда
называют мерзлым распученным, т.е. грунтом, у’ которого при промерзании
наблюдалось морозное пучение.
Заметим, что нормы допускают определение /уно данным статического
зондирования 112] (рис. 10.9). Наиболее надежным способом определения Atl,
и mth является испытание грунта основания «горячим» штампом по ГОСТ
20276-99.
Рис. 10.8. Деформации мерзлого
грунта при оттаивании
Рис. 10.9. Зависимость Ef от сопро-
тивления грунта под острием зонда
561
3. Одноплоскостной срез. Выполняется в одноплоскостных срезных при-
борах на образцах ненарушенного сложения диаметром d>lQ мм и высотой
h = с//(2...3), состоящих из двух смерзшихся частей - мерзлого грунта и мате-
риала фундамента. Образец располагают таким образом, чтобы поверхность
смерзания совпадала с плоскостью среза прибора.
По результатам испытаний определяют расчетное сопротивление срезу
Рис. 10.10. Касательные силы смерза-
ния грунта с бетоном:
1 - пески; 2 — глпнпстые грунты [12]
мерзлого грунта по поверхности смер-
зания с материалом фундамента Raf.
Указанная величина равна касательным
напряжениям, при которых деформа-
ции среза протекают с постоянной ско-
ростью в течение 24 часов. При проек-
тировании сооружений III и IV уровней
ответственности и отсутствии опытных
данных СП 25.13330.2012 допускает
использование табличных значений Raf
(рис. 10.10). Приведенные значения Raf
относятся к бетонным и деревянным
необработанным антисептиками по-
верхностям. Для металлических по-
верхностей вводится коэффициент 0,7.
4. Испытания шариковым штампом. Выполняются на образцах мерзлого
грунта ненарушенного сложения диаметром <7>70мм и высотой h >35 мм.
Испытания заключаются во вдавливании в поверхность образца шарикового
штампа диаметром 22 мм нагрузкой 20...50 кН. По величине погружения
штампа определяют так называемое эквивалентное сцепление мерзлого грунта
ceq, используемое для определения расчетного давления на мерзлый грунт под
подошвой фундамента.
Пример 10.2. Результаты испытания образца мерзлого грунта высотой /7 = 25 мм в
компрессионном приборе приведены в таблице. Оттаивание образца произошло при
Рис. к примеру 10.2. Определение
Ль и тЛ
давлении под поршнем 20 кПа. Необхо-
димо найти коэффициент оттаивания и
коэффициент сжимаемости при оттаива-
нии.
р. кПа 20 50 100 200 300
5, МЫ 1,15 1,33 1,50 1,82 2,01
Вычисляем относительные деформа-
ции Eti, = s/h при каждой ступени давления,
строим график Efft = f(p), спрямляя кото-
рый получаем значения искомых характе-
ристик: Ath = 0,045. mth = 0,120 МПа 1.
10.2. Температурный режим грунтов
Температурный режим верхних горизонтов земной коры определяется со-
стоянием атмосферы, толщиной снежного покрова, наличием и видом расти-
тельности и другими факторами.
562
Для оценки влияния температу-
ры атмосферного воздуха в инже-
нерной практике используют поня-
тия индексов промерзания и оттаи-
вания. Геометрически они представ-
ляют собой площади, ограниченные
графиком изменения температуры
воздуха и осью абсцисс, по которой
откладывается время (рис. 10.11).
Индекс промерзания вычисляется
как сумма произведений абсолют-
ных значений отрицательной, т.е.
Рис. 10.11. График изменения температуры
воздуха в течение полутора лет
зимней, температуры на время F= £(| Д |-А?г), а индекс оттаивания - как сл мма
произведений положительной температуры на время U = Выражают-
ся F и U в градусо-часах (°С-ч), граду со-сутках (°С-сут) или градусо-месяцах
(°С-мес). Годичные индексы промерзания обычно находят, используя средне-
месячные значения температуры воздуха, приводимые в нормативных доку-
ментах.
По годичным индексам можно найти среднегодовую температуру воздуха
Т„, = (U-/)/365, а сопоставляя индексы F itlJ. можно оценить геокриологиче-
ские условия местности. Если F> Uили Т„, < 0, то год от года идет нарастание
мерзлого слоя, в результате чего формируется толща многолетнемерзлого
грунта. При F<U или Тт > 0 наблюдается лишь сезонное промерзание верх-
них горизонтов земной коры, так как за теплое время года весь промерзший
зимой грунт успевает оттаять.
В различные годы имеют место большие или меньшие отклонения от
среднего годового хода температуры. Зарубежные специалисты в зависимости
от вида и степени ответственности проектируемого сооружения при расчете
глубины сезонного промерзания грунта принимают во внимание индексы
промерзания, которые могут иметь место один раз в 5. 10. 20. 50 или 100 лет.
Их обозначают соответственно F5, Fw, F2CI, F50, F1CICI и находят путем статисти-
ческой обработки данных многолетних наблюдений. В частности, в Финлян-
дии при проектировании автодорог используют индекс F10, фундаментов зда-
ний - F50. В Норвегии фундаменты проектируют с использованием индекса
F,ou [7].
Заметим, что индекс F2 не что иное, как среднее значение индекса промер-
зания за весь период метеонаблюдений, его можно вычислить, используя
средние значения среднемесячных зимних температур. Если F2 изменяется в
интервале от 2000 до 40 000 °С-ч, в соответствии с норвежскими нормами
можно использовать следу ющие зависимости:
F5 = 6000 + F2, F1o = 8500 + 1,25F2, F1oo = 11 000 + l,40F2.
Отечественные нормы [10] индекс промерзания для расчета глубины се-
зонного промерзания определяют как среднее значение по данным наблюде-
ний за период не менее 10 лет.
Отметим, что кривая изменения температуры грунта следует за кривой
изменения температуры воздуха с задержкой 1...2 месяца. Максимально теп-
лым грунт становится в августе-сентябре, а наибольшее охлаждение достига-
563
ется в марте-апреле. Амплитуда сезонных колебаний температуры грунта
уменьшается с глубиной. Глубина, на которой температура остается постоян-
ной круглый год. составляет обычно несколько метров.
Сезонное промерзание грунта
Первое и самое простое решение по расчету- глубины сезонного промерза-
ния грунта, который рассматривался как однородная среда с постоянным ко-
эффициентом теплопроводности Ди исходной температурой Tbf было получе-
но в конце XIX в. Л. Заалыпютцем и И. Стефаном [4]:
df=^2'kfF/qv.
Приведенная формула в несколько измененном виде вошла в СП
25.13330.2012 [12], найденная по ней глубина промерзания называется норма-
тивной:
df„ =-^2~к/(Tbf ~jq2, (Ю.2)
где Tfm и tfm - средняя по многолетним данным температура воздуха за период отрица-
тельных температур и продолжительность этого периода, q2 — количество тепловой
энергии, которую следует отвести из грунта, для понижения температуры от 7/уДО Tfm,
qz = qv ~ F5cf(T/m - Tbf).
Содержание незамерзшей воды при расчете qv определяется при темпера-
туре Т= (Tfm - Tbf)!2.
Формулу (10.2) можно записать в более привычном виде:
df„ = у/ (F + Tbf tfm )/?2 5
где F =F2- среднее значение годичного индекса промерзания.
Практика вычислений показала, что приведенная формула дает завышен-
ные значения глубины промерзания, поэтому- рядом авторов предложено вне-
сти в нее поправочные коэффициенты [18]:
df„ = Ру/ 2Ау (nF + Tbftfm )/(q2 +q3),
где P - коэффициент, учитывающий нелинейное изменение температуры грунта по
глубине, как правило, 0.7 < р < 1; п - коэффициент, показывающий отношение темпе-
ратуры поверхности к температуре воздуха, при наличии слоя снега 0,5 < n < 1, де-
ревьев и кустов со слоем снега 0,25 < п < 0,3, асфальтобетонного покрытия 0,3 < n < 1;
q3 - количество тепловой энергии, которую следует отвести из грунта, для понижения
его температуры от так называемой предзимней до Tbf.
Согласно СП 22.13330.2012 [10] нормативная глубина сезонного промерза-
ния определяется на открытой, оголенной от снега площадке, где уровень гру н-
товых вод расположен ниже глу’бины промерзания, по упрощенной формуле
df„ =dojF,
где d0 - параметр, принимаемый в зависимости от вида грунта. Для суглинков и глин
Д, = 0,23 м/(°С-мес)0’5; супесей, песков мелких и пылеватых - 0,28 м/(оС-мес)0,5; песков
гравелистых, крупных и средней крупности - 0,30 м/(°С-мес)0’5; крупнообломочных
грунтов - 0,34 м/(°С-мес) 5.
При наличии в основании нескольких слоев грунта значение d(, определя-
ется как средневзвешенное в пределах глу’бины промерзания.
564
Нормы допускают определение df„ по карте (рис. 10.12).
Рис. 10.12. Карта глубин сезонного промерзания грунтов
Необходимо иметь в виду, что карта составлена для суглинков и глин, для
других грунтов значение глубины промерзания, найденное по ней, следует ум-
ножать на коэффициент, равный отношению параметра <70 Для грунта, зале-
гающего на площадке, к 0,23 м/(°С-мес)0 5.
При проектировании фундаментов находят расчетную глубину сезонного
промерзания грунтов [10]:
d/= к/, dfn,
где kh — коэффициент, учитывающий влияние теплового режима сооружения.
Для наружных и внутренних фундаментов неотапливаемых сооружений
Л/;= 1,1.
Значения kh для наружных фундаментов отапливаемых зданий приведены
в табл. 10.2. Табличные значения относятся к фундаментам, у которых рас-
стояние от внешней грани стены до края фундамента менее 0,5 м. Если ука-
занное расстояние составляет 1,5 м и более, значения коэффициента увеличи-
вают на 0,1. При промежуточных значениях расстояния коэффициент kf, нахо-
дят интерполяцией.
565
Таблица 10.2
Значения коэффициента kh [10]
Особенности сооружения Температура воздуха в помещении, примыкающем к фундаменту, °C
0 5 10 15 >20
1. Без подвала с полами, устраиваемыми: • по грунту 0,9 0,8 0,7 0,6 0,5
• на лагах по грунту 1,0 0,9 0,8 0,7 0,6
• по утепленному цокольному перекрытию 1,0 1,0 0,9 0,8 0,7
2. С подвалом или техническим подпольем 0,8 0,7 0,6 0,5 0,4
Отметим, что снижение глубины промерзания грунта рядом со зданием
происходит за счет тепловых потерь, т.е. обогрева прилегающего грунта в
течение всего срока эксплуатации здания. Значения коэффициента пере-
шли в последнюю редакцию норм из документов прежних лет, когда тепло-
изоляция стен подвала не выполнялась, а теплоизоляция полов была мини-
мальной.
В настоящее время в связи с применением эффективной теплоизоляции
приведенные значения коэффициента следует применять с большой осторож-
ностью.
Строительство, продолжающееся более года, приводит к тому, что в те-
чение одного или нескольких зимних сезонов подвальные помещения оста-
ются без отопления. Следствием этого является глубокое промерзание осно-
вания и неравномерный подъем малонагруженных конструкций с раскрыти-
ем в них трещин. Для борьбы с промерзанием применяют временную
теплоизоляцию, требуемое термическое сопротивление которой находят по
формуле [8]
1
сс£
где dp - допустимая глубина промерзания грунта под теплоизоляцией, может прини-
маться, например, как расстояние от пола подвала до подошвы фундамента, причем
dp # 0; Ху - коэффициент теплопроводности мерзлого грунта; су - коэффициент тепло-
отдачи поверхности, су = 23 Вт/(м-°С).
Зная величину' R. находят толщину слоя 8 = R Хг.
(Ю.З)
Пример 10.3. Найти нормативную глубину сезонного промерзания тугопластично-
го суглинка, свойства которого приведены в примере 10.1. Коэффициенты теплопровод-
ности мерзлого (при Т= -15 °C) и талого суглинка составляют: Ху = 1,80 Вт/(м-°С),
Х,;, = 1,52 Вт/(м-°С). Объемная теплоемкость мерзлого суглинка суГ = 2700 кДж/(м3-°С).
Средние значения среднемесячных температур воздуха на территории строительства в
зимний период составляют:
Месяц X] XII I II III IV
Температура, °C -4,1 -9,5 -12,9 -12,5 -8,0 -0,9
Продолжительность периода с отрицательными температурами (продолжитель-
ность зимы) tfm = 180 сут = 15,6-106 с.
566
Решение. Расчет индекса промерзания приведен в таблице:
Месяц Число дней д°с iF,-|, °С-сут
XI 30 -4,1 123,0
XII 31 -9,5 294,5
I 31 -12,9 399,9
II 28 -12,5 350,0
III 31 -8,0 248,0
IV 30 -0,9 27,0
Итого -47,9 1442,4
Средняя зимняя температура Tfm = -F!tfm = 1442,4/180 = -8,0 °C.
Температура начала замерзания суглинка Tbf = -0,2 °C.
Для температуры Т = (-8,0 + 0,2)/2 = -3.9 » -4.0 °C берем характеристики мерзлого
грунта из примера 10.1: 17w = 0,45-0,19 = 0,086, гк/т= 1,78 Вт/(м-°C), qv = 76,3 Т106 Дж/м3.
Количество тепловой энергии, которую следует отвести для охлаждения грунта,
когда на поверхности его температура меняется от Tbf до -8,0 °C, а на фронте промер-
зания остается равной Ть/. q' = -0,5-2,7-106-(-8,0 + 0,2) = 10,53-106 Дж/м3.
Суммируя, получаем q2 = (76,31 + 10,53)-106 = 86,84-106 Дж/м3.
Находим нормативную глубину- промерзания су-глинка:
/ 2-1,78-(-0,2 + 8,0)-15,640?
V 86,84-Ю6
= 2,23 м.
Вычисляем ту же величину по упрощенной формуле
dfn =0,23^47,9 = 1,59 м.
Значения среднемесячных температур были приняты для г. Архангельска, где со-
гласно карте, представленной на рис. 10.12, df„ = 1,65 м.
Пример 10.4. Для защиты основания строящегося здания от промерзания решено
использовать временную теплоизоляцию из керамзитового гравия. Коэффициент теп-
лопроводности мерзлого суглинка 1,70 Вт/(м-°С), керамзитового гравия 0,20 Вт/(м-°С).
Нормативная глубина сезонного промерзания 1,65 м, допустимая глубина промерзания
грунта основания под теплоизоляцией 0,5 м.
Решение. По форму-ле (10.3) находим требуемое термическое сопротивление и
толщину слоя керамзитового гравия:
1,652-0,52
2-0,5-1,78
--!- = 1,35 (м2-°С)/Вт.
Толщина слоя керамзитового гравия 5 = 1,35’0,20 = 0,27 м.
Сезонное оттаивание многолетнемерзлого грунта
Нормативная глубина сезонного оттаивания многолетнемерзлого грунта вычисля-
ется по формуле [12]
, = |2Х^с-7у)^с / е Y Q
Л’П N Qi (2qJ 2qC
где Tthc - расчетная температура поверхности грунта в летний период, °C, вычисляе-
мая по формуле Tthc = \ATthm + 2,4; tth c - расчетный период положительных темпера-
тур? 1th,с + 0,1/1,
567
<h = q. +(W^ -o^{cth(TtKc-Tbf)-cf(To -r6/)],
Q - (0- 25 - tthc /tx)-(T(}- Thf )y] ’kfCfttfl'C.
В приведенных формулах:
Tthm и tthm - средняя по многолетним данным температура воздуха за период по-
ложительных температур и продолжительность этого периода; /| = 1,3’ Ю с = 3600 ч,
/2 = 2,7-107 с = 7500 ч; То - среднегодовая температура многолетнемерзлого грунта;
кт - коэффициент, принимаемый для песчаных грунтов равным единице, для глини-
стых - по рис. 10.13 в зависимости от объемной теплоемкости cvj и средней темпера-
туры грунта Т = (T0-Tbf)-(tthc/tx -0,22).
Рис. 10.13. Значения коэффициента кт [12]
для глинистых грунтов при , кДж/(м3-°С):
1 - 2500, 2 - 2100, 3 - 1700. 4-1300
Величина qv определяется при
температуре 0,57.
Нормативную глубину7 оттаи-
вания двухслойного основания оп-
ределяют по формуле
dfh = dfh2 + К (I —
где /?1 - толщина слоя грунта 1, зале-
гающего с поверхности; dtH, dtb2 -
нормативная глубина оттаивания ос-
нования, вся толща которого сложена
грунтом 7 или грунтом 2 соответст-
венно.
Следует заметить, что в приведенной методике расчета не учитывается влияние
растительного покрова, отражающей способности поверхности и других факторов.
Пример 10.5. Найти нормативную глубину7 сезонного оттаивания суглинка под
песчаной насыпью высотой 1,2 м. Среднегодовая температура суглинка То = -8,0 °C.
Физические и теплофизические свойства песка и суглинка приведены в таблице.
Грунт /Р’з г/см Prf, г/см" IT 7.*, Вт/(м°С) Вт/(м°С) Cvth-> Cv/> Дж/(м3-°С)
1. Песок 1,71 1,60 0,07 1,20 1,37 1,67-106 1,43-106
2. Суглинок 2,07 1,70 0,22 1,52 1,78 3,18106 2,7-Ю6
Средние значения среднемесячной температуры воздуха составляют:
Месяц I II III IV V VI VII VIII IX X XI XII
Т, °C -17,8 -19,2 -16,6 -9,5 -3,4 2,8 8,9 8,8 4,9 -2,2 -9,5 -13,9
Продолжительность зимнего периода = 238 сут. летнего - ttfim = 127 сут.
Решение. Расчет индексов промерзания и оттаивания приведен в таблице:
Месяц Число дней Т,°С Uh °С-сут |F,|, °С-сут
1 2 3 4 5
I 31 -17,8 551,8
II 28 -19,2 537,6
III 31 -16,6 514,6
568
Окончание табл.
1 2 3 4 5
IV 30 -9,5 285,0
V 31 -3,4 105,4
VI 30 2,8 84,0
VII 31 8,9 275,9
VIII 31 8,8 272,8
IX 30 4,9 147,0
X 31 -2,2 682,0
XI 30 -9,5 285,0
XII 31 -13,9 430,9
Итого 779,7 3392,3
Продолжительность периода с положительной температурой tt1ml = \2Л сут = 3048 ч =
= 10,97-Ю6 с, отсюда tthc = 1,15-3048 + 0,1-3600 = 3865,2 ч = 13,91-Ю6 с.
Средняя температура теплого периода года Tthm = U/tthm = 779,7/127 = 6,14 °C, от-
сюда Tth>с = 1,4-6,14 + 2,4 = 10,9 °C.
Проведем расчет глубины оттаивания основания, сложенного суглинком (грунт 2).
Температура начала замерзания суглинка Tbf = -0,2 °C.
Вычислим температуру 7 = (-8,0 + 0,2)(3865,2/3600 - 0,22) = -6,7 °C; тогда 0,57 =
= -3,35 °C.
Содержание незамерзшей воды при Т = -3,35 °C W„ = 0,456-0,19 = 0,087.
Теплота фазовых переходов qv = 335-1700-(0,220 - 0,087) = 75,7-106 Дж/м3.
qx = 75.7 • 10б + (3865.2/7500 - 0.1) • [3.18 • 10б (10.9 + 0.2) - 2,7 • 10б (-8 + 0.2)] =
= 99,1-106 Дж/м3.
Q = 1,8(0,25 - 3865,2/3600) • (-8,0 + 0,2)1,78-2,7-Ю6-13,91-Ю6 =
= 94,14-106 Дж/м3.
Находим глубину оттаивания:
J I 2-1,52-(10,9+ 0,2)-13,91-К)6 Г 94,14-К)6 ? 94,14-10б ,
Ы/Й2 — 41------------------------1- -------7"------------Т - 1» / J М.
\ 99.1-106 ^2-98,0-Ю6/ 2-98.0-106
Проведя аналогичные вычисления для основания, сложенного песком (грунт 7)
при Tbf =0, И „ = 0 нашли глубину- сезонного оттаивания dM = 2,43 м.
Нормативная глубина оттаивания двуслойного основания:
dth = 1,75 +1,2 (1 -1,75/2,43) = 2,09 м.
Нормативная глубина оттаивания суглинка под песчаной насыпью 2,09 - 1,2 = 0,89 м.
10.3. Деформации при промерзании и оттаивании
Морозное пучение
Морозным пучением называют увеличение объема грунта при промерза-
нии, а грунт, обладающий этим свойством, - пучинистым. Его промерзание в
основании способно вызвать вертикальные перемещения фундаментов зданий.
569
Причем из-за неоднородности грунтов, различий в глубине промерзания и
давлении под подошвой подъем фундаментов носит обычно неравномерный
характер. В стенах раскрываются трещины, перекашиваются оконные и двер-
ные проемы, повреждаются вводы коммуникаций.
Заложение подошвы ниже глубины сезонного промерзания полностью не
гарантирует надежную эксплуатацию сооружения. Грунт способен смерзаться
с боковой поверхностью фундамента и поднимать его за счет касательных сил
морозного пучения. Касательные силы пучения способны вызвать даже разрыв
хорошо заанкеренных малонагружснных железобетонных свай с проволочной
арматурой.
Неоднородность грунтов по составу и влажности, влияние коммуникаций,
водопропускных труб, подземных переходов, снег, скапливающийся на обочи-
нах, обусловливают неравномерное пучение и образование трещин в покрытии
дорог.
Замерзая, вода увеличивается в объеме на 9%. Поскольку она занимает,
как правило, 1/3... 1/10 объема грунта, максимальное пучение должно было бы
составлять 0,9...2,7%. Такое пучение характерно для песков, в составе кото-
рых преобладают крупные фракции, и не представляет серьезной опасности
для большинства сооружений. Пучение глинистых грунтов может быть в не-
сколько раз больше указанных значений. Объясняется это миграцией влаги из
нижних горизонтов в зону промерзания.
Интенсивность подтока влаги к фронту промерзания зависит от многих
факторов: состава грунта, формы и размера пор, близости грунтовых вод, на-
личия в них солей. Найти ее расчетным путем очень сложно. До сих пор нет
единого мнения даже о причинах или механизме миграции влаги к фронту
промерзания.
В практике фундаментостроения существуют три уровня оценки степени
пучинистости [7]:
1-й уровень - грубая оценка по гранулометрическому составу, позволяю-
щая выделить лишь заведомо нспучинистыс грунты. Потенциально пучини-
стые грунты требуют проведения более детального анализа;
2-й уровень - оценка средней точности по нескольким показателям: грануло-
метрическому составу, показателям пластичности, высоте капиллярного подъе-
ма и т.п. Грунты классифицируются по степени пучинистости. Используемые
здесь эмпирические зависимости должны уточняться для местных грунтов;
3-й уровень - точная оценка по результатам промораживания образцов в
специальных приборах или по данным стационарных наблюдений в полевых
условиях.
Ниже рассматриваются существующие методики оценки пучинистости
грунтов применительно к каждому уровню.
Первый уровень оценки. СП 22.13330.2011 [10] к заведомо непучинистым
относит крупнообломочные грунты с песчаным заполнителем, пески гравели-
стые, крупные и средней крупности, не содержащие фракций пылеватых и
глинистых частиц. Пучением мелких и пылеватых песков можно пренебречь
при расположении уровня грунтовых вод на глубине dw > (df+ 2м).
В зарубежных нормативных документах крупнообломочные грунты и пес-
ки считаются непучинистыми, если они содержат соответственно менее 1,5 и
3% частиц размером до 0,02 мм [7].
570
Для оценки пучинистых
свойств крупнообломочных
грунтов и песков, содержа-
щих пылеватые и глинистые
частицы, используется пока-
затель дисперсности [10]
D = k/(d2e),
где к - коэффициент, к =
= 1,85-10 2 мм2; d - средний раз-
мер частиц; е - коэффициент
пористости.
Средний размер частиц
j =________100________
аМ+йМ+йМ’
Рис. 10.14. Графики для оценки степени пучи-
нистости грунтов [16]:
1 - зона пучинистых грунтов; 2,3,4- зоны непучи-
нистых грунтов
гдеР\,Р2-Рз ~ содержание отдельных фракций в грунте. %; d\. d2, d3 - средние размеры
тех же фракций.
Крупнообломочные грунты и пески относят к нс пучин истым при D < 1, к
пучинистым - при D>\, причем при />= 1...5 грунт считается слабо-
пучинистым.
Так как значение показателя D зависит от выбора интервалов фракций,
можно рекомендовать использование интервалов и средних размеров частиц,
принятых в практике изысканий:
Рх - содержание частиц крупнее 0.1 мм. dx = 0,14 мм;
р2 - содержание частиц размером 0,05... 0,1 мм, d2 = 0,07 мм;
р3 - содержание частиц менее 0,05 мм, d3 = 0,035 мм.
На рис. 10.14 представлены графики, используемые финскими специали-
стами [16]. Грунты, кривая гранулометрического состава которых полностью
лежит в зонах 2, 3 или 4, считаются нспучинистыми. Кривая, расположенная в
зоне 1 или пересекающая левые границы зон 2, 3 или 4, свидетельствует о воз-
можности морозного пучения.
Второй уровень оценки. Согласно ГОСТ 25100-2011 и ГОСТ 28622-2012
[2, 3] грунты по степени пучинистости делят на пять групп (табл. 10.3). При-
надлежность к той или иной группе устанавливают по значению относитель-
ной деформации морозного пучения
=
где hf- морозное пучение; df- глубина промерзания.
Классификация пучинистых грунтов [2,3]
Таблица 10.3
Грунт по степени пучинистости Относительная деформация пучения
Непучинистый Слабопучинистый Среднепучинистый Сильнопучинистый Чрезмернопучинистый Efi, < 0,01 0,01 <Ер, <0,035 0,035 <е#< 0,07 0,07 <е#<0,10 ел > 0Д0
571
Рис. 10.15. Зависимость критической
влажности от WL и 1р [10]
Рис. 10.16. Зависимость относительного
пучения от параметра Rt [10]:
J — супесь, содержание пылеватых частиц раз-
мером 0,05...0,005 мм р < 50%; 2 - супесь,
р > 50%; 3 - суглинок, 0,07 < 1Р < 0,17, р < 50%;
4 - суглинок, 0,07 < 1Р < 0,13, р > 50%; 5 - су-
глинок, 0,13 <1р <0,17, р> 50%; 6- глина
СП 22.13330.2011 [10] регламен-
тирует определение величины 8^,
глинистых грунтов по расчетному
параметру Rf. предложенному Орло-
вым В.О.:
Rf =£|[о,О12(1У-О,1) +
! W(W-Wcr)2
(10.4)
где IF’ - природная влажность грунта;
Wcr - критическая влажность; Tfm -
среднезимняя температура воздуха.
Критическая влажность, ниже
которой в промерзающем грунте
прекращается перераспределение
влаги, определяется по графику как
функция показателей пластичности
(рис. 10.15). Зависимости е^=/(7?у)
для различных типов грунтов пред-
ставлены на рис. 10.16.
Третий уровень оценки. Лабо-
раторные испытания проводятся на
образцах диаметром не менее
100 мм и высотой не менее 150 мм
[3]. Образец помещают в обойму из
материала с малой теплопроводно-
стью. До начала эксперимента на
образец прикладывают давление,
равное расчетному давлению на за-
данной глубине, но не более 50 кПа,
и выжидают стабилизации осадки.
В ходе опыта на верхнем торце
образца поддерживают отрицатель-
ную температуру, на нижнем -
близкую к нулю положительную
температура. Со стороны теплого
торца образец подпитывают водой
через слой капиллярно-пористого
материала. При испытаниях заме-
ряют температуру в нескольких
точках по высоте образца и дефор-
мации. обусловленные морозным
пучением. По завершении экспери-
мента получают относительную де-
формацию морозного пучения е^.
572
При проведении опытов, а самое главное - при обработке и интерпретации
результатов, следует учитывать несколько важных особенностей:
1. ГОСТ 25100-2011 [2], ГОСТ 28622-2012 [3] и СП 22.13.330.2012 [10] по-
разному трактуют понятие относительной деформации морозного пучения.
Согласно первому документу это отношение пучения к начальной высоте об-
разца, тогда как согласно второму" и третьему" документам - отношение де-
формации пучения к глубине промерзания. Расчет с использованием началь-
ной высоты образца чреват ошибками, так как при обработке данных нельзя
учитывать талую зону" образца, да и проморозить образец в ходе лабораторных
испытаний на всю высоту" при положительной температуре на его нижнем
торце не представляется возможным.
2. Морозное пучение обусловлено главным образом миграцией влаги из
талой зоны к фронту промерзания, поэтому" чем медленнее перемешается
фронт промерзания, тем больше влаги переносится в зону промерзания, в ре-
зультате чего пучение увеличивается. Отсюда скорость перемещения фронта
промерзания в лабораторной установке и основании сооружения должны быть
примерно одинаковыми, в противном случае оценка пучинистости грунта по
величине 8^ может привести к ошибочным выводам.
3. Деформации пучения зависят от внешнего давления на грунт, и в ГОСТ
28622-2012 [3] предусмотрена необходимость создания на образец нагрузки,
однако классификационные границы пучинистых грунтов не зависят от этого
фактора. Кроме того, испытания можно провести лишь при давлении на обра-
зец, не превышающем 50 кПа, хотя значения напряжений в основании соору-
жения могут быть и выше.
Иной подход к обработке
данных лабораторных испыта-
ний и последующему расчету"
морозного пучения основания
предложил ГМ. Konrad [17]. В
настоящее время предложен-
ная им методика нашла широ-
кое применение во всем мире.
Слой грунта высотой не-
сколько миллиметров между"
фронтом промерзания и фор-
мирующейся линзой льда назы-
вают каймой промерзания (рис.
10.17). Скорость миграции во-
ды через кайму прямо пропор-
циональна градиенту" темпера-
Рис. 10.17. Схема к расчету сегрегационного
потенциала [17]:
1 - фронт промерзания; 2 - кайма промерзания;
3 - линза льда
туры:
Кга=£Р-|ёгааг|,
где SP - коэффициент, называемый сегрегационным потенциалом, мм2/(ч-°С).
Сегрегационный потенциал SP - величина постоянная для данного грунта.
При SP < 0,5 мм2/(ч-°С) грунт считается непучинистым, при SP > 3 мм2/(ч-°С) -
сильнопучинистым.
573
Сегрегационный потенциал зависит от внешнего давления р на грунт:
SP = SPU exp (-ар),
где SPG - сегрегационный потенциал при нулевой нагрузке; а - константа, определяе-
мая экспериментально.
В качестве классификационного показателя может служить скорость пу-
чения [7].
При проведении инженерно-геологических изысканий для ответственных
сооружений или проведении научных исследований организуются стационар-
ные наблюдения за морозным пучением и температурой грунтов. Зная индекс
промерзания в период наблюдений и его максимально возможное значение, вы-
полняют корректировку’ глубины промерзания и морозного пучения основания.
Касательные силы морозного пучения рекомендуется определять экспе-
риментально. Для сооружений III и IV уровней ответственности их можно
найти с помощью рис. 10.18, а как функцию состава, влажности и глубины
промерзания [12].
Рис. 10.18. Касательные силы морозного пучения:
а - по данным [12]; б - по данным [10,11]
На данном рисунке график 1 используется для глинистых грунтов с
IL > 0,5, песков мелких и пылеватых с S, > 0,95. График 2 - для тех же грунтов
0.25 <IL< 0,5 и 0.8 < S,. < 0,95. График 3 - для тех же грунтов IL < 0,25 и
0,6 <Sr< 0,8.
СП 22.13330.2011 [10] и СП 24.13330.2011 [11] устанавливают несколько
отличные значения касательных сил (рис. 10.18, б) для тех же грунтов.
Пример 10.6. Необходимо оценить степень пучинистости суглинка, свойства ко-
торого приведены в примере 10.1. Средняя зимняя температура Tfm = -8,0 °C.
Решение. I уровень. Согласно российским нормам состав грунта свидетельствует
о его потенциальной пучинистости, так как грунт не является крупнообломочным,
песком гравелистым, крупным и средней крупности. График гранулометрического
состава целиком лежит в зоне 1 на рис. 10.14, поэтому7 и по финским нормам суглинок
является пучинистым.
II уровень. Для оценки пучинистости грунта находим его физические свойства:
7Р = 0,30 - 0,19 = 0,11; IL = (0,22 - 0,19)/0,11 = 0,27; р</ = 2,07/(1 + 0,22) =1,70 г/см3;
е = 2,74/1,70 - 1 = 0,61; JVsat = (0,61-1,00)/2,74 = 0,22.
По графикам, представленным на рис. 10.15, определяем критическую влажность
П'с, = 0,195 и по формуле (10.4) вычисляем параметр Ry.
574
1,70
1,5
0,012(0,22-0,1)
0,22(0,22-0ДЭ5)2
0,22-0,19^-8.01
= 0,0029.
Так как содержание пылеватых частиц размером 0.05...0.005 мм составляет 33.5%.
а число пластичности 0,07 <7Р<0,17, определяем по графику 3 на рис. 10.16. При
RflО2 = 0,29 находим е^ = 0,029, т.е. суглинок является слабопучинистым (см. рис. 10.3).
Деформации при оттаивании (термопросадка)
Осадку основания при оттаивании мерзлого грунта находят с использова-
нием расчетной схемы линейно-деформируемого слоя конечной толщины по
формуле [10]
П П П
S = YAh,th + Xmth,i^zg,,K + (р - ^zgo)bkhXmthilk^, (k,-k,_x), (10.5)
>=1 i=l i=l
где Athi - коэффициент оттаивания z-го слоя грунта (см. и. 10 1); m^t - коэффициент
сжимаемости z-го слоя грунта при оттаивании (см. и. 10.1); Л, - толщина z-го слоя от-
таивающего грунта: - напряжения от собственного веса грунта в середине /-го
слоя грунта: р - среднее давление под подош-
вой фундамента: ozg0 - напряжения от собст-
венного веса грунта на отметке подошвы фун-
дамента; b - ширина подошвы фундамента;
kh — коэффициент, определяемый по табл. 10.4
в зависимости от отношения Hth/b, где Hth -
глубина зоны оттаивания (от подошвы фунда-
мента); j - коэффициент, зависящий от вида
грунта и отношения z?lb, где z* - расстояние
от подошвы фундамента до середины z-го слоя
грунта (табл. 10.5); kh k,^ - коэффициенты,
определяемые по табл. 10.6 в зависимости от
соотношения сторон подошвы фундамента 1/Ь
И ОТНОСИТеЛЬНОЙ ГЛубиНЫ ПОДОШВЫ СЛОЯ Zj/b
или Л/Ь, где z, или zt } - расстояние от по-
дошвы фундамента до подошвы /-го и / -1
слоя грунта соответственно (рис. 10.19).
Рис. 10.19. Схема к расчету дефор-
маций при оттаивании основания
Таблица 10.4
Значения коэффициента kh [12]
H,h!b 0...0,25 0,25... 0,5 0,5... 1,5 1,5...3,5 3,5... 5,0 5,0
к, 1,35 1,25 1,15 1,10 1,05 1,00
Таблица 10.5
Значения коэффициента Afl [12]
Грунты z*/b
0...0,25 0,25... 0,5 0,5... 1,5 1,5...3,5 3,5... 5,0 5,0
Крупнообломочные 1,35 1,33 1,31 1,29 1,29 1,28
Пески, супеси 1,35 1,35 1,35 1,35 1,35 1,35
Суглинки 1,36 1,42 1,45 1,52 1,53 1,54
Глины 1,55 1.79 1,96 2,15 2,22 2,28
575
Таблица 10.6
Значения коэффициента к [12]
z/b Ub
1 1,4 1,8 2,4 3,2 5 10
0 0 0 0 0 0 0 0
0,2 0,100 0,100 0,100 0,100 0,100 0,100 0,104
0,4 0,200 0,200 0,200 0,200 0,200 0,200 0,208
0,6 0,299 0,300 0,300 0,300 0,300 0,300 0,311
0,8 0,380 0,394 0,397 0,397 0,397 0,397 0,412
1,0 0,446 0,472 0,482 0,486 0,486 0,486 0,511
1 2 0,449 0,538 0,556 0,565 0,567 0,567 0,605
1,4 0,542 0,592 0,618 0,635 0,640 0,640 0,687
1,6 0,577 0,637 0,671 0,696 0,707 0,709 0,763
1,8 0,606 0,676 0,717 0,750 0,768 0,772 0,831
2,0 0,630 0,708 0,756 0,796 0,820 0,830 0,892
2,5 0,676 0,769 0,832 0,889 0,928 0,952 1,020
3,0 0,708 0,814 0,887 0,958 1,011 1,056 1,138
3,5 0,732 0,846 0,927 1,016 1,123 1,131 1,230
4,0 0,751 0,872 0,960 1,051 1,128 1,205 1,316
6,0 0,794 0,933 1,037 1,151 1,257 1,384 1,550
10,0 0,830 0,983 1,100 1,236 1,365 1,547 1,696
16,0 0,850 1,011 1.137 1,284 1,430 1,645 2,095
20,0 0,857 1,021 1,149 1,300 1,451 1,679 2,236
Пример 10.7. Найти осадку основания песчаной насыпи высотой 1,2 м при оттаи-
вании в ее основании суглинка на глубину 0,89 м (см. пример 10 4). Удельный вес пес-
ка 17,1 кН/м3, суглинка 20.7 кН/м3. Коэффициент оттаивания .1,/, = 0.045. коэффициент
сжимаемости при оттаивании mtt, = 0,120 МПа 1 (см. пример 10.2).
Решение. При небольшой глубине оттаивания суглинка нет необходимости выде-
лять в основании несколько слоев, поэтому принимаем h = 0,89 м. Находим напряже-
ния в середине слоя ог&, = 17,1-1,2 + 20,7-0,89/2 = 29,7 кПа и вычисляем осадку- при
оттаивании:
5 = 0,045-0,89 + 0.120-10 ’-29,7-0,89 = 0,040+0,003 = 0,043 м.
Пример 10.8. Найти осадку основания фундамента при оттаивании под его по-
дошвой суглинка на глубину 1,5 м. Размеры подошвы фундамента 1,2 х 1,2 м, глубина
заложения 2 м, среднее давление под подошвой 200 кПа. С поверхности до глубины
2 м залегает песок с удельным весом 17,1 кН/м3, ниже - суглинок со следующими
свойствами удельный вес 20,7 кН/м3, коэффициент оттаивания Ath = 0,045, коэффици-
ент сжимаемости при оттаивании = 0,120 МПа 1.
Решение. Массив оттаявшего грунта под подошвой фундамента делим на три
слоя толщиной по 0,5 м каждый.
Находим первое слагаемое в формуле (10.5):
5! =3-0.045-0.5 = 0.068 м.
Напряжения от собственного веса грунта на отметке подошвы фундамента:
ozg0 = 17,1-2 = 34,2 кПа.
576
Напряжения от собственного веса грунта в середине слоев оттаявшего грунта:
ог&1 = 34,2 + 20,7-0,25 = 39,4 кПа, ог&2 = 34,2 + 0,75-20,7 = 49,7 кПа,
ог&3 = 34,2 + 1,25-20,7 = 60,1 кПа.
Находим второе слагаемое:
s2 = 0,120-10 3-0,5-(39,4 + 49,7 + 60,1) = 0,009 м.
При Hth/b = 1,5/1,2 = 1,25 находим kh = 1,15.
Вычисление коэффициентов А,,,, к,, к, } сводим в таблицу:
Слой /г„ м Z,* м z?!b Zf, м z,/b к, A, — k,_\
1 0,5 0,25 0,21 1,36 0,55 0,42 0,21 0,21
2 0,5 0,75 0,63 1,45 1,0 0,83 0,38 0,17
3 0,5 1,25 1,04 1,45 1,5 1,25 0,47 0,09
Находим третье слагаемое:
,s3 = (200 -34,2) 1,2-1,15-0,120-10'3-(1,36-0,21 + 1,45-0,17 + 1,45-0,09) = 0,018 м.
Осадка основания $ = 0,068 + 0,009 + 0,018 = 0,095 м.
10.4. Устройство фундаментов
10.4.1. На сезоннопромерзающих грунтах
Сезонное промерзание является одним из основных факторов, принимае-
мых во внимание при проектировании фундаментов. Традиционным решением
является заглубление подошвы ниже расчетной глубины сезонного промерза-
ния, т.е. выполнение соотношения d> dj. Такие фундаменты иногда называют
нормально заглубленными. В тех случаях, когда проектируются легкие одно-,
двухэтажные здания без подвала, а в слое сезонного промерзания имеются
грунты, способные воспринимать нагрузку^ от сооружения, это решение явля-
ется нерациональным.
Устройство малозаглубленных фундаментов с заложением подошвы в
слое сезонного промерзания, когда d<dj, возможно в двух случаях [8]:
• под подошвой залегают нспу чинистыс грунты;
• специальными исследованиями и расчетами установлено, что деформации
грунтов основания не нарушают эксплуатационную надежность сооружения.
Предельное значение максимального подъема фундамента, как и при
строительстве на набухающих грунтах, принимается равным 25%, а относи-
тельной разности подъема - 50% от предельных значений, установленных
нормами для осадки [8]. Это означает, что подъем фундаментов зданий не мо-
жет превышать 2,5... 5 см (в зависимости от конструктивной схемы), а относи-
тельная разность подъема смежных фундаментов - 1... 3 мм/м. Заметим, что
выполнить второе условие из-за неоднородности основания и неодинаковой
глубины промерзания грунта под зданием очень сложно (рис. 10.20).
Необходимым условием прогноза деформаций пучения являются деталь-
ные исследования грунтов основания, в ходе которых кроме определения
стандартных характеристик и деформаций пучения при различном внешнем
давлении, следует оценить сжимаемость и прочностные характеристики грун-
тов после оттаивания. Для обычной малоэтажной застройки проведение таких
испытаний чрезмерно дорого. Об имеющей место неравномерности пучения
577
уже упоминалось выше. Именно поэтому' рассмотренный способ устройства
фундаментов на пучинистых грунтах не находит широкого применения в
практике строительства.
Указанных недостатков лишен фу ндамент на подушке из непучинистого
грунта, заглубленной ниже слоя сезонного промерзания (рис. 10.21). Для за-
щиты подушки от увлажнения служит дренаж, располагаюшийся ниже фронта
промерзания. Определять деформации при промерзании и оттаивании грунта
основания, как и в нормально заглубленных фундаментах, здесь не требуется.
Рис. 10.20. Неравномерные деформации
основания здания при промерзании:
1 - отапливаемые помещения; 2 - неотаплива-
емое помещение; 3 - тротуар; 4 - слой снега;
5 - фронт промерзания
Рис. 10.21. Фундамент на подушке из
непучинистого грунта:
1 - пучинистый грунт; 2 - непучинистый
грунт; 3 - дренажная труба; 4 - фронт про-
мерзания
Наиболее рациональным способом устройства фундаментов является на-
значение глубины их заложения все-таки с сохранением соотношения d>df,
но при одновременном сокращении как d, так и df. Расчетную глубину промер-
зания df следует уменьшать не за счет теплопотерь из здания (см. табл. 10.2),
а путем сохранения тепловой энергии, накопленной основанием в теплое вре-
мя года. Этой цели служит горизонтальная и вертикальная теплоизоляция
(рис. 10.22).
Рис. 10.22. Фундаменты с теплоизоляцией:
а - отапливаемого здания б - неотапливаемого здания 1 - фундамент, 2 - тепло-
изоляция пола; 3 - вертикальная теплоизоляция; 4 - горизонтальная теплоизоляция;
5 - гидроизоляция; б - дренирующий грунт; 7 - дренажная труба
578
Горизонтальная теплоизоляция укладывается рядом с фундаментом, в
отапливаемых зданиях - по внешнему’ периметру стен, в неотапливаемых - с
двух сторон фундамента и под его подошвой. На углах здания из-за больших
теплопотерь толщину теплоизоляции увеличивают примерно на 40% относи-
тельно рядовых участков наружных стен. Вертикальная теплоизоляция блоки-
рует тепловой поток через тело фундамента, играющего роль мостика холода,
и размещается на его наружной поверхности или внутри него [7].
В качестве теплоизоляции обычно использутот листы пенополистирола,
реже - керамзитовый гравий. Для защиты от инфильтрующейся сверху’ воды
горизонтальную теплоизоляцию покрывают сверху’ полиэтиленовыми или ас-
бестоцементными листами, укладываемыми с небольшим уклоном от здания.
Асфальтобетонное покрытие тротуаров и проездов, примыкающих к зданию,
позволяет обойтись без гидроизоляции. Вертикальную теплоизоляцию защи-
щают от механических повреждений, грунтовой влаги и касательных сил мо-
розного пучения прочным листовым материалом или штукатуркой по сетке.
Обратная засыпка фундамента выполняется гравием или крупным песком
с обязательным устройством дренажа. Для исключения неравномерных де-
формаций фундамент проектируют обычно ленточным с рабочей арматурой,
расположенной вдоль фундамента. Условием надежной эксплуатации является
отвод дождевых и талых вод, поэтому’ при разработке проекта вертикальной
планировки предусматривают организацию уклона от здания, под водосточ-
ными трубами укладывают лотки и т.п.
Следует заметить, что при проектировании таких фундаментов можно ог-
раничиться лишь оценкой пучинистости грунта на первом или втором уровне -
по гранулометрическому составу или показателям пластичности.
Расчет теплоизоляции выполняют обычно на ЭВМ с помощью специаль-
ных программ, реализующих метод конечных элементов. Весьма эффектив-
ным, прошедшим многолетнюю апробацию, например, является модуль TEMP
программно-вычислительного комплекса GeoStudio (Канада). Изоляция счита-
ется достаточной, если при неблагоприятных климатических условиях фронт
промерзания, практически совпадающий с нулевой изотермой, располагается
выше подошвы фундамента. В наиболее типичных случаях требуемое терми-
ческое сопротивление теплоизоляции можно найти с помощью графиков [7].
При устройстве на пучинистых грунтах
свайных фундаментов нормы требуют выпол-
нить проверку на действие касательных сил мо-
розного пучения (рис. 10.23).
Устойчивость фундамента обеспечивается
при выполнении условия [11J
F^<0.9F + Frt/y,,
где Ffh - сила, обусловленная пучением грунта,
Ffl, = Tfhudf\ F - расчетная нагрузка на сваю; Fth - си-
ла, удерживающая сваю от выпучивания, определя-
ется как несущая способность части ствола сваи, рас-
положенного в талой зоне работающего на выдерги-
вающую нагрузку, Fth = uLf/ii, ук - коэффициент
надежности, равный 1,1
Рис. 10.23. Воздействие каса-
тельных сил морозного пуче-
ния грунта на сваю
579
В приведенных форму лах и - периметр поперечного сечения ствола сваи.
Действие нормальных сил морозного пучения на ростверк следует учиты-
вать на средне- и сильнопучинистых грунтах [] 1].
Пример 10.9. Проектируется одноэтажный деревянный жилой дом с полами по
грунту'. Температура внутри помещения 18 °C. Под полом уложен слой пенополисти-
рола толщиной 15 см. Фундамент ленточный, ширина подошвы 0,4 м, глубина заложе-
ния 0,75 м. В основании залегает суглинок, обратная засыпка фундамента выполняется
крупным песком. Свойства суглинка и песка приведены в таблице:
Грунт Р’з г/см3 Р* г/см3 1Г Вт/(м-°С) Вт/(м-°С) Cvtfa Дж/(м3-°С) Дж/(м3-°С)
1. Песок 1,82 1,65 0,10 1,60 1,85 1,9310° 1,59-106
2. Суглинок 2,07 1,70 0,22 1,52 1,78 3,18106 2,7-Ю6
На наружной грани фундамента размещена вертикальная теплоизоляция из пено-
полистирола толщиной 5 см. Для защиты грунта основания от промерзания решено
применить горизонтальную теплоизоляцию из пенополистирола шириной 1 м. Коэф-
фициент теплопроводности пенополистирола 0,05 Вт/(м-°С).
Среднее значение индекса промерзания на территории строительства по много-
летним данным F2 = 1442,4 °С-сут. Расчет вести при условии отсутствия снега на по-
верхности в течение всей зимы.
Необходимо найти требуемую толщину горизонтальной теплоизоляции.
Решение. Найдем индекс промерзания, который может иметь место один раз в
100 лет: F100 = 11 000 + l,40F2 = 11 000 + 1,40(1442,4-24) = 59 465 °С ч.
Задачу решаем путем численного моделирования, задавая толщину горизонталь-
ной теплоизоляции 0, 5, 10 и 15 см.
Ниже на рисунке приведены изотермы, полученные с использованием модуля
TEMP программы GeoStudio. Как видим, слой пенополистирола толщиной 15 см обес-
печивает защиту основания фундамента от промерзания в условиях экстремально хо-
лодной зимы.
Рис. к примеру 10.9. Расчетные изотермы для основания фундамента наружной стены
при отсутствии горизонтальной теплоизоляции (а) и наличии горизонтальной тепло-
изоляции толщиной 15 см (б)
10.4.2. На многолетнемерзлых грунтах
Принимая во внимание конструктивные особенности и назначение проек-
тируемых зданий и сооружений, климатические условия территории и прогноз
их изменения, вид, состав, особенности залегания и температуру многолетне-
Б80
мерзлых грунтов, применяют один из двух принципов использования таких
грунтов в качестве основания.
I принцип - грунты остаются в мерзлом состоянии в процессе строитель-
ства и эксплуатации зданий и сооружений. Применяют в районах сплошного
залегания толщ твердомерзлых грунтов, когда их сохранение в таком состоя-
нии не влечет чрезмерных затрат при эксплуатации зданий и сооружений.
Пластичномерзлые грунты в основании дополнительно охлаждают для пере-
вода в твердомерзлое состояние. Глубину заложения фундаментов мелкого
заложения назначают из условия d > dt;, + 1 м. глубину погружения нижнего
конца свай - d> dth + 2 м [12].
II принцип - грунты используются в оттаявшем состоянии, оттаивание
производится до начала строительства или допускается в ходе эксплуатации
зданий и сооружений. Применяют при островном залегании многолетнемерз-
лых грунтов, а также в тех случаях, когда их оттаивание не приводит к недо-
пустимым осадкам основания или мероприятия по сохранению в мерзлом со-
стоянии экономически нецелесообразны. При назначении глубины заложения
фундамента принимают во внимание с/Дсм. п. 10.2).
На застраиваемой территории фундаменты следует проектировать исходя,
как правило, из одного принципа использования грунтов основания.
Использование многолетнемерзлых грунтов по I принципу. Применяют-
ся следующие способы сохранения грунтов основания в мерзлом состоянии.
Устройство вентилируемых подполий используется при ширине зданий до
15 м и среднегодовой температуре грунта Т< -2 °C (рис. 10.24). Вентиляция
обеспечивается за счет продухов размером, как правило, не менее 0,2 х0,2 м,
располагающихся выше уровня снегового покрова. При необходимости у
продухов устраиваются вытяжные короба. Высота подполья принимается не
менее 1,2 м от отметки планировки. Перекрытие над подпольем и комму ни-
кации должны иметь надежную теплоизоляцию, а перегородки - проемы для
движения потоков воздуха. Для отвода воды при утечках из коммуникаций в
подполье устраивается твердое по-
крытие с уклоном к лоткам или
приямкам. Для обеспечения сброса
воды из-под здания целесообразно
пол в подполье располагать выше
отметки планировки.
Более надежным является раз-
мещение здания над поверхностью
грунта на колоннах. В этом случае
коммуникации располагаются на
первом техническом этаже. Прини-
мая во внимание высокую несущую
способность фундаментов на мерз-
лых грунтах, можно размещать их с
большим шагом, а опирание назем-
ных конструкций осуществлять че-
рез систему перекрестных ферм, не
препятствующих движению холод-
ного воздуха под зданием.
Рис. 10.24. Устройство вентилируемого
подполья:
1 - здание; 2 - теплоизоляция; 3 - инженерные
сети; 4 - вентиляционные отверстия; 5 - слой
снега; 6 - покрытие пола; 7 - фундамент
581
При строительстве одноэтажных промышленных зданий с полами по грунту'
на подсыпках и фундаментных плитах, резервуаров, дорог применяют вентили-
руемые трубы (рис. 10.25). Трубы диаметром 0,2...0,4 м укладывают в пределах
подсыпки из нспучинистого грунта с j клоном, обеспечивающим отвод конден-
сата, и при необходимости объединяют коллекторами с вытяжными трубами. В
летний период после оттаивания скопившегося конденсата трубы перекрывают.
Под полами и днищами резервуаров укладывают теплоизоляцию.
Для поддержания заданного температурного режима грунтов основания во
вновь строящихся и эксплуатируемых зданиях и сооружениях, в том числе и при
климатических изменениях, применяются сезонно-действующие охлаждающие
устройства (СОУ). Они представляют собой трубы диаметром 0,1...0,3 м, дли-
ной до 15 м с теплоносителем во внутренней полости, размещаемые в грунте
вертикально или наклонно с шагом несколько метров (рис. 10.26). В зимний пе-
риод, когда температура атмосферного воздуха ниже температуры грунта, СОУ
отводят тепловую энергию из основания в атмосферу. Летом устройства не
функционируют, но вмещающий трубу грунт, получивший дополнительное ох-
лаждение, оттаять не успевает. Заметим, что СОУ, воспринимающие нагрузки
от сооружения, т.е. выполняющие роль свай, называют термосваями.
Наибольшее распространение получили жидкостные и парожидкостные
устройства. В первых перенос тепловой энергии происходит за счет конвекции
незамерзающей жидкости внутри трубы, например, антифриза, керосина и т.п.
В парожидкостных СОУ, называемых также двухфазными устройствами или
термосифонами, используются хладон (фреон), аммиак, двуокись углерода.
Жидкая фаза этих хладагентов заполняет примерно треть объема внутренней
полости (рис. 10.27).
Рис. 10.25. Применение вентили-
руемых труб:
1 - здание; 2 - фундаментная плита;
3 - теплоизоляция; 4 - трубы
Рис. 10.26. Размещение СОУ
в основании здания:
1 - здание; 2 - фундамент; 3 - СОУ
Рис. 10.27. Сезонно-действующее
парожидкостное охлаждающее
устройство:
1 - жидкая фаза хладагента; 2 — ис-
паритель; 3 - потоки тепловой энер-
гии; 4 - сток конденсата по стенкам
трубы; 5 — конденсатор; 6 — ребра;
7 - поток ветра; 8 — снег; 9 — грунт
582
В нижней, расположенной в грунте, части СОУ, которую называют испа-
рителем, происходит кипение и испарение жидкости. Пар поднимается вверх,
охлаждается и конденсируется в верхней части СОУ, называемой конденсато-
ром, затем стекает вниз по стенкам трубы. Конденсатор должен располагаться
выше поверхности грунта и снега. При размещении устройства рядом с одно-
двухэтажными зданиями его рекомендуется поднимать над кровлей [19]. Для
интенсификации теплообмена с атмосферой на внешней поверхности СОУ
устраивают ребра. В слое сезонного оттаивания поверхность трубы рекомен-
дуется защищать теплоизоляцией.
В СП 25.13330.2012 [12] приведены методики теплотехнического расчета
оснований, сложенных многолетнемерзлыми грунтами, в том числе зданий с
холодным подпольем, но, к сожалению, расчет температурного режима грунта
вокруг СОУ указанными нормами не регламентирован. Использование мето-
дик расчета, приведенных в РСН 67-87 [9] и СТО Газпром 2-2.1-390-2009 [13],
не всегда возможно из-за неопределенности ряда параметров.
За рубежом для расчета радиуса колонки замерзшего грунта R вокруг тру-
бы СОУ нашло применение простое уравнение, предложенное E.L. Long и
Р. Zarling в 2004 г 119]:
F = (R2—r2)qv
TtL
+^1Л
2Af г
где F - индекс промерзания; г - радиус трубы; qv - теплота фазовых переходов; L -
длина испарителя; С - предельный тепловой поток, переносимый СОУ; Ху- коэффици-
ент теплопроводности мерзлого грунта.
Величину теплового потока (Вт/°С), переносимого парожидкостным уст-
ройством. предлагается находить по форму’ле:
С = 8,97 + 34,3/1 + 9,814,
где В — коэффициент, учитывающий влияние расположенного рядом здания, - ско-
рость ветра, м/с.
При расположении СОУ рядом со стеной следует задавать В = 0,2, на углу
здания В = 0.75: на свободной площадке В = 1.
Если учитывать не только замораживание, но и охлаждение грунта, на-
пример ниже температуры начала замерзания 7#-на величину АТ7, а также при-
нять (/?2 - г2) ~ 7?2, получим:
1 (
F = R2(qv+ATcfi)
, Я
1-21п—
г
Определение R из этого уравнения возможно, например, методом итера-
ций.
Следует заметить, что более достоверный прогноз изменения температуры
основания во времени дают результаты численного моделирования с исполь-
зованием современных пакетов прикладных программ.
При использовании грунтов основания по I принципу обычно применяют
сваи заводского изготовления, погружаемые в предварительно пробуренные
скважины. Если диаметр скважины больше размера поперечного сечения сваи,
583
сваю называют буроопускной, при обратном соотношении — бурозабивной.
Сваю, погружаемую в грунт, подвергшийся предварительному оттаиванию,
называют опускной. Расстояние между осями буроопускных свай принимается
не менее двух диаметров скважины (при диаметре до 1 м), а бурозабивных и
опускных — таким же, как и в талых грунтах, - не менее трех размеров попе-
речного сечения сваи.
При проектировании фундаментов расчет основания по первой группе
предельных состояний выполняется исходя из условия [12]
F<Fjy„,
где F - расчетная нагрузка на основание; F„ - сила предельного сопротивления осно-
вания (несущая способность основания); у„ - коэффициент надежности по назначению
сооружения [10].
Несущая способность основания отдельного (столбчатого) или свайного
фундамента вычисляется по формуле [12]
Fu = Wc [ RA + tRafAa\ (10.6)
\ '=1 7
где у, - коэффициент, учитывающий случайные изменения температуры; ус - коэффи-
циент условий работы основания, в большинстве случаев можно принять равным еди-
нице; R - расчетное сопротивление (давление) мерзлого грунта под подошвой фунда-
мента или под нижним концом сваи; J - площадь подошвы фундамента или площадь
опирания сваи на грунт; R^, — расчетное сопротивление z-ro слоя мерзлого грунта
сдвигу по боковой поверхности смерзания (см. п. 10.1); Аа/, - площадь поверхности
смерзания z-ro слоя мерзлого грунта с нижней ступенью фундамента или боковой по-
верхностью сваи; п - число слоев.
При обратной засыпке фундамента сухим грунтом второе слагаемое в
формуле (10.6) не учитывается.
Температурный коэффициент вычисляется по формуле
у, = l,15(l + v2)-l,61v^ln(r/v),
где v - коэффициент вариации несущей способности [10]; т - срок службы сооружения
в годах.
Значение R под подошвой фундамента определяется по формуле
Рис. 10.28. Расчетное сопротивление мерзлого
грунта под подошвой фундамента (it < 0,2) [10]:
1 - пески крупные и средней крупности; 2 - пески
мелкие и пылеватые; 3 - супеси; 4 - суглинки и глины
R = 5,lcn/yg +ytd,
где с„ = сед - при испытаниях
грунта шариковым штампом или
c„ = 0,5Rc - при испытаниях на
одноосное сжатие (см. и. 10.1); yg
- коэффициент надежности по
грунту', определяется согласно
ГОСТ 20522-2012; у, — удельный
вес грунта; d — глубина заложения
фундамента.
Для сооружений III и IV
уровней ответственности нор-
мы допускают использование
табличных значений R (рис.
10.28, 10.29).
584
Рис. 10.29. Расчетное сопротивление
мерзлого грунта под нижним концом
сваи (ц < 0,2) [10]:
а пески мелкие и пылеватые; б — супеси;
в - суглинки и глины. Цифрами указана
глубина погружения сваи, м
Расчет по второй группе предельных
состояний выполняется лишь для оснований,
сложенных пластичномерзлыми и сильно-
льдистыми грунтами. Осадку основания на-
ходят с использованием общепринятых ме-
тодик [12].
Пример 10.10. В результате техногенного
воздействия на площадке строительства трубо-
провода имеет место деградация многолетне-
мерзлой толщи до глубины 5 м. Необходимо
найти на каком расстоянии от СОУ диаметром
10 см в течение зимы с индексом промерзания
F = 3392,3 °С сут = 293,1 -106 °С-с будет заморо-
жен суглинок со следующими свойствами: WL =
= 0,30, WP = 0,19, W= 0,22. Исходная температу-
ра суглинка близка к нулю, ее можно принять
равной температуре начала замерзания грунта
Tbf = -0,2 °C. Среднее значение температуры
мерзлого грунта вокруг СОУ в конце зимы Т* =
= -4,0 °C. Скорость ветра в зимнее время Ц(, =
= 3,2 м/с.
Решение. Теплофизические свойства су-
глинка были определены в примере 10.1: /у =
= 1,78 Вт/(м-°С), cfr = 2,70-106 Дж/(м3-°С), qv =
= 76,31-106 Дж/м3. Размеры испарителя L = 5 м,
г = 0,05 м.
Находим величину теплового потока, пере-
носимого СОУ:
Рис. к примеру 10.10. Расчетные
изотермы вокруг сезонно действу-
ющего охлаждающего устройства
585
С = 8,97 + 34,3-1 + 9,8-3,2 = 74,63 Вт/°С.
Подставив исходные величины в откорректированную формулу E.L. Long и
Р. Zarling, получаем:
293,1 • 10б = Л2 (76,31 • 10б + 4 • 2,70 • 10б)
3,14-5,0
74,63
1
4-1,78
7?
1-2111------
0,05.
Решив уравнение, находим R = \,Т1 м.
На рисунке к примеру 10.10 приведены изотермы, полученные с помощью специ-
ализированного модуля TEMP программы GeoStudio. Как видим, численное модели-
рование дало несколько большее значение радиуса колонки мерзлого грунта 7? = 2,1 м.
Пример 10.11. Проектируется фундамент колонны каркасного административно-
го здания с использованием многолетнемерзлого грунта основания по I принципу.
Срок службы здания 50 лет. Размеры подошвы фундамента 1,2*1,2 м, глубина заложе-
ния 2,5 м. Глубина сезонного оттаивания не превышает 1 м. Обратная засыпка выпол-
нена песком с влажностью не более 0,05. В основании залегает суглинок с льдисто-
стью 0,15. Теплотехнический расчет показал, что температ ура грунта в уровне подош-
вы фундамента не превысит -5 °C. Коэффициент вариации несущей способности v
можно принять 0,10.
Вычислите расчетную нагрузку-, которую можно передать на фундамент.
Решение. Вычисляем коэффициент, учитывающий случайные изменения темпе-
ратуры: yt = 1,15 (1 + 0,102) -1,61 • 0,10 л/ 1п(50/0,10) =0,76.
При Т=-5 °C для су-глинка с льдистостью менее 0,2 находим по рис. 10.27 значе-
ние R = 1375 кПа. Так как обратная засыпка фундамента выполняется сухим песком,
принимаем Raf= 0. Вычисляем силу предельного сопротивления основания:
Fu = 0,76-1(1375-1,22 + 0) = 1505 кН.
Расчетное значение веса фундамента G = 1,2-1,2-2,5-24-1,1 = 95,0 кН.
Максимальное значение нагрузки .Vt = (1505 - 95)/1,15 = 1226 кН.
Использование многочетнемерзлых грунтов по II принципу. Расчеты по
первой и второй группам предельных состояний выполняются согласно указа-
ниям СП 22.13330.2011 и СП 24.13330.2011 [10, 11]. Глубину оттаивания ос-
нования определяют на основании теплотехнического расчета на весь период
эксплуатации здания или соору-жения.
Методика расчета осадки основания при оттаивании грунта в процессе
эксплуатации изложена в п. 10.2. Особенностью расчета свай в этом случае
является необходимость учета негативного трения по боковой поверхности в
пределах чаши оттаивания.
В тех случаях, когда расчетные осадки основания оказываются больше
предельных значений, преду-сматривают утшотнение или закрепление грун-
тов после предварительного оттаивания, замену- льдистых грунтов песком
или крупнообломочным гру-нтом, ограничение глу-бины оттаивания, заложе-
ние подошвы фундамента или заглубление свай ниже подошвы залегания
сильнольдистых грунтов, приспособление здания к неравномерным дефор-
мациям основания. К последним относятся мероприятия, связанные с повы-
шением пространственной жесткости здания и прочности конструкций, а
также разрезкой их деформационными швами. Указанные конструктивные
мероприятия рассмотрены применительно к основаниям, сложенным проса-
дочными грунтами, в п. 9.1.
586
Геотехнический мониторинг. Мониторинг организуется для любых зда-
ний и сооружений, возведенных на многолетнемерзлых грунтах, включая ком-
муникации. Он проводится в течение всего срока эксплуатации зданий и соору-
жений, возведенных с использованием грунтов по I принципу. При реализации
II принципа продолжительность мониторинга составляет: 5 лет — при предвари-
тельном оттаивании, 10 лет - при оттаивании в период эксплуатации. Монито-
ринг включает наблюдение за осадкой фундаментов, уровнем грунтовых вод,
температурой грунта и воздуха в подвале или подполье, осмотр технических
этажей, подвалов на наличие трещин в несущих конструкциях и т.п. Для осуще-
ствления мониторинга оборудуются термометрические и гидрогеологические
скважины, на фундаментах или стенах закрепляются геодезические марки.
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ ПО ГЛАВЕ 10
1. ГОСТ 12248-2010. Грунты. Методы лабораторного определения характеристик прочно-
сти и деформируемости [Текст]. - МНТКС, 2011. - 156 с.
2. ГОСТ 25100-2011. Грунты. Классификация [Текст]. -М.: Стандартинформ, 2013. - 38 с.
3. ГОСТ 28622-2012. Грунты. Метод лабораторного определения степени пучинистости
[Текст]. - МНТКС, 2013. - 9 с.
4. Ершов Э.Д. Общая геокриология [Текст] / Э.Д. Ершов. - М.: Недра, 1990. - 559 с.
5. Ершов Э.Д. Инженерная геокриология [Текст]: Справочное пособие / Э.Д.Ершов и др. -
М.: Недра, 1991.-439 с.
6. Коршунов А.А. Численное моделирование температурного режима оснований в север-
ных климатических условиях: Учеб, пособие [Текст] / А.АКоршунов. - Архангельск:
САФУ, 2015.-87 с.
7. Невзоров А.Л. Фундаменты на сезоннопромерзающих грунтах [Текст] / А.Л. Невзоров.
-М.: АСВ, 2000 - 152 с.
8. Рекомендации по учету и предупреждению деформаций и сил морозного пучения грун-
тов [Текст]. — М.: Сгройиздат, 1986. - 72 с.
9. РСН 67-87. Инженерные изыскания для строительства. Составление прогноза измене-
ний температурного режима вечномерзлых грунтов численными методами [Текст]. -
М.: Госстрой, 1987. —40 с.
10. СП 22.13330.2011. Основания зданий и сооружений. Актуализированная редакция
СНиП 2.02.01-83 [Текст]. - М., 2011. - 161 с.
11. СП 24.13330.2011. Свайные фундаменты. Актуализированная редакция СНиП 2.02.03-
85 [Текст]. - М., 2011. - 86 с.
12. СП 25.13330.2012. Основания и фундаменты на вечномерзлых грунтах. Актуализиро-
ванная редакция СНиП 2.02.04-88 [Текст]. -М., 2012. - 118 с.
13. СТО Газпром 2-2.1-390-2009. Руководство по проектированию и применению сезонно-
охлаждающих устройств для термостабилизации грунтов оснований фундаментов. -
М.: Газпром, 2010. - 57 с.
14. Цытович Н.А. Механика мерзлых грунтов [Текст] / НА. Цыгович. -М.: Высшая шко-
ла, 1973.-448 с.
15. Andersland О.В. Frozen ground engineering [Text] / O.B. Andersland, В. Ladanyi. - John
Wiley & Sons, 2004. - 363 p.
16. Frost in geotechnical engineering [Text]: Int. Svmp. V.l, 2/ Edited by H.Rathmayer. Espoo:
VTT, 1989.
17. Konrad J M. Frost heave mechanics [Text] / J.M. Konrad: Ph.D.Thesis, Edmonton Alberta. -
1980.-472 p.
18. McFadden T.T. Construction in cold regions [Text] / T.T. McFadden, F.L. Bennet. - New
York. John Wiley & Sons, 1991. - 615 p.
19. Wagner A.M Review of thermosyphon applications. - ERDC/CRREL TR-14-1. - US Army
Corps of Engineers. — Washington, 2014. - 37 p.
587
А.М. Караулов, A.H. Богомолов, К. В. Королев, С. И. Маций"
Глава 11
РАСЧЕТ УСТОЙЧИВОСТИ ОТКОСОВ И СКЛОНОВ
11.1. Общие положения
Откосы и склоны — это элементы рельефа, характеризуемые наклонной
поверхностью большей или меньшей крутизны в совокупности с
геологическим строением соответствующего им массива грунта.
Склоны, как правило, относятся к природным образованиям и имеют про-
извольное очертание поверхности (рис. 11.1).
Откосы - это элементы земляных инженерных сооружений плановой кон-
фигурации (рис. 11.2).
Рис. 11.2. Насыпь с бермами и откосами
Рис. 11.1. Природный склон
Для природных склонов, попадающих в сферу инженерной деятельности
человека, возникает необходимость оценки их устойчивости. При этом должны
учитываться: геологическое строение склона, природные свойства грунтов, ин-
женерно-геологические процессы, присущие рассматриваемому участку. Наибо-
лее сложный случай — это оползневые склоны, для которых характерна изменчи-
вость практически всех параметров, влияющих на устойчивость массива грунта.
Проектируемые земляные сооружения, как правило, имеют правильную
конфигурацию, включающую площадки горизонтальные или наклонные для
стока поверхностных вод и прямолинейные откосы. В случае планировки есте-
ственного склона геологическое строение откоса определяется природным на-
пластованием грунтов. При отсыпке плотин, насыпей, дамб и пригрузочных
контрфорсов имеется возможность использовать насыпные грунты с заданными
свойствами. Эксплуатационная надежность проектируемых откосов определяет-
ся расчетом их устойчивости.
Расчет устойчивости откосов и склонов может выполняться различными
методами, основными из которых являются:
• методы теории предельного равновесия — строгие или приближенные;
• методы консчноэлсмснтного расчета упрутопластичсского деформирова-
ния грунтового массива:
• методы теории функций комплексного переменного.
В области практических расчетов преобладают приближенные методы
теории предельного равновесия.
* п. 11.4 и 11.5 совместно с к.т.н. доц. Ф.Н. Деревенцом и д.г-м.н. проф. Е.В. Безугловой.
588
Для выполнения расчетов основная зада-
ча заключается в построении расчетной схе-
мы откоса или склона. В идеальном случае
расчетная схема должна отражать особенно-
сти геометрического очертания объекта,
сложность геологического строения, свойст-
ва грунтов и многообразие силовых воздей-
ствий. Такой анализ устойчивости возможен
в рамках консчноэлсмснтного анализа. Дру-
гой подход основан на выделении наиболее
существенных факторов, определяющих ус-
тойчивость откоса или склона. На этой кон-
цепции основаны приближенные методы
теории устойчивости.
В общем случае расчетная схема обру-
шения отвечает условиям пространственной
задачи. Типичный пример — оползневый
«цирк» (рис. 11.3).
К типичным случаям относятся и линей-
ные сооружения и природные образования.
Например, дорожные насыпи или протяжен-
ные участки береговых склонов (рис. 11.4).
Здесь используются плоские расчетные схе-
мы (для условий плоской деформации).
11.2. Построение контура
равноустойчивого склона
Построение контуров равноустойчивых
Рис. 11.3. Оползневый «цирк»
Рис. 11.4. Откосы и склоны, мо-
делируемые в условиях плоской
деформации:
а - насыпь; б — береговой склон
склонов осуществляется на основе статиче-
ских решений теории предельного равновесия грунтов для условий плоской
деформацшт. В качестве фундаментального условия прочности грунта прини-
мается закон Кулона, связывающий предельные значения касательных т„ и
нормальных с>и напряжений по площадке сдвига:
^=°Дёф1+<Ч-
(111)
При построении контуров равноустойчивых однородных природных скло-
нов возможны три основных расчетных случая (рис. 11.5) На рис. 11.5, а изо-
бражено принципиальное очертание склона с нависающим сводом. Это озна-
чает наличие предельного напряженного состояния во всех точках такого
склона по всей высоте z > 0. На рис. 11.5, б дан близкий к предыдущему2 слу-
чай, когда верхняя часть склона (-/?о < z < 0) имеет вертикальную границу2. Та-
ким образом, основная часть склона нагружена давлением от веса вертикаль-
ного откоса предельной высоты:
. 2с COSCp /поч
К =-----71----(И-2)
Yi (1-sin ср)
где ср = arctg(tgcpi/A.v/), с = cjkst, kst = у„/ус - коэффициент устойчивости; у„ и ус - коэф-
фициенты надежности и условий работ.
589
Коэффициент устойчивости принимается по соответствующим норма-
тивным документам в зависимости от вида сооружения, но не менее 1,1, а для
оползневых склонов - не менее 1,2
В области -ho < z < 0 предельного состояния нет. Очертания склона при
z > 0 по первой и второй схемам близки и при z —> ос совпадают
На третьей схеме (см. рис. 11.5, в) дано очертание склона, нагруженного
внешней нагрузкой: ри > yfh0.
Рис. 11.5. Равноустойчивые контуры склона:
а - с нависающим сводом; б - склон, нагруженный бытовым напряжением от веса пре-
дельного вертикального откоса р„ = в - склон, нагруженный давлением, превыша-
ющим нагрузку от предельного вертикального откоса ри > ythn
Рис. 11.6. Очертания равноустойчивых
склонов с нависающим сводом
Очертания контуров равноустойчи-
вых склонов с нависающим сводом
(первая схема) следует принимать по
номограммам (рис. 11.6) для углов
внутреннего трения ср = 5°, 10°...45°.
Эти контуры рассчитываются по ап-
проксимационным зависимостям в от-
носительных координатах:
Z = FsinO, Х = - FCOS0.
Здесь:
coscp . т тг0
г = а—— -----sin —-------,
sin (0 + ср) 2(л - ср)
0 < 0 < л - ср.
Параметры а и т в зависимости от
утла внутреннего трения приведены в
табл. 11.1.
Таблица 11.1
Значения коэффициентов ант
<р,° 5 10 15 20 25 30 35 40 45
а 8,20 9,42 10,6 12,0 13,2 14,6 16,1 18,1 20,2
т 1,25 1,30 1,30 1,40 1,40 1,45 1,50 1,60 1,70
590
Переход от относительных координат к фактическим осуществляется по
формулам:
•^факт ^5 ^факт
Yi Yi
Контур равноустойчивого склона с вертикальной стенкой в верхней части
(см. 11.5, б) образуется при обрушении нависающего свода. Здесь следует вы-
делить три типа грунтовых условий:
• склон, сложенный грунтом, обладающим трением и сцеплением (ср Y О,
с 0), показан на рис. 11.7, а;
• склон, сложенный идеально-сыпучим грунтом (ср 0, с = 0 — песчаные
грунты от мелких до гравелистых), показан на рис. 11.7, б;
• склон, сложенный идеально-связным грунтом (ср = 0, с 7 0 — жирные гли-
ны), показан на рис. 11.7, в.
Рис. 11.7. Очертания равноустойчивого склона с вертикальной стенкой:
а - в общем случае: б - для идеально-сыпучего груша: в - идеально-связного грунта
На рис. 11.8 приведены но-
мограммы равноустойчивых кон-
т\ров в общем случае грунта,
обладающего трением и сцепле-
нием.
Эти контуры рассчитывают-
ся по аппроксимационным зави-
симостям:
+ xtgcp,
ух 9
2с
Ширину призмы обрушения
В по верхней бровке (рис. 11.9,
а) следует принимать по номо-
граммам, показанным на рис.
11.9, б.
Рис. 11.8. Очертания равноустойчивого склона
с вертикальной стенкой в общем случае
591
Рис. 11.9. К определению ширины призмы обрушения: схема областей разрушения (а)
и номограммы (б) зависимостей Ви Н для углов внутреннего трения снизу вверх 0°, 5°,
10°, 15°, 20°, 25°, 30°, 35°, 40, 45°
Переход от относительных величин В и Н к фактическим осуществляется
по формулам:
В — В J-f
^факт 11 факт 11 •
Предельные очертания равноустойчивых откосов, нагруженных на бровке
давлением pu > даны на рис. 11.10 (в относительных переменных). Здесь
обозначено:
2-cos ср
1-sincp’
(И.4)
Переход от фактических давлений к относительным и обратно осуществ-
ляется по формулам:
Р« =-'Pu,факт 5 Pu, факт ’ Pu • (11.5)
Максимальные значения ри нагрузок на бровке, при которых контур скло-
на выходит из точки (0; 0) по касательной к горизонтали, равны: ри = 8,35 для
ср = 10°,ри = 14,87 для ср = 20°,ри = 30,29 для ср = 30°,ри = 76,15 для ср = 40°.
Проектное очертание склона в любом из трех рассмотренных случаев (см.
рис. 11.5) назначается в следующей последовательности. По номограммам
рис. 11.6, 11.8 или 11.10 определяется равноустойчивый контур, который затем
аппроксимируется прямыми линиями, как показано на рис. 11.11, г?. Количест-
во прямых участков назначается исходя из максимального приближения про-
ектного контура к равноустойчивому, с зачетом характеристик грунтов и тех-
нологических соображений.
592
Рис. 11.10. Контуры равноустойчивых склонов, нагруженных по бровке давлением
Pv > Для углов внутреннего трения 10°. 20°. 30°, 40°
Рис. 11.11. Назначение проектного очертания склона:
а - определение крутизны склона в пределах отдельных участков; б - вписывание проектного
очертания склона в существующий; в - определение проектного очертания откоса при устрой-
стве берм
593
Далее в пределах каждого прямого участка по высоте Н2, Н3 и т.д. из
нижней точки проводятся касательные к равноустойчивому склону под углом
Он 0г, Оз и т.д., которые в совокупности образуют проектное очертание склона.
Углы 01, 02, Оз и т.д. могут также назначаться по указаниям п. 11.3.
При проектировании существующего склона окончательное оформление
проектного контура может формироваться срезкой грунта (линия 1 на рис.
11.11, б), подсыпкой грунта (линия 2 на рис. 11.11, б) или комбинированным
способом (линия 3 на рис. 11.11, б) в зависимости от границ участка, располо-
жения соседних объектов или исходя из технологических соображений.
Для откосов большой высоты рекомендуется выполнять устройство берм
по высоте откоса. Ширины берм (В2, В3 и т.д.) следует назначать по номограм-
мам рис. 11.9, б в зависимости от высоты уступов Н2, Н3 и т.д., но не менее:
2 м в строительных котлованах, 3 м на откосах земляных сооружений и при-
родных склонах, 6...8 мв карьерах. В стесненных условиях ширина берм мо-
жет быть уменьшена до величины (В, - /70-ctgO,j. Расположение берм рекомен-
дуется назначать, совмещая центр бермы с равноустойчивым контуром, т.е. по
Bj/2 в обе стороны от откоса. Крутизна отдельных участков в этом случае на-
значается как для равноустойчивого откоса небольшой высоты (или по указа-
ниям и. 11.3), но не более:
• для насыпных грунтов - 1:0,67 при высоте уступа до 1,5 м, 1 1 при высоте
уступа до 3 м, 1:1,25 при высоте уступа до 5 м;
• для песчаных грунтов - 1:0,5 при высоте уступа до 1,5 м, 1:1 при высоте
уступа до 3 м, 1:1 при высоте уступа до 5 м;
• для супесчаных грунтов - 1:0,25 при высоте уступа до 1,5 м, 1:0,67 при
высоте уступа до 3 м, 1:0,85 при высоте уступа до 5 м;
• для суглинистых грунтов - 1:0 при высоте уступа до 1,5 м, 1:0,5 при высо-
те уступа до 3 м, 1:0,75 при высоте уступа до 5 м;
• для глинистых грунтов -1:0 при высоте уступа до 1,5 м, 1:0,25 при высоте
уступа до 3 м, 1:0,5 при высоте уступа до 5 м;
• лессов - 1:0 при высоте уступа до 1,5 м. 1:0.5 при высоте уступа до 3 м.
1:0,5 при высоте уступа до 5 м;
• для песчаных и супесчаных (моренных) грунтов - 1:0,25 при высоте уступа
до 1,5 м, 1:0,57 при высоте уступа до 3 м, 1:0,75 при высоте уступа до 5 м;
• для песчаных и супесчаных (моренных) грунтов - 1:0,2 при высоте уступа
до 1,5 м, 1:0,5 при высоте уступа до 3 м, 1:0,65 при высоте уступа до 5 м.
11.3. Устойчивость однородных откосов прямолинейного
очертания
11.3.1. Предельное равновесие прямолинейного нагруженного
откоса
Прямолинейный откос с горизонтальной площадкой в верхней части отно-
сится к наиболее простым и в то же время широко распространенным земля-
ным сооружениям (рис. II 12).
Верхняя точка откоса Л — бровка откоса, нижняя точка В — подошва откоса.
Угол наклона поверхности откоса к горизонтали Р - угол заложения откоса.
Угол заложения Р и высота h — основные геометрические параметры откоса.
На горизонтальной площадке может действовать равномерно распределенная
594
вертикальная нагрузка р. Указанные
параметры даются для условий плос-
кой деформации.
Кроме того, откос однороден по
геологическому строению и сложен
грунтом с характеристиками: у —
удельный вес, с — удельное сцепление
и ср - угол внутреннего трения. Под-
земные воды отсутствуют.
Расчет устойчивости такого отко-
са рекомендуется выполнять методом
логарифмической спирали. Расчетные
формулы даются в относительных
переменных: единица длины — высота
откоса Л, единица массовой силы —
удельный вес грунта у. На рис. 11.13
дана расчетная схема откоса. Область
предельного равновесия - призма об-
рушения — выделена линией скольже-
ния в виде отрезка логарифмической
спирали, проходящей через подошву
отсека и определяемого уравнением в
полярной системе координат г, 6:
Рис. 11.12. Схема прямолинейного
нагруженного откоса
Рис. 11.13. Расчетная схема обрушения
откоса
Г = Г1е(е-е1)‘8<Р.
(11.6)
Положение линии скольжения и, следовательно, призмы обрушения зада-
ется параметрами 6] и 02. Характерным размером призмы обрушения является
ее ширина а (см. рис. 11.13).
Предельному состоянию откоса отвечает максимально возможное значе-
ние относительной величины удельного сцепления т] = c/(yh)^ соответствую-
щей заданным значениям угла внутреннего трения грунта (р, угла заложения
откоса р, а также относительной нагрузки р = p/(yh).
Уравнение моментов относительно центра логарифмической спирали дает
выражение для т|(6], 62) как функции углов 6] и 02:
„ /л л х _ Р^з
Здесь:
л/, =7^—, [Ч’(ег>-ф(о,)]-
2 cos а [2(1 +8 sin2 ср)
-|•[e3(e2-el)tg<p•cos(362 + а)-008(36] +а)]-
_ 008(6] + а) гe2(e2_ei)tg^ sin2 0 _ sin2 0 л! +
cos ср L JJ
+y(ctgcc -ctgP)(r2sin62 _ctga^ ctgPj.
(11.7)
(И.8)
595
ctga-ctgP
2
М2 = ctg cp(ctg а - ctg Р) Fj sin 6j +
ctgcp of • л
ч—cosp F2SinO
sinp
• A 1)
FjSinO] +— I ;
4. 4. of • л ctga-ctgP
M3 = ctg a • ctg p F] sin 0] ч—2———
где
1
еММ^-акб,
f2 =Г]е(е2~е1)‘Ё<р;
a = arctg-------------~cT’
F2 Sin62 -Гу SinG!
Ф(6) = e3(e-ei)tg<p {3tgcp[2sincpcos(6 + a) + sin(0 - cp - a)] +
+ 2 sin cpsin (0 + a) - cos (0 - cp - a)}.
Искомая величина г] определяется выражением
Tl = maxTi(61,e2) = /(p,cp,P).
(11.9)
(11.10)
Совокупности значений величин Р, ср, т] и р отвечает предельное состоя-
ние откоса. Для иллюстрации на рис. 11.14 приведена номограмма взаимосвя-
зи параметров р, <р и т) при р = 0 (ненагруженный откос).
Указанные значения Р, ср, т] и р связаны между собой аппроксимационной
зависимостью вида:
Рис. 11.14. Взаимосвязь параметров р. ср и ц
при р = 0
z \И Z уГП
I 2L| =1. (11.11)
IM
где Цо, фо, п и т - параметры, оп-
ределяемые в зависимости от угла
заложения откоса Р, при этом Цо -
значение параметра ц при ф = 0, а
фо - значение параметра ф при
ц = 0.
Уравнение (11.11) есть ус-
ловие предельного равновесия
откоса.
Значения параметров т]о, фо,
и и т приведены в табл. 11.2
зависимости от угла заложения
откоса Р и относительной на-
грузки р. Кроме того, в табли-
це приведено значение относи-
тельной ширины призмы об-
рушения а0, соответствующей
нулевому значению угла внут-
реннего трения грунта.
596
Таблица 11.2
Значения параметров фо, По,п и ао в зависимости от р и р
р 0,0 0,5 1,0 1,5 2,0 2,5 3,0 3,5 4,0 4,5 5,0
Р = 60°, т = 0,88
Фо 60,00 60,41 61,30 62,14 62,91 63,58 64,16 64,67 65,14 65,54 65,93
По 0,191 0,347 0,506 0,667 0,827 0,988 1,149 1,310 1,471 1,632 1,793
77 0,71 0,73 1,75 0,74 0,72 0,72 0,71 0,71 0,71 0,71 0,71
«о 0,825 1,023 1,074 1,100 1,114 1,120 1,127 1,127 1,127 1,127 1,127
Р = 50°. т = 0,88
Фо 50,00 50,57 51,74 52,87 53,89 54,76 55,52 56,20 56,81 57,36 57,85
По 0,176 0,314 0,456 0,598 0,741 0,884 1,027 1,170 1,313 1,456 1,599
77 0,68 0,73 0,74 0,74 0,73 0,73 0,72 0,71 0,71 0,70 0,70
а0 0,852 1,107 1,175 1,220 1,239 1,248 1,257 1,257 1,257 1,267 1,267
Р = 40°, т = 0,88
фо 40,00 40,73 42,19 43,59 44,83 45,88 46,82 47,00 47,54 48,38 49,05
По 0,165 0,288 0,415 0,543 0,671 0,799 0,927 1,056 1,184 1,312 1,441
п 0,66 0,72 0,75 0,75 0,75 0,74 0,73 0,73 0,72 0,72 0,72
Оо 0,805 1,259 1,373 1,427 1.454 1,468 1,468 1,482 1,482 1,483 1,483
Р = 30°, т = 0,88
фо 30,00 30,95 32,60 34,20 35,62 36,82 37,90 38,85 39,70 40,47 41,17
По 0,156 0,266 0,381 0,496 0,613 0,729 0,845 0,961 1,078 1,194 1,311
77 0,65 0,73 0,75 0,76 0,76 0,75 0,75 0,74 0,73 0,72 0,72
а0 1,030 1,539 1,710 1,802 1,849 1,849 1,873 1,873 1,873 1,898 1,898
Р = 20°, т = 0.88
Фо 20,00 21,05 22,85 24,52 26,00 27,29 28,44 29,45 30,38 31,22 31,99
По 0,148 0,247 0,352 0,457 0,563 0,669 0,886 0,882 0,988 1,094 1,201
п 0,64 0,73 0,77 0,77 0,78 0,78 0,77 0,76 0,75 0,75 0,74
ао 1,324 2,168 2,445 2,596 2,648 2,648 2,648 2,648 2,701 2,701 2,701
Р = Ю°, т = 0,88
Фо 10,00 11,10 12,55 13,98 15,28 16,45 17,48 18,44 19,32 20,12 20,89
По 0,141 0,231 0,327 0,424 0,521 0,619 0,716 0,814 0,912 1.001 1.108
77 0,64 0,72 0,77 0,78 0,78 0,78 0,78 0,78 0,78 0,78 0,78
а0 2,357 4,174 4,714 4,714 4,908 4,908 5,108 5,108 5,108 5,108 5,316
11.3.2. Определение коэффициента устойчивости и ширины
призмы обрушения
Для численного выражения запаса устойчивости откоса можно принять
выражение для коэффициента устойчивости kst в виде:
597
k =tgcp= с
St tgcp с'
(П-12)
Здесь <р и с - фактические значения прочностных характеристик грунта, а
<р, и ct - характеристики прочности, соответству ющие состоянию предельного
равновесия откоса.
Таким образом, коэффициент устойчивости можно определить из уравнения
Г n Y ! arctg(tg(p/^) ”' = 1
|_ Фо
или рассчитать его приближенное значение по формуле
Условие устойчивости имеет вид:
kst>kt,,
где А’„ - предельное значение коэффициента устойчивости.
Ширина призмы обрушения определяется формулой
a = a{lh[———1
у Фо )
(11-13)
(11-14)
(11.15)
(11.16)
В приведенных формулах параметры т]0, ф0, п, т и а0 принимаются по
табл. 11.2 в зависимости от угла заложения откоса Р и относительной нагрузки
на верхнюю горизонтальную площадку откоса р.
Пример 11.1. Требуется определить допустимую высоту прямолинейного откоса,
нагруженного давлением р = 100 кПа. для заданного коэффициента устойчивости
kst = 1,3. Угол заложения откоса р = 50°, удельный вес грунта у= 17 кН/м3, характери-
стики прочности грунта - ср = 22°, с = 29 кПа (рис. 11.15).
Рис. 11.15. Схема к определению
высоты плоского склона
На первом шаге принимаем высоту' откоса h = 11,76 м. Вычисляем относительное
значение нагрузки:
По табл. 11.2 для р = 50° и р = 0,5 имеем: т = 0,88, ф0 = 50,57, т]0 = 0,314, п = 0,73,
а0 =1.107. Относительное удельное сцепление т] = 29/(17-11,76) = 0,145. По форму-
ле (11.15) вычисляем коэффициент устойчивости:
598
0,29 У’73 < 22 V
0.314J Л 50.57 J
2
0,73+0,88
= 1,062.
Ширина призмы обрушения согласно (11.16)
( so 57-22У‘5
а = 1,107-11,8- ’ =5,53 м.
50.57 )
На втором шаге уменьшаем высоту' откоса до Л = 5,88 м. Выполнив последова-
тельно все описанные только что операции, получим: р = I. от = 0.88. сро = 51,74,
Цо = 0,456, и =0,74, а0 = 1,175 (по табл. 11.2 для Р = 50° и р = 1), ц = 0,29. kst = 1,235,
а = 3,01 м.
На третьем шаге уменьшаем высоту' откоса до h = 3,92 м. Имеем: р = 1,5, от = 0,88,
ср0 = 52,87, т]0 = 0,598, п = 0,74, а0 = 1,22 (по табл. 11.2 для р = 50° и р = 1,5), т] = 0,435,
kst = 1,321. а = 2.13 м. Полученный коэффициент устойчивости больше заданного.
Рис. 11.16. График зависимости
коэффициента устойчивости склона
от его высоты
Для наглядности по полученным данным на рис. 11.16 изображен график зависи-
мости коэффициента устойчивости от высоты откоса.
11.4. Расчет устойчивости неоднородных откосов
и склонов произвольного очертания
В общем случае откосы и склоны могут иметь произвольную конфигура-
цию, геологическое строение, гидрогеологические условия и могут подвер-
гаться разнообразным силовым воздействиям. Расчет устойчивости таких от-
косов и склонов допускается выполнять по плоским расчетным схемам в рам-
ках метода отсеков. Расчеты с использованием метода отсеков включают, как
правило, следующие этапы: составление расчетной схемы, разработка отсеко-
вой модели, выполнение вычислений по формулам предельного равновесия.
Ниже приведена методика расчетов, основные принятые обозначения приве-
дены в конце данного подраздела.
11.4.1. Расчетная схема произвольного откоса или склона
Составление расчетной схемы метода отсеков включает следующие зада-
чи: выбор подходящего инженерно-геологического разреза, учет дополнитель-
ных инженерно-геологических факторов, влияющих на устойчивость склона,
сбор внешних нагрузок на склон, выбор наиболее вероятной поверхности
скольжения и генерализация расчетной схемы.
599
Основой для построения расчетной схемы является инженерно-геологи-
ческий разрез (рис. 11.17) в неискаженном масштабе (горизонтальный, верти-
кальный и грунтовый масштабы должны быть одинаковыми). Направление
такого разреза на участках оползневых склонов должно совпадать с главным
направлением движения существующего или прогнозируемого оползня по ли-
нии самых низких гипсометрических отметок ложа оползня (как правило, в
направлении наибольшей крутизны падения земной поверхности).
ГП Насыпной грунт - глина щебенистая твердая Г31 Аргиллит очень низкой прочности
'? Глина щебенистая твердая [4J Аргиллит низкой прочности
Рис. 11.17. Исходный инженерно-геологический разрез для построения
расчетной схемы
ГТ] Насыпной грунт - глина щебенистая твердая Г3~1 Аргиллит очень низкой прочности
Т2Т Глина щебенистая твердая I 4 , Аргиллит низкой прочности
Рис. 11.18. Расчетная схема, разработанная на основе инженерно-геологического
разреза
600
Рельеф расчетной схемы (рис. 11.18) должен быть построен на точной
геодезической основе с указанием всех современных элементов поверхности
склона: зон выпора, заколов, трещин и других признаков членения оползня,
отметок характерных точек (бровок и подошвы осыпей и обвалов, верхней и
нижней отметок стенок и ступеней срыва и др.).
Расчетная схема должна охватывать весь оползневой или оползнеопасный
массив горных пород как по простиранию, так и по глубине.
Расчетная схема должна отражать все существенные для расчета исходные
данные: области водовмещающих пород и уровней подземных вод, положение
существующих и проектируемых объектов на склоне, положение в массиве
склона поверхностей ослабления, прослоев малопрочных пород, а также за-
фиксированных поверхностей скольжения и зон тектонического дробления.
В число внешних дополнительных нагрузок на склон входят статические и
динамические нагрузки от зданий, сооружений различной конструкции и на-
значения, площадок и проездов, автомобильных и железных дорог, т.е. от всех
искусственных объектов, оказывающих силовое воздействие на рассматривае-
мый участок склона. Сбор внешних дополнительных нагрузок на склон вклю-
чает определение: величин и направлений (векторов) внешних дополнительных
нагрузок, для сосредоточенных нагрузок - точек приложения, для распреде-
ленных нагрузок - границ и характера распределения. Произвольно распреде-
ленная нагрузка должна быть заменена серией линейно распределенных на-
грузок. Все нагрузки должны быть нанесены на расчетную схему в виде векто-
ров и эпюр распределения по поверхности земли или на уровне заложения
фундаментов (для зданий и сооружений).
Положение поверхности или серии поверхностей скольжения для ополз-
невых участков следует устанавливать по результатам инженерно-геологичес-
ких изысканий. Если положение поверхности скольжения неизвестно или
склон не является оползневым, ее поиск осуществляется посредством выпол-
нения серии расчетов устойчивости. Наиболее вероятной (экстремальной) по-
верхностью скольжения считается поверхность, обеспечивающая наименьший
коэффициент устойчивости грунтового массива.
В случае если повср'люсть смещения не зафиксирована, определение наи-
более вероятной поверхности скольжения следует производить в следутощей
последовательности: предварительное назначение поверхности(ей) скольжения
на основе анализа инженерно-геологических условий защищаемого участка;
уточнение положения поверхности скольжения на основе серии расчетов устой-
чивости; выбор наиболее вероятной (экстремальной) поверхности скольжения.
Предварительное положение поверхности скольжения следует назначать
на основе тщательного анализа особенностей геологического строения склона,
а также гидрогеологических условий: для откосов однородного строения (в
основном искусственных) - в приоткосной зоне в районе призмы обрушения;
на контакте покровных потенциально смещаемых грунтов коры выветривания
и коренных несмещаемых пород; в случае многослойного строения грунтовой
толщи - по подошве или в пределах каждого потенциально оползневого слоя;
по прослоям слабых грунтов, участкам зафиксированных старых поверхностей
сдвига; по напластованиям коренных пород (к примеру, при подрезке глубо-
кой выемкой) и др. Также во внимание следует принимать: наличие и распо-
ложение наиболее крутых участков склона, искусственных откосов и природ-
601
ных уступов, бровок срыва старых оползней; расположение и размеры различ-
ных трещин закола, зон тектонического дробления, эрозионных промоин, об-
ластей замачивания и др.; направление напластования скальных коренных
грунтов; положение областей приложения нагрузок от искусственных объек-
тов и механизмов, а также их различных сочетаний и пр.
При выборе поверхности скольжения необходимо учитывать следующее.
Линия скольжения должна ограничивать единое (без сплошных разрывов)
грунтовое тело. Линия скольжения не должна иметь вертикальных или об-
ратно-наклонных участков. Форма поверхности скольжения для однородных
откосов и склонов может приниматься плоской, круглоцилиндрической, ло-
гарифмической, комбинированной и т.д. Если в склоновых накоплениях име-
ется водоносный горизонт, оценку устойчивости следует проводить, как пра-
вило, во всей зоне от уровня подземных вод до подошвы склоновых накоп-
лений.
Положение каждой предварительно намеченной поверхности скольжения
уточняется посредством построения семейства поверхностей смещения. Уточ-
нение производится путем варьирования положения поверхности скольжения
как по длине откоса или склона (расположение начала и выхода на поверх-
ность земли), так и по глубине каждого потенциально смещаемого слоя. В ре-
зультате рассмотрения семейств поверхностей скольжения необходимо найти
такое их положение, при котором соблюдались бы следующие условия (рис.
11.19):
к.ж2<к3-,к.>к5<к6<к„
где ksn,kst2,ksfi... - коэффициенты устойчивости склона для соответствующих поверх-
ностей скольжения.
Рис. 11.19. Принципиальная схема поиска наиболее
вероятной поверхности скольжения
Генерализация расчетной схемы заключается в инженерном упрощении
рельефа и геологического строения склона. Из расчетной схемы должны быть
удалены все второстепенные детали, которые практически не влияют на точ-
ность расчета. Для выполнения генерализации необходимо объединить в одну
группу грунты с одинаковыми или достаточно близкими физико-механически-
ми характеристиками, а также удалить несущественные геологические элемен-
ты (пренебрежимо тонкие прослои и линзы грунта) и несущественные формы
рельефа — заменить прямыми линиями пренебрежимо малые выпуклые и во-
гнутые участки земной поверхности.
Криволинейные участки границ литологических разностей, поверхности
земли и кривых депрессии на участках, достаточно близких к прямым, следует
602
заменить прямыми отрезками. Ломаные линии границ с пренебрежимо малы-
ми перегибами заменить необходимо прямыми. Точки, близко расположенные
к общей вертикали, также необходимо перенести на одну вертикаль. Результа-
ты генерализации исходного инженерно-геологического разреза показаны на
рис. 11.20.
11.4.2. Разработка отсековой модели
Построение отсековой модели оползня рекомендуется выполнять в сле-
дующей последовательности. Во-первых, вычленяется тело оползня, ограни-
ченное поверхностью земли (существующей или проектной) и поверхностью
скольжения, и строится отсековая модель оползня. Разграничиваются отсеки
вертикальными сечениями в местах излома геометрических линий расчетной
схемы, а также в местах их взаимного пересечения. Далее определяются коор-
динаты точки вращения отсековой модели оползня и выполняется расчет ос-
новных параметров отсеков, а также плеч отсековых усилий и постоянных
усилий в отсеках.
С целью составления расчетной отсековой модели оползня, оползневой
или потенциально оползневой массив грунта делится вертикальными сечения-
ми на ряд отсеков (рис. 11.21). Вертикальные сечения проводятся в местах пе-
ресечения поверхности скольжения и границ литологических разностей, по-
верхности скольжения и пьезометрических линий, границ приложения каждой
из внешних распределенных нагрузок, а также точек перегибов границ литоло-
гических разностей, пьезометрических линий, поверхности скольжения и по-
верхности земли.
603
При составлении отсековой модели необходимо учитывать, что поверх-
ность земли в пределах отсековой модели не должна иметь обратно-наклонных
(«нависающих») участков, а массив грунтов в пределах отсековой модели не
должен иметь внутренних пустот и разрывов сплошности.
Ширина каждого отсека, как правило, не должна превышать половины его
средней высоты. Отсеки, ширина которых значительно отличается от средней
величины, разбиваются дополнительными вертикальными сечениями.
В случае поверхности скольжения криволинейной формы линия поверх-
ности скольжения в подошве отсека заменяется отрезком прямой линии. По-
этому ширина отсеков должна выбираться так, чтобы образованная подошва-
ми отсеков ломаная линия достаточно близко соответствовала исходной линии
скольжения.
Рис. 11.21. Схема к составлению отсековой модели оползня
Все узловые точки расчетной схемы нумеруются, а их координаты сводят-
ся в таблицу. Выполняется нумерация всех выделенных отсеков и межотсеко-
вых сечений. Нумерация ведется слева направо, начиная с первого номера.
Вычисляются и заносятся в таблицы: абсциссы межотсековых сечений, орди-
наты поверхности земли, ординаты поверхности скольжения, ординаты уровня
подземных вод по граням отсеков, а также ординаты границ литологических
разностей в пределах отсеков. Границы литологических разностей в каждом
отсеке нумеруются отдельно, начиная от поверхности земли сверху вниз — вне
зависимости от принадлежности к конкретным грунтам.
Для выполнения расчетов с учетом всех условий статического равновесия
(включая условие равновесия моментов) необходимо выбрать точку вращения
отсековой модели оползня. В случае круглоцилиндрической поверхности
скольжения координаты центра вращения отсековой модели совпадают с цен-
тром окружности, задающей положение поверхности скольжения. Для произ-
вольной криволинейной или комбинированной поверхности скольжения коор-
динаты точки вращения могут определяться аппроксимацией поверхности
скольжения участком окружности. Аналитически аппроксимация может быть
выполнена с использованием метода наименьших квадратов.
604
1. Расчет постоянных величины с учетом координат точек А начала и В
конца поверхности скольжения:
дх=хв-хя; ^у=Ув-Уа^
xD = (хА + хг)/2; yD = (у! + ув)/2;
В = (Л2+Л2)/4; C = NX/Ny-
D = CxD+yD-, E = xD-CyD~,
F = xl(C2 +D + B-D2,
где xA, yA, хв, ув - координаты начала конца поверхности скольжения (точек 4 и В со-
ответственно), м.
2. Расчет суммы произведений координат промежуточных точек вдоль по-
верхности скольжения (между точками Л и В):
Z=1 Z=1
Z=1 Z=1
s5 = f>2; дб=1л2;
Z=1 Z=1
Ss=ix^ s9=ty„
i=i i=i i=i
где / - номер промежуточной точки поверхности скольжения; п - общее количество
промежуточных точек поверхности скольжения.
3. Определение координаты центра окружности, проходящей через точки
А начала и В конца поверхности скольжения и аппроксимирующей промежу-
точные точки:
Мх =5;-С-Ж + B3) + S4-ES5+(2CD-E)-S6,
М2 = 2DS7 - FSs + (CF + 2DE) S9 + nEF,
M3=S5+ C2S6 - 2CS7 - 2ESs + 2CES9 + nE2,
xP=(Mx-M2)/2M3,
yp=-C(xp-xD)+yD.
В каждом отсеке необходимо определить (рис. 11.22): ширину отсека Ь,
угол наклона основания отсека а, длину- основания отсека I, высоту отсека псе
по левой и правой границам, высоту- уровня грунтовых вод (пьезометрических
уровней межпластовых вод) foKa'er по левой и правой границам отсека, коорди-
наты центра тяжести отсека (yf/'X; J'SX ) и координаты точки приложения
(yioad, У load) и угол наклона Р результирующей от внешней дополнительной на-
грузки D. Полученные данные заносятся в таблицы.
605
Рис. 11.22. Схема к определению параметров отсека
Ук.1
*,dawn
У R, i
Ширина отсека b определяется по формуле
b = xR-xL.
Угол наклона основания отсека а определяется по формуле
ь
а = arctg
Длина основания отсека I определяется по формуле
/=ж
cos а
Высота отсека hsbLe определяется по формуле
hslice = yday — ysl'p
Высота уровня подземных вод определяется по формуле
i water , waler slip
п — у —у .
Координаты центра тяжести слоя грунта в пределах отсека у8™1’) оп-
ределяются по формулам:
h, = у1р -у‘У\
j,rm, = 2/зд + hL
~^hR + hL) -
’™=| X+yf"”+(X+rf
tdown__ up___ down\
г Уь У/ у
^rav _
\______±f_
b
Координаты центра тяжести (jS; J’S) Для отсека в целом определяются
как средневзвешенные по координатам центров тяжести каждого слоя грунта,
входящего в отсек:
606
xsrav _ 1=1____ Vgrav _ z=l_______
лзНсе n ’ Лslice n
IX D?,
i=1 i=l
Вес водовмещающих грунтов должен приниматься с учетом полного их
водонасыщения.
Координаты точки приложения результирующей (xl<>ad; у^) от внешней
дополнительной нагрузки определяются: для сосредоточенной нагрузки -
средневзвешенными координатами точки приложения вектора нагрузки в пре-
делах отсека; для распределенной нагрузки - центром тяжести суммарной
эпюры нагрузки, вертикально снесенным на поверхность приложения нагруз-
ки в пределах отсека.
Угол наклона Р результирующей силы от внешней дополнительной на-
грузки определяется: для сосредоточенной нагрузки - средневзвешенным уг-
лом наклона вектора нагрузки; для распределенной нагрузки - углом наклона
вектора результирующей от суммарной эпюры нагрузок.
Мерой «веса» при определении средневзвешенных координат точки при-
ложения и угла наклона результирующей силы является величина сосредото-
ченных и интенсивность распределенных суммируемых нагрузок.
Для расчетов с учетом статического равновесия моментов в каждом отсеке
необходимо определить величины плеч отсековых \ силий относительно точки
вращения отсековой модели (рис. 11.23). Полученные данные заносятся в таб-
лицу.
Знак плеча определяется направлением поворота относительно точки вра-
щения отсековой модели: момент сил считается положительным, если стре-
мится развернуть расчетную модель по часовой стрелке.
Определение плеч может выполняться графически с учетом масштаба вы-
черченной расчетной схемы. Ниже приведены формулы для аналитического
расчета указанных параметров:
• плечо силы тяжести Ли-:
д = г _ rg™-
Arot л slice ’
где xrot - абсцисса точки вращения отсековой модели, м;
• плечо горизонтальной составляющей сейсмического усилия АЕ:
AE=yrot-y^,
где у rot - ордината точки вращения отсековой модели, м;
• плечо нормальной реакции в основании отсека AN;
у . v . -.Aw
base _ Л1 ~t~ aR _ „ л .base _ УЕ Sr _
лге1 у лго1^ Уrel у Уго1?
^=x^cosa-^Fsina,
где а - угол наклона основания отсека к горизонту, град;
• плечо силы сопротивления грунта сдвигу As:
As = yb°se cos а + xb™e sin а;
607
• плечо результирующей от внешней нагрузки AD:
Xrel =Xload~Xrot’ Уге1 =У1оас1~Уг<Л’
AD = ^d^+y^d^,
где р - угол наклона результирующей внешней нагрузки D, град;
• плечо результирующей оползневого давления АР'.
(г slice Л
В каждом отсеке необходимо определить следующие постоянные усилия и
характеристики: вес отсека W, величину порового и давления в основании от-
сека, прочностные характеристики грунта в основании отсеков. Полученные
данные заносятся в таблицу. Вес отсека W определяется как сумма весов всех
входящих в отсек слоев грунта с л истом степени их водонасыщения. Величина
порового давления и определяется согласно формуле (11.24). Прочностные
характеристики грунтов в основании отсека определяются как величины
удельного сцепления в грунте с и угла внутреннего трения ср в пределах отсека
на поверхности скольжения.
71.4.3. Расчет устойчивости по формулам предельного
равновесия
Количественным показателем степени устойчивости откосов и склонов в
методах предельного равновесия является коэффициент устойчивости (запаса
устойчивости), равный соотношению сумм всех удерживающих и сдвигающих
сил (моментов):
к =
где - сумма удерживающих сил (моментов) в смещающемся массиве грунтов;
- сумма сдвигающих сил (моментов); К/1п1) - коэффициент устойчивости скло-
на.
Определение коэффициента устойчивости рекомендуется выполнять с ис-
пользованием формул метода общего предельного равновесия, поскольку он
учитывает все условия статического равновесия (соотношение удерживающих
и сдвигающих как сил, так и моментов). Основные допущения метода:
• прочность грунта на сдвиг подчиняется критерию Ку лона—Мора;
• местные коэффициенты устойчивости всех отсеков равны;
• оползневое смещение происходит по схеме сдвига с опрокидыванием от-
носительно единого центра вращения;
• сила нормальной реакции по основанию отсека приложена к его середине;
• результирующая силы тяжести отсека, горизонтальная и вертикальная со-
ставляющие результирующей силы сейсмической нагрузки приложены к
центру тяжести отсека;
• соотношение нормальной и касательной межотсековых сил подчиняется
функцииf (х), см. указания ниже.
608
Основные формулы для расчета коэффициента устойчивости оползня ме-
тодом общего предельного равновесия приведены ниже. Поясняющая схема
приведена на рис. 11.23.
Рис. 11.23. Расчетная схема метода общего
предельного равновесия
Коэффициент устойчивости из условия равновесия сил:
п
z, -ь (м—w, zy)tg<p,] cos ос,
Kf=-^----------------------------; (11.17)
Е N, sin a, + X W, + X D, sin p”
Z=1 /=1 Z=1
• коэффициент устойчивости из условия равновесия моментов сил:
кт =-------------------п-------------------п-----; (11.18)
Л, +0+нЗЕ^ Л,+н„Е^ Л +Е Д 4»
1=1 /=1 1=1 1=1
• сила сопротивления грунта сдвигу:
_ (7V,-w,/, )tgcp,+c,/,
• сила нормальной реакции в основании отсеков:
W, + W, - (Xf - х! ) + 4tg(p' c,l, sin a, 4- D cos p,
since, tgcp,
cos a, +--' '
KfW
(11-19)
(11.20)
• сила нормальной реакции в основании отсеков без учета межотсековых сил:
N-"'r' =Wtcos а, + cosa, since, +D, cos(oc, +P,); (11.21)
609
• касательная межотсековая сила по граням отсеков:
Х = Е-Х-/(х);
(11.22)
нормальная межотсековая сила по граням отсеков:
tg ср, cos а, Ei=Ei+Ni since,— k Kfdn) , + M' tgtp' c' /. cos a, Dt sin p,; (11.23) Kf^
• мобилизованное сопротивление сдвигу грунта в основании отсека:
_[(2V-ii/)tg<p+c/]
Л/(И7)
где i - номер рассматриваемого отсека; п - общее количество отсеков; h и у — индексы
горизонтальной и вертикальной составляющих усилий; а - угол наклона основания
отсека к горизонту, град, I - длина основания отсека, м; с - удельное сцепление в грун-
те в основании отсека, кПа; ср - угол внутреннего трения грунта в основании отсека,
град; ГК- вес грунта в отсеке, кН; N - нормальная реакция в основании отсека, кН; Е —
нормальная составляющая межотсековых сил, кН; Д’ - касательная составляющая ме-
жотсековых сил, кН; D - результирующая сила внешней нагрузки, кН; и — величина
порового давления, кПа; |_i - коэффициент сейсмичности; f - плечо силы нормальной
реакции в основании отсека Л7, м; R - плечо силы сопротивления грунта сдвигу' S, м;
х - плечо силы тяжести отсека ГГ’ м; е - плечо горизонтальной составляющей сейсми-
ческой нагрузки, м; d - плечо результирующей внешней нагрузки О, м; р - угол на-
клона результирующей внешней нагрузки D, град; л - коэффициент межотсековой
функции (в долях); f (х) - функция межотсековых сил.
Указания по применению коэффициента X и функции межотсековых сил
f (х) по расчету величины порового давления и, а также по применению коэф-
фициента сейсмичности р приведены ниже.
В приведенных формулах и расчетной схеме приняты следующие пра-
вила знаков. Положительное направление оси абсцисс принято горизонталь-
но в сторону низового склона. Положительное направление оси ординат при-
нято вверх. Угол наклона основания отсека считается положительным, ес-
ли поверхность скольжения на этом участке наклонена в сторону низового
склона. Угол наклона вектора внешних нагрузок считается положительным,
если отсчитывается от отрицательного направления оси ординат в сторону
низового склона. Момент сил считается положительным, если стремится
сместить расчетную модель относительно точки вращения в сторону низо-
вого склона.
Вычисление коэффициента устойчивости по методу общего предельного
равновесия рекомендуется выполнять в следующей последовательности
(рис. 11.24, 11.25): предварительный расчет коэффициентов устойчивости
без учета межотсековых сил; расчет коэффициентов устойчивости с уче-
том нормальных межотсековых сил Е (касательные межотсековые силы X не
учитываются); расчет коэффициентов устойчивости К-^ с учетом нормальных
Е и касательных X межотсековых сил.
Предварительный расчет коэффициентов устойчивости из условия равно-
весия сил Kf и моментов сил Кт производится в следующей последовательно-
сти В каждом отсеке производится расчет силы нормальной реакции N по по-
610
дошве отсека с использованием упрощенной формулы (11.21). Выполняется
расчет коэффициентов устойчивости из условия равновесия сил К, и моментов
сил Кт по формулам (11.17) и (11.18) соответственно.
Рис. 11.24. Блок-схема вычисления коэффициента устойчивости
с учетом всех условий статического равновесия
( Вход )
—► Расчет усилий в отсеках <—
у' Вычисленные усилия да
отличаются от предыдущих у—
Хи значении
Нет
Вычисление коэффициента
устойчивости
i ~~
да / Коэффициент х.
—отличается от предыдущего у
'Ч значения /
Нет
/ Коэффициент устойчивости /
Q Выход )
Рис. 11.25. Блок-схема вычисления коэффициента
устойчивости из условия равновесия сил (моментов)
611
Расчет коэффициентов устойчивости из условия равновесия сил Kf и мо-
ментов сил Кт с учетом только нормальных межотсековых сил Е производится
в следующем порядке. В каждом отсеке вычисляются силы нормальной реак-
ции N по подошве с использованием формулы (11.20). Касательные межотсе-
ковые силы X не учитываются. Выполняется расчет коэффициентов устойчи-
вости из условия равновесия сил К/\-\ моментов сил Кт по формулам (11.17) и
(11.18) соответственно. Сравниваются значения коэффициентов устойчивости
Kf (К„,) в начале и конце расчета. Если разница AKf (дКт) превышает требуе-
мый минимум, расчет повторяется сначала.
Вычисление усилий в отсеках для расчетов коэффициентов устойчивости
из условия равновесия сил К/и моментов сил Кт производятся раздельно. Рас-
четы выполняются методом последовательных приближений (итераций). На
первой итерации используется коэффициент устойчивости Kf (Кт), найденный
предварительным расчетом. На практике достаточно достигнуть разницы AKf
(АКт) не более 0,001...0,0001.
Расчет коэффициентов устойчивости из условия равновесия сил К/И мо-
ментов сил Кт с учетом нормальных Е и касательных X межотсековых сил про-
изводится в следующем порядке. Принимается очередное значение X. В каж-
дом отсеке выполняется расчет межотсековых сил Е и X, а также силы нор-
мальной реакции N по подошве в следующей последовательности:
а) расчет нормальных межотсековых сил Е по формуле (11.23);
б) определение касательных межотсековых сил X по формуле (11.22).
в) вычисление силы нормальной реакции N по подошве с использованием
формулы (11.20) с учетом касательных межотсековых сил Л;
г) сравниваются значения силы нормальной реакции N по подошве на пре-
дыдущем и последнем шагах вычислений. Если разница zW превышает тре-
буемый минимум, расчет повторяется, начиная с пункта (а).
Далее выполняется расчет коэффициентов устойчивости из условия рав-
новесия сил KfH моментов сил Кт по формулам (11.17) и (11.18) соответст-
венно. Сравниваются значения коэффициентов устойчивости Kf (К,„) на пре-
дыдущем и последнем шаге вычислений. Если разница AKf (ЕКт) превыша-
ет требуемый минимум, расчет повторяется с вычисления межотсековых
сил. Сравниваются между собой значения коэффициентов устойчивости из
условия равновесия сил Kf и моментов сил Кт. Если разница EKf_m превыша-
ет необходимый минимум, расчет повторяется с начала с учетом нового зна-
чения X.
На первой итерации расчетов с учетом касательных межотсековых сил ис-
пользуются значения коэффициентов устойчивости Kf (Кп,) и сил нормальной
реакции N по подошве отсеков, найденные расчетом без учета касательных
межотсековых сил. На практике достаточно достигнуть разницы zW не более
0.17/ и KKf_m - не более 0,001...0.0001. Сходимость коэффициентов устойчиво-
сти из условия равновесия сил Kf и моментов сил Кт обеспечивается за счет
подбора соответствующего значения коэффициента X. Значения коэффициента
X принимаются в долях от единицы. На практике интервал значений X реко-
мендуется принять от 0 до 1,25.
Функция межотсековых сил f (х) представляет собой зависимость наклона
результирующей межотсековой силы от положения расчетного сечения по
612
длине оползня. В качестве аргумента функции используется относительная
координата xret рассматриваемого сечения:
хп~хо
где х - координата расчетного сечения, м; хС1 - координата первого сечения (в голове
оползня), м; х„— координата последнего сечения (в языке оползня), м.
В качестве функции межотсековых сил /(х) может приниматься любая за-
висимость в функциональной или табличной форме. Наиболее распространен-
ные зависимости: постоянная/(х) = const; полусинусоида /(х) = sin(nx). По-
стоянную функцию рекомендуется применять для протяженных оползней,
функцию полусинусоиды - для оползней с поверхностью скольжения кругло-
цилиндрической или близкой к круглоцилиндрической формы.
Расчеты устойчивости методом общего предельного равновесия с учетом
действия грунтовых вод следует производить способом «взвешивания», кото-
рый заключается в следующем. Прочностные характеристики обводненного
грутгга в уровне поверхности скольжения принимаются для состояния полного
водонасыщения (csa[, (psat). Расчет усилий, сдвигающих оползневой массив,
производится без учета взвешивающего действия грутповых вод. Для необ-
водненных грунтов принимается удельный вес при естественной влажности.
Для водовмещающих грутпов - удельный вес в состоянии полного водонасы-
щения. Определение усилий, удерживающих оползневой массив, производится
с учетом гидростатического взвешивающего действия грунтовых вод для об-
водненной части грунтов, пересекаемых поверхностью скольжения.
Гидростатическое взвешивание уменьшает вертикальные напряжения в
скелете обводненной породы и численно равно величине порового давления.
Поровое давление и рассчитывается по формуле
u = y„.-Hw, (11.24)
где уп- - удельный вес воды, кН/м3; Нл- — средняя высота пьезометрического уровня в
отсеке, м.
При определении коэффициента устойчивости сейсмические силы учитыва-
ются для сейсмически активных районов (с землетрясениями 6 баллов и более).
Расчеты устойчивости методом общего предельного равновесия с учетом
сейсмических воздействий следует производить псевдостатическим способом.
Сейсмические воздействия псевдостатическим способом рассматриваются как
дополнительные горизонтальные и вертикальные нагрузки в оползневом мас-
сиве. Величина сейсмической нагрузки для каждого отсека принимается рав-
ной произведению веса отсека (для обводненных пород без поправки на гид-
ростатическое взвешивание) на коэффициент сейсмичности ц (табл. 11.3) в
зависимости от расчетной сейсмичности района проектирования.
Таблица 11.3
Коэффициент динамической сейсмичности ц
Расчетная сейсмичность в баллах 1...5 6 7 8 9 10
Коэффициент динамической сейсмичности ц 0,00 0,01 0,025 0,05 0,10 0,25
613
Величина расчетной сейсмичности площадки проектирования определяется
по данным инженерно-геологических изысканий. Для предварительных расче-
тов расчетная сейсмичность может определяться по карте-схеме, помещенной в
главе СНиПа по проектированию строительства в сейсмических районах. В не-
благоприятных геологических условиях средняя сейсмическая балльность рай-
она должна повышаться на один балл, при благоприятных условиях - понижать-
ся на один балл. Для искусственных склонов (откосов, насыпей, дамб, бортов
выемок и др.) значения коэффициента сейсмичности ц увеличивают в 1,5 раза.
Неблагоприятными в сейсмическом отношении геологическими условия-
ми следует считать: насыщенные водой гравийные, песчаные и лессовидные
грунты; мягкопластичные и текучие глинистые грунты; участки местности с
сильно расчлененным рельефом - обрывистые берега, овраги, ущелья; вывет-
релые и сильно нарушенные породы; участки с близким расположением линий
тектонических разрывов; уступы (откосы), сложенные глинистыми породами и
песками при глубине грунтовых вод менее 4 м.
Благоприятными в сейсмическом отношении следует считать невыветре-
лые скальные грунты, а также плотные и маловлажные крупнообломочные
грунты.
11.4.4. Расчет оползневых давлений
В рамках теории предельного равновесия оползневое давление на соору-
жение Р определяется разностью удерживающих и сдвигающих сил (момен-
тов), действующих вдоль поверхности скольжения, с учетом обеспечения не-
обходимого коэффициента запаса К. Величина оползневого давления Р при
этом определяется разностью давления грунта Ри со стороны верхового склона
и отпора грунта Ph ниже расчетного сечения по склону (рис. 11.26, 11.27).
Р = РО-Д. (11.25)
Рис. 11.26. Принципиальная схема расчета оползневых
давлений с учетом отпора грунта
614
В случае если ниже
сооружения не имеется
грунтовой призмы, спо-
собной оказывать реак-
тивное давление, или
по оползневым услови-
ям ожидается полное
или частичное отслое-
ние пород от низовой
части сооружений, от-
пор грунта Рь не учиты-
вается:
Р = Р.
а
Рис. 11.27. Расчетная схема отсекового метода
для вычисления оползневого давления
Оползневое давле-
ние Р, так же как и его составляющие Ра и Рь, в каждом расчетном сечении не
должны иметь отрицательных значений:
Pfl>0, ^>0, Р>0.
Точка приложения силы оползневого давления по глубине оползневого
или оползнеопасного массива определяется формой эпюры давления грунтов.
В случае отсутствия специальных исследований обычно принимают гидро-
статическую (треугольную) форму эпюры распределения оползневого давле-
ния по глубине.
Давление грунта со стороны верхового склона Ра в сооружении компенси-
руется равной по величине реакцией и рассматривается как удерживающая
сила (см. рис. 11.26):
• из условия равновесия сил:
i=i /=1
• из условия равновесия моментов сил:
1 .Г 1
где Ка — коэффициент запаса для верхней части оползня; — сумма удерживаю-
щих сил (моментов) в смещающемся массиве грунтов; — сумма сдвигающих сил
(моментов); J — номер отсека выше расчетного сечения по склону; п — общее количест-
во отсеков расчетной схемы; АР — плечо составляющей от результирующей оползнево-
го давления в расчетном сечении (см. рис. 11.27).
Отпор грунта Рь ниже расчетного сечения по склону в сооружении ком-
пенсируется равной по величине реакцией и рассматривается как сдвигающая
сила (см. рис. 11.26):
• из условия равновесия сил:
1 п п
phf=—
bj JT i—i J i—i J ’
Kb i=j i=j
615
PJ =—
Ът ас
• из условия равновесия моментов сил:
-^-ёк-ёд ,
_b i=J+1 i=j+l
где Aj - коэффициент запаса для нижележащей части оползня.
Основные формулы для расчета оползневых давлений методом общего
предельного равновесия приведены ниже. Поясняющие схемы приведены на
рис. 11.23, 11.26, 11.27.
Давление грунта Ра со стороны верхового склона из условия равновесия
сил'.
Nisin + НйX wi + ЁД sinр 1 -
\ 1=1 1=1 1=1 /
“Ё [С> li +{Ni~ Ui li) Ш Ф ] COS • (11 -26)
i=l
Давление грунта Ра со стороны верхового склона из условия равновесия
моментов.
PL =^г\ка[^А№ +(1+к.)ё^4г, +
Ар \ 1=1 1=1 1=1
+ХД^^-ё^<+(Д-^<)18Ф1]л|- (И-27)
1=1 J 1=1 J
Отпор грунта Ръ со стороны низового склона из условия равновесия сил .
Ё [с> < + (Д - 11, < ) tg ф, ] cos at
(11.28)
since,. + ЁД sinP«
’=J i=i i=i
Отпор грунта Ръ со стороны низового склона из условия равновесия мо-
ментов:
, ЁМ+(Д-мД)1ёФ1]А
pi =__JlzZ____________________
Ьт 4 къ
ЁДА +(1+к)Ё^4,+вйЁДА +ЁДА И- (11-29)
i=j i=J i=J i=j J J
Правила знаков аналогичны принятым для расчета коэффициента устой-
чивости методом общего предельного равновесия (см. подраздел 11.4.3).
Вычисление оползневых давлений по методу общего предельного равно-
весия рекомендуется выполнять в следующей последовательности (рис. 11.28,
11.29). Расчет составляющих оползневого давления Ра и Рь из условия равно-
616
весия сил и моментов сил без учета касательных межотсековых сил X. Расчет
составляющих оползневого давления Ра и Рь из условия равновесия сил и мо-
ментов сил с учетом нормальных Е и касательных Xмежотсековых сил. Расчет
оползневых давлений Р с использованием формулы (11.25).
Рис. 11.28. Блок-схема расчета оползневых давлений с учетом всех
условий статического равновесия
Рис. 11.29. Блок-схема расчета
составляющих оползневого давления
из условия равновесия сил (моментов)
617
Расчет составляющих оползневого давления Ра и Рь производится: из ус-
ловия равновесия сил по формулам (11.26) и (11.28), моментов сил - с исполь-
зованием формул (11.27) и (11.29)
Расчет составляющих оползневого давления Ра и Ръ из условия равновесия
сил и моментов сил без учета касательных межотсековых сил X производится
в следующем порядке. В каждом отсеке вычисляются силы нормальной реак-
ции N по подошве с использованием формулы (11.20). Касательные межотсе-
ковые силы X не учитываются. В соответствии с выбранным расчетным сече-
нием выполняется расчет составляющих оползневого давления Ра и Рь из ус-
ловия равновесия сил и моментов сил.
Расчет составляющих оползневого давления Ра и Рь из условия равновесия
сил и моментов сил с учетом нормальных Е и касательных X межотсековых
сил производится в следующем порядке. Принимается очередное значение к.
В каждом отсеке выполняется расчет межотсековых сил Е и X, а также силы
нормальной реакции N по подошве в следу тощей последовательности:
а) расчет нормальных межотсековых сил Е по формуле (11.23);
б) определение касательных межотсековых сил X по формуле (11.22);
в) вычисление силы нормальной реакции N по подошве с использованием
формулы (11.20) с учетом касательных межотсековых сил X.
г) сравниваются значения силы нормальной реакции N по подошве на пре-
дыду щем и последнем шагах вычислений. Если разница АД превышает тре-
буемый минимум, расчет повторяется, начиная с пункта (а).
Выполняется корректировка модели путем исключения отсеков в верхней
части оползня с отрицательными величинами межотсековых усилий. В соот-
ветствии с выбранным расчетным сечением выполняется расчет составляющих
оползневого давления Ра и Рь из условия равновесия сил и моментов сил.
Сравниваются между собой значения составляющих оползневого давления Ра
(Ръ) из условия равновесия сил и моментов сил. Если разница кРа/.т (ХРь f-m)
превышает необходимый минимум, расчет повторяется.
Вычисление усилий в отсеках для расчетов составляющих оползневого
давления из условия равновесия сил Pf и моментов сил Рт производится раз-
дельно. Расчеты выполняются методом последовательных приближений
(итераций). На практике достаточно достигнуть разницы XPaf_m (АР», t_m) не
более 0,1/7. Сходимость составляющих оползневого давления Ра (Рь) из ус-
ловия равновесия сил и моментов сил обеспечивается за счет подбора соот-
ветствующего значения коэффициента к. Значения коэффициента к прини-
маются в долях от единицы. На практике интервал значений к рекомендуется
принять от 0 до 1,25.
Указания по расчету’ значения функции межотсековых сил f(x), по учету
действия грунтовых вод и сейсмических воздействий приведены в и. 11.4.3.
11.4.5. Расчет оползневых давлений с учетом многоярусного
расположения удерживающих сооружений
Основные формулы для расчета оползневых давлений методом общего
предельного равновесия с учетом многоярусного расположения удерживаю-
щих сооружений приведены ниже. Поясняющие схемы приведены на рис.
11.23, 11.30, 11.31.
618
Рис. 11.30. Принципиальная схема расчета оползневых давле-
ний на ярусы свайных сооружений с учетом отпора грунта
Рис. 11.31. Расчетная схема отсекового метода для вычисления
оползневых давлений на многоярусные свайные сооружения
Давление грунта Ра со стороны верхового склона из условия равновесия сил'.
( ь ь ь Л
Ра/ = Kj XN, Sin + Ph + ED< Sin ft + Pbf~l ~
\i=a i=a i=a J
cosoc,. (11.30)
Давление грунта Pa co стороны верхового склона из условия равновесия
моментов'.
] [ ( b b ь
pL =vrM ^N'An’ +(1++Ц/, +
-^p \/=<7 i=a i=a
+f (П.31)
619
Отпор грунта Ръ со стороны низового склона из условия равновесия сил.
< +(7Уг. -M.ZjtgcpJcosa,. + Р^
pj-l _ i а___________________________
bf ~ к}
- (XNisina, + Мт, IX + X Д smpl
(11.32)
Отпор грунта Ръ со стороны низового склона из условия равновесия .ио-
ментов:
Y[cili+(Ni -ДМ]4 +pLap
-(£ ДА, +(i+nv)f Д4-, +M„f ^А, +f ДА, И- (и-зз)
\г=я i=a г=а i=a J J
Правила знаков аналогичны принятым для расчета коэффициента устой-
чивости методом общего предельного равновесия (см. п. 11.4.3).
Вычисление оползневых давлений по методу общего предельного равно-
весия с учетом многорядного расположения удерживающих сооружений ре-
комендуется выполнять в следующей последовательности (рис. 11.29, 11.32,
11.33). Для каждой части оползня (верхней, между ярусами конструкций и
нижней) выполняется расчет составляющих оползневого давления Ра и Ръ из
условия равновесия сил и моментов сил без учета касательных межотсековых
сил X. затем — расчет составляющих оползневого давления Ра и Ръ из условия
равновесия сил и моментов сил с учетом нормальных Е и касательных X меж-
отсековых сил. Далее производится расчет оползневых давлений Р между ка-
ждыми двумя смежными частями оползня с использованием формулы (11.25).
Расчет составляющих оползневого давления Ра и Ръ производится: из ус-
ловия равновесия сил по форму-лам (11.30) и (11.32), моментов сил - с исполь-
зованием формул (11.31) и (11.33).
В общем случае каждая из частей оползневого тела между ярусами соору-
жений может быть в целом неустойчивой, устойчивой или устойчивой в верх-
ней части и неустойчивой - в нижней.
В первом случае рассматриваемая часть оползня создает давление на ни-
жестоящий ярус удерживающих сооружений:
Д>0- Р/-*=0.
Во втором случае - создает отпор для вышестоящей конструкции и не ока-
зывает давления на нижестоящий ярус:
А=о, РГ‘>о.
В последнем случае рассматриваемая часть оползня делится на две, кото-
рые относятся соответственно ко второй и первой расчетным схемам. Поэтому^
решение систем уравнений для таких частей оползня производится два раза.
Для расчета составляющей оползневого давления Ра величина Ръ принимается
равной нулю. Соответственно для определения Ръ значение Ра = 0.
620
Указания по учету действия грунтовых вод и сейсмических воздействий
см. в п. 11.4.3.
( Старт )
Подготовка физико-
механических и
геометрических данных
Выбор позиции
яруса сооружения
Выбор первой
части оползня
Расчет
оползневых давлений
в ярусах сооружений
Новая
позиция ярусов
сооружений
Нет ~
( Конец )
Текущая часть
оползня верхняя
или нижняя
|Да
Вычисление
оползневой нагрузки
на нижний ярус
Текущая часть
оползня средняя
или нижняя
|Да
Вычисление
отпора грунта на
верхний ярус
Последняя часть оползня
___________Нет
| Следующая часть оползня
Рис. 11.32. Блок-схема расчета оползневых давлений на много-
ярусные свайные сооружения
Рис. 11.33. Блок-схема расчета оползневого давления выше
(или отпора грунта ниже) яруса сооружений
621
11.5. Меры по обеспечению устойчивости откосов и склонов
Устойчивость оползнеопасных склонов и откосов обеспечивается ком-
плексом сооружений и мероприятий в зависимости от природных и техноген-
ных условий, типов оползней, факторов их развития, уровня ответственности
защищаемого объекта с наименьшим отрицательным влиянием на окружаю-
щую среду. В каждом комплексе инженерной защиты объектов выделяют
группу основных и вспомогательных средств [16, 17].
Основные средства предотвращают развитие ведущих факторов оползне-
вой активности и повышают устойчивость склонов. Вспомогательные позво-
ляют стабилизировать воздействия отдельных факторов или приспособить
объекты к проявлению оползней, а также поддерживают новое состояние мас-
сива [16]. Важным условием эффективности противооползневых сооружений
является их содержание (уход, профилактика, ремонт и т.п.) в эксплуатацион-
ный период.
Работы по закреплению склонов приурочивают к фазе стабилизации ополз-
ней. В редких случаях, при очень медленной скорости развития процесса сме-
щений, защитные сооружения устраивают в период подготовки оползня [18].
Проектирование инженерной защиты выполняют на основании технико-
экономического сравнения вариантов для выбора решений, обеспечивающих
повышение коэффициента устойчивости склона на заданную величину при
наименьших суммарных затратах на строительство и эксплуатацию. Если уст-
ройство активной защиты нецелесообразно или не исключает возможности
образования оползней, предусматривают мероприятия пассивной защиты
(приспособление объектов к обтеканию оползнем, возведение улавливающих
сооружений и т.п.) или рассматривают варианты обхода оползневого участка.
Описание мер по укреплению откосов и склонов приведено ниже.
11.5.1. Изменение рельефа
Искусственное изменение рельефа представляет собой планировку’ поверх-
ности и образование рационального профиля склона (откоса). Планировку пре-
дусматривают с целью предупреждения и обеспечения устойчивости оползней
скольжения, выдавливания и в некоторых случаях - пластического течения.
Основным требованием является обеспечение заданной степени устойчивости
массива при минимальном объеме земляных работ. Образование рационально-
го профиля достигается [10, 16, 20. 21]:
• уположением склона;
• у далением или заменой неустойчивых грунтов.
Уположение склона. Различают простое и многоярусное (уступчатое)
утюложение склона. Простое уположение достигается уменьшением крутизны
и созданием безопасного заложения откоса с учетом прочностных свойств
грунтов. Применяют для сравнительно невысоких откосов (до 12... 15 м) [22].
Многоярусное уположение предполагает разделение поверхности склона
террасами (рис. 11.34) и называется террасированием. Применяется при необ-
ходимости подготовки оползневой территории для строительства объектов
[21]. Угол наклона поверхностей уположенного склона к линии горизонта оп-
ределяется расчетом исходя из условия обеспечения общей и местной устой-
чивости по потенциально возможным поверхностям скольжения [16].
622
Искусственные террасы размещают на уровне кровли прочных грунтов и в
местах массового выклинивания подземных вод. Ширину террас, высоту усту-
пов принимают в зависимости от общей и местной устойчивости склона (отко-
са), решения планировки, условий производства работ, эксплуатационных тре-
бований. Как правило, бермы (террасы) устраивают через 10... 15 м по высоте,
ширину террас принимают не менее 5...8 м. Между бермами, особенно в мес-
тах выклинивания вод, проверяют устойчивость участков [16. 22].
Срезка
Планировочные стены
Срезка
Поверхность скольжения оползня
Рис. 11.34. Террасирование оползневого склона
На террасах предусматривают устройство водоотводов, а в местах высачи-
вания подземных вод - дренажей. Не допускаются застаивание вод на бес-
сточных участках и попадание на склон вод с присклоновой территории.
При необходимости выполнения большого объема земляных работ или
ограниченной площади территории дополнительно устраивают поддержи-
вающие подпорные стены, воспринимающие не оползневое давление, а давле-
ние, возникающее вследствие неполного развития откоса. Подпорно-планиро-
вочные стены рассчитывают на активное давление грунта [21].
Удаление или замена неустойчивых грунтов. Удаление или замену неус-
тойчивых грунтов предусматривают при надлежащем технико-экономическом
обосновании на оползневых склонах (откосах) при наличии активных дефор-
маций, а также на малоустойчивых склонах, сложенных глинистыми грунтами
с низкой прочностью [20]. Земляные массы срезают и удаляют с верхней и
средней частей склона. В нижней части грунты удаляют только при предвари-
тельном устройстве удерживающих сооружений. Замену грунтов в подножье
производят, как правило, при оползнях выдавливания [17].
Земляные работы ведут небольшими захватками с последующим заполне-
нием выемок качественным грунтом (крупнозернистым песком, гравийно-
галечниковыми смесями и т.п.) с требуемой по проекту плотностью. Недопус-
тимо создание отвалов грунта вблизи оползневого участка во избежание фор-
мирования техногенных смещений. Работы по планировке значительных пло-
щадей оползневого массива выполняют в сухой период.
Необходимо иметь в виду, что разгрузка головы современного оползня
при срезке грунтов может одновременно явиться и разгрузкой языка древнего
оползня с последующей активизацией смещений по более глубоким поверхно-
стям скольжения. Наличие в голове оползня промышленных и гражданских
объектов исключает проведение земляных работ.
623
Отсыпка в нижней части
склона упорной призмы (контр-
банкета). Контрбанкеты (рис.
11.35) устраивают из качественных
грунтов в нижней части склона
для повышения его общей устой-
чивости. Пригрузку осуществляют
при невозможности проведения
уположения или срезки (разгрузки)
в головной части оползня. Размеры
контрбанкета определяют из усло-
вия повышения коэффициента ус-
тойчивости склона до необходи-
Рис. 11.35. Земляной контрбанкет в нижней
части оползневого склона:
1 - положение профиля склона до выполнения ра-
бот; 2 - водоотводный лоток; 3 - берма (терраса);
4 - контрбанкет; 5 - подпорная стена; 6 - пласто-
вый дренаж; 7 - поверхность скольжения оползня
мои величины, высоту и ширину
выбирают с учетом планировоч-
ных решений. Грунт укладывают
при оптимальной влажности, дос-
тигая коэффициента уплотнения
не менее 0,98. При необходимости
контрбанкеты устраивают в сред-
ней части склона [16].
Удаление слабых грунтов в основании контрбанкета допускается, если по
условиям устойчивости склона возможна его кратковременная подрезка. При
проектировании контрбанкетов проверяют расчетом [20]:
• общую устойчивость склона (откоса) вместе с контрбанкетом или части
склона, которую он усиливает;
• устойчивость тела контрбанкета и его откосов.
Если в стесненных горных условиях не удается устроить устойчивые от-
косы контрбанкетов с расчетным заложением, то для возможности увеличения
крутизны грунтовые контрбанкеты армируют. Если в основании или на откосе
склона выклинивается водоносный горизонт, то до устройства контрбанкета
устраивают дренажи [16].
11.5.2. Регулирование стока поверхностных вод
Задачами регулирования поверхностного стока являются максимальное
снижение инфильтрации воды в тело оползня и защита поверхности от размы-
ва. Регулирование поверхностного стока является обязательной частью ком-
плекса мероприятий по повышению общей и местной устойчивости склонов
(откосов). Включает в себя устройство водоотводных сооружений, организо-
ванный сброс поверхностных вод, общую планировку оползневой территории
с приданием необходимых уклонов не имеющим стока площадкам [21].
На активно развивающихся оползнях типа потоков и оплывин, как прави-
ло, выполняют планировочные работы, обеспечивающие максимальный сток
вод с территории склона. При относительно спокойном развитии оползневых
процессов пластического течения устраивают капитальную водоотводную сеть.
Днища и стенки открытых водостоков должны быть водонепроницаемыми.
Расчетные расходы дождевых вод в оползневой зоне определяются по методу
предельных интенсивностей. Период однократного превышения расчетной
624
интенсивности дождя назначается не менее 5 лет, а при надлежащем технико-
экономическом обосновании - не менее 10 лет [20]. Расчетный расход дожде-
вых вод (л/с) определяют с учетом площади стока, коэффициента стока, ин-
тенсивности дождя, периода однократного превышения расчетной интенсив-
ности на основе положений СП 32.13330.2012 [23].
Выпуск воды из водостоков предусматривается в открытые водоемы, реки,
тальвеги оврагов при обязательном выполнении мероприятий против эрозии и
заболачивания. Не допускается сброс воды непосредственно на склоны без
надлежащей их защиты от размыва и инфильтрации в грунт [10, 20].
Нагорные канавы. Нагорные канавы (рис. 11.36) устраивают, как правило,
ранее других защитных сооружений. Поперечное сечение канав чаще всего
трапецеидальное; размеры подбирают на основе гидравлического расчета. Ка-
навы рассчитывают по участкам - каждый на свою величину расхода. Макси-
мальный продольный уклон назначают такой величины, при которой размыв
грунта исключается, минимальный - не менее 5%о, в редких случаях - не ме-
нее 3%о. Не допускается заиление сечения. Если уклоны больше максимально
допустимых, канавы укрепляют (одерновкой, бутом и т.п.) [18].
Рис. 11.36. Ограждающий вал и нагорная канава на склоне
Параметры нагорных канав определяют подбором (последовательным
приближением): зная одну из величин, например ширину, определяют глубину
[18]. Ширину канав по дну назначают с учетом возможности производства ра-
бот по их рытью и очистке от наносов имеющимися механизмами.
Сброс больших расходов стока по нагорным канавам значительной длины
нежелателен — целесообразно проектировать две или несколько их линий. Во-
досборные сооружения в устьях линий канав проектируют капитального типа
за пределами участков возможных оползневых деформаций [24].
Примыкания ложбин, по которым осуществляется сток, располагают под
острыми углами (25...30°) к оси нагорной канавы и укрепляют. Вдоль канавы,
на полосе шириной не менее 10... 15 м с нагорной стороны, осуществляют по-
садку густых, быстро растущих кустарников для задержания наносов [24].
Водоотводные кюветы, канавы, лотки. Лотки, кюветы, канавы (рис.
11.37), а также каналы, русла, ручьи и малые реки относятся к водоотводной
системе открытого типа. Недостатками такой системы являются большие экс-
плуатационные расходы, так как требуются непрерывный надзор за ее состоя-
нием, недопущение просачивания и переливания воды [18].
Кюветы и канавы предназначены для сбора поверхностного стока с не-
больших территорий — откосов выемок или косогорного участка между нагор-
ной канавой и кюветом - и отвода воды в понижения или дождеприемные ко-
625
лодцы. При наличии водонепроницаемых грунтов и неудовлетворительных
условий стока кюветам и канавам придают трапецеидальное сечение с шири-
ной по дну 0,4...0,5 м, глубиной до 0,7...0,8 м, крутизной откосов 1:1,5. При
глубоком залегании грунтовых вод и наличии сухих мест с обеспеченным бы-
стрым стоком предусматривают треугольное сечение глубиной 0,3... 1,0 м. Та-
кие же кюветы с крутизной откосов 1:1 устраивают в гравелистых, щебенистых
или слабых, легко выветривающихся скальных породах. Водоотводные лотки
устраивают треугольного, полукруглого или трапецеидального сечения [18].
°)
Рис. 11.37. Водоотводная канава (а) и водоотводный лоток (б)
б)
Расположение водоотводов увязывают с трассами проектируемых на
оползне капитальных дренажей. Водоотводная сеть должна обеспечивать воз-
можность сброса в нее дренажного стока. Капитальные водоотводы с жесткой
одеждой во избежание деформирования их оползнем не устраивают до пре-
кращения интенсивных поверхностных смещений [24].
Быстротоки и перепады. Быстротоки и многоступенчатые перепады (рис.
11.38) с водобойными колодцами или без них относятся к водосточным сетям
специального назначения. Устраиваются для отвода поверхностных вод на
оползневых участках при больших уклонах территории (более 0,03). Расчет
быстротоков и перепадов сводится к определению элементов, составляющих
поперечное сечение: дна русла, боковых стенок и ступеней перепадов [18, 25].
Рис. 11.38. Быстроток, совмещенный с перепадом
Быстротоки представляют собой искусственные русла с уклоном, боль-
шим критического. Выполняются трапецеидального или прямоугольного се-
чения из монолитного бетона, сборных плит, камня. Для гашения скорости
потока в конце быстротока устраивают монолитное или сборное водобойное
сооружение.
Перепады без водобойных колодцев применяют при больших уклонах ло-
га, позволяющих устраивать ступени необходимой длины с уклоном, близким
к критическому. При уклонах, больших критических, предусматривают пере-
пады с водобойными колодцами, при этом длина ступени должна быть меньше,
626
чем в перепадах без водобойных колодцев Длина и высота колодца тем боль-
ше, чем больше уклон местности, поэтому при значительных уклонах приме-
нение перепадов становится экономически нецелесообразным [18].
71.5.3. Понижение уровня подземных вод
Регулирование подземного стока осуществляется посредством дренаж-
ных систем в комплексе защитных сооружений и мероприятий для устране-
ния или ослабления разупрочняющего воздействия подземных вод на грунты
оползневого склона, снижения или устранения гидростатического, гидроди-
намического и фильтрационного давления [10, 20]. Дренажные системы пре-
дусматривают и для предупреждения механической суффозии на участках
выхода подземных горизонтов на склон [16], и при устройстве протяженных,
заглубленных в водоносный слой сооружений для предупреждения барражно-
го эффекта при подъеме уровня с верховой стороны сооружения и снижения с
низовой. Во втором случае устраиваются противофильтрационные завесы [26].
Для разработки системы дренирования склонов используют данные о дис-
локации, напорности, области питания и водообильности водоносных слоев,
режиме уровней подземных вод, фильтрационных параметрах водовмещаю-
щих пород, рельефе поверхности водоупора [19]. Проектирование выполняют
на основе фильтрационных и гидравлических расчетов с подбором песчано-
гравийных обсыпок [26]. Дренажи, запроектированные без учета особенностей
их работы в оползневых условиях, могут ухудшить устойчивость склонов [19].
Отвод подземных вод от водопонизительных систем организуют, как пра-
вило, самотеком в существующие водостоки или специально отведенные мес-
та сброса [26]. При невозможности такого удаления дренажных вод устраива-
ют насосные станции [17]. Все водовыпуски должны быть закреплены оголов-
ками, а все пути сброса дренажных вод должны иметь надежное крепление.
Работы по устройству дренажей выполняются в осушенных грунтах.
По влиянию дренажей на степень изменения коэффициента устойчивости
склона их делят на основные и вспомогательные [16]. Основные противо-
оползневые дренажные сооружения (рис. 11.39) располагают в устойчивых
зонах и применяют при выдержанных горизонтах подземных вод.
Если коэффициент устойчивости склона повышается менее чем на 15%
требуемого значения после применения выбранного варианта дренажа, то его
используют как вспомогательный. Вспомогательные дренажи устраивают вме-
сте с другими защитными сооружениями для обеспечения и поддержания рас-
четных гидрогеологических параметров склона. Влияние таких дренажей на
повышение коэффициента устойчивости при расчетах не учитывают [16].
Горизонтальные дренажи. Из всех видов противооползневых дренажей
наиболее широко применяются траншейные горизонтальные трубчатые дре-
нажи. Их устраивают для перехвата и отвода за пределы оползневого склона
грунтовых вод, залегающих не глубже 8 м [16]. Устройство горизонтальных
трубчатых дренажей целесообразно вне пределов оползневых подвижек или на
остановившихся оползнях [19].
Трубчатый дренаж устраивают в грунтах с коэффициентом фильтрации
2 м/сут и более [26]. Дренажные трубы закладывают ниже расчетной глубины
промерзания грунта с учетом требуемой величины понижения уровня воды.
Трубы с фильтром укладывают на втрамбованный в грунт слой щебня толщи-
627
ной 10... 15 см. Ширину дна траншейных дренажей выбирают в зависимости
от их глубины, типа фильтра и применяемых землеройных механизмов. При
диаметре дренажных труб (/9) до 0.5 м ширину траншеи по дну, как правило,
принимают равной D + 0,8 м [16].
В зависимости от глубины заложения и агрессивности среды используют
хризотилцементные, керамические, бетонные, железобетонные, чугунные и
пластмассовые трубы [16, 26]. При наличии на оползневом склоне полезных и
динамических нагрузок выполняют проверку прочности дренажных труб. На-
грузки определяются весом грунта, собственным весом трубы, постоянными и
временными нагрузками на поверхности оползневого склона [19].
б)
Рис. 11.39. Основные противооползневые дренажные сооружения:
а — лучевой дренаж; б — горизонтальные дренажные скважины; в — вертикаль-
ный дренаж; г — штольневой дренаж; 1 — пьезометрический уровень подзем-
ных вод до устройства дренажа; 2 — оползневые блоки; 3 — пониженный дре-
нажем уровень подземных вод; 4 — обратный фильтр; 5 — неперфорированная
часть труб в горизонтальных дренажных скважинах; 6 — поверхность сколь-
жения оползня; 7 — уровень грунтовых вод до устройства дренажа; 8 — водо-
приемный колодец; 9 — уровень подземных вод между горизонтальными дре-
нажными скважинами; 10 — штольня
Для обеспечения водозахватывающей способности дренажных труб ис-
пользуют не более двух слоев фильтрующей обсыпки из природных песков и
мелкого щебня (гравия). В качестве защитных фильтров применяют материа-
лы из минеральных и полимерных волокон, волокнисто-пористого полиэтиле-
на. Размеры круглых или щелевых отверстий, предусматриваемых в грубах
для приема дренажных вод, принимают в зависимости от материалов фильтра
[16]. Размеры отверстий и зазора между стыками должны быть в 3 раза мень-
ше средней крупности материала слоя дренажного фильтра, покрывающего
628
трубу. Траншея засыпается хорошо фильтрующим песчано-гравелистым мате-
риалом на всю мощность вскрытого водоносного горизонта [19].
Скорости движения воды в дренажных трубах из условий заиливания
принимаются от 0,35 до 2,5 м/с, максимальное значение скорости зависит от
материала трубы [16]. Минимальный продольный уклон, обеспечивающий
скорость воды, при которой не происходит заиливания, принимается 0,005 -
для труб диаметром до 150 мм, 0,003 - для труб диаметром более 200 мм [26].
В местах изменения направления трассы, диаметров или уклонов труб,
присоединения боковых дренажей, а на прямых участках через каждые 50 м
устанавливают смотровые колодцы. На участках с большим перепадом отме-
ток рельефа для сокращения допускаемого уклона труб устраивают перепады
в смотровых колодцах [16].
Для кратковременной эксплуатации на оползневых склонах в период вы-
полнения мероприятий по стабилизации может предусматриваться закрытый
беструбчатпый дренаж (траншеи, заполненные фильтрующим материалом).
На свободных от застройки территориях может осуществляться прокладка
дренажа в открытых траншеях [26].
Для перехвата и понижения уровня грунтовых вод, залегающих глубже
8 м относительно дневной поверхности, в качестве основных противооползне-
вых дренажей используют: лучевой, вертикальный, штольневой, горизонталь-
ные скважины. Такие конструкции применяют для защиты от оползней в пре-
делах высоких склонов или в откосах выемок глубиной более 12 м [16].
Лучевой дренаж состоит из радиальных горизонтальных трубчатых дрен,
устраиваемых на теле оползня. Целесообразен для снижения уровня грунто-
вых вод на площадках плотно застроенной территории, имеющей подземные
коммуникации, а также при дренировании межпластовых вод в слоистых не-
однородных грунтах. Горизонтальные дрены прокладывают в более водопро-
ницаемых слоях грунтов [16].
Рис. 11.40. Дренажные прорези на оползневом склоне:
1 — дренажная прорезь; 2 — водоотводный коллектор; 3 — местный грунт;
4 — дернина корнем вверх; 5 — крупнозернистый песок; 6 — щебень; 7 — камень
Дренажные прорези (рис. 11.40) устраивают для осушения оползневых
грунтов и располагают в теле оползня по направлению подвижек [20]. Прорези
целесообразны при наличии многочисленных водоносных прослоев и глубине
залегания водоупора до 12 м [24]. Являются временными сооружениями. После
стабилизации склона их заменяют горизонтальным трубчатым дренажем [19].
629
Расстояние между прорезями назначается в зависимости от обводненности
оползневых грунтов. Глубина заложения зависит от мощности оползня и водо-
вмещающих пород, но по эксплуатационным условиям ее не следует назначать
более 8... 10 м. Ширина прорезей по дну назначается не менее 0,8 м, по верху -
в соответствии с условиями производства работ [19].
Траншеи дренажных прорезей на всю мощность водовмещающих пород
заполняются фильтром из песчано-гравийных материалов, удовлетворяющим
требованиям грунтонепроницаемости. Дну прорезей придается продольный
уклон от 0,005 до 0,01. При длине прорезей более 100 м через 50...70 м уст-
раивают смотровые колодцы простейшей конструкции. Дренируемые воды
должны собираться в водоотводящую траншею, заполненную в нижней части
более крупным каменным материалом, чем материал прорези [19].
Штольневой дренаж, дренажные галереи устраивают при глубоком за-
легании уровней пластовых вод, когда по условиям застройки на крутых скло-
нах не удается построить дренажи других видов. Галереи проходных и полу-
проходных сечений (штольни) применяют для снижения кривых депрессий в
породах, слагающих оползневые склоны, и осушения водоносных горизонтов,
содержащихся в трещиноватых скальных и полускальных породах, а также в
гравийно-галечниковых и песчаных разностях. Основным условием является
проходка непосредственно в водоносном горизонте с таким расчетом, чтобы
дреной служила сама галерея. Для этого в обделку галереи включают элемен-
ты из пористого фильтрующего бетона и устраивают водоприемные окна [19,
26]. Галереи не должны проходить под ответственными сооружениями или в
непосредственной близости от них из-за возможности выносов разжиженного
грунта с образованием на поверхности склона провальных воронок [19].
Дренажи в виде подземных галерей устраивают в следующих с.глчаях [26]:
• при возможности выполнения дренажа только подземным способом;
• при их использовании в период эксплуатации объекта (особенно, если пе-
реустройство или ремонт дренажа невозможны или затруднительны);
• в инженерно-геологических условиях, где они экономически эффективны.
Продольные уклоны назначают в зависимости от угла падения водоносно-
го горизонта, но не менее 0,003. Сопряжение галерей в вертикальной плоско-
сти производят посредством шахтных перепадных колодцев. Свободное про-
странство между горной выработкой и обделкой в процессе установки обделки
заполняют грунтонепроницаемым дренажным фильтром, который укладывают
в пределах не менее, чем на 2/3 высоты обделки. Вдоль дренажных галерей
предусматривают вентиляционные колодцы [19].
В плане штольня располагается обычно перпендикулярно направлению
грунтового потока. Во избежание прохода потока под штольней ее врезают в
коренные породы. Величина врезки определяется степенью нарушенности
кровли коренных пород и, как правило, составляет от 0,3 до 1,0 м [21].
Выходы из штольни на дневную поверхность должны осуществляться в
ближайшие ложбины. При необходимости предусматривают устройство попе-
речных выпусков в пределах оползневой территории. Однако такие выпуски
являются слабым местом конструкции штольни, подвержены разрушениям и
могут нарушить ее работу' [21]
Пластовые дренажи (рис. 11.41) предусматривают для сбора и отвода в
водоприемники подземных вод на участках их высачивания на поверхности
630
склона (откоса), предотвращения суффозии, а также в основании контрбанке-
тов [10, 20]. Пластовые дренажи представляют собой фильтрующую постель,
уложенную на водовмещающую породу и гидравлически связанную (трубами
или фильтрующим материалом) с дренажным коллектором [19].
Пластовый дренаж предусматривают с двухслойной обсыпкой в глини-
стых грунтах или пылеватых песках и однослойной - в скальных или полу-
скальных породах [26]. Толщину слоев дренажного фильтра назначают не ме-
нее 15 см, а на мягкопластичных грунтах — не менее 20 см с увеличением тол-
щины в сторону дрен-собирателей. Уклон пластового дренажа в сторону
дрены назначают в зависимости от рельефа местности, но не менее 0,005 и не
более 0,5. При слабом притоке подземных вод дрены-собиратели устраивают в
виде траншей, заполненных грунтонепроницаемым фильтрующим материалом,
при значительном притоке дрены проектируют как трубчатые дренажи [19].
Каптажи предназначаются для захвата и организованного отвода выкли-
нивающихся на оползневой склон родников. В состав каптажей входят фильт-
рующий грунтонепроницаемый банкет, уложенный в пределах всей мощности
и протяженности выклинивающегося водоносного горизонта, и водоотводная
труба или лоток. Фильтрующий банкет укладывается по принципу однослой-
ного или многослойного обратного фильтра. На стабилизировавшихся склонах
вместо фильтрующих банкетов можно устраивать железобетонные или бетон-
ные каптажные колодцы, заполненные фильтрующим грунтонепроницаемым
материалом [19].
Рис. 11.41. Пластовый дренаж:
1 - перфорированная труба; 2 - обратный
фильтр; 3 — пониженный дренажем уровень
грунтовых вод; 4 — контрбанкет
Рис. 11.42. Застенный трубчатый дренаж:
1 — перфорированная труба; 2 - обратный
фильтр; 3 - пониженный дренажем уровень
грунтовых вод; 4 - подпорная стена
Застенный дренаж (рис. 11.42) предусматривается как составная часть
конструкций подпорных стен и удерживающих сооружений для отвода от них
воды. Застенные и пристенные дренажи относятся к вспомогательным соору-
жениям, почти не влияют на повышение коэффициента устойчивости склона,
но поддерживают его расчетные гидрогеологические параметры [16].
Вертикальные дренажи. Вертикальный дренаж представляет собой ком-
плекс сооружений, состоящий из дренажных скважин, трубопроводов и насос-
ных станций для перекачивания грунтовых вод в водоприемные коллекторы
[16]. Предусматривается при глубоком залегании уровней грунтовых или меж-
пластовых вод для осушения хорошо фильтрующих пород (галечников, крупно-
зернистых и среднезернистых песков и т.п.) относительно большой мощности,
631
снятия в них гидростатического и гидродинамического напоров. В противо-
оползневых целях применяют вертикальные дренажи в виде линейной систе-
мы колодцев с централизованным водоотводом, а также с самоизливающимися
скважинами или индивидуальными насосными установками [19]. Основным
критерием целесообразности вертикального дренажа является достижение
нужного снижения уровня вод к расчетной глубине или поддержка их залега-
ния при определенной водопроницаемости отдельных инженерно-геологичес-
ких элементов на заданном уровне 116].
Наиболее эффективны дренажные колодцы, заложенные на пониженных
гипсометрических отметках подошвы водоносных горизонтов. Для эффектив-
ного осушения подземных ложбин стока колодцы закладывают в их верховьях.
На подземных водоразделах колодцы малоэффективны [19].
При бурении скважин для устройства вертикальных дрен не допускается
применение технологии, загрязняющей прифильтровую зону. Например, не сле-
дует использовать при бурении роторным способом прямую промывку глини-
стым раствором [16]. Устройство скважин может выполняться ударно-канат-
ным способом; вибропогружением обсадной трубы с раскрывающимся или
теряемым наконечником; бурением с обсадной трубой или полым шнеком [25].
Расстояние между отдельными скважинами и количество их рядов определяют
на основании гидрогеологических расчетов.
Комбинированный дренаж. Комбинированный дренаж состоит из сис-
темы вертикальных дренажных колодцев и горизонтальной дрены. Целесо-
образен в двухслойных пластах с верхним слабопроницаемым слоем и ниж-
ним хорошо фильтрующим [19]. Горизонтальная дрена (штольня) может
служить или только водоотводом (в таких случаях ее иногда закладывают не
в водоносном, а в водоупорном слое), или одновременно и водосбором. Вер-
тикальные дренажи устраивают сквозными, проходными с поверхности зем-
ли до дрены (штольни) через все вышележащие водоносные слои [21]. В со-
четании с горизонтальными дренажами или взамен их, если обеспечивается
большая эффективность или целесообразность, применяют водопонизитель-
ные скважины различных типов (в том числе самоизливающиеся и водопо-
глощающие) [10].
Некоторые виды горизонтальных дренажей, а также гидрогеологический
расчет представлены в гл. 13, и. 13.4 «Защита котлованов, подземных частей
зданий и сооружений от действия грунтовых вод» настоящего справочника.
11.5.4. Противоэрозионная защита. Агролесомелиорация
Мероприятия по защите откосов от эрозии, агролесомелиорация входят в
общий комплекс противооползневых сооружений и мероприятий. Укрепление
откосов достигается за счет армирования грунта корневой системой лесных
насаждений, предотвращения выветривания, вывалов, осыпей и размыва по-
верхности дождевыми и талыми водами, уменьшения инфильтрации, а также
предотвращения разрушающего воздействия боковой эрозии рек [10, 20, 27].
На эродируемых поверхностях оползневых склонов (откосов) применяют-
ся, как правило, следующие типы укрепительных мероприятий и сооружений:
• агролесомелиорация, биологические конструкции - посев трав, одерновка,
посадка кустарника, лесопосадка, фашинные конструкции из гибкого кус-
тарника, плетневые заборы, прорастающая выстилка;
632
• конструкции на основе геосинтетических материалов пространственной
или плоской структуры - гибкие покрытия из синтетических (полиэстера,
полиэтилена, полипропилена, поливинилхлорида, полиамида) или нату-
ральных (джут, солома) волокон: геосетки, георешетки, биоматы и другие
с заполнением ячеек различными материалами или посевом трав;
• матрацно-тюфячные габионные конструкции;
• пневмонабрызг - укладка посредством сжатого воздуха цементно-грунто-
вых, цементно-песчаных и бетонных смесей на наклонные и вертикальные
поверхности откосов, в том числе скальных: покрытия из торкрет-бетона,
набрызг-бетона, аэроцема.
Агролесомелиорация. Агролесомелиоративные мероприятия являются со-
ставной частью общего комплекса защитных противооползневых сооружений
и мероприятий и выполняются на завершающих этапах противооползневых
работ [17, 20]. Агролесомелиорация предусматривает посев многолетних трав,
посадку деревьев и кустарников в сочетании с посевом многолетних трав или
одерновкой. Подбор растений, их размещение в плане, типы и схемы посадок
назначаются в соответствии с почвенно-климатическими условиями, особен-
ностями рельефа и экспозиции склона (откоса), а также требованиями по пла-
нировке склона и задачами охраны природной среды [20].
Проектом агролесомелиоративных мероприятий предусматривают указа-
ния по подготовке и обработке почвы, технологии и последовательности озе-
ленительных работ, нормам и срокам высева трав и растений, а также правила
выращивания травяного покрова, способы его восстановления, нормы и сроки
полива. Травосмеси на оползневых склонах, особенно активных, должны со-
стоять из трех-четырех видов растений: корневищных, рыхло- плотнокусто-
вых и др., правильный подбор которых обеспечит хорошую приживаемость в
местных условиях и образование прочного дернового покрова. Основой
сплошного травостоя должны быть корневищные травы [20].
Деревья для посадки выбирают с глубокой стержневой корневой системой
в сочетании с породами, имеющими стелющуюся поверхностную корневую
систему*, высокую крону и густую листву. При этом сохраняют существую-
щую растительность и обеспечивают правильный постоянный уход за ней.
При посадке деревьев учитывают требования ландшафтной архитектуры [17].
Конструкции из геосинтетических материалов. Геосинтетические ма-
териалы обладают высокой прочностью и устойчивостью к истиранию, что
позволяет их применять в районах с суровыми природно-климатическими ус-
ловиями. Объемные ячеистые конструкции из нетканых материалов - геоячей-
ки, геоматы и др. - отличаются легкостью, износостойкостью, простотой уста-
новки и используются в виде [27]:
• конструкций, армирующих дернину:
• покрытий, создающих благоприятные условия для роста растений и улуч-
шающих условия развития травяного покрова;
• ограждений, ограничивающих деформации поверхностной зоны откоса;
• обратного фильтра в укреплениях подтопляемых откосов сборными эле-
ментами или каменной наброской.
Сведения об основных типах геосинетических материалов плоской струк-
туры представлены в гл. 8, п. 8.2 «Армирующие геосинтетические материалы»
настоящего справочника геотехника.
633
Матрацно-тюфячные габионные конструкции. Матрацно-тюфячный
габион (рис. 11.43) представляет собой сетчатый контейнер из металличе-
ской сетки проволочной крученой с относительно малой высотой (0.17; 0,23;
0,30 м) по отношению к другим размерам, заполняемый каменными материа-
лами. В качестве упоров в основании склона (откоса) устраивают коробчатые
габионы.
Защита от водно-ветровой эрозии матрацно-тюфячными габионными кон-
струкциями осуществляется на откосах и склонах в условиях:
• легкоразмываемых песчаных и глинистых грунтов;
• водонеустойчивых грунтов, переходящих при незначительном увеличении
влажности в текучее состояние;
• локализованных выходов грунтовых вод при опасности возникновения
выносов, сплывов и оплывин.
Основные требования к материалам и параметрам, рекомендации по про-
ектированию и строительству габионных противоэрозионных сооружений
приведены в ГОСТ Р 51285 [30], ГОСТ Р 52132 [31], ОДМ 218.2.049-2015 [32].
Пневмонабрызг. Устройство конструкций методом пневмонабрызга (осо-
бенно технологией сухого торкретирования) отличается высокой производи-
тельностью и позволяет быстро создавать защитные покрытия откосов от вы-
ветривания и эрозии. При устройстве укрепления используют металлическую
сетку, монтажные и несущие анкеры, набрызг-материалы.
Монтажные анкеры заглубляют в прочную (невыветрелую) породу не ме-
нее чем на 5... 10 см, количество анкеров назначается из расчета 1 анкер на
1,5...2 м2 металлической сетки. Несущие анкеры предназначены для закрепле-
ния отдельных неустойчивых блоков породы, а также металлической сетки за
пределами верхней бровки выемки на расстоянии от нее не менее 2 м. Для всех
типов защитных конструкций из материалов пневмонабрызга устраивают кап-
тажи с дренажными окнами (обычно размером 10x10 см) в шахматном поряд-
ке через 2 м для выпуска грунтовых вод. Для предотвращения попадания ат-
мосферных осадков или вод снеготаяния под слой покрытия устраивают спе-
циальные козырьки [28].
Аэроцем (вспененный цементно-песчаный раствор) применяют, как пра-
вило, при относительно ровной и пологой поверхности откосов, когда воз-
можно создание защитного покрытия минимальной толщины. Торкрет-бетон
применяют при «рваной» и крутой (вплоть до вертикальной) поверхности от-
634
косов, вероятности образования вывалов, наличии углублений; толщина за-
щитного покрытия может достигать в отдельных местах 15. ..20 см [28].
Конструкцию и технологию метода пневмонабрызга выбирают в зависи-
мости от состояния укрепляемой поверхности откоса [28]. Основные нормы
проектирования и производства работ при возведении конструкций крепления
из набрызг-бетона приведены в ВСН 126-90 [29].
11.5.5. Берегозащитные сооружения
Берегозащитные сооружения предназначены для противодействия опас-
ным последствиям воздействия гидрологических и геологических факторов, а
также для сохранения устойчивости защищаемых склонов и откосов и приле-
гающей к ним территории. Выделяются конструктивные решения берегоза-
щитных сооружений: откосные, вертикальные и полуоткосные (рис. 11.44).
Рис. 11.44. Виды конструкций берегозащитных сооружений:
a — откосное; б — вертикальное: в — полуоткосное (комбинированное): 1 — берего-зашитное
сооружение; 2 — защищаемый береговой откос или склон; 3 — водоем
Откосные сооружения применяются при относительно небольшой крутиз-
не откосов и склонов, незначительной стесненности пойменно-русловых мас-
сивов. В условиях высокой крутизны береговых склонов, стесненных пойменно-
русловых массивов, сложной инженерно-геологической обстановки, а также в
районах со значительными ледовыми нагрузками применяются вертикальные
сооружения, а также полуоткосные сооружения (сочетающие характерные
элементы первых двух типов конструкций). Сооружения берегозащиты могут
совмещаться с мероприятиями по защите от иных опасных инженерно-геоло-
гических процессов. В целом конструкции берегозащитных сооружений долж-
ны максимально сохранять сложившиеся гидрологические, геотехнические и
экологические условия.
При проектировании берегозащиты на горных реках из-за значительной
изменчивости продольного геологического разреза может потребоваться изме-
нение конструкции берегозащитного сооружения через каждые 50... 100 м.
Глубину заложения фундамента берегозащитного сооружения следует назна-
чать в зависимости от прочности грунта основания и прогнозной глубины раз-
мыва подошвы склона или откоса с запасом не менее 0,5 м.
Конструкция берегозащитного сооружения должна обеспечивать грунто-
непроницаемость, т.е. исключать размыв и вынос грунта защищаемого откоса
635
или склона поверхностными и подземными водами. Допустимая водопрони-
цаемость сооружения определяется ожидаемой несущей способностью грун-
тов защищаемых береговых откосов и склонов, а также их водостойкостью и
динамическим разжижением в водонасыщенном состоянии.
Выбор материалов конструкций берегозащитных сооружений должен осу-
ществляться с учетом природно-климатических условий защищаемого участка,
а также требований действующих нормативных документов (ГОСТ 8267-93.
СП 41.13330.2012, СП 16.13330.2011). Камень для устройства наброски и упор-
ных призм должен быть неповрежденным, водостойким, морозостойким, проч-
ным, хорошо сопротивляющимся истиранию. Использование деревянных кон-
струкций ограничено малым сроком службы.
Откосные конструкции предназначены для противодействия ударно-
сдвигающим усилиям в поверхностных слоях грунта от гидрологических воз-
действий. Откосные конструкции делятся на жесткие (к примеру, железобе-
тонные покрытия) и гибкие (сетчато-каменные матрацы, железобетонные пли-
ты на гибкой связи и др.)
Преимущество гибких конструкций заключается в возможности компен-
сировать местные деформации откосов и склонов, возникающие в результате
размыва основания, неравномерных осадок, нарушения местной устойчиво-
сти (сплывы. оплывины и др.) и тем самым предотвращать их дальнейшее
развитие. Однако откосные берегозащитные сооружения не предназначены
для стабилизации неустойчивых грунтовых масс береговых склонов и отко-
сов. Для повышения общей устойчивости сооружений берегозащиты следует
предусматривать вертикальные конструкции или мероприятия противо-
оползневой защиты.
Откосное берегозащитное сооружение состоит из следующих конструк-
тивных элементов:
• основное откосное покрытие - для защиты от нагрузки движущегося по-
верхностного водного потока и льда, волновых и других воздействий;
• подготовка основания - для сцепления покрытия с грунтом откоса;
• упорная часть откосного покрытия - для обеспечения его устойчивости на
поверхности откоса или склона;
• противоразмывная конструкция - для предотвращения размыва грунтово-
го дна перед сооружением.
Наиболее распространены конструкции откосного покрытия из каменной
наброски, из бетонных и железобетонных элементов, из сетчато-каменных (га-
бионных) конструкций, а также из простых и фигурных бетонных блоков (в
форме тетрапода, дипода, гекселега, куба, тетраэдра).
При отсутствии в водном потоке крупнообломочного материала, мощно-
сти льда менее 0,4 м и скоростях течения до 2,5 м/с допускается использовать
асфальтобетонные покрытия. В нормальных условиях работы асфальтобетон
водонепроницаем, а покрытия из него легко приспосабливаются к значитель-
ным деформациям поверхности склонов и откосов и могут выполняться без
температурных швов.
Подготовка основания откосного покрытия выполняется в целях:
• перераспределения нагрузки от ударов волн о береговой склон или откос;
• предотвращения механической суффозии через отверстия в покрытиях;
• отвода воды, скапливающейся под основным покрытием.
636
Подготовка может состоять из одного или нескольких слоев дисперсных
природных и геосинтетических материалов. Для равномерного распределения
волновой нагрузки рекомендуется устраивать слой щебеночного или гравий-
ного разнозернистого материала толщиной около 10...20 см. На склонах из
связных или пылеватых грунтов следует предусмотреть дополнительный слой
из средне- или крупнозернистого песчаного грунта толщиной 15...20 см. Для
предотвращения суффозии подготовка может быть выполнена из одного или
нескольких слоев разнозернистого крупнообломочного материала, геосинте-
тического водопроницаемого материала или их сочетаний.
В условиях интенсивного изменения уровней воды водоема и высокого
уровня подземных вод подбор состава подготовки производится согласно об-
щим правилам проектирования обратных фильтров. Подбор крупности верх-
него слоя подготовки при этом следует выполнять с учетом волнового воздей-
ствия на откосное покрытие. Применение материалов с содержанием пылева-
тых частиц диаметром менее 0,1 мм более 5% по массе не допускается.
Упоры в нижней части откосных сооружений наиболее часто устраивают
из бетонных, железобетонных или габионных блоков и каменных призм (рис.
11.45). Их размер и положение выбираются по результатам расчета устойчиво-
сти откосного покрытия на сдвиг по грунту откоса или склона.
Упорные конструкции должны быть устойчивы к размыву продольными и
волновыми течениями, воздействию стекающих поверхностных вод и других
эрозионных процессов. В условиях возможности подмыва упорной конструк-
ции применяют защитные каменные призмы и противоразмывные фартуки из
гибких конструкций.
Рис. 11.45. Виды упорной конструкции в нижней части откосного берегозащитного
сооружения:
а — каменная призма; б - бетонный упор; в - противоразмывный фартук; г — габионный упор;
1 — железобетонная плита; 2 — каменная призма; 3 — упорная бетонная балка; 4 — матрацно-тю-
фячный габион; 5 — противоразмывный фартук; 6 — коробчатый габион
Вертикальные берегозащитные сооружения сочетают защиту грунтов
откоса или склона с функциями подпорной стены. Наиболее распространены
гравитационные и шпунтовые вертикальные конструкции.
637
Вертикальные сооружения не обладают волногасящими свойствами и
подвержены подмыву основания. Для защиты основания таких сооружений
следует применять устройство каменной наброски, укладку гибких плит и др.
Обратную засыпку за сооружением со стороны тыловой грани рекомен-
дуется выполнять крупнообломочными грунтами, а также песками: гравели-
стыми, крупными или средней крупности. Для пропуска дренируемых грун-
товых вод в русло реки в теле сооружения через каждые 2.5...3 м устраива-
ются выпускные отверстия (дренажные окна). Для снижения возможного
барражного эффекта в обратной засыпке следует рассматривать целесооб-
разность устройства ленточного дренажа в виде обратного фильтра, обеспе-
чивающего понижение уровня воды и снижение ее давления на тыловую
грань конструкции.
Вертикальное берегозащитное сооружение должно быть разделено на от-
дельные секции деформационными швами на всю его высоту, включая фунда-
ментную часть. Длина секций устанавливается в зависимости от геологиче-
ских, гидрогеологических и климатических условий, конструктивного реше-
ния, а также методов строительства. Деформационные швы должны быть
предусмотрены в местах резкого изменения геологического строения основа-
ния. Конструкция швов должна обеспечивать грунтонепроницаемость и не
должна создавать подпора грунтовых вод.
Гравитационные берегозащитные сооружения рекомендуется приме-
нять вдоль пологих участков речного русла или поймы. Виды гравитационных
сооружений: массивные, тонкостенные и армогрунтовые (рис. 11.46).
Массивные сооружения выполняются из железобетона, бетона, бутобето-
на или габионов и применяются при значительных волновых и ледовых на-
грузках, а также при возможности использовать местные строительные мате-
риалы. Высота массивных сооружений из габионных конструкций не должна
превышать 8 м. Для возведения более высоких сооружений следует использо-
вать системы армирования грунта, комбинированные с габионами, или преду-
сматривать устройство промежуточных берм.
Тонкостенные сооружения (подпорные стены уголкового типа), состоя-
щие из жестко сопряженных между собой лицевых и фундаментных плит,
обеспечивают создание удерживающего момента не только за счет собствен-
Рис. 11.46. Виды гравитационных берегозащитных
сооружений:
а - бетонное массивное; б - габионное массивное; в — же-
лезобетонное тонкостенное; г - армогрунтовое; 1 - бетон-
ная массивная конструкция; 2 - габионная кладка; 3 — ли-
цевая плита; 4 - фундаментная плита; 5 - облицовочная
стена; 6 - армирующие элементы
638
ного веса конструкций, но и за счет веса грунта, расположенного над фунда-
ментной плитой. По способу изготовления тонкостенные сооружения могут
быть монолитными, сборными и сборно-монолитными. Для увеличения жест-
кости и внутренней устойчивости конструкции высотой более 6 м рациональ-
но применять контрфорсные ребра. Для увеличения устойчивости тонкостен-
ной конструкции на сдвиг рекомендуется применять устройство удерживаю-
щего «зуба» или свайного основания.
Армогрунтовые сооружения состоят из послойно уплотненного грунта
обратной засыпки, в котором размещены армирующие элементы. Устойчи-
вость сооружения обеспечивается весом грунта, объединенного за счет арми-
рующих элементов в единый массив.
В качестве армирующего элемента в армогрунтовых сооружениях могут
использоваться сетки из стальной проволоки и геосинтетических материалов,
геоткани, объемные георешетки и др. Выбор материала армирующего элемен-
та должен осуществляться в пользу материалов, обладающих хорошим сцеп-
лением с грунтом, значительной прочностью на растяжение, незначительной
ползучестью и устойчивостью к воздействию температурных колебаний и аг-
рессивной среды.
Внешние грани армогрунтовых сооружений должны защищаться от гид-
рологических и погодно-климатических факторов путем устройства облицо-
вочной стены из бетонных блоков или габионов, покрытием пневмонабрызгом
по заанкеренной сетке, плитами и др. Для защиты от ледохода перед облицо-
вочной стеной необходимо предусматривать устройство ограждающих меро-
приятий в виде каменной наброски, отбойных брусьев и т.д.
Шпунтовые сооружения состоят из вертикальных элементов (шпунта),
соединяющихся между собой при помощи гребней или пазов, и оголовка (ша-
почного бруса), который устраивается по верху всей конструкции (см. рис.
11.44, б, в). Применение шпунтовых сооружений рекомендуется для устройст-
ва высоких защитных стен при возможности погружения шпунта (в основания
из плотных глин, гравийно-галечных грунтов без включения валунов и пр.). Не
рекомендуется размещение шпунтовых сооружений в зоне активных русловых
переформирований, а также в условиях возможности глубокого размыва.
В качестве шпунтовых элементов применяются профили стального, желе-
зобетонного шпунта или свай, сваи-оболочки, стальные трубы, сварные объ-
емные конструкции, отвечающие требованиям долговечности и надежности с
учетом условий работы сооружения. При использовании стальных элементов
особое внимание следует уделять мероприятиям по их защите от коррозии.
Для снижения перемещений высокого сооружения (более 6,5 м) и действу -
ющих в его элементах усилий от бокового давления грунта рекомендуется при-
менять анкерное крепление. Крепление анкерных тяг необходимо устраивать
выше строительного уровня воды для проведения монтажных работ насухо
11.5.6. Противооползневые сооружения
Противооползневые сооружения - это строительные конструкции, приме-
няемые для обеспечения устойчивости оползневого или оползнеопасного мас-
сива грунтов, а также для защиты отдельно стоящих объектов от воздействия
оползневых грунтов. Конструктивные схемы противооползневых сооружений
определяются характером решаемой задачи и инженерно-геологическими ус-
639
ловиями защищаемого объекта. В общем случае противооползневые сооруже-
ния следует подразделять на виды по следующим признакам:
• назначение противооползневого сооружения;
• вид основания сооружения;
• сочетание применяемых конструктивных элементов и т.д.
В зависимости от назначения противооползневого сооружения можно вы-
делить следующие виды:
• удерживающие — препятствующие или создающие стесненные условия
для смещений оползневого грунта;
• защитные - отклоняющие смещения оползневого грунта от защищаемого
объекта или совмещающие функции фундамента объекта в условиях обте-
кания грунтом.
В зависимости от способа передачи нагрузок, воспринимаемых сооруже-
нием, на грунты основания выделяют следующие виды конструкций:
• на естественном основании;
• на свайном основании;
• заглубленные конструкции из свай и микросвай.
Противооползневое сооружение может состоять из следующих элементов
и их сочетания: подпорная стена, сваи и микросваи основания, ростверк, под-
косные сваи, анкеры различной конструкции (в том числе и из микросвай).
Наиболее распространенные конструкции сооружений (рис. 11.47):
• подпорные стены на естественном основании;
• подпорные стены на естественном основании с анкерным креплением;
• подпорные стены на свайном основании из свай и микросвай;
• свайные конструкции;
• свайно-анкерные конструкции;
• анкерные конструкции;
• конструкции из микросвай (опорных и анкерных).
Подпорные стены могут выполняться в виде массивных (гравитационных)
или тонкостенных конструкций (уголковых), а также в различном исполнении:
Рис. 11.47. Конструкции противооползневых сооружений:
а — подпорная стена на естественном основании; б — подпорная стена с анкерным креплением;
в — подпорная стена на свайном основаии; г — свайная конструкция; д — свайно-анкерная конст-
рукция; е — анкерная конструкция; ж — конструкция из микросвай
640
из монолитного или сборного железобетона, армированного синтетическими
материалами грунта или сетчатых конструкций, заполненных каменным мате-
риалом. Для увеличения высоты удерживаемой толщи оползневых или ополз-
неопасных пород сооружения из свай, микросвай и анкеров могут дополняться
подпорной стеной, размещенной непосредственно на ростверке.
Сооружения с применением свай в зависимости от сочетания различных
условий и конфигурации свайного поля подразделяются:
а) по расположению относительно защищаемого объекта (рис. 11.48):
- верховые (расположенные со стороны верхового склона);
— низовые (расположенные со стороны низового склона);
— совмещенные (выполняющие функции фундамента объекта);
б) по мощности непосредственно удерживаемого массива (рис. 11.49):
— удерживающие всю оползневую толщу;
— удерживающие нижнюю часть оползневой толщи и создающие стеснен-
ные условия для грунта в условиях «переползания» конструкции;
в) по длине фронта удержания (рис. 11.50):
— перекрывающие весь оползневой массив;
— локальные (отдельно стоящие) сооружения;
г) по выполняемой задаче инженерной защиты (см. рис. 11.50):
— непосредственно удерживающие оползневой массив;
— создающие стесненные условия смещению оползневых масс;
— защищающие отдельный объект и работающие в условиях обтекания
грунтом;
д) по протяженности удерживаемого оползневого склона:
— одноярусные;
— многоярусные;
е) по расположению элементов свайного поля (рис. 11.51):
— сплошные стены из буросекущихся или бурокасательных свай;
— свайные стены из буронабивных свай (с шагом в осях более одного диа-
метра);
— отдельностоящие линейные сооружения;
— отдельностоящие кусты свай;
— отдельностоящие сваи;
ж) по взаимному расположению свай в рядах (шахматное, рядовое).
Рис. 11.48. Расположение противооползневого сооружения относительно
защищаемого объекта:
а — верховое; б — низовое; в — в основании объекта; / — свайное сооружение; 2 — защищаемый
объект; 3 — оползневой грунт; 4 — коренной устойчивый грунт; 5 — поверхность скольжения
641
Рис. 11.49. Виды конструкций противооползневых сооружений по мощности
непосредственного удержания оползневой толщи:
а — перекрывающие всю толщу; б — работающие на «переползание»; 1 — свайное соору-
жение; 2 - защищаемый объект; 3 - оползневой грунт; 4 - коренной устойчивый грунт;
5 - поверхность скольжения
Рис. 11.50. Виды конструкций противооползневых сооружений по выполня-
емой задаче инженерной защиты:
а — удерживающие оползень; б — создающие стесненные условия смещению грунта:
в — защищающие локальный объект; / — свайное сооружение; 2 — защищаемый объект;
3 — оползневой грунт; 4 — коренной устойчивый грунт
г} t_____________, ,____________ ,_______________
|о о о о о~о| |о о о о о~о| |о о о о о~о|
<Э)
/о\
(о СГ| (о СГ| (о СГ| (о СГ| (о СГ| (о СГ|
[Q] [о] [о] [о] [о]
Рис. 11.51. Виды конструкций противооползневых сооружений по располо-
жению элементов свайного поля:
а - буросекущиеся сваи; б - бурокасательные сваи; в - свайные ряды; г - отдельно
стоящие сооружения; д — отдельно стоящие свайные кусты; е — отдельно стоящие сваи
Расположение удерживающего сооружения относительно защищаемого
объекта определяется положением объекта на склоне. Если защищаемый объ-
ект расположен:
• в головной части потенциально оползневого массива - следует предусмат-
ривать устройство преимущественно низовых удерживающих сооружений;
642
• в срединной части - следует предусматривать устройство верховых, низо-
вых удерживающих сооружений или их сочетания в зависимости от про-
гнозируемого положения поверхности скольжения и соотношения разме-
ров выемки и насыпи на защищаемом участке;
• в языковой части - следует предусматривать устройство преимущественно
верховых удерживающих сооружений или низовых сооружений в сочета-
нии с контрбанкетом.
В случае невозможности реализации технических решений по устройст-
ву верховых или низовых сооружений (к примеру, при чрезмерных нагрузках
на склон от защищаемого объекта) рекомендуется предусмотреть устройство
свайного удерживающего сооружения непосредственно под объектом, со-
вмещающего функции противооползневой конструкции и свайного фунда-
мента.
Мощность непосредственно удерживаемого массива определяется техно-
логической возможностью и экономической эффективностью устройства кон-
струкции достаточной прочности. Возможны следующие ситуации:
• мощность оползневых накоплений относительно невелика и/или технико-
экономические возможности позволяют устройство свай достаточно боль-
шого диаметра для восприятия действующих оползневых давлений. Сле-
дует предусматривать сплошные железобетонные сваи, пересекающие
оползневую толщу на всю глубину’ и защемленные в коренных устойчи-
вых породах;
• мощность оползневых накоплений имеет значительную величину и/или
отсутствует возможность применения свай большого диаметра. Рекомен-
дуется применение конструкций из свай-шпон, удерживающих нижнюю
часть грунтов оползня и создающих стесненные условия для «переполза-
ния» верхних слоев поверх сооружения.
Длина фронта удержания определяется поставленной задачей инженерной
защиты и технологической возможностью устройства конструктивных эле-
ментов, способных воспринять прогнозируемые оползневые усилия. Возмож-
ны следующие ситуации:
• ширина участка инженерной защиты сопоставима с шириной оползневого
или оползнеопасного массива. Длина фронта удержания относительно не-
велика. Удерживающее сооружение должно перекрывать весь оползневой
или оползнеопасный участок единой (сплошной) конструкцией и закреп-
ляться в устойчивых грунтах за его пределами;
• ширина участка инженерной защиты сопоставима с шириной оползневого
или оползнеопасного массива. Длина фронта удержания имеет значитель-
ную величину. Допускается делить удерживающее сооружение на секции
или отдельно стоящие сооружения. При этом следует учитывать эффект
пространственного воздействия оползня с учетом различной жесткости
отдельных секций;
• ширина участка инженерной защиты существенно меньше размеров
оползневого массива в плане. Удержание всего оползнеопасного массива в
этом случае может быть нецелесообразно. Следует применять отдельно
стоящие сооружения для защиты локального объекта без обеспечения ус-
тойчивости всего оползневого (оползнеопасного) массива.
643
Необходимое количество ярусов удерживающих сооружений определяет-
ся протяженностью удерживаемого оползневого склона — из условия обеспе-
чения локальной устойчивости грунтов склона между каждыми двумя смеж-
ными ярусами, а также общей устойчивости склона с учетом всех ярусов со-
оружений.
Расположение элементов свайного поля следует выбирать исходя из зада-
чи инженерной защиты, консистенции удерживаемого оползневого грунта и
возможности его продавливания между свайными элементами:
• буросекущиеся или бурокасательные сваи следует применять в случае не-
обходимости удержания глинистых грунтов пластичной и текучепластич-
ной консистенции, особенно при удержании грунтов выемки верховыми
удерживающими конструкциями;
• свайные ряды с шагом свай более одного диаметра следует применять при
необходимости удержания оползневых грунтов различной консистенции.
Шаг свайных элементов определяется из условия непродавливания грунта
между ними;
• отдельно стоящие сооружения следует применять для удержания оползне-
вых грунтов на участках, представляющих наибольший риск для защи-
щаемого объекта. Расстояние между смежными конструкциями следует
принимать из условия обеспечения устойчивости грунта в просвете между’
отдельными сооружениями:
• отдельно стоящие кусты свай могут’ применяться:
а) для удержания грунтов склона в условиях создания стесненных условий
для смещения грунта между смежными кустами свай при значительной
мощности оползневых накоплешш;
б) в качестве фундаментов защищаемых объектов в условиях обтекания
оползневым грунтом;
• отдельно стоящие сваи рекомендуется применять для инженерной защиты
объектов, когда обеспечение устойчивости оползневых или оползнеопас-
ных грунтов склона технически или экономически нецелесообразно. Рас-
считываются как отдельно стоящие опоры в условиях обтекания грунтом.
С целью увеличения сопротивления свайного поля продавливанию грунта
по возможности необходимо применять шахматное расположение свай в рядах
При необходимости усиления свайного сооружения анкерными конструкция-
ми или для пропуска коммуникаций между сваями допускается применять ря-
довое расположение свай.
Выбор мест расположения свайных противооползневых сооружений про-
изводится с учетом следующих требований.
Для удерживающих конструкций должна быть обеспечена:
• локальная устойчивость оползневых или оползнеопасных грунтов между
ярусами удерживающих сооружений;
• общая устойчивость склона с учетом всех ярусов удерживающих соору-
жений.
• локальная и общая устойчивость строительной площадки на время произ-
водства строительных работ в районе каждого яруса проектируемых удер-
живающих сооружений;
• техническая возможность подъезда строительной техники к каждому из
проектируемых ярусов удерживающих конструкций.
644
Для защитных конструкций должна быть обеспечена:
• локальная и общая устойчивость строительной площадки на время произ-
водства строительных работ в районе каждого из проектируемых соору-
жений;
• техническая возможность подъезда строительной техники к каждому из
проектируемых защитных сооружений.
Для защитных конструкций, отклоняющих смещение оползневых масс от
объекта, также должна быть обеспечена:
• устойчивость склона по поверхностям, охватывающим защищаемый объ-
ект и верховой склон со свайным сооружением;
• локальная устойчивость склона ниже защитного сооружения.
Рис. 11.52. Примеры креплений из анкерных и опорных микросвай:
а - анкерное крепление удерживающих сооружений; б - усиление удерживающих со-
оружений опорными и подкосными микросваями; в — анкерное крепление транспортных
сооружений от всплытия; г — усиление сборных подпорных стен; д — анкерное крепление
грунтов склона; е — усиление свайного поля от продавливания грунта; 1 — защищаемый
объект, 2 - усиливаемое удерживающее сооружение, 3 - микросваи крепления, 4 - ополз-
невой массив
645
Рис. 11.53. Примеры самостоятельных сооружений из микросвай:
а — свайно-анкерное удерживающее сооружение из микросвай; б — временное удер-
живающее сооружение из микросвай; в — анкерное противооползневое сооружение;
г — скальное противообвальное сооружение: 1 — защищаемый объект. 2 — усиливаемое
удерживающее сооружение, 3 — микросваи, 4 — оползневой (обвалоопасный) скаль-
ный массив
Для снижения оползневых давлений на удерживающие сооружения реко-
мендуется увеличивать количество их ярусов. Для снижения давления обтека-
ния оползневой массы защитные сооружения следует устраивать под непря-
мым углом к вектору смещения оползневых грунтов или «клином».
С целью повышения эффективности противооползневого сооружения
применяются конструкции из микросвай (опорных и анкерных). Примеры воз-
можных вариантов конструктивных решений с применением микросвай при-
ведены на рис. 11.52, 11.53.
Объектом применения конструкций из микросвай могут быть существую-
щие и вновь проектируемые объекты:
• земляное полотно автомобильных дорог, основание зданий и сооружений;
• сооружения инженерной защиты на естественном и свайном основании
(подпорные стены, свайные удерживающие сооружения и т.д.);
• сооружения инженерной защиты из микросвай.
Конструкции из микросвай целесообразно использовать для решения сле-
дующих геотехнических задач:
• увеличение прочности и устойчивости сооружений и их оснований;
• увеличение сопротивления свайных полей продавливанию грунта;
• ограничение, снижение и выравнивание деформаций сооружений;
• строительство и реконструкция инженерной защиты в стесненных и труд-
нодоступных условиях (плотная городская застройка, удаленные и узкие
участки автодорог, на крутых горных склонах, без возможности подъезда
крупной строительной техники и/или временной остановки или ограниче-
ния автомобильного движения и т.д.).
646
Возможные варианты использования конструкций из микросвай.
А. В качестве дополнительного конструктивного мероприятия:
- анкерное крепление удерживающих сооружений, а также ограждающих
конструкций строительных выемок;
- подкосное крепление наклонными опорными микросваями существую-
щих удерживающих сооружений на свайном основании;
- крепление вертикальными и наклонными опорными микросваями фун-
даментов подпорных стен на естественном основании;
- анкерное крепление заглубленных транспортных сооружений от всплы-
тия в условиях высоких уровней подземных вод;
- увеличение внутренней устойчивости подпорных стен из массивных бе-
тонных блоков посредством сквозного армирования микросваями;
— увеличение несущей способности свайных удерживающих сооружений
на продавливание грунта между сваями;
- увеличение устойчивости грунта нижележащего склона наклонными ан-
керными сваями;
- анкерное крепление противоэрозионных и противообвальных конструк-
ций на грунтовых и скальных склонах и т.д.
Б. В качестве самостоятельных сооружений:
- свайные и свайно-анкерные противооползневые удерживающие конст-
рукции из микросвай;
- свайные и свайно-анкерные ограждающие конструкции из микросвай
для крепления временных строительных выемок;
— анкерное крепление оползневых грунтов с использованием поверхност-
ных упорных конструкций (плитных, балочных и решетчатых);
- анкерное крепление оползнеопасных и обвалоопасных массивов, а также
отдельностей скальных пород;
- разделительные стены между существующими и вновь возводимыми
(или реконструируемыми) сооружениями.
Конфигурация сооружения с применением микросвай определяется в за-
висимости от:
• величин и направлений нагрузок на сооружение инженерной защиты.
• инженерно-геологических и технологических условий участка инженер-
ной защиты;
• проектных решений по плановой и вертикальной планировке защищаемо-
го объекта и т.д.
Ввиду малого диаметра микросваи обладают незначительной изгибной
жесткостью и трещиностойкостью при изгибе. Поэтому’ их применение огра-
ничивается восприятием в основном осевых нагрузок. При необходимости
восприятия разнонаправленных нагрузок следует применять комбинации мик-
росвай соответствующей ориентации в пространстве. Поперечные нагрузки,
изгибающие и торсионные моменты с помощью конструктивных решений (к
примеру, ростверков, объединяющих группу микросвай) должны распреде-
ляться между отдельными микросваями в виде осевых нагрузок.
Параметры анкерного крепления должны выбираться для обеспечения
следующих условий:
• заделка корневой части анкерной сваи должна выполняться на глубине,
обеспечивающей устойчивость массива окружающего грунта на вырывание;
647
• вертикальная составляющая анкерного усилия на закрепляемое сооруже-
ние (определяемая углом наклона анкерной сваи) должна обеспечивать
требуемую пригрузку сооружения и не приводить к чрезмерным усилиям
среза и деформациям в узле крепления;
• угол наклона микросвай должен обеспечивать возможно минимальное ис-
кривление оси скважины в процессе бурения (устройство длинных микро-
свай под малым углом наклона к горизонту' приводит к искривлению оси
скважины под собственным весом буровой колонны);
• количество и отметки расположения ярусов анкерных свай должны обес-
печивать требуемое снижение деформаций и нагрузок на закрепляемое со-
оружение. По возможности следует стремиться к равномерному распреде-
лению усилий в закрепляемой конструкции.
Сооружения инженерной защиты могут предусматриваться с однорядным
и многорядным расположением микросвай в плане. Для многорядных соору-
жений рекомендуется шахматное расположение микросвай в плане. Головы
всех свай в таких сооружениях следует объединять единым ростверком.
С целью увеличения несущей способности удерживающих сооружений на
боковое давление грунта в сочетании с вертикальными микросваями целесо-
образно применять ряды наклонных микросвай с уклоном как в сторону’ удер-
живаемого массива (анкерные микросваи), так и в обратил ю сторону (опорные
микросваи).
Для повышения сопротивления продавливанию грунта рекомендуется
также применять:
• вертикальные микросваи в просвете между сваями большого диаметра
свайного удерживающего сооружения;
• перекрестно-решетчатое расположение элементов удерживающего соору-
жения из микросвай.
Анкерные микросваи также могут применяться для увеличения устойчи-
вости грунта, расположенного ниже удерживающего сооружения по склону’.
Для достижения этой цели предусматривается устройство анкерных микросвай,
направленных от опорной конструкции в сторону нижерасположенного склона
и расположенных корневыми частями веерообразно на разных уровнях ополз-
невого массива.
При проектировании анкерных креплений из микросвай по возможности
следует избегать существенного предварительного их натяжения. Анкерные
микросваи без предварительного натяжения должны включаться в работу на-
тяжением на величину около 10% эксплуатационной нагрузки. При этом уст-
раняются все возможные монтажные зазоры в опорной и головной конструк-
циях и выполняется активация сцепления микросваи по грунту вдоль боковой
поверхности.
Использование предварительного натяжения анкерных микросвай (на ве-
личину более 10% эксплуатационной нагрузки) может быть рационально в
следующих случаях:
• для максимально полного предотвращения деформаций закрепляемого
сооружения: при су щественных динамических нагрузках, высоких требо-
ваниях к величине максимальной дополнительной осадки на защищаемом
участке и т.д.;
648
• для возвращения защищаемого сооружения в требуемое планово-высотное
положение (к примеру, уменьшение чрезмерных деформаций аварийных
сооружений);
• при проектировании многоярусного анкерного крепления подпорных стен
с целью корректировки эпюры и снижения прогнозируемых изгибающих
моментов.
Величина усилия предварительного натяжения зависит от допускаемых
смещений закрепляемой конструкции и деформаций сооружений окружающей
застройки. Использование предварительного натяжения анкерных креплений
из микросвай должно выполняться при соответствующем опытно-расчетном
обосновании. При этом необходимо учитывать следующее:
• ввиду явления релаксации напряжений в анкерных креплениях с течением
времени для поддержания требуемого предварительного натяжения требу-
ется проведение постоянного мониторинга и корректировки усилий в ан-
керных элементах;
• оголовочные части таких анкерных креплений должны быть доступны для
контроля и их конструкция должна обеспечивать возможность корректи-
ровки натяжения;
• выполнение многоярусных анкерных креплений и их преднатяжение осу-
ществляется поэтапно, по мере разработки выемки под защитой анкеруе-
мых ограждающих конструкций. При выполнении предварительного на-
тяжения анкерных креплений очередного яруса натяжение креплений пре-
дыдущего яруса изменяется;
• некорректно выбранная величина предварительного натяжения анкерных
креплений разных ярусов может привести к перенапряжению ограждаю-
щей конструкции по высоте;
• эксплуатационные усилия в предварительно напряженных анкерных креп-
лениях по сравнению с вариантом без предварительного натяжения увели-
чиваются приблизительно на величину’ блокировочного усилия.
Величины расчетных анкерных усилий всегда завышены по отношению к
реально действующим в конструкции. Причиной этого является учет в расче-
тах анкерных усилий целого ряда факторов запаса (коэффициентов надежности
по величинам физико-механических свойств грунтов, материалов конструкций,
внешних нагрузок, выбору наиболее невыгодного и, как правило, редкого со-
четания нагрузок и т.д. и т.п.). В результате предварительное натяжение ан-
керных креплений в конструкции (фактически испытывающей существенно
меньшие нагрузки от бокового давления грунта) может привести к ее пере-
грузке анкерными усилиями.
Эксплуатационными усилиями в конструкции инженерной защиты следу-
ет считать величины силовых факторов после полного ее возведения в проект-
ном составе и положении вне зависимости от степени завершенности строи-
тельства прилегающих объектов.
Предварительное натяжение выполняется, как правило, до начала разра-
ботки грунтов выемки следующего яруса. В результате чем больше ограничи-
ваются боковые деформации грунта, тем в меньшей степени реализуется ак-
тивное давление, а результирующее боковое давление приближается к величи-
не давления грунта в состоянии покоя. В случае применения чрезмерных
649
величин предварительного натяжения анкерных креплений есть риск повысить
боковое давление грунта до величин пассивного отпора.
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ ПО ГЛАВЕ 11
1. Соколовский В.В. Статика сыпучей среды. - М.: Физматгиз, 1960. - 240 с.
2. Соколовский В.В. Некоторые задачи о давлении грунта / М-лы к IV Между нар.
конгр. по механике грунтов и фундаментостроению. - М.: Изд-во АН СССР, 1957.
-С. 166-174.
3. Мухин И.С., Срагович А.И. Построение предельных контуров равноустойчивых
откосов. -М.: Изд-во АН СССР, 1954.
4. Сенков А.М. Графоаналитический метод решения задач механики грунтов / Тр.
ВНИМИ. Сб 20. - Л., 1949.
5. Караулов А.М., Королев К.В. Аппроксимация контура ненагруженного грунтового
склона // Основания, фундаменты и механика грунтов. - 2012. № 3. — С. 2-5.
6. Федоров И В. Методы расчета устойчивости склонов и откосов. - М.: Стройиздат,
1962. - 204 с.
7. Хуан Я.Х. Устойчивость земляных откосов. - М.: Стройиздат, 1988. - 240 с.
8. Можевитинов А.Л., Шинтемиров М. Общий метод расчета устойчивости откосов
земляных сооружений // Известия ВНИИГ им. Б.Е. Веденеева. - 1970. - Т. 72. -
С. 11-12.
9. Богомолов А.Н. Расчет несущей способности оснований и сооружений и устойчи-
вости грунтовых массивов в упругопластической постановке / Пермский гос. техн,
ун-т. - Пермь, 1996. - 150 с.
10. СП 116.13330.2012. Актуализированная редакция СНиП 22-02-2003 «Инженерная
защита территорий, зданий и сооружений от опасных геологических процессов.
Основные положения».
11. ОДМ 218.2.006-2010. Рекомендации по расчету' устойчивости оползнеопасных скло-
нов (откосов) и определению оползневых давлений на инженерные сооружения ав-
томобильных дорог. - М.: Федеральное дорожное агентство (Росавтодор), 2010.
12. Маций С.И. Развитие метода определения оползневого давления на удерживающие
сооружения / С.И. Маций // Строительная механика инженерных конструкций и
сооружений. - 2007. - № 2. - С. 60-65.
13. Маций С.И. Противооползневая защита. - Краснодар: АлВи-Дизайн, 2010. - 288 с.
14. Рекомендации по выбору методов расчета коэффициента устойчивости склона и
оползневого давления / Министерство монтажных и специальных строительных
работ УССР. -М.: Центральное бюро научно-технической информации, 1986.
15. Маций С.И. Engineer Analysis of Slopes (EAS) / С.И. Маций, Ф.Н. Деревенец // Сви-
детельство об официальной регистрации программы для ЭВМ № 2006613559 от
13.10.2006 г. (заявка № 2006612797 от 14.08.2006 г).
16. Билеуш А.И. Оползни и противооползневые мероприятия / А.И. Билеуш. - Киев:
Наукова думка, 2009. - 330 с.
17. ДБН В. 1.1-3-97. Государственные строительные нормы Украины. Защита от опас-
ных геологических процессов. Инженерная защита территорий, зданий и сооруже-
ний от оползней и обвалов. Основные положения.
18. Инженерная подготовка территорий в сложных условиях / А.И. Билеуш, А.Г. Мар-
ченко, Я.И. Середяк, А.С. Штекель. - Киев: Буд1вельник, 198Е - 208 с.
19. Инструкция по проектированию защиты от оползней населенных пунктов, зданий
и сооружений. - М.: Изд-во МЖКХ РСФСР, 1976.
20. СИ 519-79. Инструкция по проектированию и строительству' противооползневых и
противообвальных защитных сооружений. - М.: Стройиздат, 1981.
650
21. Ясюнас Л.П. Вопросы борьбы с оползнями на железных дорогах / Л.П. Ясюнас. -
М.: Трансжелдориздат, 1949. - 160 с.
22. Руководство по проектированию противооползневых и противообвальных защит-
ных сооружений. Проектирование противообвальных защитных сооружений - М.:
ВПТИтрансстрой, 1984.
23. СП 32.13330.2012. Канализация. Наружные сети и сооружения. Актуализированная
редакция СНиП 2.04.03-85.
24. Вопросы геотехники. Устойчивость откосов и оползневых склонов / Под ред. проф.
М.Н. Гольдштейна. - Сборник 10. - М.: Изд-во «Транспорт», 1967. - 68 с.
25. СТО НОСТРОЙ 2.25.103-2013. Устройство водоотводных и дренажных систем при
строительстве автомобильных дорог и мостовых сооружений. — М., 2014.
26. СП 22.13330.2011. Основания зданий и сооружений. Актуализированная редакция
СНиП 2.02.01-83*.
27. Автомобильные дороги. Защита откосов автомобильных дорог от размыва. Обзор-
ная информация. - М.: Росавтодор, 1992.
28. Методические рекомендации по укреплению откосов земляного полотна в легко-
выветривающихся скальных породах. - М.: СоюздорНИИ, 1976. - 85 с.
29. ВСН 126-90. Крепление выработок набрызг-бетоном и анкерами при строительстве
транспортных тоннелей и метрополитенов. - М.: ВПТИтрансстрой, 1991. - 70 с.
30. ГОСТ Р 51285-99. Сетки проволочные крученые с шестиугольными ячейками для
габионных конструкций. Технические условия.
31. ГОСТ Р 52132-2003. Изделия из сетки проволочной крученой с шестиугольными
ячейками для габионных конструкций. Технические условия.
32. ОДМ 218.2.049-2015. Рекомендации по проектированию и строительству габион-
ных конструкций на автомобильных дорогах. - М.: Федеральное дорожное агент-
ство (Росавтодор), 2015.
651
А.М. Караулов, К. В. Королев, А. А. Ананьев
Глава 12
ПРОЕКТИРОВАНИЕ ПОДПОРНЫХ СТЕНОК
12.1. Конструкции подпорных стенок
Подпорная стенка - это искусственное сооружение, предназначенное для
обеспечения устойчивости находящегося за ним массива грунта. По характеру
работы в грунте подпорные стенки условно объединяются в две группы — гра-
витационные подпорные стенки (рис. 12.1, а) и подпорные стенки шпунтового
типа (рис. 12.1. б).
удерживаемый
массив грунта
гравитационная
подпорная стенка
основание
основание
удерживаемый
массив грунта
подпорная стенка
шпунтового типа
Рис. 12.1. Виды подпорных стен:
а - гравитационная; б - шпунтового типа
Гравитационные подпорные стенки могут быть выполнены в виде:
1. Монолитных или сборных бетонных конструкций (рис. 12.2, а).
2. Подпорных стен уголкового типа из сборного или монолитного железо-
бетона (рис. 12.2, б).
3. Подпорные стенки, составленные из габионов - металлических сеток,
заполненных камнем (рис. 12.2, в)
4. Подпорные конструкции из горизонтально армированного гру нта
(рис. 12.2, г).
Рис. 12 .2. Типы гравитационных подпорных стенок:
а - массивные; б - уголковые; в - габионные; г - армированные
Массивные конструкции удерживают грунт своим весом, обеспечивая ус-
тойчивость подпорной стенки против сдвига и опрокидывания. Тыловая грань
подпорной стенки АВ воспринимает активное давление грунта и нагрузки, на-
652
ходящейся на поверхности откоса. Заглубленная в основание часть фронталь-
ной грани стенки CD воспринимает пассивное давление (отпор) грунта. Подошва
BD передает давление от стенки на основание. Больше применяются первые два
типа подпорных стен (см. рис. 12.2, а, б). Уголковые конструкции выполняются
из железобетона с армированием вертикальной стенки и подушки (рис. 12.3).
Подпорные стенки шпунтового типа могут быть выполнены в виде:
1. Сплошной стенки шпунтового типа (рис. 12.4, а).
2. Подпорной стенки на свайном основании (рис. 12.4, б).
Рис. 12.3. Схема уголковой моно-
литной подпорной стенки
Рис. 12.4. Подпорные стенки шпунтового
типа:
а — сплошные; б - подпорные стенки на свайном
основании
Подпорные стенки воспринимают давление от грунта тыловой гранью АВ
и передают это давление на основание заглубленной частью ВС. Подпорные
стенки данного типа выполняются из железобетона и армируются аналогично
свайным конструкциям.
Активное давление грунта на стенку’ формируется при перемещении стен-
ки от грунта в момент обрушения грунта в сторону стенки. Пассивное давление
(отпор) грунта на стенку формируется при надвигании стенки на грунт в мо-
мент выпирания грунта. Таким образом, активное и пассивное давления грунта
соответствуют состоянию предельного равновесия грунтовой среды.
Графически соотношение между активным оо, пассивным и давлением
покоя о0 в зависимости от величины и направления перемещений стенки пока-
зано на схеме (рис. 12.5)
Рис. 12.5. Соотношение между’ активным оа, пассивным ор и давлением
покоя о0 в зависимости от величины и направления перемещений стенки
653
12.2. Определение предельного давления грунта
на подпорные стенки
12.2.1. Активное давление грунта
Активное давление грунта определяется методом предельного равновесия
с использованием прямолинейных поверхностей скольжения.
На рис. I2.6 дана расчетная схема к определению активного давления на
подпорную стенку для прямолинейного откоса АС, сложенного однородным
грунтом и составляющего с горизонтом угол а. Грунт характеризуется удель-
ным весом у и параметрами прочности — удельным сцеплением с и углом
внутреннего трения ср. Тыловая грань стенки АВ наклонена к вертикали на
угол £ и характеризуется углом трения с грунтом 8. На поверхности откоса
действует вертикальная распределенная нагрузка q.
Рис. 12.6. Расчетная схема к определению активного давления грунта
Распределение активного давления ог, по тыловой грани подпорной стенки
высотой h принимается по линейному’ закону. При этом Ga = Gdo в точке А
(z = 0) и о„ = <5ah в точке В (z = h). Величины опС1 и одй определяются формулами:
<\,о =qK4 ~сКс', ^ai,=yh'ka+q'kaq-c'kac. (12.1)
Коэффициенты активного давления грунта и рассчитываются по
формулам:
. _ Д cos(e-cc) . _ Д . _ 2(А2 +B2)cos
— 77 9 ’ ~ FT ~ ’ Vх
Z)2COS Е D2cose £>2cose
где
Dx = sinoq [BsinCot] -a2)-.4C] + cosa] [JsinCot] -a;) + BC] + (^42 + B2)sm(s-cp);
cpcos(s - a)
£>2 = sina2[Bsin(a] -a;)-.4C] + cosa;[.4sin(a1 -a2) + BC] + a2(A2 +B2);
A = aj sina2-t^sinotj; В = a cosotj-ц cosa2; C = -^42+B2-sin2(a1-oc2);
Oj = sin(s-<p)-
4r] cos (s - a) cos s cos cp
cos (s - a) + 2g coss
a2 = sin(s + 6+<p-a);
eq =s + <p; a2=s + 6 + cp + a; r]=c/(y/?); q=ql{yh).
654
Равнодействующ тыловой грани подпо ая сила активного давления, составляющая с нормалью к зной стенки угол 5, определяется по формулам:
• в случае оо0 0 Еа =|(са0+со/,)/7; (12.3)
• в случае о„0 < 0 1 г.2 Еа=-Е (12.4) А/l °о0
Во втором случае принимается нулевое з (о„ < 0) в верхней части подпорной стенки на высоте hc давление. Высота hc рассчитывается по формуле йс =——h. (12.5) ®ао
Активное давлен ниями: ие о„ по высоте подпорной стенки определяется уравне-
• в случае о„0 0 ° а =^ао+т(^а1,-^ао), ^<Z<R, (12.6) п
• в случае оо0 < 0 ci 1— VI N VI 1 1 N < "§ 0 II а 0
Угол наклона л ин ии скольжения ВС к вертикали 6 определяется формулой _ 1 ^sin(a,-а2) + ВС 6 = в • / х (12.8) 2 Bsm^!-а2)-ЛС
если при этом 0 < 0, т огда п я 1 ^sin(a]-а2) + ВС 2 2 s5sin(a! -а2)-АС
Если угол наклог вышать критической ia откоса а > <р, высота подпорной стенки не должна пре- высоты //кр: , , 2COS8 CCOStp zn n\ h < hKD = - q . (12.9) p у cos(cc — 8) sin (cc — <p)
В противном случае активное давление теоретически стремится к беско-
нечности, и такая схема недопустима. Кроме того, для этого случая необходи-
мо выполнить проверку устойчивости откоса в части, расположенной выше
подпорной стенки. Для этого можно воспользоваться рекомендациями гл. 11
данного справочника.
В частном случае несвязного грунта (с = 0) коэффициенты активного дав-
ления грунта Ха, 'kaq и угол наклона линии скольжения к вертикали 6 можно
рассчитать по более простым формулам:
cos(<p-s)
sin (<р + 5) sin (<р - а)
\ cos (е +5) cos (а-а)
X = 1
cos(e + 5)
cos 8
. X„cose „ Jx7 cos 8 cos а-cos (е-а) cos <р
Kq =—7------v e = arctg^7=------;-------------;--. (12.10)
COS(8-CQ COS 8 sin oc — cos (a — cc) sin (p
655
Для простейшей схемы а = 8 = 5 = 0 параметры 7.й, 7„9, 7ас, 0 будут равны:
7.fl=7.fl9=tg2p; Kc=2jK-, 6 = ц; ц = |-^. (12.11)
12.2.2. Пассивное давление грунта
Пассивное давление грунта также определяется методом предельного рав-
новесия с использованием прямолинейных поверхностей скольжения.
На рис. 12.7 дана расчетная схема к определению пассивного давления на
подпорную стенку для прямолинейного откоса АС, сложенного однородным
грунтом и составляющего с горизонтом угол а. Фронтальная грань стенки АВ
наклонена к вертикали на угол 8 и характеризуется углом трения с грунтом 5.
На поверхности откоса действует вертикальная распределенная нагрузка q.
Рис. 12.7. Расчетная схема к определению пассивного давления грунта
Распределение пассивного давления о;) по фронтальной грани подпорной
стенки высотой h принимается по линейному’ закону’. При этом = ор() в точке
A (z = 0) и ор = cph в точке B(z = h). Величины о;/1 и определяются формулами:
<5р0 =Q^Pq +с^рА ° ph =yh'kp + qkpq + скрс. (12.12)
Коэффициенты пассивного давления грунта 7^, 7.рд и 7^ рассчитываются по
формулам:
=
где
Ц = sin a, [Bsin(ocj — с/.2 ) + -!<"'] +cos </., [.1 sin (</., -a3)-BG] + (^2 + B2)sin(e + cp);
£>2 = sinoc2[Bsin(oc] -ocjJ + JCj + cosoc^fJsinCoC] -a2)-BC] + a2(A2+B2);
Д cos(8-a) . Д , 2(A2 + B2)coscpcos(e-a)
гл 2 * ^pq ' ^pc ГЛ ?
DjCOS E L>2COS8 r £)2COS8
A = ax sina2-OjSincc,; В = cscosoC] -ax cosoc2; C = -^42+B2-sm2(ocj -oc2);
Oj =sin(e + cp) +
4r] cos (e - a) cos e cos cp
cos (e - a) + 2g cos 8
a2 = sin(8-6-<p-a);
04=8 — 43; oc2 = 8 - 6 - cp + a; r]=c/(y/7); q=ql(^h').
656
Равнодействующая сила пассивного давления, составляющая с нормалью
к фронтальной грани подпорной стенки угол 5, определяется по формуле:
ЕР +<5ph)h. (12.14)
Пассивное давление <зр по высоте подпорной стенки определяется уравне-
ниями:
<5р =<V> +^ph 0<Z</7. (12.15)
Угол наклона линии скольжения ВС к вертикали 6 определяется выраже-
нием
_ 1 74sin(a.i-а?)-ВС
0 = -jrarctg „ . ) '-Ц; (12.16)
2 &Bsin(a! -a2) + AC
если при этом 6 < 0, тогда
е
л 1 A sin (a, - а2) - ВС
—ь — arete-------—-------—--------.
2 2 6_Bsin(oC| -а2) + АС
Если угол наклона откоса a > ф, удельное сцепление грунта должно быть
больше критической величины скр (см. формулу (12.9)). В этом случае также
необходимо выполнить проверку устойчивости откоса в верхней части.
В частном случае несвязного грунта (с = 0) коэффициенты пассивного
давления грунта A.w, ZpC и угол наклона линии скольжения к вертикали 6 мож-
но рассчитать по более простым формулам:
1
cos(e-S)
COSE
СО8(ф + е)
sin (ф + 5) sin (ф + a)
у cos(e-5)cos(s-cc)
X cose J cose cos a - cos (e-a) cos ф
hpq=—,-------;; 6 = arctg^=^--------------------. (12.17)
cos(s-a) cose since + cos(e— oc)sinф
Для простейшей схемы a = e = 5 = 0 параметры \p, \,q, 6 будут равны:
= >>, = etg2 ц; Xpc=2^I7; 6 = y-p.
(12.18)
12.2.3. Учет неоднородности массива грунта и произвольного
вида вертикальной нагрузки
Учитывая неоднородности массива грунта, следует применять осреднен-
ные по линии скольжения ВС (рис. 12.8, а) характеристики грунта с, ф и ос-
редненный по площади АВС удельный вес грунта у. Наличие вертикальной
нагрузки различной интенсивности также следует приводить к осредненной по
поверхности АС нагрузке q . Осреднение исходных параметров расчета вы-
полняется для области предельного равновесия, очертание которой определя-
ется углом 6, т.е. заранее неизвестно. Таким образом, расчет выполняется ите-
рационным методом.
657
Осреднение параметров выполняется в соответствии со схемой (рис. 12.8, а)
по следующим формулам:
тип п
Тл1* 5М Etgcp/4 ЁуД ( , у t
q = ^, : ; tg(p = ^4-; у = ^ ; 4 = Z4,
ЭЙ Z4 Z4 v 7=1 Л=1
1=1 1=1 1=1 1=1
где S, - площадь действия у,- в пределах области предельного равновесия.
При построении эпюры предельного давления на стенку следует учиты-
вать особенности его распределения по контактной грани, которые могут воз-
никать при действии на призме обрушения (или выпирания) прерывистой на-
грузки.
Рис. 12.8. Схемы к осреднению параметров расчета (а) и к построению
эпюры активного давления при действии на призме обрушения нагрузки
ограниченной ширины (б)
658
Рассмотрим определение эпюры активного давления при действии на
призме обрушения такой нагрузки (рис. 12.8, б). Из концов участка нагруже-
ния проводятся линии под углом 8 к вертикали, т.е. параллельно поверхности
скольжения. В пределах выделенного этими линиями участка А'В' контактной
грани активное давление будет определяться формулой
= ПдС) + -aat>) + QKq,
а на остальных участках (А А' и В'В)'.
z, ,
В этих формулах: <эо0 =-скас, oah = yhka- ск^.
Указанное правило действует и в случае произвольного числа нагрузок q,
на поверхности области обрушения.
Пассивное давление определяется аналогично.
12.3. Расчет гравитационной подпорной стенки
12.3.1. Определение силового воздействия на гравитационную
подпорную стенку
На рис. 12.9 показана расчетная схема гравитационной подпорной стенки
высотой h. Выделяются две разновидности грунта: грунт засыпки, примыкаю-
щий к тыловой грани подпорной стенки, и грунт основания, примыкающий к
фронтальной грани подпорной стенки и ее подошве. Грунт засыпки характери-
зуется параметрами у, с и ср; грунт основания - у0, с0 и фо- Глубина заложения
стенки в основание - hp.
Поверхность засыпки пря-
молинейна и наклонена к гори-
зонтали на угол ао, поверхность
основания также прямолинейна
и наклонена к горизонтали на
угол Ор. На поверхность засыпки
действует равномерная верти-
кальная нагрузка qa, на поверх-
ность основания - пригрузка qp.
Тыловая грань стенки составля-
ет с вертикалью угол Еа и харак-
теризуется углом трения с грун-
том 5О. Для фронтальной грани
соответственно имеем ер и Ьр.
В соответствии с методикой,
изложенной в п. 12.2, рассчиты-
ваются параметры эпюр актив-
ного давления грунта на тыло-
вую грань стенки Одо и cah и пас-
сивного давления - о^о и ора.
Сила активного давления Еа
Рис. 12.9. Расчетная схема к определению дав-
лений на гравитационную подпорную стенку
659
приводится к нижней точке тыловой грани В, а сила пассивного отпора Ер- к
нижней точке фронтальной грани В' (рис. 12.10).
Силовое воздействие на тыловую грань - сила Еа и соответствующий мо-
мент Ма определяются по формулам:
• при Оао > 0 ^я=^-(ся0+ояй)й, Мя =-^(2оя0+o^)A2; (12.19)
2 6
• приоя0<0 Ео=4---------Ма=Е---------------^-уй2. (12.20)
2 ояА-оя0 6 (ояА-оя0)
Силовое воздействие на фронтальную грань — сила Ер и соответствующий
момент Мр определяются по формулам:
EP=\^po+^Ph)^p, Mp=^(2(5p0+(5ph)h2. (12.21)
Равнодействующая веса подпорной стенки G приведена к центру подошвы
стенки с соответствующим моментомMg (см. рис. 12.10).
Рис. 12.10. Система силовых воздействий на грави-
тационную подпорную стенку
12.3.2. Расчет устойчивости гравитационной подпорной
стенки против сдвига и опрокидывания
Рассматривается возможность сдвига подпорной стенки по ее подошве и
опрокидывания относительно крайней точки подошвы (рис. 12.11).
Расчет устойчивости подпорной
Рис. 12.11. Схемы потери устойчивости
гравитационной подпорной стенкой:
a — сдвиг стенки; б — опрокидывание стенки
стенки против сдвига в плоскости ее
подошвы производится из условия
Fsa <^Fr, (12.22)
где у„ - коэффициенты условия работ
и надежности.
Сдвигающая сила Fsa определя-
ется выражением
=/'.acos(£a+5j. (12.23)
Удерживающая сила Fsr опреде-
ляется по формуле
Fsr=[G + Ea sin (ея + 6Я) + Ер sin (eJ,-6J,)]tgy + ^cos(e7,-6p), (12.24)
где v - угол трения между подошвой подпорной стенки и грунтом.
660
Угол трения между грунтом и подошвой принимается не более чем угол
внутреннего трения грунта ср несущего слоя основания
Расчет устойчивости подпорной стенки против опрокидывания относи-
тельно точки В' производится из условия
Msa<^Msr. (12.25)
У 77
Опрокидывающий момент Msa составляет Msa=Ma. Удерживающий мо-
мент Msr определяется по формуле
Л/ч. = G^+Mg +М р +ЕаЬ$т(га + 5О). (12.26)
12.3.3. Расчет устойчивости гравитационной подпорной
стенки против глубокого сдвига
Рассматривается возможность потери устойчивости основанием в виде
глубокого одностороннего сдвига. На рис. 12.12 показана расчетная схема к
оценке устойчивости.
Проверка устойчивости про-
тив глубокого одностороннего
сдвига (проверка по несущей
способности основания) произ-
водится из условия
Рис. 12.12. Расчетная схема глубокого сдвига в
основании гравитационной подпорной стенки
—ШФ
(I+ 2sin<p)ctgpc 2 + l-2sincp ;
(12.30)
FV<FU. (12.27)
Расчетное силовое воздейст-
вие на подошву - вертикальная
сила Fv, а также боковая при-
грузка q определяются по фор-
мулам:
Fv = G + Ea sin (в + 5Д
(12.28)
q = yhp.
Предельное сопротивление основания Fu вычисляется по формуле
Fu = kq(ybNy+qNq +cNc)b. (12.29)
Коэффициенты несущей способности основания Ny, Nq, Nc определяются
выражениями:
N 3sin<pctgp
т 4(1+ 8 sin2 ср)
_ 1 + sin cpcos 2а g(7I 2a)tg(p. N _X)
1 - sin cp 4
Коэффициент kq определяется формулой
7 > LC , <7 + С • ctg ср
k=l-abq, q =---------—s-1-. 1
yb
Значения коэффициентов a wb даны в табл. 12.1 в зависимости от ср.
(12.31)
661
Таблица 12.1
Значения коэффициентов а и b
ф,° 5 10 15 20 25 30 35 40
а 0,689 0,592 0,521 0,445 0,388 0,353 0,321 0,299
ь 0,270 0,292 0,311 0,336 0,360 0,377 0,395 0,411
Значения коэффициента несущей способности N.f даны в табл. 12.2 в зави-
симости от ср.
Таблица 12.2
Значения коэффициента несущей способности TV7
Угол внутреннего трения Коэффициент Ny
<р = 5° 0,186
<р= 10° 0,542
Ф= 15° 1,23
Ф = 20° 2,59
Ф = 25° 5,37
Ф = 30° 11,4
Ф = 35° 25,4
Ф = 40° 61,3
Ф = 45° 166
72.3.4. Особенности расчета уголковой подпорной стенки
На рис. 12.13 приведена расчетная схема для уголковой подпорной стенки.
Рис. 12.13. Расчетная схема уголковой подпорной стенки:
a - широкая ео = 6; б - узкая !'.„<()
На схеме выделяется массив грунта, работающий совместно с уголковой
конструкцией. Для широкой подошвы (рис. 12.13, ci) со стороны засыпки этот
массив ограничивается прямой АВ, наклоненной к вертикали на угол 0 (0 —
662
угол наклона линии скольжения ВС к вертикали). Соответственно, во = 0.
В области пассивного отпора включается в работу зона klm. Угол гр определя-
ется уголковой конструкцией и точкой пересечения поверхности основания с
ее фронтальной гранью. Для неширокой подошвы (рис. 12.13, б) угол 8а также
будет определяться уголковой конструкцией (во < 0).
Расчет выполняется для подпорной стенки, состоящей из уголковой кон-
струкции и зон грунта А'АВВ' и klm (случай «с/»), и зон грунта АВВ' и klm (слу-
чай «б»), В обоих случаях тыловой гранью считается АВ, а фронтальной, вос-
принимающей пассивный отпор — кт.
Для уголковой подпорной стенки обязательно выполняются расчеты
прочности уголковой конструкции. При этом принимаются нагрузки на угол-
ковую конструкцию, показанные на расчетной схеме (рис. 12.14).
Расчетная схема уголковой конструкции представлена вертикальной стен-
кой А'В' и горизонтальной подушкой тВ. Горизонтальная нагрузка дейст-
вует на вертикальную стенку А'В' и представляет собой горизонтальную про-
екцию активного давления грунта оа на условную грань АВ в пределах высоты
стенки h:
=o„cos(e„+5„). (12.32)
Вертикальная нагрузка од: действует на горизонтальную подушку тВ и
представляет собой вертикальную проекцию активного давления грунта оо в
пределах условной грани АВ:
= o„sin(e„ + бо). (12.33)
Вертикальная нагрузка о-/г распределена по закону треугольника в преде-
лах участка горизонтальной подушки В'В и равновелика весу области грунта
А'АВВ', работающем}7 в составе уголковой подпорной стенки.
Равномерно распределенная по участку подушки тВ' вертикальная на-
грузка Оуг принимается равной:
663
=yhp.
(12.34)
Вертикальная нагрузка o/;, действующая по подошве подушки, распреде-
лена по закону трапеции и уравновешивает суммарное действие нагрузок оа,
0(32, Оу2 И
Рис. 12.15. Схема гравитационной
подпорной стенки
Пример 12.1. На рис. 12.15 изображена схема гравитационной подпорной стенки.
Высота стенки h = 16 м, заглубление hp = 4 м. угол наклона задней грани стенки к
вертикали г = 10°, ширина стенки поверху Ьо = 4,5 м. Грунт основания стенки пред-
ставлен твердым тяжелым суглинком с
характеристиками: удельный вес грунта
Уо = 19 кН/м3, угол внутреннего трения
ср0=18°, удельное сцепление сС1 = 31кПа.
Характеристики грунта засыпки (за стен-
кой): удельный вес у =18 кН/м3, угол
внутреннего трения ср = 22°. удельное сце-
пление с = 23 кПа. Трение грунта о стенку
определяется углом 8 = 15° как для задней,
так и для передней грани стенки. Угол
наклона поверхности грунта засыпки (за
стенкой) а = 26,6°, на поверхности засып-
ки действует направленная вертикально
вниз нагрузка q = 30 кПа. Требуется про-
верить устойчивость стенки против сдвига,
опрокидывания и глубокого сдвига.
Рассчитаем величины активного и
пассивного давлений грунта в следующей
последовательности. Определяем коэффициенты активного давления по формулам
(12.2). Вспомогательные величины в указанных формулах равны: щ = 32°. а2 = 73.6°.
ц = 7,98611, q =0,104167, щ= -0,44816, а2 = 0,348572, .-1 =-0,614642, В = 0,42214,
С = 0,339395, //, =0,313998, /Г = 0,280722. Таким образом, коэффициенты активного
давления составят: A/iy = 1,105, Ао? = 1,136, Aac = 3,574.
Согласно (12.1) значения активного давления в верхней и нижней точках задней
грани стенки составят: оа0 = -48,13 кПа, оа/, = 270,2 кПа. Отрицательная величина ак-
тивного давления в уровне верха стенки означает отсутствие предельного состояния и
соответственно давления грунта на стенку на глубину hc = 2,42 м (см. формулу (12.5)).
Угол наклона плоской поверхности скольжения к вертикали согласно (12.16) составит
6 = 48,7°.
Далее рассчитываем по формулам (12.4) и (12.20) значения результирующей силы
активного давления и момента этой силы относительно нижней точки стенки:
1 270 21
= j_-------------16 = 1834 7 ил 1835 ки
а 2 270,2 + 48,13
Ма
J. 270,23
6’(270,2 +48,13)2
•162 = 1834,7 кН-м.
Переходя к пассивному давлению, рассчитаем по формулам (12.13) коэффициен-
ты пассивного давления. Вспомогательные величины в указанных формулах равны:
ai=-18°, a2 = -33°, ц = 0,407895, <?=0, щ = 1,86074, а2 = -0,544639, А =-1,181735,
В = -2,078531, С =2,376931, D\ =7,208656, D2 = 2,596208. Таким образом, коэффици-
енты пассивного давления равны: А^ = 2,777, А^ = 4,188.
664
Далее, по формуле (12.15) определим крайние значения пассивного давления, а
также определим угол наклона к вертикали поверхности скольжения, ограничивающей
призму выпирания: Оро = 129,8 кПа, ора = 340,9 кПа, = 62,9°. Равнодействующая пассив-
ного давления и ее момент относительно нижней точки стенки согласно (12.21) составят:
129 8 + 340 9
Ер = izy,o + 34v,y 4 = 941 4кН^
Мр
2-129,8 + 340,9
6
•41 2 = 1601,3 кН-м.
Получив значения результирующих активного и пассивного давлений, а также их
моменты относительно низа стенки, выполним требуемые проверки. Проверка на ус-
тойчивость стенки против сдвига в плоскости подошвы имеет вид (12.22). Сдвигаю-
щая сила равна:
Fsa =1835-cos (10° + 15°) = 1663 кН.
Вес стенки составит:
G = (4,5 + 4,676) • 16 • 23,5 = 1725 кН.
23,5 кН/м3 * * * * В - удельный вес бетона, (4,5 + 16) tg 10° = 4,676 м - ширина подошвы
стенки.
Удерживающая сила с учетом полученного веса стенки равна:
F^. = [1725 +1835 • sin (10° +15°) + 941,4 • sin (10° -15°)] tgl8° +
+ 941,4-cos(10°-15°) = 1723 кН.
Отношение удерживающих сил к сдвигающим: 1723/1663 = 1,04.
Проверка на устойчивость стенки против опрокидывания имеет вид (12.25). Оп-
рокидывающий момент равен моменту' силы активного давления Msa = 8306 кН-м.
Удерживающий момент включает в себя момент от собственного веса стенки, возни-
кающий за счет приведения его к середине подошвы:
1 /Л £-7£ л 1£ 07 < (4,676 4,676-4,5^ ,
М„ = — (4,676 - 4,5) • 16 • 23,5 • —-------— = -75,561 кН-м,
8 2 Ц 2 3 J
и с учетом этого, согласно (12.26), равен:
=1725-^у^-75,561 + 1601,3 + 1835-4,676-sin(10° + 15°) = 9185,9 кН-м.
Таким образом, отношение удерживающего и сдвигающего моментов равно
9185,9/8306= 1,106.
Проверка против глубокого сдвига выполняется по формуле (12.27). Для этого
определим коэффициенты несущей способности по формулам (12.30): Ny= 1,9311,
Ng = 5,258, Nc = 13,104. Предельная нагрузка, согласно (12.29), составит:
F„ =1 -(19-4,676-1,931 + 19-4-5,258 + 31-13,104) = 4570 кН >FV= 2500 кН.
Таким образом, устойчивость против глубокого сдвига обеспечена.
12.4. Расчет подпорной стенки шпунтового типа
12.4.1. Расчетные схемы подпорной стенки шпунтового типа
Подпорные стенки шпунтового типа относятся к гибким конструкциям.
В подпорной стенке шпунтового типа выделяются два участка по ее высоте
665
(рис. 12.16). Верхний участок АВ тыловой гранью воспринимает давление от
засыпки или грунтового массива. Это силовое воздействие рассчитывается как
активное давление грунта. Со стороны фронтальной грани на этом участке
стенки грунт отсутствует и давление соответственно тоже (рис. 12.16, а).
Рис. 12.16. Расчетные схемы подпорной стенки шпунтового типа
Заглубленная в основание нижняя часть стенки ВС является основным ра-
бочим участком, передающим сдвигающую нагрузку на грунтовый массив ос-
нования. Здесь при определении силового воздействия используются две рас-
четные схемы в зависимости от эксплуатационных требований к подпорной
стенке.
Согласно первой расчетной схеме принимается, что в основании имеет
место состояние предельного равновесия. Стенка поворачивается относитель-
но некоторого центра О. На участках АО (тыловая грань) и ОС (фронтальная
грань) действует активное давление грунта, а на участках ВО (фронтальная
грань) и ОС (тыловая грань) — пассивный отпор грунта (рис. 12.16, б).
Указанные силовые воздействия находятся в статическом равновесии и
позволяют определить внутренние усилия (поперечные силы и моменты) в
любом сечении подпорной стенки. Кроме того, могут быть установлены отно-
сительные деформации подпорной стенки как гибкой конструкции.
Однако перемещения стенки в данной расчетной схеме не определяются,
поскольку решение выполняется в рамках теории предельного равновесия
грунтов. Здесь критерием устойчивости стенки и ее эксплуатационной надеж-
ности является равновесие опрокидывающих и удерживающих сил. дейст-
ву ющих на стенку (с соответствующими коэффициентами условия работ и на-
дежности).
Во второй расчетной схеме рассматривается заделка подпорной стенки в
основание, принятое линейно-деформируемым согласно гипотезе коэффици-
ента постели, линейно увеличивающегося с глубиной (рис. 12.16, в). Гипотеза
коэффициента постели принимается только в отношении горизонтальных пе-
ремещений грунта. В этом случае на некоторой глубине в точке О горизон-
тальные перемещения отсутствуют.
Эпюра бокового давления стенки на грунт ох нелинейна и определяется
согласно решению Урбана. Здесь критерием прочности основания подпорной
стенки является устойчивость грунта в приповерхностной зоне. Кроме того, в
666
рамках второй расчетной схемы определяются абсолютные горизонтальные
перемещения.
12.4.2. Расчет подпорной стенки в стадии предельного
равновесия
Цель расчета заключается в определении необходимой глубины заделки
подпорной стенки в основание и определении внутренних усилий в ее попе-
речных сечениях.
Основой расчета является построение эпюры активного давления на тыло-
вую грань стенки и эпюры пассивного давления на фронтальную грань стенки
до некоторой точки О.
На рис. 12.17 приведена расчетная схема заглубленной подпорной стенки
в неоднородном основании, представленном горизонтальным напластованием
грунтов. На схеме показаны эпюры активного и пассивного давлений грунта.
Каждому геологическому слою отвечает соответствующий участок эпюры тра-
пецеидального очертания.
Рис. 12.17. Эпюры активного и пассивного давлений на заглубленную
подпорную стенку
Положение точки О определяется условием равенства опрокидывающего
и удерживающего моментов относительно этой точки. Данное условие выра-
жается для приведенной схемы следующим выражением:
М =М
опр уд ?
Мопр=Е [н +10 - 2z,'3+ Zi ) + +10 - Zi~' + 2z- ) (12.35)
муд=| <4|н+r0-2z-]3+Zi)+о;[и+r0-Zi 1 +2z--j
667
Работа грунта на участке ОВ представляется условной силой Е'р, прило-
женной в точке О. Величина этой силы составляет:
f , ft f fl
П ГТ . -4- ГТ . n pr
E'P = . (12.36)
k Z 1 z
Глубина погружения стенки At ниже точки О определяется формулой
Построение эпюр внутренних усилий выполняется в соответствии с рас-
пределением давлений по тыловой и фронтальной граням стенки.
Графоаналитический аналог изложенного алгоритма расчета заключается
в следующем. Эпюры активного и пассивного давления суммируются. Сум-
марная эпюра разбивается на расчетные участки и в пределах каждого участка
заменяется сосредоточенной равнодействующей силой. На рис. 12.18 показана
иллюстративная схема подпорной стенки и обозначены для примера шесть
горизонтальных сил, действующих на нее.
Рис. 12.18. Расчетная схема к построению многоугольника сил
и веревочного многоугольника
Далее для этих равнодействующих строится многоугольник сил. Посколь-
ку’ все равнодействующие в данном примере направлены горизонтально, то
указанный многоугольник вырождается в кусочную прямую линию. На схеме
для наглядности силы, действующие в противоположных направлениях, ука-
заны в разных уровнях.
Следующим этапом является построение веревочного многоугольника.
Для этого на многоугольнике сил назначается положение полюса. В данном
примере полюс расположен на одной вертикали с началом силы Е^ на расстоя-
нии г], называемом полюсным расстоянием. Заметим, что как положение по-
люса, так и полюсное расстояние могут назначаться произвольно. Направле-
ния от полюса к точкам сопряжения сил переносятся на схему расположения
668
равнодействующих и образуют веревочный многоугольник. Этот многоуголь-
ник замыкается в точке О, что указывает на равенство опрокидывающих и
удерживающих сил относительно этой точки.
Поскольку положение точки О заранее неизвестно, то в рамках графоана-
литического метода это положение может устанавливаться в процессе по-
строения веревочного многоугольника. Для этого следует выполнить построе-
ние эпюр активного и пассивного давлений с некоторым запасом по глубине.
Сила Е'р определяется как замыкающая силового многоугольника и приклады-
вается в точке О. Заметим, что произведение полюсного расстояния г] на орди-
нату веревочного многоугольника у в линейном масштабе схемы дает величи-
ну изгибающего момента в поперечном сечении стенки (см. рис. 12.18):
^11зг='ПЭ<
12.4.3. Расчет заглубленной подпорной стенки с учетом
упругой заделки в основание
На рис. 12.19, а показана расчет-
ная схема гибкой незаанкеренной
подпорной стенки, заглубленной в
основание, линейно деформируемое
согласно гипотезе коэффициента по-
стели. Активное давление грунта оп,
действующее на верхнюю часть
стенки, приводится к горизонтальной
силе и моменту в уровне поверхно-
сти грунта. В данном случае цель
расчета состоит в определении до-
пустимых по условию местной ус-
тойчивости грунта нагрузок на за-
глубленную часть стенки — горизон-
тальной силы Fh и момента М
(рис. 12.19, б).
Условие устойчивости стенки на действие горизонтальной и моментной
нагрузок имеет вид:
FdM)FdmO ~ Fdh0M ~ ^dmO^h - 0, (12.38)
где
FJm0=^A70. (12.39)
0С8“ осе
Здесь ае = КЬ/{Е1) - коэффициент деформации стенки.
Для условий плоской деформации ширина b принимается равной единице.
Далее момент инерции I принимается для погонного метра поперечного сече-
ния шпунтовой стенки; Е — моду ль упругости материала стенки.
Грунт характеризуется удельным весом у, удельным сцеплением с, утлом
внутреннего трения ф.
Значения Но и Мо даны в табл. 12.3 в зависимости от относительных па-
раметров: r] = ca£/y, d =aed, а также утла внутреннего трения ф.
669
Таблица 12.3
Значения Но и Мо
Т] d
0,5 1.0 1.5 2,0 2.5 3.0 3.5 4,0
при ф = 10°
0 н0 Мо 0,0102 0,0038 0,0403 0,0302 0,0892 0,0985 0,1523 0,2115 0,2165 0,3329 0,2644 0,4117 0,2882 0,4412 0,2954 0,4466
0,5 О ° 0,3205 0,1343 0,6791 0,5659 1,0742 1,3333 1,5017 2,4476 1,94 3,7696 2.322 4,8466 2,5601 5,3424 2,6522 5,4493
1,0 О ° 0,6218 0,2614 1,282 1,0743 1,9815 2,4796 2,7185 4,4846 3,4702 6,8689 4,1372 8,8496 4,565 9,7782 4,7349 9,981
1,5 ^1^1 о о 0,9229 0,3886 1,8844 1,5825 2,8866 3,6238 3,9309 6,5153 4,9924 9,9566 5,9416 12,836 6,558 14,197 6,8056 14,496
2,0 Но Л/о 1,2239 0,5155 2,4863 2,0902 3,7913 4,7672 5,1417 8,544 6,5124 13,04 7,7428 16,818 8,5472 18,611 8,8725 19,006
2,5 О о 1^ 1,5248 0,6425 3,0882 2,598 4,6955 5,9106 6,3522 10,572 8,0312 16,122 9,5424 20,799 10,535 23,023 10,937 23,515
3,0 ^1^31 О ° 1,8257 0,7695 3,6902 3,1058 5,5995 7,054 7,562 12,599 9,5496 19,203 11,341 24,779 12,521 27,435 13,001 28,022
3,5 о о 1^1^ 2,1266 0,8965 4,2921 3,6136 6,5035 8.1972 8,7719 14.627 11,067 22,285 13,139 28,757 14.508 31,846 15,065 32,5282
4,0 Ио л/0 2,4275 1,0235 4,894 4,1214 7,4075 9,34 9,9817 16,654 12,585 25,366 14,938 32,735 16,493 36,255 17,129 37,0344
при ф = 20°
0 О о 1^ 0,0221 0,0083 0,0871 0,0653 0,193 0,2131 0,3294 0,4576 0,4684 0,7201 0,5719 0,8907 0,6234 0,9545 0,6391 0,9662
0,5 О о 1^1^ 0,3572 0,1488 0,7935 0,6546 1,3033 1,5966 1,8735 2,9982 2,4607 4,6512 2 9595 5,9602 3,2588 6,546 3,3704 6,6703
1,0 О О 1^1^ 0,673 0,282 1,4283 1.1898 2,2626 2,807 3,1664 5.1573 4,0931 7,9451 4,9 10,213 5,4023 11,257 5,5963 11,482
1,5 Но з/0 0,9888 0,4152 2.0606 1,7228 3,2149 4,0099 4,4444 7,296 5,7015 11,2 6,8089 14,418 7,5105 15,916 7,7861 16,241
2,0 йо л/0 1,3047 0,5485 2,6923 2,2557 4,1647 5,21 5,7177 9,4281 7,3018 14,443 8,7068 18,607 9,6067 20,558 9,9639 20,983
2,5 о О 1^1^ 1,6205 0,6817 3,324 2,7886 5,1137 6,4099 6,9889 11,556 8,8986 17,681 10,599 22,787 11,697 25,191 12,136 25,718
3,0 ^1^1 О о 1,9358 0,8149 3,9549 3,3208 6,0619 7,6085 8.2591 13,685 10,493 20,916 12,489 26,964 13,785 29,821 14,304 30,449
3,5 о О 2,2512 0,948 4,5858 3,853 7,0101 8,8068 9,5284 15,811 12,086 24,148 14,378 31,139 15,87 34,449 16,471 35,177
4,0 Но -1/о 2,5666 1,0811 5,2166 4,3852 7,9583 10,005 10,797 17,937 13,679 27,38 16,265 35,313 17,955 39,075 18,637 39,9032
670
Окончание табл. 12.3
Т] d
0,5 1.0 1.5 2.0 2.5 3.0 3.5 4,0
при ф = 30°
0 О О 0,038 0,0143 0,1499 0,1123 0,3322 0,3668 0,567 0,7875 0,8063 1,2395 0,9844 1,5331 1,0729 1,6428 1Д 1,6629
0,5 О о 0,4129 0,171 0,9576 0,7835 1,6216 1,9661 2,3809 3,7566 3,1634 5,8556 3,8161 7,4813 4,1976 8,1947 4,3363 8,3433
1,0 ^1^41 О О 0,7566 0,3158 1,6515 1,3678 2,6763 3 2944 3,81 6,1367 4,9761 9,4972 5,9755 12,185 6,5828 13,399 6,8121 13,658
1,5 ^1^1 о о 1,0993 0,4604 2,3399 1,9478 3.7157 4,6056 5.2095 8,475 6,7423 13,062 8,0747 16,79 8,9012 18,5 9,2197 18,868
2,0 Но и0 1.442 0,605 3,0267 2,5265 4,75 5,9119 6,5988 10,798 8,4916 16,601 10,151 21,36 11,195 23,564 11,602 24,041
2,5 Не л/0 1,7846 0,7496 3,7121 3,1048 5,7823 7,2163 7,9832 13,116 10,232 20,128 12,216 25,914 13,476 28,611 13,972 29,197
3,0 О о 2,1273 0,8941 4,3975 3,683 6,8127 8,5182 9,365 15,429 11,969 23,647 14,276 30,459 15,751 33,647 16,335 34,343
3,5 О О 2,47 1,0387 5,083 4,2612 7,843 9,8202 10,745 17,74 13 703 27,162 16,332 34,998 18,021 38,677 18,694 39,483
4,0 О ° 2,8126 1,1833 5,7684 4,8394 8,8724 11,122 12,124 20,05 15,435 30,674 18,384 39,533 20,289 43,705 21,05 44,619
при ф = 40°
0 Яо л/0 0,0625 0,0235 0,2463 0,1846 0,5458 0,6026 0,9316 1,294 1,3248 2,0365 1,6174 2,519 1,7629 2,6992 1,8073 2,7323
0,5 О о 0,5014 0,2063 1,2112 0,9832 2,108 2,5323 3,1506 4,9102 4,2247 7,6805 5,1078 9,7867 5,6129 10,694 5,7929 10,882
1,0 о о 0,8917 0,3708 2,0043 1,6499 3.3219 4,0572 4,8056 7.6581 6,3341 11,898 7,6254 15,233 8,3937 16,717 8,678 17,03
1,5 О о 1,2793 0,5342 2,7864 2,3085 4,5073 5,5513 6,4085 10,33 8,3635 15,982 10,041 20,508 11,062 22,557 11,448 22,994
2,0 1,6667 0,6976 3,5647 2,9642 5 6832 7,0346 7,9923 12,975 10,362 20,017 12 417 25,718 13,686 28,328 14,173 28,889
2,5 О о 1^ 2,0541 0,8611 4,3417 3,6195 6,8541 8,5137 9,5659 15,607 12,345 24,026 14 772 30,897 16,287 34,065 16.875 34,749
3,0 ^1 О о 2,4415 1,0245 5,1175 4,2732 8,0223 9,9887 11,134 18,231 14,32 28,022 17,115 36,058 18875 39,783 19,563 40,589
3,5 о ° 2,8289 1,1879 5,8924 4,9269 9,1895 11,463 12,699 20,852 16,288 32,009 19,45 41,206 21,455 45,488 22,243 46,419
4,0 ^1 О О 3,2163 1,3514 6,6673 5,5806 10,354 12,935 14,262 23.467 18,253 35.99 21,781 46,346 24,029 51,184 24,917 52,240
671
Рис. 12.20. Области допустимых
(ниже линии) и недопустимых
(выше линии) значений М и Fh
Таким образом, из неравенства (12.38)
устанавливаются допустимые значения М и F^.
Заметим, что эти величины взаимосвяза-
ны. Качественно эта взаимосвязь показана на
рис. 12.20.
Эпюры внутренних усилий на заглублен-
ном участке стенки, а также перемещения
сечений стенки определяются по обобщенной
методике К.С. Завриева, принятой в норма-
тивных документах при расчете свайных
фундаментов [5. 6].
Пример 12.2. На рис. 12.21 показана схема заглубленной подпорной стенки,
удерживающей борта котлована от обрушения; здесь же дан геологический разрез.
Рис. 12.21. Схема к расчету' подпорной стенки шпунтового типа
Характеристики ИГЭ и мощности их слоев приведены в таблице.
Характеристики грунтов
№ИГЭ у, кН/м3 с, кПа /г, м
1 2 3 18 19 20 32 26 20 0 5 35 3 6
Глубина котлована 9 м. Требуется определить необходимую глубину заглубления
удерживающей стенки по первой и второй расчетным схемам.
Первая схема. Допустим, что после нескольких попыток принята глубина погру-
жения стенки ниже дна котлована на 5,82 м. Построим эпюры активного и пассивного
давлений по формулам (12.1) и (12.12). Полученные эпюры с указанием характерных
ординат показаны на рис. 12.22.
Согласно (12.3) и (12.14) величины равнодействующих сил активного и пассивно-
го давлений равны Еа = 607,64 кН и Ер = 1272,69 кН По формулам (12.36) и (12.37)
рассчитаем разность результирующих сил активного и пассивного давлений и допол-
нительную глубину погружения стенки ниже точки О: Е'р = 665,06 кН и А/= 1,35 м.
Таким образом, суммарная глубина погружения стенки составит 5,82 + J ,35 = 7,17 м.
672
Этот же результат можно получить графоаналитическим методом - построением
многоугольника сил и веревочного многоугольника. Для этого разобьем стенку на
участки, как показано на рис. 12.23, а. Многоугольник сил, вырожденный в кусочную
прямую линию, для наглядности показан в двух близлежащих уровнях, на которых
изображены векторы, направленные в противоположные стороны. В соответствии с
методикой, изложенной ранее, выбираем положение полюса (над точкой начала векто-
ра /j), полюсное расстояние (назначенное произвольным образом, 1] = 200 кН) и со-
единяем полюс с концами векторов отрезками (рис. 12.23, б). Затем на рис. 12.23, а
параллельным переносом этих линий определяем веревочный многоугольник АВС (см.
рис. 12.23, б).
Рис. 12.23. К построению веревочного многоугольника сил
673
Рис. 12.24. К расчету шпунтовой
стенки по второй схеме
Вторая схема. Согласно второй схеме стен-
ка ниже дна котлована работает как защемленная
в упругом полупространстве, воспринимая на-
грузку от активного давления грунта, располо-
женного выше дна котлована, т.е. Е = 247 кН,
Л/= 708 кН-м (рис. 12.24).
По формулам (12.39) рассчитываем FM) и
FdM. Для этого при расчетной ширине подпор-
ной стенки b = 1 м (плоская задача) рассчитаем
ее и либную жесткость El = 1279 800 кН-м2 (Е =
= 30-106кПа, 7 = 0,04266 м4 при толщине стенки
0.8 м), после чего (с учетом заданного для ИГЭ
№ 3 коэффициента пропорциональности грунта
К = 12 000 кН-м4) коэффициент деформации стен-
ки составит а8 = 0,393 м-1. Далее вычисляем при-
веденную глубину погружения стенки d = 2,5 (здесь глубина погружения стенки в
грунт принята равной 6,36 м) и относительный параметр г] = 0,687. В зависимости
от d и г] выбираем из табл. 12.3 значения величин Нс и 3/0 для угла внутреннего
трения ср = 20°: Но = 3,07, Л/о = 5,88. Тогда по указанным выше формулам = 396 кН
и Fjmo = 1934 кН-м. Эти точки определяют границу допустимых значений горизон-
тальной силы и момента в уровне дна котлована (рис. 12.25).
Рис. 12.25. К определению допустимых значений горизонтальной
силы и момента
Нанеся на график полученные ранее значения Е = 247 кН и М= 708 кН-м, делаем
вывод о достаточности принятого решения для работы стенки на период эксплуатации.
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ ПО ГЛАВЕ 12
1 Ананьев А.А. Расчет массивной (гравитационной) подпорной стены. - СПб.:
СПбГАСУ, 2006. - 69 с.
2. Клейн Г.К. Строительная механика сыпучих тел. - М.: Госстройиздат. 1956. - 252 с.
3. Королев К.В.. Полянкин А.Г. Расчет несущей способности сваи на горизонтальную
и моментную нагрузки // Вестник СГУПС. - Новосибирск: СГУПС, 2010.
4. Караулов А.М , Королев К.В. К вопросу' определения предельного давления грунта
на подпорные стенки // Основания и фундаменты, механика грунтов. — 2015. — № 4.
- С. 2-5.
5. СНиП 2.02.03-85. Свайные фундаменты. -М.. 2011.
6. СП 22.13330.2011. Основания зданий и сооружений. Актуализированная редакция
СНиП 2.02.01-83*. -М., 2011. - 161 С.
674
Р.А. Мангушев, В.А. Ильичев, Н.С. Никифорова, Д.А. Сапин
Глава 13
УСТРОЙСТВО И ПРОЕКТИРОВАНИЕ КОТЛОВАНОВ
13.1. Основные технологические и конструктивные методы
устройства котлованов
Проектирование котлованов начинается с составления заказчиком техни-
ческого задания на инженерно-геологические изыскания площадки, в котором
указываются состав и объемы полевых и лабораторных исследований грунтов.
В случае необходимости выполняется геотехническое обоснование устройства
котлована с учетом реальной геотехнической ситуации на площадке строи-
тельства силами специализированной организации.
В проекте разрабатываются основные конструктивные решения и ПОС
(проект организации строительства). В проектной документации предусматри-
вается привязка котлована к схеме планировочной организации земельного
участка с указанием его основных геометрических размеров, осей, абсолют-
ных и относительных отметок дна и бровки. Кроме того, указываются поэтап-
ные технологические схемы откопки котлована, рекомендуемые мероприятия
по предотвращению нарушения природной структуры грунтов при производ-
стве работ, понижении уровня подземных вод, разрабатываются мероприятия
по защите фундаментов соседней застройки, от дополнительных деформаций и
т.д. Строительным подрядчиком разрабатывается проект производства работ
(ПНР) и осуществляется его реализация.
С целью безопасного ведения работ в открытых котлованах необходимо
обеспечить устойчивость его откосов. Для этого откосам котлованов придают-
ся соответствующие уклоны или применяются специальные ограждения и рас-
крепления. Выбор тех или иных мероприятий зависит от глубины котлована,
особенностей напластования грунтов, уровня подземных вод, технологических
схем производства работ, расстояния до футщаментов зданий и сооружений,
попадающих в зону влияния от нового строительства.
13.1.1. Котлованы с естественными и закрепленными
откосами
При разработке котлованов глубиной до 5 м в маловлажных грунтах с
Sr < 0,5, а также при строительстве на свободных площадках, удаленных от
соседних зданий и сооружений, допускается ведение земляных работ с устрой-
ством его бортов в виде свободных откосов без специальных креплений.
Полускальные грунты, глинистые грунты твердой, полутвердой, тутопла-
стичной и даже мягкопластичной консистенции способны держать вертикаль-
ный откос в пределах некоторой глубины. В этих случаях борта котлованов
допускается выполнять вертикальными. При работе в котлованах со связными
грунтами устройство фундаментов и другие работы нулевого цикла следует
производить как можно быстрее, поскольку увлажнение грунтов атмосферны-
ми или подземными водами может значительно уменьшить силы сцепления и
привести к обрушению вертикального откоса.
675
Без специальных расчетов наибольшая допустимая крутизна откосов при
откопке котлованов глубиной до 5 м может быть принята по табл. 13.1 (по
СНиП 12-04-2002).
Таблица 13.1
Допустимая наибольшая крутизна откосов выемок глубиной Н, м
№ п/п Вид грунта Крутизна откоса (отношение его высоты к заложению) при глубине выемки, м, не более
1,5 3,0 5,0
1 Насыпные неслежавшиеся 1:0,67 1:1 1:1,25
2 Песчаные 1:0,5 1:1 1:1
3 Супесь 1:0,25 1:0,67 1:0,85
4 Суглинок 1:0 1:0,5 1:0,75
5 Глина 1:0 1:0,25 1:0,5
6 Лессовые 1:0 1:0,5 1:0,5
Примечания:
1. При напластовании различных видов грунта крутизну откосов назначают по наименее
устойчивому виду от обрушения откоса.
2. К неслежавшимся насыпным относятся грунты с давностью отсыпки до двух лет для
песчаных; до пяти лет — для пылевато-глинистых грунтов.
13.1.2. Основные типы шпунтовых ограждений
Устойчивость откоса котлована считается обеспеченной, если выполняет-
ся условие
kst>kstn, (13 1)
где kst - коэффициент устойчивости откоса или склона; кх, „ - нормативный коэффици-
ент устойчивости, задаваемый в проекте. Как правило, его значение находится в пре-
делах 1,1...1,3.
Для определения устойчивости откосов применяются аналитические, гра-
фические, графоаналитические и численные методы расчетов, приведенные в
гл. 11 и 18.
Иногда разработку котлована можно вести путем поэтапного закрепления
откосов с помощью механизированного нанесения цементного раствора на
поверхность грунта с закрепленной металлической арматурной сеткой и ан-
керным креплением.
На рис. 13.1 приведена схема поэтапного укрепления откоса с помощью
этой технологии.
В случае невозможности вскрытия котлованов с устройством свободных
откосов применяются специальные ограждения различного рода.
Шпунтовые ограждения представляют собой тонкие подпорные стенки,
устойчивость которых обеспечивается глубокой заделкой в грунт. В сравни-
тельно неглубоких котлованах (до 4 м) устойчивость шпунтового ряда обеспе-
чивается за счет его защемления ниже дна котлована. В глубоких котлованах
шпунтовую стенку необходимо раскрепить с помощью анкеров, распорок или
другими способами (рис. 13.2).
676
Рис 13.1. Процесс поэтапной разработки котлована и укрепления откоса
Рис. 13.2 Схемы крепления шпунтовых стенок:
а - анкерное крепление; б - распорное крепление; 1 - тяга анкера; 2 - корень анкера;
3 - шпунтовая стенка; 4 - стойка для промежуточного опирания распорок; 5 - распорки
В настоящее время шпунтовые ограждения устраиваются из деревянных,
металлических, железобетонных и пластиковых элементов как плоской, так и
сложной формы из различных профилей, которые погружаются в грунт забив-
кой, вибропогружением, статическим вдавливанием и т.д.
Деревянный шпунт применяется для крепления малых котлованов или
траншей глубиной и шириной в плане до 2...3 м (рис. 13.3).
Рис. 13.3. Шпунтовый ряд из деревянных досок
677
Рис. 13.4. Схема замков шпунтовых
профилей со специальными гермети-
Деревянные шпунтины изготовляют из брусков или досок, выбирая паз и
гребень. Реже делают составными, сбитыми из досок на гвоздях.
Забитые деревянные шпунтовые ограждения достаточно сложно извлечь
обратно из грунта без значительных повреждений, т.е. повторное использова-
ние деревянных шпунтин практически исключено.
Металлический шпунт из стальных шпунтовых профилей можно много-
кратно забивать и извлекать из грунта. Он удобен для транспортировки и бо-
лее рентабелен, чем деревянный шпунт. Важным достоинством стального
шпунта является не только способность
воспринимать боковое давление грунта,
но и являться водопроницаемой конст-
рукцией, препятствующей фильтрации
воды через сечение ограждения.
Благодаря качественно выполнен-
ным замковым соединениям у шпунто-
вых профилей, а также эффекту заили-
вания замков шпунтовые ограждения
при устройстве становятся практически
водонепроницаемыми. В сложных гид-
рогеологических условиях или при уст-
ройстве ограждений в водоемах замки
шпунтовых профилей обрабатываются
специальными герметиками, обеспечива-
ющими водонепроницаемость огражде-
ний. На рис. 13.4 приведены схемы зам-
ков шпунтовых профилей, обработан-
ных специальными герметиками (СТО
«КАРСТ» 48937526-001-2012)
Отечественная промышленность вы-
пускает стальной шпунт четырех раз-
личных профилей: плоский, корытный
(типа «Ларсен») и полукруглый. Из них
могут составляться самые различные
профили ограждающих конструкций кот-
лована. Тип шпунта выбирают в основном в зависимости от глубины ограж-
даемого котлована: чем глубже он, тем больше должен быть момент сопротив-
ления сечения шпунта.
Плоские шпунтовые элементы (рис. 13.5, а) как правило, используют доя
котлованов глубиной до 4 м. Для больших глубин в инженерной практике
наибольшее распространение получили стальные профили U-, Z-, Н-образного
поперечного сечения. В некоторых случаях используются шпунтовые сваи
сложной формы, шпунт в виде половинки и целой трубы. Стальные профили
снабжены замковыми захватами по краям, что позволяет фиксировать один
элемент относительно другого в вертикальном положении.
Основными марками шпунта, представленными на рынке, являются «Лар-
сен», «Арселор» (Люксембург) и др.
В табл. 13.2 приведены свойства стали для шпунта «Арселор» (Arcelor).
678
Рис. 13.5. Варианты поперечного сечения стального шпунта:
а - Z-образный; б - U-образный; в - плоский
Таблица 13.2
Свойства стали шпунтов «Арселор»
Марка стали Временнное сопротивление Предел текучести Минимальное удлинение
Н/мм2 Н/мм2 %
S 240 GP 340 240 26
S 270 GP 410 270 24
S 320 GP 440 320 23
S 355 GP 480 355 22
S 390 GP 490 390 20
S 430 GP 510 430 19
Высококачественая сталь для сварки
S 460 АР 550 460 17
В отечественной практике при глубине котлованов до 4 м применение шпун-
та корытного профиля, заглубленного ниже дна котлована, может обеспечить
устойчивость стены без ее дополнительного раскрепления (консольная стенка).
Ниже приведены геометрические параметры основных марок металличе-
ских профилей шпунтовых ограждений, наиболее часто применяемых в строи-
тельстве, как отечественных, так и зарубежных (табл. 13.3... 13.7).
679
Таблица 13.3
Свойства стали
Класс прочности Предел текучести Временное сопротивление Относительное удлинение Класс по EN 10248-1
Н/мм2 Н/мм2 %
235 235 370 25 —
С255 255 380 25 —
С285 285 400 24 —
240 240 340 26 S 240 GP
270 270 410 24 S 270 GP
320 320 440 23 S 320 GP
Таблица 13.4
Шпунт Ларсена
Параметры шпунта типа «Ларсен» корытного
профиля (по ТУ 14-2-879-89)
Профиль Ь h 5 Площадь сечения Масса 1 м Момент инерции Момент сопротивления
ММ ММ ММ 2 СМ кг/м 4 см см3
Л4 436 204 14,8 94,2 74 37 837 2200
Л5 466 196 21 127,4 100 50 940 2960
Л5УМ 549 238 23 145 114 76 430 3555
Плоский шпунт
t
Таблица 13.5
Параметры шпунта «Арселор» плоского профиля
Профиль Номинальная ширина Толщина стенки Площадь сечения оди- ночной сваи Масса 1 м одиночной сваи Масса 1 м2 стенки Момент сопротивле- ния Момент инерции
b, мм /, мм 2 СМ кг/м кг/м2 W, см3 I, см4
AS 500-9,5 500 9,5 81,6 64 128 37 170
AS 500-11,0 500 11 90 70,6 141 49 186
AS 500-12,0 500 12 94,6 74,3 149 51 196
AS 500-12,5 500 12,5 97,2 76,3 153 51 201
AS 500-12,7 500 12,7 98,2 77,1 154 52 204
680
Все профили плоского шпунта связаны друг с другом замковыми соедине-
ниями. Прочность замкового соединения - до 5500 кН/м.
Шпунтовые сваи «Арселор»
коробчатого профиля
Таблица 13.6
Параметры шпунта «Арселор» коробчатого профиля
b h е а ная свая гая свая ая свая 5 § & Ё Я о сЗ мент рции мент явления
Профиль ~ и д О зЯ зК Я О о g « е- о 1 1 1 Q о р Й 8 1 о о к 1 & о
ММ ММ мм мм C<j 2 СМ кг/м 4 СМ см3
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
750 408 10,0 8,3 S 99,2 77,9 6590 456
AU 14 — — — — D 198,5 155,8 43 060 2110
— — — — Т 297,7 233,7 59 610 2410
— — — — 1 м стены 132,3 103,8 28 710 1410
750 411 11,5 9,3 S 109,9 86,3 7110 481
AU 16 — — — — D 219,7 172,5 49 280 2400
— — — — Т 329,6 258,7 68 080 2750
— — — — 1 метены 146,5 115 32 850 1600
750 412 10.0 9,7 S 113,4 89 7270 488
AU17 — — — — D 226,9 178,1 51400 2495
— — — — Т 340,3 267,2 70 960 2855
— — — — 1 метены 151,2 118,7 34 270 1665
750 441 10,5 9,1 S 112,7 88,5 8760 554
AU18 — — — — D 225,5 177 58 950 2670
— — — — Т 338,2 265,5 81 520 3065
— — — — 1 м стены 150,3 118 39 300 1780
750 444 12.0 10.0 S 123,4 96,9 9380 579
AU20 — — — — D 246,9 193,8 66 660 3000
— — — — Т 370,3 290,7 92 010 3425
— — — — 1 метены 164,6 129,2 44 440 2000
750 445 12,5 10,3 S 127 99 7 9580 588
AU21 — — — — D 253,9 199,3 69 270 3110
— — — — Т 380,9 299 95 560 3545
— — — — 1 метены 169,3 132,9 46 180 2075
750 447 13,0 9,5 S 130,1 102,1 9830 579
AU23 — — — — D 260,1 204,2 76 050 3405
— — — — Т 390,2 306,3 104 680 3840
— — — — 1 метены 173,4 136,1 50 700 2270
681
Окончание табл. 13.6
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
750 450 14,5 10.2 s 140,6 110,4 10 390 601
AU 25 — — — — D 281,3 220,8 84 370 3750
— — — — T 422 331,3 115 950 4215
— — — — 1 м стены 187,5 147,2 56 240 2500
750 451 15,0 10,5 S 144,2 113,2 10 580 608
AU 26 — — — — D 288,4 226,4 87220 3870
— — — — T 432,6 339,6 119810 4340
— — — — 1 м стены 192,2 150,9 58 140 2580
600 226 7,5 6,4 S 58,1 45,6 1320 150
PU6 — — — — D 116,2 91,2 8130 720
— — — — T 174,3 136,8 11 280 830
— — — — 1 м стены 97 76 6780 600
600 280 8,0 80 S 69 5 54,5 2380 234
PU8 — — — — D 139 109,1 13 940 1000
— — — — T 208,5 163,6 19 380 1160
— — — — 1 м стены 116 90,9 11 620 830
600 360 9,8 9,0 S 84,2 66,1 4500 370
PU 12 — — — — D 168,4 132,2 25 920 1440
— — — — T 252,6 198,3 36 060 1690
— — — — 1 м стены 140 110,1 21600 1200
600 360 10,0 10,0 S 88,7 69,6 4600 377
PU12 — — — — D 177,3 139,2 27 100 1505
10/10 — — — — T 266 208,8 37670 1765
— — — — 1 м стены 147,8 116 22 580 1255
600 430 11,2 9,0 S 98 76,9 7220 484
PU18 — — — — D 196 153,8 46 380 2160
— — — — T 294 230,7 64 240 2495
— — — — 1 м стены 163,3 128,2 38 650 1800
600 430 12,4 10,0 S 109,7 86.1 8740 546
— — — — D 219,5 172,3 59 360 2640
I'LJ ZZ — — — — T 329,2 258,4 82 060 3025
— — — — 1 м стены 182,9 143,6 49 460 2200
600 452 14,2 10,0 S 119,2 93,6 9540 577
PU25 — — — — D 238,5 187,2 67 790 3000
— — — — T 357,8 280,9 93 560 3420
— — — — 1 м стены 199 156 56 490 2500
600 452 19,5 11 0 S 145,4 114,1 10 950 633
PU32 — — — — D 290,8 228,3 86 790 3840
— — — — T 436,2 342,4 119 370 4330
— — — — 1 м стены 242 190,2 72 320 3200
500 400 14,1 10,0 S 100,5 78,9 6710 485
L3 S — — — — D 201 157,8 40 010 2000
— — — — T 301,5 236,7 55 580 2330
— — — — 1 м стены 201 157,8 40 010 2000
500 440 15,5 10,0 S 109,8 86,2 8650 560
L4S — — — — D 219,6 172,4 55 010 2500
— — — — T 329,4 258,6 76 230 2890
— — — — 1 м стены 219 172,4 55 010 2500
682
Шпунтовые сваи «Арселор»
зетового профиля
Таблица 13.7
Параметры шпунта «Арселор» зетового профиля
Профиль S - одиночная свая D - двойная свая b h е а Площадь сечения Масса 1 м Момент инерции Момент сопротивления
ММ мм мм мм 2 СМ кг/м 4 см см3
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
S 670 302 8,5 8,5 84,2 66,1 12 160 805
AZ 12 D — — — — 168,4 132,2 24 320 1610
1 метены — — — — 125,7 98,7 18 140 1200
S 670 303 9,5 9,5 91,7 72,0 13 200 870
AZ 13 D — — — — 183 4 144,0 26 400 1740
1 метены — — — — 136,9 107,5 19 700 1300
S 670 304 10,5 10,5 99,7 78,3 14 270 939
AZ 14 D — — — — 199,4 156,6 28 540 1880
1 метены — — — — 148,9 116,9 21 300 1400
S 630 379 8,5 8,5 87,1 68,4 19 900 1050
AZ 17 D — — — — 174,2 136,8 39 800 2100
1 метены — — — — 138,3 108,6 31 580 1665
S 630 380 9,5 9,5 94,8 74,4 21 540 1135
AZ 18 D — — — — 189,6 148,8 43 080 2270
1 м стены — — — — 150,4 118,1 34 200 1800
S 630 381 10,5 10,5 103,2 81,0 23 300 1223
AZ 19 D — — — — 206,4 162,0 46 600 2445
1 метены — — — — 163,8 128,6 36 980 1940
S 630 426 12 0 11,2 116,6 91,5 32 910 1545
AZ25 D — — — — 233,2 183,0 65 820 3090
1 метены — — — — 185,0 145,2 52 250 2455
S 630 427 13,0 12,2 124,6 97,8 34 970 1640
AZ26 D — — — — 249,2 195,6 69 940 3280
1 метены — — — — 198,0 155,2 55 510 2600
S 630 428 14,0 13,2 133,0 104,4 37130 1735
AZ28 D — — — — 266,0 208,8 74 260 3470
1 метены — — — — 211,1 165,7 58 940 2755
S 630 459 17,0 13,0 147,1 115,5 49 580 2160
AZ34 D — — — — 294,2 231 99 160 4320
1 метены — — — — 233,5 183,3 78 700 3430
683
Окончание табл. 13.7
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
S 630 460 180 14,0 155,7 122,2 52 160 2270
AZ 36 D — — — — 311,4 244,4 104 320 4540
1 м стены — — — — 247,1 194 82 800 3600
5 630 461 19,0 15,0 164,5 129,1 54 860 2380
AZ38 D — — — — 329 258,2 109 720 4760
1 м стены — — — — 261 204,9 87 080 3780
5 580 481 18.0 14,0 168,9 132,6 64 060 2665
AZ 46 D — — — — 337,8 265,2 128 120 5330
1 м стены — — — — 291.2 228.6 110 450 4595
5 580 482 19,0 15,0 177,8 139,6 67 090 2785
AZ48 D — — — — 355,6 279,2 134 180 5570
1 м стены — — — — 306,5 240,6 115 670 4800
5 580 483 20,0 16,0 186,9 146,7 70 215 2910
AZ50 D — — — — 373,8 293,4 140 430 5815
1 м стены — — — — 322,2 252,9 121 060 5015
5 700 499 17,0 12,2 158 124,2 64 680 2590
AZ 37-700 D — — — — 316,4 248,4 129 350 5185
1 м стены — — — — 226 177,4 92 400 3705
5 700 500 180 13,2 168 131,9 68 250 2730
AZ 39-700 D — — — — 336 263,7 136 500 5460
1 м стены — — — — 240 188.4 97 500 3900
5 700 501 19,0 14,2 177,8 131,9 71 830 2865
AZ 41-700 D — — — — 355,5 279.1 143 650 5735
1 м стены — — — — 254 199,4 102 610 4095
Использование шпунта полукруглого профиля с замками позволяет созда-
вать большой набор конструкций с необходимым высоким моментом сопро-
тивления (рис. 13.6).
Рис. 13.6. Конструкции шпунтового ограждения из шпунта полукруглого профиля:
а — арочные; б — комбинированные; в — синусоидальные; г — трубные
Дуговой профиль позволяет получить наибольший момент сопротивления
погонного метра шпунтового ряда на единицу массы по сравнению с корыто-
684
образным и зетовым профилем. Технические характеристики сварных шпун-
товых свай из элементов полукруглого профиля (тип 01) приведены на
рис. 13.7 и в табл. 13.8.
Рис. 13.7. Схема шпунтовой сваи полукруглого профиля
Таблица 13.8
Технические параметры сварных шпунтовых свай из элементов
полукруглого профиля*
Профиль А, мм /, мм 0/7, мм D, мм tly мм Площадь сечения, см2
F3810 1011 9 28 60 12 162
F9214 1404 16 28 60 12 371
Окончание табл. 13.8
Профиль Wx, см3 7х, см4 Удельная масса, кг И'х, см3
1 п. м стенки 1 п. м стенки 1 п. м сваи 1 кв. м стенки
F3810 3811 20 3140 127 126
F9214 9208 67 4924 291 207
Благодаря применению пазово-гребневых замков можно создавать конст-
рукции, закругленные по требуемому радиусу, а также замкнутые контуры. За
счет применения сварных работ шпунтовые сваи можно изготавливать прак-
тически любого сечения, в том числе и переменного по длине. Это позволяет
также уменьшать металлоемкость конструкции до 50% с сохранением требуе-
мого момента сопротивления.
Конструкции из железобетонных шпунтин применяют главным образом в
сооружениях по укреплению берегов водоемов и при строительстве мостов. В
плане железобетонные шпунтовые сваи имеют прямоугольную форму с трапе-
циевидными пазом и гребнем. Длина таких свай обычно не превышает 15 м.
При большей длине во время их транспортирования и монтажа могут образо-
ваться трещины.
* Сваи из элементов полукруглого профиля производства ПО «Берегсталь».
685
Ограничением для использования шпунтового ограждения является слож-
ность или невозможность его погружения в гравелистые, скальные, полу-
скальные грунты или плотные и прочные глинистые грунты с включениями
гравия, гальки, валунов.
13.1.3. Удерживающие бермы, разгрузочные траншеи
В случае, когда глл бина котлована велика или площадка сложена слабыми
грунтами, возникает необходимость в раскреплении ограждающих конструк-
ций котлованов. Наиболее экономичным способом раскрепления является уст-
ройство земляных берм. Берма - специально оставленная неразработанная
часть грунта, увеличивающая пассивное давление отпора грунта со стороны
котлована. Устройство берм является самым простым способом повышения
устойчивости и деформативности ограждения котлована, но при этом наиме-
нее эффективным из-за подвижек грунта берм (рис. 13.8).
Еще одним способом устройства консольного ограждения котлована без
специальных элементов раскрепления может быть устройство разгрузочных
траншей со стороны бровки котлована. Устройство разгрузочных траншей
уменьшает активное давление грунта на ограждение, а также уменьшает сво-
бодную незакрепленную длину шпунтового ограждения. На рис. 13.9 пред-
ставлена схема устройства консольного ограждения котлована с помощью раз-
грузочных траншей.
Рис. 13.8. Схема устройства
консольного ограждения котлована
путем устройства внутри котлована
удерживающих грунтовых берм
Рис. 13.9. Схема устройства
консольного ограждения котлована
с помощью разгрузочных траншей
13.1.4. Распорные, подкосные и анкерные крепления
шпунтовых ограждений
По характеру раскрепления шпунтовых ограждений с помощью специаль-
ных элементов они условно подразделяются на распорные, подкосные и ан-
керные (рис. 13.10).
При неглубоких (до 4 м) и узких по ширине (до 2 м) котлованах (транше-
ях) применяются простейшие крепления. Данный вид креплений состоит из
щитов и инвентарных распорок, которые, упираясь в вертикально или гори-
зонтально расположенные доски или щиты, предотвращают от обрушения
686
стены траншей. Обычно применяются инвентарные щиты из водостойкой фа-
неры, металла, досок. Распорки, как правило, выполняются металлическими
винтовыми (рис. 13.10, а). При устройстве широких котлованов приходится
создавать сложную пространственную конструкцию из распорок и стоек для
их промежуточного раскрепления (рис. 13.11, б). В песчаных грунтах стенка
крепления выполняется сплошной, а в связных гру нтах возможны промежутки
между досками или щитами.
Рис. 13.10. Виды креплений шпунтовых ограждений:
а - распорное; б - подкосное; в - анкерное
Рис. 13.11 Распорные крепления бортов траншеи:
1 - упорная доска; 2 - инвентарная распорка: 3 - сплошное крепление
котлована; 4 - распорка; 5 - стойка для промежуточного опирания
687
В ряде случаев для поддержания стен глубоких и больших в плане котло-
ванов применяют закладные крепления. Они состоят из вертикальных сталь-
ных двутавровых стоек, погруженных в грунт забивкой, вибрированием или в
заранее пробуренные скважины, и закладываемых между ними по мере откоп-
ки котлована деревянных досок, металлических или железобетонных элемен-
тов (забирок) (рис. 13.12, а).
В качестве варианта забирок могут использоваться прочные арочные эле-
менты из преднапряженного железобетона, позволяющие воспринимать зна-
чительное боковое давление грунта при отрывке глубоких котлованов
(рис. 13 12, б).
Рис. 13.12. Закладное крепление:
а - распорное; б - анкерованное; 1 - двутавр; 2 - забирка. 3 - распорка;
4 - швеллеры; 5 - торкрет-бетон: б - анкер
В широких котлованах и в случаях затруднений с выполнением распорных
креплений, щиты могут подпираться подкосами (рис. 13.13). Подкосы устраи-
ваются в один или несколько рядов. При этом важно обеспечить надежное
опирание нижней части подкоса в ранее выполненные конструкции - железо-
бетонную плиту или сваи.
Рис. 13 13. Крепление стен котлована методом установки
металлических подкосов с использованием берм
Одним из распространенных способов крепления ограждений котлованов
при строительстве открытым способом является устройство временной рас-
порной системы из металлических элементов. В качестве распорных элемен-
тов обычно используют стальные трубы и другие прокатные профили.
В глубоких котлованах распорные системы устанавливаются в несколько
ярусов. Отметки и шаг установки ярусов распорок выбираются из статическо-
го расчета конструкции. Шаг установки распорных элементов в плане, как
правило, находится в диапазоне от 3 до 8 м Так как распорки передают на ог-
раждение значительные сосредоточенные нагрузки, то в уровне их установки
688
необходимо предусматривать устройство металлических или железобетонных
распределительных поясов.
При необходимости устройства распорных элементов длиной более 12 м
обычно выполняют временные промежуточные опоры-стойки, снижающие
свободную длину распорок.
Среди технологических новинок, еще мало распространенных в России,
можно отметить системы сборных металлических распорных элементов мно-
гократного применения с заменяемыми концевыми частями (рис. 13.14, а). Эти
системы получили распространение за рубежом. Часто они включают в себя
ряд преднапрягаемых элементов (рис. 13.14, б), позволяющих снижать пере-
мещения ограждения котлована и контролировать величины усилий в распор-
ках. Преднапряжение в подобных системах достигается путем использования
компактных горизонтальных домкратов, вмонтированных в распорные метал-
лические элементы многоразового использования.
Рис. 13.14. Распорное крепление из инвентарных элементов (о); конструкция предна-
прягающего домкрата (б)
Иногда для раскрепления широких в плане котлованов используются рас-
порные системы в виде монолитных железобетонных или металлических ба-
лок или ферм, изготавливаемых по мере откопки котлована (рис. 13.15, а).
Вертикальные распорные фермы из металлических элементов используются
для перекрытия больших пролетов и обеспечения возможности расположить
на распорной системе строительное и технологическое оборудование, а также
складировать материалы в процессе возведения подземной части здания
(рис. 13.15, б).
На рис. 13.16 представлен поперечный разрез раскрепления ограждения
котлована с помощью металлических ферм (СТО «КАРСТ» 48937526-001-
2012).
После завершения разработки котлована такие конструкции могут быть
включены в состав перекрытий или опорных конструкций подземных этажей
сооружения.
689
Рис. 13.15. Распорное крепление котлованов с помощью горизонтальных железобе-
тонных (а) и вертикальных металлических (б) ферм
Уровень поверхности
Перекрытие
Поддерживающая
Рис. 13.16. Поперечный разрез раскрепления ограждения котлована с помощью
металлических ферм (СТО «КАРСТ» 48937526-001-2012)
Анкеры - временные или постоянные конструкции, предназначенные для
восприятия выдергивающих и срезающих усилий, передающихся на анкеры от
ограждения котлована. В ряде случаев анкеры применяются и для крепления
подземных частей сооружения (рис. 13.17).
Рис. 13.17. Примеры использования анкеров:
а, б- для поддержания шпунтовых и подпорных стен; в - для временного
или постоянного раскрепления ограждений котлованов
690
Их использование допускается в скальных трещиноватых, плотных сыпу-
чих и прочных глинистых грунтах. Применение анкерных креплений в глини-
стых грунтах текучей и текучепластичной консистенции, органогенных грун-
тах (торфы, илы, сапропели) не рекомендуется из-за низкой несущей способ-
ности и возможной потери устойчивости анкера при незначительных
выдергивающих и срезающих нагрузках
Анкерные крепления состоят обычно из трех основных элементов - рабо-
чей части, служащей для удержания анкера в грунте, анкерной тяги и стопор-
ного устройства, закрепляющего тягу.
Различают анкеры горизонтальные, наклонные и вертикальные.
По способу изготовления и характеру работы анкеры подразделяются на
засыпные (траншейного типа), буровые и забивные.
Анкер траншейного типа состоит из анкерного блока, воспринимающего
горизонтальную нагрузку, и тяги из стального стержня или троса (рис. 13.18, а).
Анкер устанавливается в траншею, которая в дальнейшем засыпается грунтом
с его последующим уплотнением.
В ряде случаев такие анкеры выполняются частично забивными, т.е. заби-
вают в вертикальном или наклонном положении рабочую часть анкера, к ко-
торой затем крепят анкерную тягу. Анкеры траншейного типа применяются
для крепления шпунтовых и подпорных стен небольшой высоты
Для крепления стен котлованов различной глубины широко используются
буровые анкеры, выполняемые в наклон-
ных предварительно пробуренных сква-
жинах, в которые устанавливают рабо-
чую часть и анкерную тягу, тяга закреп-
ляется в стенке шпунтового ограждения
после натяжения с помощью стопорного
устройства.
Применяемые буровые анкеры уст-
раиваются с механической цилиндриче-
ской, раскрывающейся или инъекцион-
ной рабочей частью. На рис. 13.18, б
приведена схема наклонного инъекци-
онного анкера, а на рис 13.19 - конст-
рукции бурового цилиндрического (а) и
механического раскрывающегося (б) ан-
Рис. 13.18. Грунтовые анкеры:
а - траншейный; б - инъекционный;
1 - тяга; 2 - анкерный блок; 3 - засыпка
траншеи; 4 - корень; 5 - заполнитель
керов.
Рис. 13.19. Схема бурового и механического раскрывающегося анкеров:
1 - шпунтовая стенка; 2 - стопорное устройство; 3 - анкерная тяга; 4 - песчаная засыпка;
5 - уплотнительный диск; б - цементный раствор; 7 - корень анкера
691
Устройство анкеров с цилиндрическим корнем производится под защит-
ной трубой или под глинистым раствором тиксотропной глины в наклонной
скважине диаметром 10... 15 см. В скважину заводится труба для подачи це-
ментного раствора и анкерная тяга. По трубе в скважину нагнетается цемент-
ный раствор и одновременно извлекается труба до уплотнительного диска. Да-
лее в скважину подается песок с водой для заполнения остальной части сква-
жины. После твердения раствора анкер с помощью стопорного устройства
крепят к ограждающей стенке котлована с соответствующим натяжением (см.
рис. 13.19, а). Такие анкеры просты в изготовлении, однако обладают невысо-
кой несущей способностью.
Для повышения несущей способности рабочую часть бурового анкера (ко-
рень) делают с уширением, которое выполняется с помощью механического
расширителя путем разбуривания или местным камуфлетным взрывом. В сла-
бых грунтах для уширения корня анкера иногда используются самораскры-
вающиеся механические устройства (см. рис. 13.19, б).
Инъекционный анкер состоит из анкерной тяги, работающей на растяже-
ние (стальной трос, арматурный стержень), нижний конец которой закрепляет-
ся в массиве грунта методом инъецирования, а верхний конец фиксируется с
помощью натяжения на удерживаемой конструкции (шпунтовом ограждении).
Технология устройства заключается в том. что в массиве грунта под защи-
той обсадной трубы или бентонитовой суспензии бурится наклонная скважи-
на, которая частично заполняется цементным раствором. В скважину заводит-
ся трос или стержень, снабженный резиновым пакером, отделяющим зону
инъекции (заделки) от остальной части скважины. В случае использования об-
садной трубы она извлекается на величину, равную длине корня и под давле-
нием производится инъекция цементного раствора в корневой зоне. После за-
твердевания раствора производится натяжение анкера.
Для повышения несущей способности анкера иногда производится по-
вторная инъекция цементного раствора в области корня через предварительно
заложенные трубки.
В качестве анкеров часто используются буроинъекционные сваи типа
Titan (анкерные сваи Titan). Сущность технологии устройства анкеров Titan
заключается в совмещении операций бурения и цементации. В процессе уст-
ройства анкера происходит проникновение цементного раствора в грунт, что
повышает несущую способность анкера.
При забуривании используются специальные полые буровые штанги, ко-
торые по окончании бурения остаются в теле сваи в качестве армирующего
элемента (рис. 13.20). Анкерные штанги длиной 1 и 3 м соединяются между
собой муфтами, что позволяет устраивать анкеры любой длины. Диаметр ан-
керов Titan составляет 150...300 мм в зависимости от грунтов, окружающих
сваю (рис. 13.21).
Буровые анкеры с камуфлетным уширением применяются в грунтах, спо-
собных уплотняться, анкеры с разбуренным уширением - в песчаных грунтах,
инъекционные — в скальных трещиноватых, гравелистых и песчаных грунтах.
В глинистых грунтах в результате ползучести возможно медленное сме-
щение крепления шпунтового ограждения в сторону котлована. В этом случае
необходимо периодически подтягивать стопорное устройство, исключая тем
самым ослабление анкерного крепления.
692
Шаровая
соединительная
гайка
Головная
пластина
Соединительная
муфта
Распорка
Анкерная
труба
Буровая
коронка
Рис. 13.20. Анкерные сваи Titan
Фундамент
Оголовок сваи
Гладкая защитная
ПЭВД-труба
Активная зона
Фильтровальный осадок
(диафрагма)
Естественная плоскость
скольжения
Пассивная зона
Впрессовываемое тело,
покрытое цементным
слоем мин. 20—50 мм
Уплотненный грунт
Фильтрованный осадок
Цементный камень
Стальной несущий
элемент
D > 2,0хД для крупнообломочных, гравелистых грунтов
1,5хД для песка
l,4xj для супесей, суглинков
1,0хД для скальных пород
Рис. 13.21. Поперечное сечение анкерных свай Titan в зависимости от
грунтов, окружающих сваю
При назначении длины анкеров необходимо выполнить расчет анкерной
конструкции с проверкой общей устойчивости сооружения по несущей спо-
собности грунтов, в которых выполняются анкеры.
13.1.5. Ограждения котлованов типа «стена в грунте»
Устройство ограждения котлованов по технологии «стена в грунте» за-
ключается в устройстве ограждающих и несущих стен подземных сооружений
или противофильтрационных завес путем отрывки глубоких узких траншей
693
под защитой глинистого раствора с последующим бетонированием методом
вертикально перемещающейся трубы (Bill).
Значительным преимуществом способа «стена в грунте» является возмож-
ность совмещения работ по устройств) фундаментов и стен заглубленных со-
оружений, что позволяет исключить большой объем земляных работ.
Способ «стена в грунте» может быть использован в различных инженерно-
геологических и гидрогеологических условиях и во многих случаях позволяет
отказаться от забивки шпунта, различного рода креплений, водопонижения и
замораживания. Применение способа «стена в грунте» целесообразно при вы-
соком уровне подземных вод; заглублении конструкции в прочный и водо-
упорный слой; в стесненных условиях строительства; при устройстве глубоких
подземных сооружений (более 10м).
Применение способа «стена в грунте» может быть ограничено: наличием
грунтов с кавернами и пустотами, в гравелистых, дресвяных, галечниковых
грунтах, в илах и рыхлых насыпных грунтах с включением крупного строи-
Рис. 13.22. Виды траншейных и свайных стен,
выполненных в грунте:
а - из соприкасающихся траншей; б - из непрерывных
траншей с секционным заполнением; 1,2 - последова-
тельность операций; 3 - ограничитель
тельного мусора, а также в
песчаных грунтах с напор-
ными водами более 10 м.
Стены ограждений кот-
лованов, устраиваемые спо-
собом «стена в грунте», мо-
гу т иметь различную форму’ в
плане: прямоугольную, мно-
гоугольную ит.д. (рис. 13.22).
Траншейные стены в
грунте могут сооружаться не-
прерывными или отдельны-
ми секциями.
При устройстве монолит-
ной бетонной или железо-
бетонной стенки бетонная
смесь укладывается в тран-
шею методом вертикально пе-
ремещающейся трубы (ВИТ), глинистый раствор выдавливается, очищается от
шлама и используется повторно на следующих захватках.
Технологическая схема устройства стен в грунте траншейным методом
представлена на рис. 13.23.
Траншейные стены в грунте классифицируются:
• по назначению - ограждающие, несущие и противофильтрационные;
• по материалу - железобетонные, бетонные, грунтоцементные, глинистые,
комбинированные;
• по способу изготовления - монолитные, сборные, сборно-монолитные.
Для монолитных стен применяют тяжелый бетон класса не ниже В15,
для сборных конструкций - не ниже В22,5. В водонасыщенных грунтах ис-
пользуется бетон марки по водонепроницаемости не ниже W2, по морозо-
стойкости - не ниже F50. Для повышения плотности бетона, повышения пла-
стичности бетонной смеси рекомендуется применять поверхностно-активные
694
пластифицирующие добавки. Толщина защитного слоя бетона принимается
не менее 50 мм.
Как правило, глубина котлованов для подземных помещений ограничива-
ется 30...35 м, а сами стены заглубляются в водоупорный грунт. Величина за-
глубления принимается в скальных грунтах 0,5... 1,0 м, в мергеле и плотной
глине 0,75... 1,5 м, в пластичных суглинках и глинах 1,5...2,0 м.
При котлованах больших размеров, внутри которых возводится здание или
сооружение, ограждающие конструкции, выполненные методом «стена в грун-
те», используются как внешние стены подвальных помещений. В этом случае
нагрузка от здания передается на фундаменты, не связанные с ограждающими
стенами.
Иногда конструкция стены в грунте, являющаяся ограждающей конструк-
цией котлована, может использоваться и как фундамент под внешние стены
здания или сооружения. Толщина стен определяется расчетом в зависимости
от передаваемых нагрузок от сооружения и бокового давления грунта.
Рис. 13.23. Технологическая схема устройства стены в грунте:
1 — устройство направляющей форшахты; 2 — отрывка траншеи на длину захватки;
3 - установка ограничителей; 4 - установка армокаркаса; 5 - бетонирование методом ВП1
Расстояние между стенками из расчета прочности и устойчивости распор-
ных конструкций, как правило, принимается до 15...20 м. При расстоянии бо-
лее 20 м устойчивость стен обеспечивается анкерами. Обеспечение устойчиво-
сти стен в грунте за счет применения наклонных анкеров является наиболее
простым и экономичным мероприятием.
Одной из важных задач при устройстве котлованов с использованием кон-
струкций методом «стена в грунте» является обеспечение устойчивости стенок
траншей при их разработке - предотвращение оползания и обрушения грунта.
Это особо актуально в слабых грунтах ниже уровня подземных вод.
695
Рис. 13.24. Примеры стены в грунте с контрфорсами
Для увеличения продольной жесткости ограждающей конструкции котло-
вана иногда применяют стену в грунте с контрфорсами, которые существенно
увеличивают изгибную жесткость стены. На рис. 13.24 приведены примеры
устройства стены в грунте с контрфорсами.
13.1.6. Ограждения котлованов из бурокасательных
и буросекущихся свай
В настоящее время одним из основных способов является ограждение
котлованов из бурокасательных или буросекущихся буровых свай, выполняе-
мых, как правило, под защитой обсадной трубы. Свободная длина таких свай
Рис. 13.25. Поперечное сечение бурокасательных
и буросекущихся свай:
1 - армированная свая; 2 - неармированная свая
выше дна котлована мо-
жет доходить до 4 м при
диаметре свай 40...50 см
(рис. 13.25).
В случае если глуби-
на котлована превышает
4 м, ограждение из свай
также раскрепляется ан-
керными или распорными
креплениями. В случае
если инженерно-геологи-
ческие условия площад-
ки представлены снльно-
водопроницаемымн грун-
тами: водонасыщенными насыпными грунтами и песками, текучими глини-
стыми грунтами, то для обеспечения водонепроницаемости ограждения из
свай необходимо выполнить инъецирование сопряжений касательных и се-
кущихся свай путем устройства буроинъекционных свай или с помощью
струйной цементации.
13.1.7. Выполнение ограждения котлованов методом
глубинного перемешивания и струйной цементации грунтов
Такая технология предназначена для создания конструкций «стена в грун-
те», методом глубинного перемешивания грунтов с вяжущими. Она объеднни-
696
ла преимущества фрезерной технологии и системы глубинного перемешива-
ния грунта. Буровая установка имеет буровую колонку с головкой режуще-
смешивающего действия (рис. 13.26).
Фирмой Bauer разработана также комплексная технология выполнения со-
вместно нескольких грунтоцементных свай - технология Deep Mixing, исполь-
зующая одновременно три шнековых агрегата (рис. 13.27).
Рис. 13.26. Буровой инструмент
системы CSM
Рис. 13.27. Трехшнековая установка фирмы
Bauer для выполнения ограждения котло-
ванов методом «стена в грунте» из грунто-
цементных соприкасающихся свай
Альтернативой глубинного перемешивания является технология струйной
цементации (jet-grouting), которая производит вначале разрушение (размыв)
грунта, а потом его перемешивание с помощью энергии высоконапорной струи
цементного раствора (см. гл. 7). Разрушение и перемешивание грунта с рас-
твором происходит в процессе подъема монитора. Сущность технологии за-
ключается в следующем: в предварительно пробуренную скважину диаметром
100... 150 мм опускается специальный монитор, который имеет одно или не-
сколько сопел (насадок), затем производится подача раствора или жидкости
для размыва грунта. При этом одновременно производят подъем скважинного
монитора (рис. 13.28).
Диаметр получившихся грунтоцементных колонн при этом может дости-
гать 2,5 м и выше.
Конструкции ограждения котлованов с использованием струйной техно-
логии, как правило, выполняются в виде касательных или секущихся свай
(рис. 13.29), которые располагаются в один или несколько рядов.
Технология струйной цементации применяется в качестве усиления фун-
даментов существующих зданий, вывешивания фундаментов зданий и распор-
ных элементов ограждения, выполняемых ниже дна котлована.
На рис. 13.30 приведены примеры применения этой технологии по мате-
риалам фирмы Hayward Baker.
697
К грунтоцементу таких конструкций предъявляются повышенные требо-
вания по прочности, сплошности, водонепроницаемости и герметичности сты-
ковых соединений. В качестве вяжущего применяется цемент стандартных ма-
рок. В некоторых случаях используются различные добавки для увеличения
прочности грунтоцемента.
Рис. 13.28. Технологическая схема устройства конструкций по струйной технологии:
а — бурение рабочей скважины; б — устройство конструкции; в — армирование конструкции
Рис. 13.29. Конструкции подземных сооружений, устраиваемых
по струйной технологии:
а — касательные сваи; б — секущиеся сваи
Рис. 13.30. Примеры применения струйной цементации (материалы фирмы
Hayward Baker)
698
К примеру, комплексная добавка для струйной цементации (КДСЦ), раз-
работанная отечественной компанией «КОСМОС», повышает однородность и
прочность грунтоцемента, а также увеличивает диаметр свай на 15...20%
(А.В. Черняков, 2008).
Размеры элементов конструкций (диаметр свай, толщина плоских диа-
фрагм) зависят от технологических параметров и режимов работы монитора, а
также от инженерно-геологических условий площадки. В результате преобра-
зования грунтов получается новый материал - грунтоцемент, обладающий ха-
рактеристиками, близкими к бетону’.
Так как грунтоцементные конструкции фактически не работают на растя-
жение, то при выполнении ограждения по технологии струйной цементации
дополнительно устанавливаются арматурные каркасы, стальные трубы либо
прокатные профили (двутавры, швеллеры и т.д.) (рис. 13.31, а).
Рис. 13.31. Армирование грунтоцементных конструкций
стальными и железобетонными элементами:
а - армирование грунтоцементной сваи; б - ограждение котлована,
выполненное по технологии jet-grouting
Стенки из jet-свай имеют рельефную шероховатую поверхность, поэтому
при необходимости дополнительного крепления ограждения котлована следу-
ет выполнять их выравнивание.
699
Многорядные jet-сваи используют
также для усиления оснований здании,
находящихся на бровке котлованов, со-
вместно с созданием массивных подпор-
ных стен (рис. 13.32).
Рис. 13.32. Ограждение котлована,
включающее в себя функции усиле-
ния фундаментов, выполненное по
технологии jet-grouting
13.1.8. Применение метода Top-Down при устройстве глубоких
котлованов больших размеров
При подземном строительстве в стесненных городских условиях часто ис-
пользуется полузакрытый способ устройства котлованов, получивший назва-
ние технологии Top-Down и позволяющий минимизировать влияние строи-
тельства на природное напряженно-деформированное состояние грунтового
массива. Данный способ предполагает устройство с поверхности грунта или из
пионерного котлована временных или постоянных опор или свай внутри кон-
тура сооружения, поддерживающих перекрытия подземной части здания, ко-
торые бетонируются по грунту или навесу и воспринимают распор от ограж-
дения котлована. Выемка грунта в котловане ведется из-под перекрытий через
специальные технологические проемы.
Нижележащие перекрытия бетонируются последовательно по мере выем-
ки грунта и так до проектной отметки нижней плиты подземного сооружения.
Временные сваи или опоры демонтируются после возведения нижней плиты
сооружения или включаются в работу’ в виде постоянных колонн или фрагмен-
тов несу щих стен.
Ограждением котлована при использовании технологии Top-Down как
правило, служит стена в грунте, выполненная по контуру котлована и дове-
денная до плотных малофильтрующих грунтов. Перекрытия служат простран-
ственными распорками для железобетонных конструкций стены в грунте и
минимизируют ее горизонтальные смещения, а следовательно, и дополнитель-
ную осадку фундаментов зданий окружающей котлован застройки.
На рис. 13.33 приведена технологическая схема устройства подземного
пространства методом Top-Down на одном из объектов в г. Москве.
Вариацией этого метода при значительных размерах котлована в плане
может служить технология Semi-Top-Down, при которой возведение конст-
рукций подземной части по периметру’ котлована выполняется способом Top-
Down, а в центральной его части - по классической схеме снизу вверх. При
этом элементами жесткости служат диски подземных перекрытий, устраивае-
мых по внутреннему периметру’ ограждения котлована, которые также опира-
ются на временные сваи или опоры (рис. 13.34).
Разработка котлована, как правило, осуществляется из центра котлована с
выемкой грунта из-под периметральных фрагментов дисков до отметки сле-
дующего уровня перекрытий
700
Технология Top-Down позволяет производить параллельно работы как
ниже нулевой отметки, так и осуществлять строительство надземной части
сооружения и при правильном ведении работ позволяет избежать существен-
ных дополнительных осадок соседних зданий.
Рис. 13.33. Схема устройства подземного пространства
по технологии Top-Down
Рис. 13.34. Пример устройства подземного пространства
методом Sc mi-Top-Down*
13.1.9. Технология открытой разработки грунта
с одновременным погружением опускного колодца
Еще одним методом открытой разработки грунта, применяющейся в ос-
новном для устройства фундаментов глубокого заложения (опор мостов, глу-
боких шахт, вертикальных подземных сооружений и т.д.), является технология
устройства опускного колодца. Подробнее об этом методе см. гл. 14
* Объект фирмы «Солитанж» в г. Москве.
701
13.2. Методы расчета ограждений котлованов
Определение активного и пассивного давления на ограждение котлованов
ничем не отличается от вычисления давления грунта на подпорные стены. По-
этому в данной главе мы опустим эти вопросы, утке освещенные в и. 12.2. Од-
нако при определении давления грунта на ограждение котлованов необходимо
усчитывать некоторые дополнительные факторы, такие, например, как действие
воды или наличие нагрузки от техники по бровке котлована. Учет этих допол-
нительных факторов рассмотрен в данной главе.
13.2.1. Учет подземных еод при устройстве открытых
котлованов
Наличие подземных вод в грунте оказывает существенное воздействие на
ограждение котлована, дно котлована, а также стены и днище подземного со-
оружения.
Можно выделить следующие эффекты, которые может вызвать подземная
вода при открытой разработке котлована с устройством ограждения и возведе-
нием подземного сооружения:
• гидростатическое давление на дно разработанного котлована, на выпол-
ненное ограждение котлована, а после возведения конструкций на днище
и стены подземного сооружения;
• механическая суффозия грунтов под действием фильтрационного потока
при гидродинамическом воздействии;
• эффект гидравлического выпора грунтов дна котлована;
• эффект взвешивания частиц водопроницаемого грунта;
• снижение сцепления для большинства водопроницаемых грунтов.
Величина гидростатического давления слоя воды h„ определяется по фор-
муле
nw=Yw-/?w, (13.2)
где - удельный вес воды, равный 10 кН/м3; - высота напорного столба воды, м.
В случае если гру нт дна котлована представлен водонасыщенными песча-
ными грунтами или глинистыми грунтами текучей консистенции, а заделка
ограждения не доведена до водоупорного слоя, возможен эффект выпора грун-
тов под действием гидростатического давления.
На рис. 13.35 представлена схема выпирания грунтов дна котлована при
гидростатическом давлении.
Рис. 13.35. Схема выпирания грунтов дна котлована при
гидростатическом давлении
702
В зависимости от инженерно-геологических и гидрогеологических усло-
вий площадки давление воды на ограждение котлована можно свести к трем
случаям. На рис. 13.36 приведены эпюры давления воды в зависимости от воз-
можных случаев расположения водопроницаемых и водоупорных грунтов.
Рис. 13.36. Различные варианты гидрогеологических условий:
а - граница водоупора выше дна котлована - давление линейно возрастает с глубиной до водо-
упора; б - водоупор ниже дна котлована - давление линейно возрастает с глубиной до дна кот-
лована, затем пассивное давление воды компенсирует рост активного, общее давление остается
постоянным; в - уровень грунтовых вод расположен ниже дна котлована — пассивное давление
воды компенсирует активное, общее давление равно нулю
При возведении фундамента подземного сооружения ниже уровня под-
земных вод сооружение рассчитывается на всплытие по условию
ZP/SHwyw>yf, (13.3)
где — сумма всех постоянных и длительно действующих временных вертикальных
расчетных нагрузок с соответствующими коэффициентами надежности, кН; S - пло-
щадь подошвы сооружения, м~; Hw - расстояние от уровня подземных вод до подошвы
фундамента сооружения, м; yw - удельный вес воды, 10 кН/м3; уу— коэффициент на-
дежности по нагрузке, принимаемый равным 1,2.
В случае если низ ограждения котлована не доведен до водоупорных
грунтов (А?ф > 0,00001 м/сут, или IL < 0,25), необходимо проверить грунты дна
котлована на гидродинамическое воздействие восходящего фильтрационного
потока (механическую суффозию) по условию
>1,0, (13.4)
где коэффициент надежности по нагрузке, принимаемый равным 1,2; / - градиент
гидравлического напора в восходящем фильтрационном потоке на выходе в котлован.
В случае если вышележащий водоупорный грунт дна котлована подстила-
ется водопроницаемым слоем грунта с напорными водами, необходимо вы-
полнить проверку на гидравлический прорыв грунтов дна котлована:
Y/Yw^o^yA, (13-5)
где - расчетная высота напора воды от подошвы водоупорного слоя грунта до мак-
симального уровня подземных вод. м, yi - средневзвешенное значение удельного веса
грунтов проверяемого и вышележащих слоев, кН/м3; Ло - расстояние от дна котлована
до подошвы водоупорного слоя грунта, м.
703
13.2.2. Учет распределенной нагрузки по бровке котлована
Горизонтальная составляющая от нагрузки по бровке, как и от собст-
венного веса грунта, составляет долю от их вертикального давления Эта
доля определяется коэффициентом Ка. В этом отличие от давления воды,
которое, как известно из закона Паскаля, распространяется во все стороны
одинаково.
На рис. 13.37 приведены три основные схемы нагружения по бровке котло-
вана и соответствующие им эпюры бокового давления на ограждение котлована.
q
9
<3*К<Л I А т т т Фь
gx^2 : —► Фь^а2
Фь КаЪ W W
Рис. 13.37. Различные случаи приложения нагрузки по бровке котлована
Угол 0 в построениях на рис. 13.37 определяется в зависимости от угла
внутреннего трения соответствующего слоя грунта <р по формуле (Е.А. Соро-
чан, 1985)
е = 45°-ср/2. (13.6)
13.2.3. Расчеты устойчивости
Приближенный метод расчета устойчивости ограждения
Данный метод заключается в том, что длина ограждения должна быть та-
кова, чтобы соблюдалось условие
Мр/Ма>1А. (13.7)
Порядок расчета следующий. Строятся эпюры активного и пассивного
давлений грунта. В выражения для определения активного и пассивного дав-
лений подставляются средневзвешенные значения удельного веса уср, угла
внутреннего трения <рср и удельного сцепления грунтов, залегающих в пределе
толщи (Н +1).
Гср=Ег,Л/1Л; (13.8)
Ф<₽=ЕФгМЕ^ (13.9)
сср=£с,Л/£Л- (13.10)
Сила активного давления равна площади эпюры активного давления грун-
та и вычисляется:
• как площадь прямоугольного треугольника при отсутствии полезной на-
грузки по бровке котлована:
704
£а =0,5оа(Я + 0; (13.11)
• как площадь прямоугольной трапеции при наличии полезной нагрузки по
бровке котлована:
£а =0,5(оа+оа о)(Я + 0- (13.12)
Сила пассивного давления вычисляется по аналогичному принципу:
Ep=0,5opt. (13.13)
Рис. 13.38. Расчетная схема для случая с нагрузкой по бровке котлована (а) и без нее (б)
Рис. 13.39. Расчетная схема к определению га и гр для консольной {а) и раскреплен-
ной (б) стенок
Момент опрокидывающей силы и плечо ее приложения (сила в уровне
центра тяжести участка эпюры) для случая консольной стенки, представленно-
го на рис. 13.39, а:
Ма=Еага„ (13.14)
ra = (Н + 0/3. (13.15)
Момент удерживающей силы и плечо ее приложения для случая консоль-
ной стенки, представленного на рис. 13.39, а.
Мр=Ергр, rp=t/3. (13.16)
705
Плечо приложения опрокидывающей силы для случая раскрепленной
стенки, представленного на рис. 13.39, б:
ra = 2(H + t)/3. (13.17)
Плечо приложения удерживающей силы для случая раскрепленной стен-
ки, представленного на рис. 13.39, б:
rp=H + 2t/3. (13.18)
В случае наличия равномерно распределенной нагрузки (рис. 13.38, а)
центр тяжести эпюры (прямоугольной трапеции) вычисляется по форму ле
Процесс расчета заключается в последовательном подборе величины t.
После выполнения условия (13.7) следует определить итоговую длину
стенки и ее материал.
Полная длина шпунта, м:
/ш=Я + ? + 0,7. (13.20)
Величина 0,7 м - возвышение стенки над бровкой котлована.
Следует отметить, что данный способ иногда дает неточные результаты,
это связано с усреднением характеристик грунта, которое плохо работает в
условиях грунтов, сильно отличающихся по прочностным свойствам.
Устойчивость стенок траншеи при устройстве стены в грунте
При устройстве траншейной стены в грунте важное место занимает вопрос
подбора плотности глинистого раствора из условия устойчивости стенок
траншеи на период откопки.
Простейшая расчетная схема - задача в плоской постановке (рис. 13.40).
Это решение дает большой запас устойчивости, так как не учитывает арочный
эффект, вызванный тем, что траншея разрабатывается конечными захватками
2...4 м.
Рис. 13.40. Расчетная схема задачи
об устойчивости стенки траншеи
в плоской постановке
Решение сводится к выполнению усло-
вия равновесия (13.21) в каждой точке стен-
ки по всей высоте траншеи:
— ^гр
(13.21)
где оа - активное давление грунта: gw - гидро-
статическое давление; огр — давление глинистого
раствора на стенку траншеи.
& а + — ^гр,
(13.21)
где угр - плотность глинистого раствора; Нтр -
высота уровня глинистого раствора от дна тран-
шеи.
Учет пространственного эффекта, обес-
печиваемого тем, что траншея разрабатыва-
ется отдельными захватками, может быть
выполнен двумя способами:
706
• статический расчет возможного оползня в предельном состоянии;
• введение поправочного понижающего коэффициента к активному давле-
нию грунта оо в неравенстве (13.21).
Расчет по первому способу производится следующим образом (А.Б. Фадеев,
1987). При извлечении грунта из захватки траншейной стены в грунте может
возникнуть оползень сложной формы (рис. 13.41, a) MNAEB. Расчет устойчи-
вости стенок траншеи производится по упрощенной схеме — сложная фигура
MNAEB заменяется на геометрически более простую призму ABCDMNPQ.
Сползанию призмы от действия собственного веса G препятствуют силы сцеп-
ления Сг по боковым поверхностям AMQD и CBNP, сила сцепления Ct по по-
верхности скольжения оползня MNPQ и давление глинистого раствора, заме-
няемое равнодействующей силой F, на плоскость скольжения действует сила
реакции R (рис. 13.41, б).
Величина Н<К! соответствует предельной высоте вертикального откоса в
связных грунтах:
Рис. 13.41. Расчетная схема задачи об устойчивости борта траншеи в пространственной
постановке
Силы сцепления равны:
С] =cAMNPq; C2-cAADqM, (13.24)
где AMNPq hAADqM— площади соответствующих граней призмы скольжения.
В случае если призма частично или полностью находится ниже уровня
грунтовых вод, необходимо учитывать давление грунтовой воды, а также ее
взвешивающее действие.
Величина необходимой силы давления глинистого раствора F находится
из условия статического равновесия призмы оползания. Составив уравнения
равновесия относительно осей ОХ и OY, имеем систему двух уравнений с дву-
мя неизвестными - F и R. Откуда получим силу давления глинистого раствора
F, необходимую для удержания грунтовой призмы в предельном состоянии:
F = G tg(45°- ср/2) - 2(Q + 2С2) sin(45°- <р/2). (13.25)
707
Расчет необходимой силы давления глинистого раствора F производится
для призм различной толщины. Производится серия расчетов с различными
значениями величины а (см. рис. 13.41, о), по результатам которых принима-
ется максимальное из вычисленных значений F.
Если в пределах глубины траншеи встречается грунтовая вода, то помимо
у держания грунтовой призмы глинистый раствор должен воспринимать также
давление воды:
F = Gtg(45°-cp/2)-2(C1 +2С2) sin(45°-cp/2)+Fw, (13.26)
где Fw - сила давления воды, рассчитываемая по формуле
Fw = bywHil2=5bH2v„ (13.27)
где yw - удельный вес воды, равный 10 кН/м3; Пк — высота УГВ от дна траншеи.
Зная необходимую силу давления глинистого раствора F, можно опреде-
лить требуемую плотность глинистого раствора у^,:
Рис. 13.42. Номограмма для определения
коэффициента А
(1328)
Другим способом расчета ус-
тойчивости стенок траншеи явля-
ется снижение активного давления
грунта за счет образования свода.
В этом случае активное давление
грунта оо в неравенстве (13.21)
умножается на понижающий ко-
эффициент Л (Huder, 1972), вычис-
ляемый по формуле
где п - коэффициент, равный отно-
шению глубины траншеи к длине за-
хватки,
п=Н/1. (13.30)
На рис. 13.42 приведена номограмма для определения коэффициента Л для
некоторых значений A^tg ср.
Таким образом, на любой глубине в пределах траншеи должно выполнять-
ся условие
[ у(Я-Hw) + у'Я„] АКа + уиЯи, < у,,//,,. (13.31)
13.2.4. Определение усилий в ограждающих конструкциях
Схемы Э.К. Якоби и Блюма-Ломейера
Существуют две основные схемы работы ограждающих конструкций:
схема Якоби и схема Блюма-Ломейера. Основным отличием этих расчетных
схем является работа конструкции в грунте (Я.И. Будин, 1974; Е.А. Сорочан,
1985). Схема Якоби (рис. 13.43) строится на предположении о том, что вся
708
конструкция перемещается в
одном направлении, испытывая
пассивное давление со стороны
грунта, препятствующего сме-
щению стенки. Схема Блюма-
Ломейера (рис. 13.44) исходит
из предположения о наличии
некой точки О между низом ог-
раждения и дном котлована, от-
носительно которой происходит
вращение заглубленной части
ограждения. Вследствие этого
заглубленные в основание уча-
Рис. 13.43. Схема работы консольной (а) и
заанкерованной стенки (б) по Э.К. Якоби
стки стенки выше и ниже этой
точки испытывают реактивное
(пассивное) давление грунта ог,
направленное в сторону, проти-
воположную перемещению.
В обоих случаях принимает-
ся допущение о линейном воз-
растании активного и пассивно-
го давлений с глубиной, хотя в
действительности давление грун-
та взаимосвязано с величинами
перемещений стенки и эпюра
имеет криволинейное очертание.
Расчет по схеме Якоби сво-
дится к определению глубины
заделки стены ниже дна котло-
вана t при соблюдении стати-
ческого равновесия подпорной
конструкции под воздействием
сил Еа и Ер.
Метод Блюма-Ломейера в
процессе расчета позволяет, варь-
ируя соотношение между мак-
симальным моментом и глуби-
Рис. 13.44. Схема работы консольной (а) и за-
анкерованной стенки (б) по Блюму-Ломейеру
ной заглубления ограждения, находить наиболее экономически выгодное со-
отношение сечения к длине шпунта.
Гоафоаналитический расчет (метод упругой линии)
Метод упругой линии появился в 1930 г. и получил широкое распростра-
нение благодаря своей наглядности. Также стоит отметить, что графические
построения облегчают самоконтроль.
Последовательность графоаналитического расчета показана на рис. 13.45.
Строятся эпюры активного и пассивного давлений грунта для каждого ин-
женерно-геологического слоя. Так как требуемая величина заглубления стенки
изначально неизвестна, эпюры строятся до уровня, заведомо превосходящего ее.
709
Далее ординаты эпюр оп и ог взаимно вычитаются и строится результи-
рующая эпюра (рис. 13.45, а).
Расчетная эпюра делится на 10... 15 участков, примерно равных по высоте,
которые заменяются сосредоточенными силами, численно равными площа тям
этих участков. Ординаты приложения сил соответствуют центрам тяжести
участков эпюры (рис. 13.45, б).
Рис. 13 45 Построения для графоаналитического расчета
По этим силам строится силовой многоугольник (рис. 13.45, г), в котором
длина и направление отрезка соответствуют величине и направлению силы Р,
(так, длина отрезка 0-1 равна Pi, 0-2 - Р2 и т.д.). Полюс О силового много-
угольника выбирается произвольно, но его удобнее поместить:
• на одной вертикали с первой силой в случае консольной стенки;
• над серединой суммы сил активного давления в случае раскрепленной
стенки.
Проводятся и нумеруются лучи.
Назначается местоположение распорки или анкера в случае их наличия.
Строится веревочный многоугольник (рис. 13.45, в). Для этого из точки Л',
расположенной выше поверхности земли, проводится отрезок, параллельный
710
лучу 0—0, до пересечения с линией действия первой силы, далее из получен-
ной точки проводится отрезок, параллельный лучу 0-1, до линии действия
второй силы и т.д.
Строится замыкающая веревочного многоугольника, по которой опреде-
ляется глубина погружения стенки t0:
• для консольных стенок -
направление замыкающей веревочного многоугольника определяется пер-
вым лучом 0—0, продленным до пересечения с веревочным многоуголь-
ником; ордината полученной точки В определяет глубин}- погружения
стенки
• для раскрепленных стенок -
замыкающая проводится из точки С пересечения соответствующего луча
веревочного многоугольника с линией действия распорного усилия с та-
ким расчетом, чтобы максимальное значение утах в верхней части было на
5... 10% больше, чем максимальная величинау^х в нижней части (см. рис.
13.45,в).
Определяется длина шпунта. По принятым расчетным схемам точка при-
ложения силы Ер и, следовательно, нижняя граница действия эпюры пассивно-
го давления грунта справа от шпунта находятся в месте пересечения веревоч-
ного многоугольника на расстоянии t0 от дневной поверхности грунта. Полная
минимально необходимая длина шпунтового ограждения определяется по
формуле
/=/0+Л/, (13.32)
где Et - длина участка стенки, необходимая для реализации отпора грунта, суммарная
величина которого равна Е'р. Величина Е'р измеряется на силовом многоугольнике, при
этом не учитывается часть эпюры <зр, расположенная ниже точки В. Et определяется по
формуле (Я.И. Будин 1974):
для консольных стен
Е'
М= . р (13.33)
2^(7^-^)
для раскрепленных стен
Е'
Et = ( , —F=v (13-34)
где q - вертикальная нагрузка на уровне приложения силы Е'р, равная
<7=5>A+<Z; (13.35)
к' - коэффициент, учитывающий снижение интенсивности обратного отпора за счет
действия сил трения грунта о стенку, направленных вверх, принимаемый по табл. 13.9
(см. рис. 13.44).
Таблица 13.9
Значения коэффициента к'
ф, град 40 35 30 25 20 15
к' 0,35 0,41 0,47 0,55 0,64 0,75
711
С достаточной точностью полную глубину t при практических расчетах
можно принимать равной:
для консольных стен
г=1д/0; (13.36)
для раскрепленных стен
1 = (1,15...1,2)10. (13.37)
Определение силы Е'р и величины анкерной реакции R производится путем
переноса замыкающей на силовой многоугольник.
Величины изгибающих моментов равны произведению полюсного рас-
стояния силового многоугольника на соответствующие ординаты замкнутого
веревочного многоугольника в масштабе длин:
М=т\-у. (13.38)
Для раскрепленных стенок вводятся корректирующие коэффициенты,
учитывающие перераспределение давления грунта:
^раеч= Ломакс А; (13-39)
Лрасч=Л-е. (13.40)
где £=1,35; £*=1,4.
Вычисление перемещений ограждающих конструкций является сложной
задачей, которую наиболее точно решают с помощью специальных геотех-
нических программных комплексов, основанных на методе конечных эле-
ментов.
13.2.5. Проверки поперечного сечения ограждающих конструкций
Металлический шпунт
Расчет на прочность металлического шпунта на изгиб производится по
требованиям соответствующего раздела СП 16.13330.2011 «Стальные конст-
рукции».
Проверку прочности при действии момента в главной плоскости допуска-
ется производить по формуле:
M/(WRyyc)<l, (13.41)
где М - вычисленный максимальный момент; TV - момент сопротивления сечения и. м
ограждения; Ry — расчетное сопротивление стали растяжению, сжатию, изгибу по пре-
делу текучести, ус — коэффициент условий работы.
Численное значение величин W и Rv приводится в справочной документа-
ции к шпунту. Основные параметры для наиболее широко используемых ма-
рок шпунта представленны в табл. 13.2... 13.8 настоящего справочника.
Расчет на поперечную силу для консольных стен обычно не производится,
так как если шпунт проходит по проверкам на устойчивость и действие изги-
бающего момента, то условие прочности при действии поперечной силы будет
выполняться заведомо. В случае раскрепленных ограждающих конструкций
поперечная сила может быть достаточно велика, поэтому производится про-
верка следующего условия:
712
QS l(Jtv,Rsyc)<\, (13.42)
где Q - вычисленная максимальная поперечная сила; >8' - статический момент сдвигае-
мой части и. м сечения относительно нейтральной оси; I - момент инерции сечения
и. м ограждения; tK — приведенная на и. м толщина стенки; Rs — расчетное сопротивле-
ние стали сдвигу; ус - коэффициент условий работы.
Траншейная стена в грунте
Расчеты железобетонных конструкций выполняются в соответствии с тре-
бованиями СНиП 52-01-2003 «Бетонные и железобетонные конструкции», а
также СП, выпущенным в развитие данного СНиПа. В данном справочнике
рассмотрены прочностные расчеты монолитных стен в грунте, выполняемых
без использования предварительно напряженной арматуры.
Расчет на действие изгибающего момента
Расчет на действие изгибающего момента производится для стены в грун-
те, используемой в качестве только ограждения котлована. В этом случае вво-
дится допущение о том, что стена в грунте работает только на изгиб. В случае
если стена в грунте будет использоваться в качестве фундамента здания, т.е. на
нее будет передаваться значительное продольное усилие, то ограждение необ-
ходимо рассчитывать как внецентренно сжатый элемент.
Определение изгибающего моментного усилия выполняют численным
методом либо аналитически. Помимо графоаналитического метода, описан-
ного в п. 13.2.4, возможно предварительное определение изгибающего мо-
мента упрощенным способом по следующим формулам (А.Н. Добромыслов,
2010).
Определяется равнодействующая бокового активного давления грунта на
ограждение:
Ra =|YocpZ2-tg2(45°-<p/2)-2C-ctg(45°-(p/2). (13.43)
Определяется требуемая глубина заделки ограждения исходя из выра-
жения (две составляющие равенства должны быть примерно равны друг
ДРУГУ)
где коэффициент £ определится из выражения
£ = Yoop [tg2 (45°+q>/2) - tg2 (45° -<p/2)]. (13.45)
Максимальный изгибающий момент, действующий в сечении огражде-
ния:
Mmax = Ra[l + } (13-46)
Подбор продольной арматуры на действие изгибающего момента про-
изводится по указаниям СП 52-101-2003 «Бетонные и железобетонные кон-
струкции без предварительного напряжения арматуры» следующим обра-
зом.
713
Вычисляют значение
am =M/(Rbbhl),
(13.47)
где Rt - расчетное сопротивление бетона осевому сжатию для предельного состояния
первой группы (табл. 13.10); b - ширина сечения, в расчетах принимается b = 1 м;
Ло - рабочая высота сечения.
Таблица 13.10
Вид со против- ления Расчетные сопротивления бетона для предельных состояний первой группы Rh и Rbh МПа (кгс/см2), при классе бетона по прочности на сжатие
В10 В15 В20 В25 ВЗО В35 В40 В45 В50 В55 В60
Сжатие 6,0 8.5 11,5 14,5 17,0 19,5 22,0 25,0 27,5 30,0 33,0
осевое, Rb (61,2) (86,6) (П7) (148) (173) (199) (224) (255) (280) (306) (336)
Если выполняется условие ат < aR, сжатая арматура по расчету не требует-
ся. Величина aR зависит от класса арматуры (табл. 13.11).
Таблица 13.11
Класс арматуры А240 А300 А400 А500 В500
Значение 0,612 0,577 0,531 0,493 0,502
Значение aR 0,425 0,411 0,390 0,372 0,376
При отсутствии сжатой арматуры площадь сечения растянутой арматуры
As определяется по формуле
Rb bhn (1 - J1 - 2а„, )
As=-------L_Y--------”11, (13.48)
где Rs - расчетное сопротивление арматуры растяжению для предельного состояния
первой группы (табл. 13.12).
Таблица 13.12
Класс Расчетные значения сопротивления арматуры для предельных
арматуры состояний первой группы, МПа (кгс/см2), растяжению продольной, Rs
А240 А300 А400 А500 В500 215 (2190) 270 (2750) 355 (3620) 435 (4430) 415 (4230)
Если ат > aR, требуется у-величить сечение, повысить класс бетона или ус-
тановить сжатую арматуру.
Требуемые площади сечения растянутой А. и сжатой А' арматуры (при не-
обходимости установки сжатой арматуры) определяют по формулам:
д' _ . из 49)
s RsQiG-c,'} ’
714
As = ^rR^ + A's, (13.50)
Rs
где и ац - коэффициенты приведенные в табл. 13.11.
Расчет ширины раскрытия трещин
Предельно допустимая ширина раскрытия трещин для стены в грунте из
условия ограничения проницаемости конструкции (вследствие непосредствен-
ного контакта с грунтовыми водами) составляет:
0,2 мм - при продолжительном раскрытии трещин;
0,3 мм - при непродолжительном раскрытии трещин.
Непродолжительное раскрытие трещин вычисляют при совместном дейст-
вии постоянных и временных (длительных и кратковременных) нагрузок; про-
должительное раскрытие - только от постоянных и временных длительных
нагрузок.
Ширину раскрытия нормальных трещин определяют по формуле
«стс = <Pl Ф2 Фз VsTT4, (13.51)
где щ - напряжение в продольной растянутой арматуре в нормальном сечении с тре-
щиной от соответствующей внешней нагрузки; ls - базовое (без учета влияния вида
поверхности арматуры) расстояние между смежными нормальными трещинами; -
коэффициент, учитывающий неравномерное распределение относительных деформа-
ций растянутой арматуры между трещинами; <рг - коэффициент, учитывающий про-
должительность действия нагрузки и принимаемый равным:
1,0 - при непродолжительном действии нагрузки;
1,4 - при продолжительном действии нагрузки;
<Рг - коэффициент, учитывающий профиль продольной арматуры и принимаемый рав-
ным:
0,5 - для арматуры периодического профиля
(классов А300, А400, А500, В500);
0,8 - для гладкой арматуры (класса А240);
<Рз - коэффициент, учитывающий характер нагружения и принимаемый равным:
1,0 — для изгибаемых и внецентренно сжатых элементов.
Напряжение gs в растянутой арматуре элементов прямоугольного сечения,
подверженных изгибу при действии момента, определяется по формуле
а.=-Ц-. (13.52)
где zs - плечо внутренней пары сил, равное zs = CJi0, а коэффициент С, определяется по
графику, приведенному на рис. 13.46.
Значение оЛ. не должно превышать Rsser - расчетного сопротивления арма-
туры растяжению для предельного состояния второй группы.
Величина базового расстояния между’ трещинами Is определяется по фор-
му ле
l,=O.5^-d,=V.5^d„ (13.53)
As
где Abt - площадь сечения растянутого бетона; ds - номинальный диаметр стержней
продольной арматуры.
715
Высота растянутой зоны бетона для прямоугольных сечений вычисляется
по формуле
y = ytk, (13 54)
где к - поправочный коэффициент, равный:
0,90 - для прямоугольных сечений и тавровых с полкой в сжатой зоне;
0,95 — для двутавровых (коробчатых) сечений и тавровых с полкой в растян, той
зоне;
yt - высота растянутой зоны бетона.
Рис. 13.46. График коэффициента £ = zjly для определения плеча внутренней
пары сил при расчете по раскрытию трещин изгибаемых элементов
_ 4 _ aslA'
Мо ЕЪге/ bh0
8 = 2а'Thy.
Значение yt для изгибаемых элементов принимается равным
yt =Sred IA nd, (13.55)
где Sred~ статический момент полного приведенного сечения относительно растянутой
грани: Ared- площадь приведенного сечения, равная
Are^ = А А.а + Asa, (13.56)
где А — площадь всего бетона в поперечном сечении; X - площадь растянутой армату-
ры; /1.' - площадь сжатой арматуры; а - коэффициент приведения арматуры к бетону,
а = Es/Eb, Es = 2,0-105 МПа, Еь приведен в табл. 13.13.
Таблица 13.13
Значения начального модуля упругости бетона при сжатии и растяжении Ej-lO-3, МПа (кгс/см2), при классе бетона по прочности на сжатие
В10 В15 В20 В25 ВЗО В35 В40 В45 В50 В55 В60
19,0 24,0 27,5 30,0 32,5 34,5 36,0 37,0 38,0 39,0 39,5
(194) (245) (280) (306) (331) (352) (367) (377) (387) (398) (403)
716
Величина базового расстояния между трещинами ls принимается не менее
1(к/Л и 100 мм и не более 40<4 и 400 мм (для элементов с рабочей высотой по-
перечного сечения не более 1 м).
Значение коэффициента для изгибаемых элементов определяют по
формуле (13.67) и принимают не менее 0,2
=1-0.8^, (13.57)
где Мсгс- момент образования трещин, определяемый по формуле
Mcrc=Rbe^,.W, (13.58)
где Rbe,ser~ расчетное сопротивление бетона осевому' растяжению для предельного со-
стояния второй группы; 1Г — момент сопротивления сечения, для прямоугольного се-
чения равный W=bh2/6.
Ширину раскрытия трещин принимают равной:
• при продолжительном раскрытии
^crc ^crcl •»
• при непродолжительном раскрытии
&crc ~ ^crcl + ^сгс2 — &сгсЗ ?
где асгЛ - ширина раскрытия трещин, вычисленная по формуле (13.51) при ср, = 1,4, а
также при действии постоянных и длительных нагрузок; а^а — то же при ср, = 1,0 и
действии всех нагрузок (с учетом кратковременных нагрузок); асгс3 — то же при <pj = 1,0
и действии постоянных и длительных нагрузок.
13.2.6. Примеры расчетов ограждений котлованов
Расчет консольной стенкн на устойчивость
Рассмотрим простейшую задачу’ - определим необходимую длину заделки
консольной шпунтовой стенки из условия обеспечения у стойчивости огражде-
ния. В качестве инженерно-геологических данных примем инженерно-
геологический разрез, изображенный на рис. 13.47. Физико-механические
свойства грунта приведены в табл. 13.14. Ограждением будет являться метал-
лический шпунт.
Рис. 13.47. Расчетная схема
Таблица 13.14
Исходные данные
№ИГЭ Тип грунта у, кН/м3 <р, град с, кПа
1 Насыпной 18 10 0
2 Песок 19 20 1
3 Суглинок 21 20 25
Величина нагрузки на рис. 13.47
составляет 10 кН/м2.
717
Зададимся начальной длиной шпунтовой стенки /„,= 12 м, тогда глубина
заделки ограждения ниже дна котлована составит t = 7 м.
Определим осредненные значения объемного веса, угла внутреннего тре-
ния и сцепления в пределах глубины погружения шпунтовой стенки 1Ш, м:
2-18 + 4-19 + 6-21 1О„_ з
Уср =-----12---------= 19’83 кН/м ’
2-10 + 10-20 2-0 + 4-1 + 6-25 2
фср =-----12------=18-33 ; % =-------—------= 12.83 кН/м .
Вычислим осредненные величины объемного веса, угла внутреннего тре-
ния и сцепления грунта в пределах глубины забивки 1:
, 1-19 + 6-21 эп и/ з
з' =--------------= 20.71 кН/м ;
I Ср -1 - 7
Ф;р = 20°; сср = Ь1+76'25 = 21,57 кН/м2
Определим величину активного давления грунта и опрокидывающего мо-
мента. Так как ограждением будет являться металлический шпунт, то стенка
считается гладкой, 8 = 0, а так как стенка вертикальна, а поверхность грунта
горизонтальна, то коэффициент активного давления Ка можно считать по уп-
рощенной формуле
Ка = tg2(45° - срф /2) = tg2(45° -18.33/2) = 0.52.
пй,о = (<1 + - 2% 4к~а = (10 +19.83 0) 0.52 - 2 • 12,83 • ^0^2 =
= -13,3 = 0 кПа.
Понятно, что давление на ограждение не может быть отрицательным, по-
этому принимается значение, равное нулю. Такая ситуация возникает в связ-
ных грунтах, когда удельное сцепление грунта достаточно велико и вычитае-
мая часть выражения превышает уменьшаемую.
ста = (10 +19,83 • 12) • 0,52 - 2 • 12,83 • ^0^52 = 110,44 кПа;
Еа = 0,5 • 12 • 110,44 = 662,64 кН;
га =12/3 = 4м; Ма =662,64-4 = 2650,56 кН-м2.
Определим величину пассивного давления грунта и удерживающего мо-
Кр = tg2 (45° + ср'р /2) = tg2 (45° + 20°/2) = 2,04;
стр о = 2 • с'р • = 2 • 21.57 • ^2.04 = 61.62 кПа;
стр = 20.71 • 7 • 2.04 + 2 • 21,57 • ^2.04 = 357.36 кПа;
Ер = 0,5 • 7 • (61,62 + 357,36) = 1466,4 кН;
t 2стЛО+стр_7 2-61,62 + 357,36
Гр 3 ор0+ор 3 61,62 + 357,36
Мр =1466,4 -2,68 = 3930,03 кН-м2.
718
Найдем отношение удерживающего момента к опрокидывающему:
Л/„ 3930 03
Таким образом, условие (13.7) выполнено, следовательно, шпунт подобран
правильно. В случае невыполнения условия (13.7) следует увеличить глубину
забивки и выполнить перерасчет.
Рис. 13.48. Схема к расчету на устойчивость
Расчет раскрепленной стенки на устойчивость
Инженерно-геологические данные возьмем те же, что и в первом примере.
Нагрузку по бровке котлована примем также 10 кПа. Стенка раскрепляется в
л ровне дневной поверхности.
Зададимся начальной длиной шпунтовой стенки /„, = 8 м, тогда глубина за-
делки ограждения ниже дна котлована составит t = 3 м.
Определим осредненные значения объемного веса, угла внутреннего тре-
ния и сцепления в пределах глубины погружения шпунтовой стенки /ш:
2-18 + 4-19 + 2-21 1О э, з
Тер =---------------= 19,25 кН/м ;
О
2-10 + 6-20 2-0 + 4-1 + 2-25 , „ 2
Фер =---------= 17,5°; с =-----------------= 6,75 кН/м .
О о
Вычислим осредненные величины объемного веса, угла внутреннего тре-
ния и сцепления грунта в пределах глубины забивки t~.
Yep =----з----= 20,33 кН/м ;
<р'р = 20°; сср = bl+32'25 = 17 кН/м2.
719
Определим величину активного давления грунта и опрокидывающего мо-
мента:
Ка = tg2(45° - срср /2) = tg2(45° -17,5°/2) = 0,54;
va,o = (<7 + У^)Ка - 2еср jKa = (10 +19,25 • 0) • 0,54 - 2 • 6,75 • ^0^4
= -4,52 = 0 кПа.
Давление на ограждение не может быть отрицательным, поэтому прини-
мается значение, равное нулю. Такая ситуация возникает в связных грл нтах,
когда удельное сцепление грунта достаточно велико и вычитаемая часть вы-
ражения превышает уменьшаемую.
= (10 +19,83 • 8) • 0,54 - 2 • 6,75 • л/Д54 = 78,64 кПа;
Еа =0,5 -8-78,64 = 314,56 кН;
га =8-— = 5,33 м;
а 3
Ма =314,56-5,33 = 1676,6кН-м2.
Определим величину пассивного давления грунта и удерживающего мо-
мента:
Кр = tg2 (45° + ср'р /2) = tg2 (45° + 20°/2) = 2,04;
о/ЛО = 2 • Qp • = 2 • 17 • ^/2,04 = 48,56 кПа;
= 20,33 3 • 2,04 + 2 • 17 • л/2Д)4 = 172,98 кПа;
Ер = 0,5 -3 • (48,56 +172.98) = 332,31 кН:
г =1
' р *ш
2<^,о +<5р
°р,о +<3р
3 2-48,56 + 172,98
3’ 48,56 + 172,98
= 6,78 м;
£
3
М р = 332,31 • 6,78 = 2253,06 кН • м2.
720
Найдем отношение удерживающего момента к опрокидывающему:
М„ 2253 06
Ма 1676,6 ’
Таким образом, условие (13.7) выполнено, следовательно, шпунт подобран
правильно.
Расчет методом упругой линии
В данной задаче определим необходимую длину заделки консольной и
раскрепленной шпунтовой стенки, а также усилия, действ' ющие в ограждении
и распорке. В качестве инженерно-геологических данных примем разрез, изо-
браженный на рис. 13.50. Физико-механические свойства грунта приведены в
табл. 13.15. Ограждением будет являться металлический шпунт.
Таблица 13.15
Исходные данные
№ ИГЭ Тип грунта У, кН/м3 Ф, град С, кПа
1 Песок 19 30 1
2 Глина 21 20 25
Величина нагрузки на рис. 13.50
составляет 20 кН/м2.
Определение активного и пассивного давлений, действующих на огражде-
ние, а также построение веревочного многоугольника будут одинаковыми как
для случая консольного, так и раскрепленного ограждения.
Глина является естественным водоупором.
Вначале определим диапазон глубин, на которых на ограждение передает-
ся действие нагрузки. Определим величину угла fl
6 = 45° - ср/2 = 45° - 30°/2 = 30°.
Выполним построения и по чертежу определим необходимые размеры.
Определим активные и пассивные давления в характерных точках. Вычис-
лим коэффициенты активного Ка и пассивногоКрдавлений для обоих ИГЭ:
Kal = tg2 (45° - Ф1 /2) = tg2 (45° - 3072) = 0,33;
Ка2 = tg2 (45° - <р2 /2) = tg2 (45° - 2072) = 0,49;
Кр1 = tg2 (45° + Ф1 /2) = tg2 (45° + 3072) = 3,0;
Кр2 = tg2(45° + ср2 /2) = tg2(45° + 2072) = 2,04.
В данном расчете вес грунта в водонасыщенном состоянии принят равным
9,5 кН/м3.
721
Рис. 13.51. Определение диапазона
глубин влияния нагрузки по бровке
котлована на ограждение
Рис. 13.52. Обозначение глубин,
принятое при вычислении активного
и пассивного давлений
Вычислим активные давления:
^ah=0 = Qi
сгаА=17 = yiz1 Kal -2c\yjKa] =19-1.7-0,33-2-1--у/О.ЗЗ =9,51 кПа;
аал=1,7 = (# +Т121Жа1 _2q^A'al = (20 +19 • 1.7) • 0.33 - 2 • 1 •-^/О.ЗЗ = 16.11 кПа;
<за h=5,2 = (tf + Yi И + W z2 )Ка1 - 2q + Ywz2 =
= (20 +19 -1,7 + 9,5 • 3,5) • 0,33 - 2-1 • ^0^33 +10-3,5 = 62,08 кПа;
<й=5,2 = <Yi И + w г2Жа1 -2с1У/к~^ + ywz2 =
= (19-1.7 + 9,5-3,5)-0.33-2-1-^/о^ЗЗ+ 10-3,5 = 55,48 кПа;
^ah=6 = (Ylzl +l\sbz2)^-a\ ~2с\у]КсЛ + Ywz2 =
= (19-1,7 + 9,5-4,3)-0,33-2-1-7^33+10-4,3 = 65,99 кПа;
v'ah=6 = [Yi zi + (Yirf, + Yw)z2]^fl2 =
= [19 • 1.7 + (9.5 +10) • 4.3] • 0.49 - 2 25 • Jo?49 = 21,91 кПа;
<3'ah=S = [Y1Z1 +(YU6 +Yw)4 +Y2-Z3]A^2 ~2с2у/К^ =
= [19-L,7 + (9,5 + 10)-4,3 + 21-2]-0,49-2-25-T039=42,49 кПа.
Вычислим пассивные давления. При производстве котлована вместе с раз-
работкой грунта проводится откачка воды, таким образом, отметка уровня во-
ды в котловане равна отметке дна котлована.
722
Vp h=5,2 = 2ci = 2 • 1 • До = з, 46 кПа;
^ph=6,0 = y\sbzp2^-p\ + ^-cly]^pl + lwzpl =
= 9,5-0,8-3,0 + 2-1-Д0 +10-0,8 = 34,26 кПа;
6,0 - (Y|.s* + Yw)zp2^p2 +2c2-\/^p2 -
= (9,5 +10) - 0,8 • 2,04 + 2 • 25 • Д04 = 103,24 кПа;
°рй=8,0 -[(YuZ> +Yw)zp2 +Y2zs]^p2 +2c2-\/^p2 “
= [(9,5 + Ю)-О,8 + 21-2]-3,О + 2-25-До=188,92кПа.
Далее строим суммарную эпюру напряжений (рис. 13.53, а), которую делим
на полоски шириной не более одного метра. Вычисления сведены в табл. 13.16.
Таблица 3.16
Определение площадей отдельных участков суммарной эпюры давлений
н„ м кПа к,Ь кПа кПа <5р к, is кПа ®a0,i ^pO,i-> кПа + ^рк,ъ кПа Л, кН
0,85 0,00 4,75 0,00 4,75 2,02
0,85 4,75 9,50 4,75 9,50 6,06
0,875 16,11 27,60 16,11 27,60 19,12
0,875 27,60 39,09 27,60 39,09 29,18
0,875 39,09 50,58 39,09 50,58 39,23
0,875 50,58 62,07 50,58 62,07 49,28
0,8 55,48 65,98 3,46 34,26 52,02 31,72 33,50
1,0 21,91 32,20 103,24 146,08 -81,33 -113,88 97,61
1,0 32,20 42,49 146,08 188,92 -113,88 -146,43 130,16
1,0 42,49 52,78 188,92 231,76 -146,43 -178,98 162,71
1,0 52,78 63,07 231,76 274,60 -178,98 -211,53 195,26
Вычисляем величины площадей полосок-трапеций по формуле
Д =0,5й,(о, +ст1+1).
Для упрощения расчета будем прикладывать силы Pf не в центре тяжести
трапеции, а посередине каждой полоски (рис. 13.53, б), после чего строим си-
ловой многоугольник. Для этого в масштабе рисуем силу Рь далее от нее
вправо откладываем силу Pi и т.д. Направление силы в силовом многоуголь-
нике соответствует направлению на рис. 13.53, б, поэтому начиная с Pg силы
будут откладываться влево.
Назначаем полюс, точку О и от него к концам отрезков сил строим лучи от
0-0 до О - 11.
Строим веревочный многоугольник по правилам, описанным в п. 13.2.4.
Далее расчет для консольной и раскрепленной стенок различен.
723
724
Рис. 13.53. Графоаналитический расчет для консольной стенки:
а - построение эпюр активного, пассивного и суммарного давлений; б - замена распределенной нагрузки системой сосредоточенных сил;
в - построение силового многоугольника; г - построение веревочного многоугольника
Определение глубины заделки и моментов в консольном
ограждении
В случае консольной стенки замыкающая веревочного многоугольника
должна быть продолжением первого отрезка веревочного многоугольника (в
нашем случае замыкающая, как и первый отрезок, направлена вертикально).
Проводим замыкающую веревочного многоугольника (щ ч К на рис 13.53, г) и
определяем глубину погружения шпунта:
4) = 4,95 м;
? = 1Д-Г0 = 1,1-4,95 = 5,45 м;
Аппунта =НК +1= 5,2 + 5,45 = 10,65 ~ 10,7 м.
Максимальный изгибающий момент в консольной стенке:
Мпах = п-Утах = 74,48-7,07 = 526,57 кН-м.
Определение глубины заделки и моментов в раскрепленном
ограждении
В случае раскрепленной стенки замыкающая веревочного многоугольника
проводится из точки пересечения соответствующего отрезка с линией дейст-
вия распорного усилия с таким расчетом, чтобы максимальное значение утах в
верхней части было на 5... 10% больше, чем максимальная величина у',1ах в
нижней части.
Проводим замыкающую веревочного многоугольника (луч Р на рис.
13.53, г) и определяем глубину погружения шпунта:
Iq = 2,97 м:
t= 1,2-4>= 1,2-2,97 = 3,56 м;
/шпунта = Нк +1 = 5.2 + 3.56 = 8.76 ~ 8.8 м.
Максимальный изгибающий момент в консольной стенке:
/Итах = т)-утах = 74,48-0,83 = 62,08 кН-м.
Усилие в распорке: R = 75,88 кН.
С учетом корректирующих коэффициентов по (13.39), (13.40):
Л/расч =Л7тх/1,35 = 62,08/1,35 = 45,98 кН-м;
Арасч = А-1.4 = 75.88-1.4 = 106.23 кН.
13.3 . Оценка влияния устройства котлованов и подземных
коммуникаций на осадки соседних зданий и сооружений
13.3.1 . Определение радиуса и ширины зоны влияния
Для зданий и сооружений, попадающих в зону влияния нового строитель-
ства и реконструкции с подземной частью, включая коммуникационные тон-
нели, должны быть определены:
• радиус зоны влияния гзв, м - для глубоких котлованов или ширина зоны
влияния Взв - для коммуникационных тоннелей;
• дополнительные предельные деформации.
725
Радиус или ширину^ зоны влияния допускается ограничивать расстоянием,
при котором расчетное значение дополнительной осадки грунтового массива
или основания существующего сооружения окружающей застройки не превы-
шает 1 мм, за исключением расположения на границе зоны влияния сооруже-
ний окружающей застройки, категория технического состояния которых пре-
даварийная или аварийная - IV (табл. 13.17).
Таблица 13.17
Категории технического состояния существующих сооружений
Категория состо- яния сооружения Характеристика состояния сооружения
I - нормальное Выполняются требования норм и проектной документации по условиям эксплуатации. Необходимость ремонтных работ от- сутствует
II - удовлетворитель- ное С учетом фактических свойств материалов удовлетворяются требования норм, относящиеся к предельным состояниям I группы; требования, относящиеся к предельным состояниям II группы, могут быть нарушены, но обеспечиваются нормальные условия эксплуатации. Требуется текущий ремонт с устранени- ем локальных повреждений без усиления конструкций
III - неудовлетвори- тельное Нарушены требования норм, но отсутствуют опасность обруше- ния и угроза безопасности людей. Требуются усиление и вос- становление несущей способности поврежденных конструкций
IV - предаварийное или аварийное Существующие повреждения свидетельствуют о непригодности конструкций к эксплуатации, об опасности их обрушения и опасности пребывания людей в зоне расположения конструкций
Категория технического состояния устанавливается по результатам техни-
ческого обследования строительных конструкций сооружения, в том числе
фундаментов, включая исследования грунтов основания, подстилающих фун-
даменты.
При соответствующем обосновании категория технического состояния ре-
конструируемого сооружения или сооружения, расположенного в зоне влия-
ния нового строительства или реконструкции, может быть повышена, если
проектом реконструкции или проектом защитных мероприятий (для окру-
жающей застройки) предусмотрено выполнение работ по усилению фундамен-
тов и надземной части сооружения, связанных в том числе с увеличением ею
жесткости.
Категория технического состояния одноэтажных и многоэтажных зданий
исторической застройки или памятников истории, архитектуры и культуры с
несущими стенами из кирпичной кладки без армирования не может быть уста-
новлена (повышена) выше категории II - удовлетворительная. К исторической
застройке относятся здания с указанной конструктивной схемой при сроке их
эксплуатации более 100 лет.
Результаты технического обследования сооружений допускается исполь-
зовать при сроке давности выполнения технического обследования, не превы-
шающем 3 года для сооружений со следующими категориями технического
726
состояния: I — нормальное и II - удовлетворительное и не превышающем 1,5
года для сооружений со следующими категориями технического состояния: III
- неудовлетворительное и IV - предаварийное или аварийное.
При ограничении радиуса влияния нового строительства и реконструкции
или ширины зоны влияния на территориях, осложненных распространением
специфических грунтов, необходимо учитывать местный опыт проектирова-
ния, условия строительства и особенности эксплуатации сооружений.
Радиус или ширина зоны влияния по результатам геотехнического прогно-
за может изменяться вдоль трассы ограждающей конструкции или трассы тон-
неля в зависимости от различных факторов, в том числе глубины котлована
или тоннеля, инженерно-геологических условий и проч.
Радиус зоны влияния гзв измеряется от границ проектируемого котлована,
ширина зоны влияния Взв — от оси тоннеля.
Для предварительного назначения зоны влияния вновь возводимого (ре-
конструируемого) сооружения, расположенного на застроенной территории,
допускается ориентировочный радиус зоны влияния гзв, м, принимать в зави-
симости от глубины котлована Нк, м, метода его крепления и конструкции ог-
раждения котлована равным:
• 5НК - при использовании ограждения котлована с креплением анкерными
конструкциями, но не более 2L, где L - суммарная длина горизонтальной
проекции тела анкера и его тяги, м;
• 4НК - при использовании ограждения из стальных элементов (труб, дву-
тавров и т.п.) с консольным креплением либо креплением стальными рас-
порками или подкосами, а также при устройстве котлована в естественных
откосах;
• ЗНК - при использовании монолитной или сборно-монолитной железобе-
тонной конструкции ограждения котлована (по технологии «стена в грун-
те», буронабивных сеющихся свай и т.п.) с консольным креплением либо
креплением стальными распорками или подкосами, а также при использо-
вании ограждения из стальных элементов (труб, двутавров и т.п.) и экска-
вации грунта в котловане под защитой монолитных железобетонных пере-
крытий;
• 2НК - при использовании монолитной или сбор-
но-монолитной железобетонной конструкции
ограждения котлована (по технологии «стена в
грунте», буронабивных секущихся свай и т.п.) и
экскавации грунта в котловане под защитой мо-
нолитных железобетонных перекрытий.
Величина предварительно назначаемой зоны
влияния может корректироваться на основании ме-
стного опыта проектирования с учетом специфиче-
ских грунтовых условий и друтих факторов.
Для коммуникационных тоннелей мелкого зало-
жения (схема на рис. 13.54) ориентировочные значе-
ния размеров ширины зоны влияния тоннелей мел-
кого заложения Взв для некоторых типов инженер-
но-геологических условий приведены в табл. 13.18.
Рис. 13.54. Схема комму-
никационного тоннеля
мелкого заложения:
z0- расстояние до оси кол-
лектора; D - диаметр тонне-
ля; Н - расстояние от верха
тоннеля до поверхности
727
Таблица 13.18
Значения размеров ширины зоны влияния тоннелей мелкого заложения Взв
Тип инженерно-геологического разреза Дв
] Техногенные грунты, пески крупные, средней крупности, мелкие, сред- ней плотности и плотные l,5z0
II Техногенные грунты, глины и суглинки тутопластичные 2,Ozo
Ша Техногенные (насыпные), пески мелкие и пылеватые, рыхлые l,2zo
Шв Техногенные грунты, глины и суглинки мягко- и текучепластичные, текучие (с органикой) 2,5z0
IV Техногенные грунты, глины и суглинки, мягко- и текучепластичные, пески пылеватые, средней плотности и плотные 2,5z0
V Техногенные (насыпные), глины полутвердые и тугопластичные, пески мелкие и пылеватые, средней плотности и плотные l,5z0
VI Техногенные (насыпные), пески мелкие, средней плотности, суглинки тугопластичные, пески мелкие и средней плотности l,5z0
Толщина слоя техногенных грунтов может достигать 2... 3 м.
13.3.2. Предельные дополнительные деформации
существующих зданий
Предельные дополнительные деформации основания фундаментов соору-
жений окружающей застройки, расположенных в зоне влияния глубоких кот-
лованов или коммуникаций, не должны превышать значений, приведенных по
табл. 13.19
Для сооружений с категорией технического состояния IV (предаварийное
или аварийное) дополнительные деформации основания фундаментов не до-
пускаются.
Значения табл. 13.19 допускается не применять, если в основании фунда-
ментов реконструируемого сооружения в пределах сжимаемой толщи Нс зале-
гают грунты с модулем деформации Е < 7 МПа или в основании залегают спе-
цифические грунты (просадочные, слабые и проч.). Вместо указанных величин
следует пользоваться значениями региональных таблиц, характерными для
этих районов и приведенными в территориальных строительных нормах.
В случае отсутствия соответствующих нормативных значений в террито-
риальных строительных нормах необходимо ру ководствоваться данными
табл. 13.19.
Основным критерием дополнительных зданий в зоне влияния глубоких
котлованов и коммуникаций является кривизна подошвы фундаментов р. При
строительстве или реконструкции зданий с подземной частью в условиях тес-
ной городской застройки и прокладке коммуникаций должно выполняться ус-
ловие
Рдоп^[РдопЬ (13.59)
где Рдоп - дополнительная кривизна подошвы фундаментов существующего здания от
влияния строительства здания с подземной частью; [рДОп] - дополнительная предель-
ная кривизна подошвы фундаментов существующего здания.
728
Таблица 13.19
Предельные дополнительные деформации основания фундаментов
сооружений окружающей застройки, расположенных в зоне влияния глубоких
котлованов или коммуникаций
Сооружения Категория техническо- го состояния зданий Предельные дополнительные деформации основания фундаментов
Относи- тельная разность осадок (As/£)„ (крен, /доп) Макси- мальная осадка _И1ЭХ , ^М Кривизна подошвы фунда- мента, Рдоп» Разность углов накло- на подошвы фундамента, (а, - а,)доп
Гражданские и производст- I 0,0020 5,0
венные одноэтажные и много- II 0,0010 3,0
этажные здания с полным железобетонным каркасом III 0.0007 2,0 — —
Многоэтажные бескаркасные I 0,0016 4,0 — —
здания с несущими стенами из II 0.0008 3,0 — —
крупных панелей III 0,0005 2,0 — —
Многоэтажные бескаркасные I 0,0020 4,0 0,0004 0.03
здания с несущими стенами из II 0,0010 3,0 0,0002 0,008
крупных блоков или кирпич- ной кладки без армирования III 0.0007 1.0 0.00008 0,0006
Многоэтажные бескаркасные здания с несущими стенами из I 0,0024 5,0 — —
кирпича или бетонных блоков II 0,0015 3,0 — —
с арматурными или железобе- III 0.0010 2,0 — —
тонными поясами
Многоэтажные и одноэтажные здания исторической застрой- I
ки или памятники истории, II 0,0006 1,0 0,0001 0,002
архитектуры и культуры с несущими стенами из кирпич- ной кладки без армирования III 0,0004 0,5 0,00004 0,0003
Высокие жесткие сооружения I 0,004 50
II 0 002 3 0
и трубы III ОДП 2J) — —
Примечание: - значение предельной дополнительной максимальной осадки основа-
ния отдельно стоящих фундаментов на естественном основании или свайных ростверков, в
том числе при усилении оснований и фундаментов сооружения окружающей застройки.
Кривизна подошвы фундаментов определяется по результатам специаль-
ных измерений наклонов фундаментов существующих зданий прибором - из-
мерителем кривизны (микронивелиром) либо вычисляется по результатам гео-
дезических измерений осадок марок, установленных по контуру здания в его
цоколе в точках с координатами х, х + Ах, х + 2Ах, по формуле
S"(x) ~ [S(x + 2Дх) - 2S(x + Ar) + S(x)]/(Ar)2, (13.60)
где S(x) - осадка здания в точке с координатой х, см; S(x + Дх) - осадка здания в точке с
координатой х + Ах, см; S(x + 2Ах) - осадка здания в точке с координатой х + 2Ах, см;
Ах= 5...10 м.
729
Кривизна подошвы фундаментов вычисляется по результатам измерения
углов наклона фундаментов в местах установки микронивелирных марок по
формуле
Рдоп ~(рЧ ~ &j )доп/^-5 (13.61)
где ос„ ос, — углы наклона фундаментов в точках i и j с координатами х и х + Ах;
Ах = 6...1О м.
13.3.3. Расчет осадок зданий в зоне влияния объектов
с подземной частью
При проектировании оснований, фундаментов и подземных частей вновь
возводимых или реконструируемых сооружений, располагаемых на застроен-
ной территории, а также подземных инженерных коммуникаций необходимо
выполнять геотехнический прогноз (оценку) влияния строительства на изме-
нение напряженно-деформированного состояния окружающего грунтового
массива, в том числе оснований сооружений окружающей застройки. При вы-
полнении расчетов оснований подземных частей сооружений допускается ис-
пользование аналитических, численных и друтих методов.
Расчет оснований по деформациям для сооружений окружающей застрой-
ки, расположенных в зоне влияния нового строительства или реконструкции,
производят из условия
(13.62)
где sad — дополнительная осадка основания фундамента (совместная дополнительная
деформация основания и сооружения), определяемая с учетом совокупности воздейст-
вий, связанных с новым строительством или реконструкцией; sad,u - предельное значе-
ние дополнительной осадки основания фундаментов (предельное значение совместной
дополнительной деформации основания и сооружения), устанавливаемое в соответст-
вии с указаниями табл. 13.19 с учетом категории технического состояния сооружения
окружающей застройки (см. табл. 13.17).
Полуэмпирический метод прогноза осадок зданий в зоне влияния
глубоких котлованов
Полуэмпирический метод расчета максимальных осадок зданий с фунда-
ментами на естественном основании вблизи котлованов рекомендуется для
предварительных расчетов осадок зданий и определения требуемого объема
защитных мероприятий на предпроектной стадии.
Метод базируется на расчетных схемах, показанных на рис. 13.55.
Метод разработан для трех типов инженерно-геологических разрезов из
условия, что подстилающие техногенные отложения грунты составляют более
60% в общей толще грунтового массива, вмещающего подземное сооружение
(в скобках указана толщина насыпного слоя):
I - насыпные грунты (2... 5 м), пески от мелких до гравелистых, средней
плотности и плотные (ср = 25... 39°; с = 0... 4 кПа; Е = 23... 47 МПа);
II - насыпные грунты (2... 5 м), сутлинки и глины от полутвердых до туго-
пластичных (ф = 14 .. 25°; с = 10... 40 кПа; Е = 18... 40 МПа);
III - насыпные грунты (2... 5 м), пески пылеватые рыхлые (Ша - ф = 18... 20°;
с = 0... 4 кПа; Е = 11... 12 МПа) или сутлинки и глины от мягкопластичных до те-
кучих, возможно, с органикой (Шб - ф = 6... 19°; с = 11...30 кПа; Е = 2... 12 МПа).
730
Рис. 13.55. Расчетные схемы зданий на фундаментах на естественном основании
вблизи глубоких котлованов при разных креплениях ограждения:
а - консольном; б - распорками из стальных труб или прокатных балок: в - анкерами:
г - железобетонными перекрытиями (L, Ню Е, КСК (категория состояния конструкций
зданий), h - переменные величины)
Зависимости максимальной осадки зданий в зоне влияния котлованов от
параметра т для различных видов крепления ограждения котлованов, катего-
рий состояния конструкций зданий (см. табл. 13.17) и инженерно-геологи-
ческих условий даны в табл. 13.21.
При смешанном типе инженерно-геологических условий к величине осад-
ки, определенной для типа I, II, III грунтовых условий, следует применять кор-
ректирующие коэффициенты (табл. 13.20).
Таблица 13.20
Значение корректирующих коэффициентов Ks
Коэффициент к осадке для II и III типов грунтовых условий, Ks
Соотношение толщин слоев грунтов I, II и III типов в толще грунтового массива, вмещающего подземное сооружение
1:11 = 50%: 50% II: III = 50%: 50% 1:111 = 50%: 50% I:II:III = 33%:33%:33%
^п = 0,6 ^ш = 0,6 Ksni= 1=5 Ляп = 2,0
Для предварительных расчетов, поскольку не учитывается жесткость, вес
здания и влияние технологии производства работ, рекомендуется использовать
полуэмпиричсскис зависимости осадок зданий (с давлением по подошве лен-
точных фундаментов 0,2...0,3 МПа) от двух параметров (Z — расстояния от
здания до котлована и г - расстояния точки по длине здания, в которой опре-
деляется осадка основания) для трех типов инженерно-геологических условий:
I тип (насыпные грунты, плотные пески крупностью не ниже мелких), Ша
тип (насыпные грунты, рыхлые пески), Шб тип (насыпные грунты, мягкопла-
стичные глинистые грунты):
Sva{r,L') = kw\K^L-K2)2 (13 63)
731
732
Таблица 13.21
Зависимости максимальных осадок зданий в зоне влияния котлованов от параметра т
Тип крепления _/7-Аф П' L Категория состояния конструкций здания Прогнозируемая максимальная осадка, мм
по полуэмпири- ческому методу по Plaxis (плоская задача) 8® мм
Анкеры или анкерные конструкции < 1,5 I... IV 8® = 2,55 + 17,86m £кор = 0,796 8р = 0,63 +21,72m Атар = 0,756 8® = 0,82 Sp + 2,03
Распорки из металлических труб <6,0 I. IV 8Ф = 1,22 + 5,29т Ккор = 0,572 Sp = 4,17 + 5,83m сор = 0,722 8ф = 0,918р-2,56
<5,0 II 8Ф = 4,27 + 4,87т Ктр = 0,738 Sp = 6,15+ 5,36m ^кор = 0,727 8® = 0,91 Sp- 1,32
<2,0 III 8Ф = 0,19 + 9,65 т Ктр = 0,539 8P = 0,40 + 8,47m AKOP = 0,801 8® = 1,148^,-0,26
Ж. б. перекрытия Метод Top-Down < ю,о I, IV 8® = 3,05 + 1,38m = 0,630 Sp = 3,38 + 1,63 m KKop = 0,713 8® = 0,85 8p +0,19
II 8® = 3,72+ 1,23 т ^кор = 0,779 Sp = 2,72 + 1,53m £Kop = 0,961 8® = 0,80 8p + 1,53
III 8® = 2,57 + 1,42m 7^ = 0,709 8P = 4,43 + 1,51m KKop = 0,760 8® = 0,94 8p- 1,58
Примечание: L - расстояние от здания до котлована; Н - глубина котлована; Аф - глубина заложения фундамента зданий; А'1(ор - коэф-
фициент корреляции, полученный при обработке значений осадок, полученных из натурных наблюдений и при численном моделиро-
вании.
II тип (насыпные грунты, глинистые грунты с консистенцией не ниже по-
лутвердой):
5n(r,Z) = kw(Z -К2) + ^3] е-[*4(ь-к5Мб]г (13 64)
Значения коэффициентов К\, К2, К3, К4, К5, К(. для различных типов грун-
тов оснований приведены в табл. 13.22.
Таблица 13.22
Коэффи- циент Тип грунтового основания
I 11 III
Ша Шб
Ki 0,062 -0,062 0,259 0,450
к2 11,968 107,540 11,370 9,000
К3 0,516 0 15,550 4,500
К4 0,001 0 0,001 0,001
К5 11,350 0 14,000 9,200
л 0,012 0,0305 0,080 0,015
При высоком уровне подземных вод kw = 1,1 - для рыхлых водонасыщен-
ных песков, к„ = 1,2 - для плотных и средней плотности водонасыгценных пес-
ков. Для других видов грунтов и при залегании подземных вод ниже дна кот-
лована к№= 1,0.
На рис. 13.56 (см. цветную вклейку') изображены поверхности в трехмерном
пространстве (при kw = 1,0), с помощью которых можно определить осадку осно-
вания бескаркасного многоэтажного кирпичного здания на фундаментах на ес-
тественном основании с давлением по подошве 100... 300 кПа в любой его точке
по мере у даления от котлована с учетом расстояния от здания до котлована.
Зависимости осадок окружающих зданий получены для котлованов, где
для крепления ограждающих конструкций используются распорки из метал-
лических труб. При креплении ограждения котлована анкерами максимальную
осадку- здания следует определить по формуле, представленной в табл. 13.21, и
внести корректировку в значение максимальной осадки, полученной по фор-
мулам (13.63), (13.64), или по трехмерным поверхностям, представленным на
рис. 13.56 (см. цветную вклейку-).
Эмпирико-аналитический метод прогноза осадок зданий в зоне
влияния глубоких котлованов
Осадку здания на ленточных фундаментах по его длине вблизи котлована
следует определять по формуле, записанной в следующем виде (В.А. Ильичев
и др.'(2006)):
S(x) = к,. [8ср(х) + q/k], (13.65)
5= b=ih <p«=kf|-i>|nii(O-Miiv©+^b(x+L)
b2e~bL
2Х2 ’
Пп6) = е ?cos£;
nivfi) = « ^sin^; ^ = Хх; Х = fMyp
V 4KJ
733
где к — коэффициент постели основания; q - давление по подошве ленточного фунда-
мента здания; кг — коэффициент, учитывающий влияние типа распорных конструкций
в котловане (получен из экспериментальных наблюдений за осадками зданий вблизи
котлованов); НК - глубина котлована; х = м - координата точки по длине здания, х = 0 -
на ближайшем к котловану конце здания; а = 0,7552; /j - эмпирический коэффициент,
характеризующий максимальную осадку’ поверхности, отнесенную к глубине котлова-
на /1 = (0,1 .10,1)% от //к. В среднемyi составляет 1,1% от Нк. Значение коэффициента
f можно принимать для стены в грунте и для шпунтового ограждения из труб или дву-
тавров при 1!к < 12 Mf = -0,56-10 2, для стены в грунте при If,, > 12 м —f = -0,2-10 2. L
- расстояние от здания до котлована.
При этом необходимо применять поправочный коэффициент к,, учиты-
вающий влияние типа крепления ограждающей конструкции котлована:
• кг = 1 - при распорках из металлических труб;
• кг = 0,6 - при распорных конструкциях в виде железобетонных перекры-
тий (метод строительства Top-Down);
• кг - 2,5 - при анкерах.
Для определения величины EJ для зданий различной этажности можно
использовать табл. 13.23 (для определения влияния веса и жесткости здания на
осадку поверхности над тоннелем. При этом считается, что и-этажное здание
состоит из п + 1 перекрытий.
Таблица 13.23
Величины жесткости EJ лля зданий различной этажности
Здание EJ, кНм2/м
Плита 6,47-103
1 этаж 2,00-107
3 этажа 6,00-108
5 этажей 6,98-108
10 этажей 4,39-109
Значения коэффициента постели к можно определять по формуле М.И. Гор-
бу нова-Посадова
^ = 1,14 £° ,, (13.66)
(1-и )а
где Ео - модуль деформации грунта; о - коэффициент Пуассона грунта (и = 0,3 для
песков, о = 0,35 — для супесей и суглинков и и = 0,4 - для глин); а' — ширина штампа.
Для узких длинных балок шириной В при отношении ее длины к ширине
а> 10&определяется по формуле (Справочник проектировщика, 1985)
Л_________Ер______
2 (1-т>2)В1п(4ос)
(13.67)
Величину коэффициента постели к можно ориентировочно принимать со-
гласно рекомендациям С.Б. Ухова и др. (1994):
(0,3...0,9)-104 кН/м3 - приЕ0< 10 МПа;
(1 ...2,9)-104 кН/м3 - приЕо = 10...20 МПа;
(3...8)-104 кН/м’ - приЕо = 21...35 МПа.
734
Для расчетов составлены справочные таблицы осадок для различных зна-
чений q, EJ,f, к, Нг (табл. 13.24... 13.32) к расчетной схеме на рис. 13.57.
Рис. 13.57. Расчетная схема к табл. 13.24... 13.32
Таблицы для расчета осадок зданий вблизи глубоких котлованов
Глубина котлована = 8
Таблица 13.24
А-=1-104 Е/=2-107 <?=Г102 Як=8 /,=-0,56-10 2
0 1 2 5 12 20 30
0,6 -0,025 -0,0251 -0,025 -0,0228 -0,0113 0,0008 0,0080
3 -0,017 -0,0186 -0,019 -0,0184 -0,0090 0,0019 0,0085
7 -0,009 -0,0106 -0,012 -0,0129 -0,0062 0,0032 0,0090
Таблица 13.25
А-=3-104 Я7=2108 <? = 3-102 Як=8 Д =-0,56-10-2
0 1 2 5 12 20 30
0,6 -0,021 -0,0207 -0,020 -0,0167 -0,0083 0,0003 0,0069
3 -0,015 -0,0147 -0,014 -0,0127 -0,0064 0,0011 0,0072
7 -0,007 -0,0074 -0,008 -0,0077 -0,0040 0,0020 0,0075
Таблица 13.26
fc=8104 Е7=2108 <? = 3-102 Як=8 Д =-0,56-10’2
0 1 2 5 12 20 30
0,6 -0,030 -0,0305 -0,030 -0,0280 -0,0173 -0,0058 0,0016
3 -0,023 -0,0241 -0,025 -0,0236 -0,0151 -0,0047 0,0020
7 -0,015 -0,0162 -0,017 -0,0183 -0,0123 -0,0035 0,0025
Таблица 13.27
А-=8-104 Е/=7-108 <? = 5-102 Як=8 /, =-0,56-10"2
L X 0 1 2 5 12 20 30
0,6 -0,024 -0,0234 -0,022 -0,0191 -0,0111 -0,0032 0,0031
3 -0,018 -0,0176 -0,017 -0,0152 -0,0092 -0,0024 0,0033
7 -0,010 -0,0105 -0,011 -0,0103 -0,0068 -0,0015 0,0035
735
Гл \ бина котлована Нк= 12 м
Таблица 13.28
&=0,3-104 Е7=2-107 <7=1-102 Як=12 / =-0,56-10’2
0 1 2 5 12 20 30
0,6 -0,021 -0,0221 -0,023 -0,0220 -0,0115 0,0048 0,0207
3 -0,013 -0,0148 -0,016 -0,0163 -0,0078 0,0071 0,0219
7 -0,003 -0,0048 -0,006 -0,0085 -0,0028 0,0102 0,0236
Таблица 13.29
£=1-104 Е/=2-107 9=1102 Як= 12 /]=-0,5610'2
X 0 1 2 5 12 20 30
0,6 -0,048 -0,0507 -0,052 -0,0522 -0,0358 -0,0141 0,0009
3 -0,040 -0,0428 -0,045 -0,0461 -0,0317 -0,0116 0,0022
7 -0,028 -0,0322 -0,035 -0,0377 -0,0262 -0,0082 0,0040
Таблица 13.30
А-=3-104 Е7=2-107 </=1-102 Як= 12 /, =-0,56-10"2
X 0 1 2 5 12 20 30
0,6 -0,021 -0,0221 -0,023 -0,0220 -0,0115 0,0048 0,0207
3 -0,013 -0,0148 -0,016 -0,0163 -0,0078 0,0071 0,0219
7 -0,003 -0,0048 -0,006 -0,0085 -0,0028 0,0102 0,0236
Таблица 13.31
А-=8-104 Е7=2-107 <?=1-102 Як= 12 /] =-0,56-10"2
0 1 2 5 12 20 30
0,6 -0,060 -0,0668 -0,070 -0,0660 -0,0353 -0,0157 -0,008
3 -0,052 -0,0584 -0,062 -0,0594 -0,0310 -0,0132 -0,006
7 -0,040 -0,0471 -0,051 -0,0505 -0,0252 -0,0097 -0,005
Таблица 13.32
к=\-\0А Я7=2108 </ = 3-102 Як= 12 =-0,56-10-2
0 1 2 5 12 20 30
0,6 -0,020 -0,0200 -0,020 -0,0173 -0,0090 0,0025 0,0150
3 -0,013 -0,0133 -0,013 -0,0121 -0,0057 0,0044 0,0160
7 -0.003 -0,0040 -0.005 -0.0050 -0.0012 0,0070 0,0173
13.3.4. Пример расчета
Рассмотрим осадку здания Моспроекта-3, расположенного практически
вплотную к зданию «Берлинский дом» (ул. Петровка, 5 в г. Москве).
736
5, мм
Рис. 13.56. Зависимость осадки зданий в зоне котлованов глубиной Я 17
татапод j
а тип 1; б - тип II; в - тип Ша; г - тип Шб
-100 -90 —80 -70 -60 -50 -40 -30 -20 -10 0 10
Рис. 17.3. Пример оформления результатов геотехнического мониторинга с отобра-
жением в изополях осадок, мм (по результатам измерений ОАО «КБ «ВиПС»)
Объект: Зоологический пер. 2-4 лит. А., Б. И6
Глубина, м
Отклонение, мм
-30
—♦—05.05.2009
(начало отсчета}
-^—05.05.2010
—в—26.05 2010
—02.06.2010
-^-09.06.2010
—♦—17.06.2010
-Ч—23.06.2010
----30.06.2010
----07.07.2010
—♦—14.07 2010
—в—21 07 2010
—♦—28.07 2010
——30 07 2010
-т*—02.08.2010
—♦—11.08.2010
—1—18.08.2010
----25.08.2010
---->01.09.2010
— -08.09.2010
--15.09.2010
-♦-22.09.2010
——29.09.2010
—0610 2010
-♦“13.10 2010
—I -20.10.2010
----=27.10.2010
----*03.11.2010
-<-10.11.2010
—в—17.11.2010
-24.11.2010
---->01.12-2010
Рис. 17.4. График перемещений ограждений котлована по данным инклинометрических
наблюдений (по результатам измерений ООО «Геоизол»)
Глубина котлована здания «Берлинский дом» ~ 10,0 м. Ограждение котло-
вана - стена в грунте, распорные конструкции - железобетонные перекрытия
(метод строительства Top-Down). Тип грунтового основания - I (насыпь, под-
стилаемая плотными песками). Здание кирпичное, 5-этажное, на ленточных
фундаментах. Нагрузка на фундаменты - 50 т/п. м или 500 кН/м2.
Определим осадку ленточного фундамента по формуле (13.64) с учетом
влияния котлована:
q = 50 т/м = 5 • 102 кН/м2 - нагрузка на фундамент;
к — коэффициент постели; к = 4-104 кН/м3 - для грунтов средней плотности
(С.Б. Ухов и др., 1994);
% = Хх; X = ц ; EJ- 7-108 кН-м2/м для 5-этажного кирпичного здания;
у AEJ
X = Ji
—5'1q4kH/m3 = о, 065 - ~ 0,07 м-1.
4-7-108 кН-м2/м м
Обозначим:
А = к Ь= а
' ЕГ Нк'
/1 эмпирический коэффициент, находится в пределах 0,1... 10,1%, со-
ставляя в среднем 1,1%.
Для стены в грунте и распорных конструкций в виде железобетонных пе-
рекрытий принимаем при НК= 10 м:
/1 =-0,56-10-2;
а = 0,7752;
л'^=Т^=0-7-10"м"
b = 0,07; = (0,7752/10)4 = 0,3611-10 8 м^;
L ~ 0 м — здание расположено вплотную к котловану
Поскольку строительство ведется методом Top-Down, осадка определяется
с учетом коэффициента к,. = 0,6:
б = -AZ^L. = _ 0,7-10 4-0,56-10 2-105 = _3 69.!0-2 «_о 037 м«-0,04 м;
а4+ДЯ4 0,77524 + 0,7-10“4-104
b2e~bL 0,07 -0,07 -е° л.
212 2-0,07-0,07
b , 0,07 , „ (Ь
i-1=w1=0’
= А_1А_= 125-102 »0,013м.
к 4-Ю4
Рассчитанные значения по вышеприведенным формулам сведены в
табл. 13.33, а на рис. 13.58 приведены в сопоставлении графики замеренных и
рассчитанных различными методами осадок здания Моспроекта-3, располо-
женного вплотную к котловану.
= 0;
737
Рис. 13.58. Графики замеренных и рассчитанных экспериментально
(аналитическим методом и методом численного моделирования) осадок
здания Моспроекта-З, расположенного вплотную к котловану глубиной
10 м здания «Берлинский дом» (Москва, ул. Петровка, 5)
Таблица 13.33
х + L, м £ cosE, sin Е, Пп niv ylbfk- 1)х хПп + niv ^-Ых+Ь) Ф 5ср, м ^п/р'У, м
0 0,0 1 0 1 0 0 1 1 -0,037 -0,016
1.0 0,07 0,932 0,998 Q,07( 0,930 0,065 0,065 0,932 0,997 -0,037 -0,016
2,0 0,14 0,869 0,990 0.139 0,860 0,120 0,120 0,869 0,989 -0,036 -0,015
5,0 0,35 0,705 0,939 0,343 0,328 0,241 0,241 0,705 0,946 -0.035 -0,014
12 0,84 0,432 0,667 0,744 0,288 0,321 0,321 0,432 0,753 -0,027 -0,009
20 1,4 0,247 0,170 0,985 0,042 0,243 0,243 0,247 0,490 -0,018 -0,002
30 2,1 0,122 -0,504 0,863 -0,061 0,105 0,105 0,122 0,227 -0,008 +0,003
40 2,8 0,061 -0,942 0,334 -0,057 0,020 0,020 0,061 0,081 -0,003 +0,006
13.3.5. Применение защитных мероприятий для зданий
окружающей застройки*
Для снижения прогнозируемых сверхнормативных осадок окружающей за-
стройки в зоне влияния строительства подземных объектов применяют защитные
мероприятия, которые можно разделить на две группы: пассивные и активные.
и. 13.3.5 написан при участии инженера А.В. Коннова.
738
К пассивным защитным мероприятиям относятся укрепление основания и
усиление фундаментов окружающей застройки, устройство отсечных экранов -
разделительных стен между подземной выработкой и существующим зданием
или сооружением, к активным - распорки с домкратами, преднапрягаемые ан-
кера, выполняемое методом струйной технологии Jet-grouting закрепление
грунта возле ограждения глубокого котлована и ниже его дна, модернизация
технологии щитовой проходки путем нагнетания жестких бетонных смесей в
заобделочное пространство, компенсационные сваи усиления, преднапрягае-
мые тяжи для надземных конструкций здания.
Для предварительной оценки осадки окружающей застройки при приме-
нении активных или пассивных защитных мероприятий прогнозируемую
величину осадки .S', полученную аналитическим методом по формулам
(13.63)...(13.65) или путем численного моделирования, следует принимать с
понижающим коэффициентом Кс, приведенным в табл. 13.34:
.S'3 =KCS.
Коэффициент снижения к прогнозируемой осадке здания без защитных
мероприятий определяется по табл. 13.34 в зависимости от вида защитного
мероприятия.
Таблица 13.34
Коэффициент к прогнозируемой осадке окружающей застройки
без защитных мероприятий Кс
Тип защитного мероприятия кс
Для зданий для ком- муникаций
Активное Анкер с дополнительной цементацией - 0,4
Компенсационное нагнетание цементного раствора в грунт (вертикальное и горизонтальное) 0,2 -
Компенсационно-буроинъекционные сваи усиления 0.1 -
Инъецирование смеси в заобделочное пространство коллектора* - 0,2
Преднапряженные распорные конструкции-распорки с домкратами 0,2 -
Управляемая струйная цементация 0,2 -
Пассивное Буроинъекционные сваи 0,6 -
Вдавливаемые сваи 0,5 -
Грунтоцементные сваи 0,7 -
Отсечные экраны из jet-свай, из буронабивных свай 0,4 -
Примечания:
* - в во до насыщенных мелких и пылеватых песках;
Кс определен с учетом осадки, вызванной технологией производства работ
Вид защитного мероприятия для здания следует назначать, руководству-
ясь требованиями табл. 13.34, с учетом данных табл. 13.35, содержащей тре-
буемый коэффициент снижения к прогнозируемой осадке без защитных меро-
739
приятий КС1р = S^“/Snp, где - дополнительная предельная осадка, регла-
ментируемая табл. Л СП 22.13330. 2011 «Основания зданий и сооружений»;
<Snp - прогнозируемая осадка зданий без защитных мероприятий.
При этом следует принимать во внимание возможность его реализации
(исходя из вида грунта, вмещающего подземное сооружение и фундамент зда-
ния, ситуации на объекте, например, стесненности условий или возможности
проводить работы по устройству защитных мероприятий).
Таблица 13.35
Статус здания Категория состояния конструк- ций ^тр = ошах ad,и Рекомен- дуемое защитное мероприятие Вид защитного мероприятия
Памятник, историческое здание III 0,3 Активное Компенсационное нагнетание цементного раствора в грунт (вертикальное и горизонталь- ное, геотехнический барьер), управляемая струйная цемен- тация, компенсационно-буро- инъекционные сваи, предна- пряженные распорные конст- рукции-распорки с домкратами
II 0,3 — И — — // —
Памятник, историческое здание на реконструкции III 075 Пассивное Сваи усиления (буроинъекци- онные, грунтоцементные, вдав- ливаемые), отсечные экраны из грунтоцементных свай
Старое, современное III 0,5 Активное Компенсационное нагнетание цементного раствора в грунт (вертикальное и горизонталь- ное, геотехнический барьер), управляемая струйная цемен- тация, компенсационно-буро- инъекционные сваи, преднапря- женные распорные конструк- ции-распорки с домкратами
Пассивное Все выше перечисленное, а также вдавливаемые сваи, от- сечные экраны из грунтоце- ментных свай
II 0,85 Пассивное Все выше перечисленное, а также буроинъекционные сваи
При прокладке коммуникационных коллекторов закрытым способом от-
сечные экраны для защиты зданий в зоне влияния подземного строительства
следует назначать, руководствуясь требованиями табл. 13.36 (табл, под номе-
ром 7.3 включена в «Руководство по комплексному освоению подземного про-
странства крупных городов», 2004).
740
Таблица 13.36
Конструкции здания Тип инж.-геол. условий Категория состояния конструкций H-h т = L Рекомендации
Гражданские и производ- ственные одноэтажные и многоэтажные здания с полным железобетонным каркасом II 1,11 0,5... 3,0 Защитные мероприятия не требуются
Многоэтажные бескар- касные здания с несущи- ми стенами из крупных панелей II I. II 0,5... 3,0
II III 0,5... 2,5
II 2,5... 3 0 Отсечной экран из бурозавинчи- вающихся свай
III 1,11 0,5...0,6 Защитные мероприятия не требуются
III III 0,5... 0,6 Отсечной экран из грунто- цементных свай
Многоэтажные бескар- касные здания с несущи- ми стенами из крупных блоков или кирпичной кладки без армирования II 1,11 0,5... 3,0 Защитные мероприятия не требуются
Многоэтажные и одно- этажные здания истори- ческой застройки или памятники архитектуры с несущими стенами из кирпичной кладки без армирования II I, II, III 0,5... 3,0 Не эффективно устройство отсечного экрана из бурозавинчи- вающихся свай
Примечание. В таблице: Н - глубина заложения оси коллектора; h - глубина заложения
фундамента; L — расстояние между коллектором и зданием.
Рекомендации по применению свай усиления
1. Буроинъекционные сваи не рекомендуются в качестве защитных меро-
приятий для зданий в зоне влияния подземного строительства (глубоких кот-
лованов), имеющих II, III категорию состояния конструкций, статус «памятни-
ки» и «исторические». В случае их применения осадки будут больше норма-
тивных значений, что вызовет возникновение новых дефектов в конструкциях
и потребует послеосадочного ремонта.
2. Буроинъекционные сваи можно рекомендовать для защиты зданий,
имеющих II, III категорию состояния конструкций, статус «памятники» и «ис-
торические», если они находятся на реконструкции.
741
3. Буроинъекционные сваи можно рекомендовать в качестве защитных
мероприятий для зданий в зоне влияния подземного строительства (глубоких
котлованов), имеющих II, III категорию состояния конструкций, статус «па-
мятники» и «исторические» в сочетании с другими защитными мероприятия-
ми (например, отсечными экранами из буронабивных свай, а также закрепле-
нием грунтов межсвайного пространства).
4. Буроинъекционные сваи не рекомендуются в качестве защитных меро-
приятий для любых зданий, имеющих любую категорию состояния конструк-
ций в мелких и пылеватых водонасыщенных песках, в особенности обладаю-
щих плывунными свойствами, поскольку при устройстве ограждения котлова-
на возможно разуплотнение этих грунтов и снижение несущей способности
свай по боковой поверхности.
5. Вдавливаемые сваи снижают осадку зданий, имеющих статус «памят-
ники» и «исторические», категорию состояния конструкций III, до норматив-
ных значений.
6. Буроинъекционные и вдавливаемые сваи в качестве защитного меро-
приятия для зданий нельзя использовать при креплении ограждения котлована
анкерами.
7. Буроинъекционные и вдавливаемые сваи нельзя располагать только
под фасадными стенами зданий со стороны глубоких котлованов или под-
земных выработок, поскольку это вызывает неравномерные осадки здания по
его длине.
8. Грунтоцементные сваи могут быть рекомендованы для реконструи-
руемых зданий, имеющих статус «памятники» и «исторические» и III катего-
рию состояния конструкций.
9. Грунтоцементные сваи могут быть рекомендованы для зданий, имею-
щих статус «современные» и III категорию состояния конструкций в сочета-
нии с отсечными экранами, выполненными по той же технологии в сочетании
(из грунтоцементных свай).
10. Грунтоцементные сваи можно рекомендовать в качестве защитного
мероприятия для зданий с категорией состояния III, имеющих статус «памят-
ники» и «исторические», при условии обязательной дополнительной цемента-
ции контакта «фундамент-грунт», а также в сочетании со сваями микро-jet
(армированными специальной металлической трубой) или буроинъекционны-
ми сваями (комбинированные грунтоцементные сваи).
Рекомендации по применению отсечных экранов
1. Отсечные экраны из труб диаметром до 400 мм не рекомендуются в ка-
честве защитного мероприятия для зданий со II и III категорией конструкций в
зоне влияния глубоких котлованов, особенно имеющих статус «памятники» и
«исторические».
2. Незначительного снижения осадки существующих зданий можно дос-
тигнуть путем устройства наклонных отсечных экранов. Более эффективны
отсечные экраны из буронабивных или грунтоцементных свай. Отсечные эк-
раны следует располагать как можно ближе к защищаемому зданию.
3. Отсечные экраны рекомеццу ется применять в сочетании с другими ви-
дами защитных мероприятий.
742
4. Буроинъекционные сваи и отсечные экраны можно применять в качест-
ве превентивной меры для предотвращения упуска грунта (рыхлых водонасы-
щенных песков, обладающих плывунными свойствами) в котлован или под-
земную выработку.
5. Для зданий с категорией состояния конструкций III, имеющих статус
«памятники» и «исторические», рекомендуется применение активных защит-
ных мероприятий - компенсационное нагнетание раствора в грунт (вертикаль-
ное и горизонтальное), преднапряженные конструкции (распорные конструк-
ции крепления котлованов с домкратами), управляемое закрепление грунтов
струйной цементацией. Это позволит практически исключить осадку окру-
жающей застройки или снизить ее до нормируемой величины 5 мм.
При прогнозировании осадок зданий с защитными мероприятиями необхо-
димо учитывать «технологическую» осадку, поскольку при устройстве защит-
ных мероприятий для зданий в зоне влияния котлованов и подземных вырабо-
ток «технологические» осадки от их устройства могут превысить предельно
допустимые величины. Например, для зданий III категории состояния, нахо-
дящихся в предаварийном состоянии, рекомендуется производить превентив-
ное усиление надземных конструкций здания на период производства работ, а
также предусматривать ремонт этих зданий после стабилизации его осадок.
13.4. Защита котлованов, подземных частей зданий
и сооружений от действия грунтовых вод
13.4.1. Методы осушения строительных котлованов
В случаях разработки котлованов, устройства фундаментов и подземных
конструкций в хорошо фильтрующих и водонасыщенных грунтах необходимо
обеспечить их защиту от подземных вод.
Мероприятия по такой защите могут осуществляться с использованием
понижения уровня подземных вод внутри котлована и около него (водопони-
жение) или устройством в грунте вокруг котлована водонепроницаемой про-
тивофильтрационной завесы.
Открытое водопонижение является одним из простейших способов вре-
менного понижения уровня подземных вод внутри и около строительной вы-
емки путем устройства в них приямков (зумпфов) для сбора атмосферных и
грунтовых вод, попадающих в котлован, и дальнейшей прямой откачкой воды
из них (рис. 13.59).
Рис. 13.59. Схема открытого водоотлива:
1 - исходный уровень грунтовых вод; 2 - водосборник; 3 - насос; 4 - всасывающий
трубопровод; 5 - водосборная канавка; 6 - противосуффозионная пригрузка откосов
743
Зумпф для откачки воды устраивается на глубину 0,5... 0,8 м от дна котло-
вана и оборудуется песчаным обратным фильтром для предотвращения вымы-
вания (суффозии) пылеватых и глинистых частиц основания. На рис. 13.60
представлен пример схемы устройства зумпфа около шпунтового ограждения
котлована.
Поскольку вода не должна покрывать дно котлована, так как это приво-
дит к набуханию глинистых грунтов и дальнейшему их расструктуриванию,
то приток воды в приямки осуществляется по водосборным канавкам, устро-
енным с уклоном i = 1/100... 1/200 в сторону ближайшего водоприемного
приямка. Для более эффективной откачки свободной воды из зумпфов реко-
мендуется устраивать не менее двух приямков в противоположных углах
котлована.
Недостатками открытого водоотлива являются возможность суффозии
мелких частиц грунтов основания дна котлована, а также необходимость пере-
носа приямков и насосов по мере его углубления.
Закрытый водоотлив применяется для исключения полного проникнове-
ния подземных вод в котлован как через его дно, так и откосы. Для этого ис-
пользуется искусственное понижение грунтовых вод с применением игло-
фильтрационных установок или глубинных насосов.
Рис. 13.60. Схема устройства зумпфа
околошпунтового ограждения
Рис. 13.61. Схема расстановки иглофильтров:
1 - иглофильтр; 2 - всасывающий коллектор;
3 - насосный агрегат
Рис. 13.62. Иглофильтровая уста-
новка типа ЛИУ:
1 - иглофильтр; 2 - песчано-гравий-
ная обсыпка; 3 - глиняный тампон;
4 - всасывающий коллектор; 5 - на-
сосный агрегат, б - напорный трубо-
провод; 7 - сбросной трубопровод;
8 - пониженный уровень подземных
вод
744
Легкий иглофильтр установки (ЛИУ) состоит из металлической трубы
диаметром 38 мм и длиной 7...8 м, к нижнему концу которой присоединено
фильтровое звено длиной 1...1.25 м. Иглофильтр погружают в грунт с помо-
щью струи воды, подаваемой насосом. В результате грунт размывается, а иг-
лофильтр под собственным весом погружается на проектную глубину.
Иглофильтры устанавливаются по периметру котлована или траншеи, со-
единяются между собой системой коллекторных труб и подсоединяются к вса-
сывающему насосу (рис. 13.61, 13.62).
Высота всасывания насосных агрегатов иглофильтрационных установок,
как правило, не превышает 8...8,5 м. Однако вследствие неизбежных потерь
реально можно понизить уровень воды на значительно меньшую величину.
Поскольку дно котлована должно находиться по крайней мере на 0,5 м
выше уровня подземных вод, то установками типа ЛИУ можно обеспечить во-
допонижение не более чем 4...4,5 м. При необходимости более глубокого во-
допонижения можно установить иглофильтры ЛИУ в 2...3 яруса или исполь-
зовать эжекторные иглофильтры, обеспечивающие водопонижение до 10... 12
и даже до 20 м.
В дальнейшем вода по сбросному трубопроводу отводится в ливневую ка-
нализацию или под уклон.
Легкими иглофильтрационными установками можно понижать уровень
грунтовых вод в относительно хорошо фильтрующих грунтах.
В грунтах с малой водоотдачей с коэффициентом фильтрации меньше
0,1 м/сут искусственное водопонижение может осуществляться путем элек-
троосмотического осушения. В этом случае в дополнение к иглофильтраци-
онной установке по контуру котлована (между верхней бровкой последнего и
коллектором установки) в грунт в шахматном порядке по отношению к игло-
фильтрам погружают металлические стержни, длина которых равна длине иг-
лофильтров. К стержням присоединяют общий электропровод. Электропровод
и коллектор иглофильтрационной установки подключают к источнику посто-
янного тока напряжением 30...60 В (рис. 13.63).
Рис. 13.63. Схема установки для электроосушения грунтов:
1 — контур котлована; 2 - уровень грунтовых вод до осушения: 3 — иглофильтр;
4 - коллектор; 5 - насосный агрегат; 6 - стальной стержень; 7 - мотор-генератор;
8 — провод; 9 - уровень грунтовых вод после осушения
745
При пропуске электрического тока через иглофильтры и металлические
стержни в грунтовом пространстве между ними создается электрическое поле,
вследствие этого связная вода переходит в свободную воду, которая от стержней
как от анодов устремляется к иглофильтрам — катодам, откуда ее и откачивают.
Перемещение грунтовой воды происходит в пределах всего массива грун-
та, окруженного стержнями, - грунт постепенно осушается и изменяет свою
плотность. Для понижения уровня грунтовых вод на 4 м необходимо в про-
странстве между электродами создать плотность тока в 1 А на 1 м2 вертикаль-
ного сечения осушаемого массива грунта.
Рис. 13.64. Стержневой каркас
фильтра и погружной насос
с электродвигателем:
1 — электродвигатель; 2 — насос
ровщика (1985).
Электроосушение является весьма энерго-
затратным методом — на 1 м3 осушаемого грун-
та, оконтуренного иглофильтрами, расходуется
от 5 до 40 кВт-ч электроэнергии.
В случае высокого водопритока в котлован
иногда применяется метод закрытого водопо-
нижения с использованием погружных насо-
сов с электродвигателями, установленных в
буровых колодцах. В этом случае в обсадную
трубу скважины, пробуренной на необходи-
мую глубину, опускают фильтр несколько
меньшего диаметра, чем размер скважины.
После опускания фильтра обсадную трубу из-
влекают из грунта, а зазор между стенками тру-
бы-фильтра и грунтом засыпают крупным пес-
ком или песчано-гравийной смесью. Грунтовую
воду, поступающую в скважину, откачивают
насосом, опущенным внутри фильтра. Для от-
качки воды вблизи каждого бурового колодца
устанавливают центробежные насосы. Наибо-
лее эффективны насосы, которые погружаются
в скважину вместе с электродвигателем (см.
рис. 13.64). Они позволяют понизить уровень
грунтовых вод до 20 м.
Более детальное описание методов строи-
тельного водопонижения приводится в работах
Г.М. Бадьина и др. (1987); А.Н. Драновского,
А.Б. Фадеева (1993); в Справочнике проекти-
13.4.2. Проектирование установок для искусственного
понижения уровня подземных вод в котлованах
Ориентировочный расчет притока воды в замкнутой установке для котло-
вана в случае одиночного совершенного колодца (рис. 13.65) выполняется по
формуле
Q-akS, (13.68)
где Q — приток воды в котлован, м3/ч; к — коэффициент фильтрации водоносного грун-
та, м/сут; 5 — глубина необходимого понижения уровня воды, м; а — коэффициент, из-
746
меняющийся в пределах от 1 до 3, в зависимости от величины площади F, огражден-
ной водопонизительной установкой, и коэффициента к.
Площадь F может быть принята равной площади котлована поверху.
Расчет установки для искусственного понижения уровня подземных вод
сводится к определению расстояния между’ колодцами (иглофильтрами), а
следовательно, к определению общего числа их в данной установке, величине
заглубления иглофильтров в грунт от природного уровня подземных вод и раз-
мещению их в плане.
Это возможно сделать, если будет известен конечный вид кривой депрес-
сии - расположения уровня подземных вод около каждого иглофильтра (ко-
лодца) при длительной откачке воды из него (рис. 13.65).
Рис. 13.65. Схема действия одиночного совер-
шенного колодца
Важнейшим фактором, определяющим характер кривой депрессии, явля-
ется величина коэффициента фильтрации грунта, в котором проводится пони-
жение. Чем больше величина коэффициента фильтрации, тем больше будет
радиус действия колодца и приток воды к нему’, тем более пологой будет кри-
вая депрессии.
В случае совершенного колодца, т.е. в случае, когда колодец прорезает
всю толщу однородного водоносного слоя и доходит до водоупора. уравнение
кривой компрессии в соответствии с законом Дарси имеет вид:
у2 = Н2 —<?(1пЛ-1пх)/л£, (13.69)
где Н - мощность водоносного слоя, м; q - дебит колодца, м3/ч; к - коэффициент
фильтрации, м/сут; R - радиус действия колодца, м.
Следовательно, понижение 5 уровня грунтовых вод можно определить по
формуле
S=H-у = Н-^Н2 -q(\nR - \ъх)1пк, (13.70)
а понижение уровня воды в самом колодце будет равно
S0=H-Н2 -q(\nR -\пг)/-кк, (13.71)
где г - радиус колодца.
747
Таким образом, зная заданное значение понижения уровня грунтовых
вод, можно по этим формулам определить расстояние I от центра колодца, в
пределах которого оно может быть достигнуто Исходя из этого, можно оп-
ределить расстояние между колодцами. Для линейных установок оно будет
равно 21.
Если котлован в плане имеет вид прямоугольника (рис. 13.66) и колодцы
(иглофильтры) расположены вдоль его сторон, то при отношении большей
стороны прямоугольника к меньшей в пределах 5:1 понижение в центре кот-
лована можно определить по форму ле
S =Н- II2 £>(1пЛ~1пг)
V 7tk
(13.72)
где Q - приток воды к котловану, м3/ч;
(13.73)
Формулы для определения радиуса депрессии для других случаев распо-
ложения водоносных слоев и расчетных схем расположения колодцев (игло-
фильтров) приведены в Справочнике проектировщика (Основания, фундамен-
ты и подземные сооружения) 1985 г.
Рис. 13.66. Схема расположения
колодцев по кругу и прямоуголь-
нику
Рис. 13.67. Схема расположения противофиль-
трационной завесы для защиты котлована от
притока грунтовых вод (слева) и грунтовых
вод от загрязнения водой из котлована (справа):
1 - противофильтрационная завеса; 2 - водоупор
Противофильтрационные завесы. Противофильтрационные завесы (рис.
13.67) устраиваются вокруг котлованов для предотвращения фильтрации во-
ды в него из окружающего массива или попадания загрязненных вод из зем-
ляной выемки в окружающий массив. Условием эффективности завесы явля-
ется наличие на доступной глубине водоупорного слоя, в который входит
нижний край завесы.
Простейшим видом временной завесы является шпунтовая стена, которая
не только удерживает от обрушения вертикальный откос, но и предотвращает
приток воды в котлован. Совершенно непроницаемой будет льдогрунтовая
стена, устраиваемая методом замораживания.
В трещиноватых скальных грунтах и в галечниках постоянные завесы соз-
даются методом цементации: вдоль линии завесы пробуриваются 2...3 ряда
748
скважин, в которые нагнетается цементное молоко. В дисперсных грунтах за-
весы создаются способом «стена в грунте» с откопкой траншеи механизмами
непрерывного действия и заполнением траншеи раствором бентонитовой гли-
ны или местным глинистым грунтом.
В настоящее время при устройстве противофильтрационных завес все
большее распространение получает струйная технология, с помощью которой
удается создавать не только вертикальные, но и горизонтальные завесы под
дном котлована (см. гл. 1).
13.4.3. Водоотвод и водопонижение подземных вод
с использованием дренажей
Дополнительной и весьма эффективной мерой водозащиты подземных
частей сооружений является устройство пристенного, кольцевого из дренаж-
ных труб и пластового дренажей. На рис. 13.68 приведена общая схема экс-
плуатационных дренажей и водоотводов для здания, имеющего подземное про-
странство.
Пластовые и пристенные
дренажи обычно выполняют-
ся в виде слоев песчано-
гравийной смеси толщиной
10... 15 см отсыпанной между’
двумя слоями геотекстиля, во
избежание спешивания ее с
грунтом. В последнее время
при устройстве таких дрена-
жей стали использовать син-
тетические и минераловоло-
конные фильтрующие маты
толщиной 1... 3 см. Их ис-
пользование достаточно тех-
нологично, а обратную за-
сыпку пазух фундамента вме-
сто песчано-гравийной смеси
можно производить любым
грунтом, как правило, пла-
стовый дренаж выполняется с
у клоном в сторону' водоот-
водных дренажных труб
(рис. 13.69).
Ширина пластового дре-
нажа в одну сторону до труб-
чатой дрены не должна пре-
вышать 30 м, а уклон в сто-
рону дрены принимается не
менее 0,01. Горизонтальная
планировка дренажа возмож-
на для ширины сооружения
до 5 м.
Рис. 13.68. Общая схема эксплуатационных
дренажей и водоотводов для здания, имеющего
подземное пространство:
1 — водосточная труба; 2 — отмостка; 3 — пристенный
дренаж; 4 - кольцевой дренаж; 5 - пластовый дренаж;
6 - ливневая канализация; 7 - пол подвала; 8 - филь-
трующий слой; 9 - геотекстиль; 10 - грунт
Рис. 13.69. Схема пластового дренажа с уклоном
в сторону дренажных труб
749
Дренажные трубы (перфорированные асбестоцементные или полимерные)
укладывают с уклоном 2...3°. В качестве примера в табл. 13.37 приведены ос-
новные параметры дренажных гофрированных труб.
Таблица 13.37
Параметры гофрированных дренажных труб
Диаметр /)|, мм Диаметр мм Длина бухт Вес, г/м
63 54 50, 100 260
ПО 93 50 480
160 137 50 860
200 171 40 1120
В настоящее время стали использовать трубы с фильтрующим покрытием
из геоткани или кокосовых волокон для защиты дренажа от заиливания, в том
числе и снизу.
Рис. 13.70. Виды горизонтальных дренажей:
а - закрытый беструбчатый; б - трубчатый совершенного типа; в - трубчатый несовершенного
типа; 1 - дерн корнями вниз; 2 - уплотненная глина; 3 - дерн корнями вверх; 4 - обратная за-
сыпка из местного песчаного грунта: 5 - щебень; 6 - каменная кладка: 7 - глинобетонная по-
душка; 8 - песок средней крупности; 9 - дренажная труба; 10 - водоупор
750
В зависимости от грунтовых и гидрогеологических условий в Санкт-
Петербурге применяются различные типы дренажей (Г.И. Клиорина, 2006). На
рис. 13.70 приведены наиболее распространенные виды горизонтальных при-
стенных дренажей, применяемых для водоотвода в старых (13.70, а) и совре-
менных зданиях и сооружениях (13.70, б и в).
Дренажные трубы собирают подземную воду’ и направляют ее в коллек-
торный колодец. Дренажные колодцы для чистки труб устраивают с наглухо
закрытой крышкой на прямоугольных участках дренажа с шагом не более
60 м, а на ломаных участках - на каждом втором изломе.
Из коллекторного колодца дренажные и поверхностные воды сбрасывают-
ся в ливневую канализацию, на склон рельефа или в дренажную канаву. При
отсутствии возможности самотечного сброса воды дренажи теряют смысл ли-
бо в дополнение к ним монтируется установка откачивающего насоса, качаю-
щего поступающую воду’ из специального резервуара для сбора дренажных вод.
Гидрогеологический расчет дренажей
Гидрогеологический расчет дренажей выполняют с учетом нормативных
требований [5, 6, 7] по методике, разработанной С.К. Абрамовым [1].
В настоящей главе приведены методы расчета дренажных устройств в ус-
ловиях установившегося режима фильтрации, безнапорных вод и однородной
среды, расчетные зависимости, наиболее часто применяемые в проектной
практике дренирования гражданских зданий.
В представленных расчетных схемах и формулах приняты следутощие
обозначения:
Н - высота непониженного УГВ над водоупором, м;
h - глубина погружения дрены под непониженный УГВ, м;
Т - превышение несовершенной дрены над водоупором, м;
Нх - превышение пониженного УГВ над уровне м воды в несовершенной и
совершенной дренах на расстоянии х от них, м;
Ну - превышение пониженного УГВ относительно дрены в центре конту р-
ного дренажа, м;
7/тах - максимальная высота пониженного УГВ над водоупором в между-
дренном пространстве систематического дренажа, м;
/?ЕЬ1С ~ высота высачивания - разрыва между уровнем воды в дрене и на
контакте дренажной обсыпки с грунтом, м;
R - радиус депрессии, м;
г0 - приведенный радиус контура, м;
rg - радиус дрены, м;
а - половина расстояния между’ дренами систематического дренажа, м;
Q - расчетный расход, м3/сут;
Qo - удельный расход, м3/сут на 1 п. м;
W интенсивность просачивания атмосферных осадков, м/сут.
Расчет производят исходя из гидрогеологических условий площадки
строительства, фактического проектного положения дренажа, его системы
(местная или общая) и типа (совершенный или несовершенный).
Коэффициент фильтрации К осутпаемых грунтов при отсутствии опытных
данных принимают на основе справочных материалов и с учетом местного
опыта строительства. Это особенно важно, поскольку в литературных источ-
751
никах приводятся не всегда совпадающие диапазоны значений коэффициентов
фильтрации одного и того же грунта. Это объясняется особенностями иссле-
дуемых пород. Ориентировочные значения пределов изменений коэффициента
фильтрации приведены в табл. 13.38.
Таблица 13.38
Коэффициент фильтрации некоторых грунтов
Грунт К, м/сут
Гравий с песком 100...75
Песок
крупный 75...60
крупнозернистый 50...15
среднезернистый 15...5
мелкозернистый 5...2
Техногенные фунты 1...3
Грунт К, м/сут
Супесь 2...0,8
Суглинок 0,8...0,2
Глина 0,005
Торф слаборазложившийся среднеразложившийся сильноразложившийся 0,5... 1,0 1,0...0,15 0,15...0,01
При неоднородном строении водовмещающей толщи средневзвешенное
значение Кт рассчитывают по формуле
к = + К2т2 + ... + К„т„
т} + т2 +... + т„
где К} + К2 + ... + Кп - коэффициент фильтрации отдельных осушаемых слоев грунта,
м/сут: тх+ т2+ ... + т„ - мощность соответствующих слоев, м, которую принимают на
основе исходных данных и расчетной схемы дренажа.
Область использования формулы (13.74) ограничивается соотношением
коэффициента фильтрации различных слоев не больше 1:20:
/С„:Хи+1<20. (13.75)
Интенсивность просачивания атмосферных осадков определяют с учетом
характера грунта, количества выпадающих осадков и степени благоустройства
участка застройки. При отсутствии опытных данных интенсивность просачи-
вания атмосферных осадков W можно принять ориентировочно: в легких сут-
линках и супесях - 0,001... 0,002 м/сут, в песчаных грунтах - 0,002... 0,005 м/сут.
При этом наиболее высокому’ уровню благоустройства территории (при про-
чих равных условиях) соответствует меньшее значение интенсивности проса-
чивания. Например, для Санкт-Петербурга ориентировочные значения интен-
сивности просачивания составляют для районов новой застройки 0,00246 м/сут,
старой - 0,00129 м/сут.
Однолинейный и двухлинейный дренажи
Расходы дренажных вод и кривые депрессии однолинейных дренажей (ме-
стных и общих) рассчитывают по следулощим нижеприведенным формулам.
Для совершенных дренажей, расчетная схема которых представлена на
рис. 13.71, а, удельный расход определяют по формуле (13.76) для двухсторон-
него притока подземных вод и по формуле (13.77) для одностороннего притока:
2о = KH2/R, (13.76)
752
Рис. 13.71. Расчетные схемы однолинейного дренажа:
а - совершенного типа; б - несовершенного типа
Рис. 13.72. График определения радиуса
депрессии линейных дрен
Q0=KH2/2R, (13.77)
где R - радиус депрессии дрена-
жа, м, который определяют по
рис. 13.72 или рассчитывают по
формуле:
R = h^K/(2W}. (13.78)
Расход дренажных вод
для дренажной линии общей
длиной L определяют по
формуле
Q = Q0L. (13.79)
Депрессионную кривую
строят, используя для расче-
тов ее ординат форму лх
HX=H^[R. (13.80)
Удельный расход однолинейного дренажа (рис. 13.71, б) несовершенного
типа определяют по формуле
Qo = Kh ^-+ —=-------,
К hi[T/(nrg)]+nR/(2T)
(13.81)
где rg = 0,5 b; b - ширина траншеи дренажа, м.
Кривую депрессии вычисляют по формуле
К л 2Н
(13.82)
Л
Расчет двухлинейных дрен выполняют с учетом двух независимых зон
фильтрации: внешней - со стороны притока подземных вод с вышележащей
территории и внутренней - со стороны берега. Соответственно используют
формулы для определения расходов однолинейных дрен - головной и бере-
говой.
753
Расчет положения сниженного уровня в междренном пространстве выпол-
няют по формулам, используемым для определения положения такого же
уровня в систематическом дренаже. При этом вместо величины, равной поло-
вине расстояния между соседними систематическими дренами, для двухли-
нейных систем принимают величину, равную половине расстояния между го-
ловной и береговой дренами.
Контурные системы дренажа
Рис. 13.73. Расчетные схемы контурного (кольцевого) дренажа:
a - совершенного типа; б - несовершенного
Расход дренажных вод для контурных систем дренажа (кольцевого) со-
вершенного типа, расчетная схема которых показана на рис. 13.73, а, опреде-
ляют по формуле
е=^Ж)- <13 83)
Приведенный радиус г0 определяют по форму’ле
г0=4Ё1^, (13.84)
радиус депрессии У? из уравнения
Ry/lgR - lgr0 - 0,217 = 0,66^Kh2/W - O,5ro, (13.85)
где F-площадь, ограниченная контуром, м2. F находят по графику (рис. 13.74, в).
Уровень воды внутри контура приблизительно равен уровню воды в дре-
не, вне контура
Нх.= р1п(х/Г°Х (13.86)
V ЛА
Расход дренажных вод для контурного дренажа несовершенного типа
(рис. 13.73, б) определяют по формуле
Q = nKh
h 2тбГг0
1п(Л/г0) + rin(8r0/rg) + 2г0<р
(13.87)
где rg = O,5b; г0 — по (13.84); R - из уравнения (13.85) или по графику (рис. 13.72);
ср = <Pi — ср2> значения <pi и ср2 определяют по графику (рис. 13.74, я, б).
Депрессионную кривую вне контура рассчитывают по формуле (13.88),
внутри контура (в центре) - по (13.89):
754
hx = hwc
C>ln(x/r0)
пК ’
(13.88)
(13.89)
= ^.22^/К.
Рис. 13.74. График определения расчетных функций:
«-<рь б - <р2; e-F
Рис. 13.75. График определения радиуса депрессии
контурных и пластовых дрен
755
Систематический дренаж
б) dl
ЕС
Водоупор
a
Водоупор
a
Рис. 13.76. Расчетные схемы систематического дренажа:
a — совершенного типа: б — несовершенного
Расход дренажных вод систематического дренажа совершенного типа рас-
считывают по формуле
Q = 2WaL,
(13.90)
где L — длина дрены, м; а — половина расстояния между дренами, м,
2a = 2HmaxyJ K/W.
(13.91)
Расход дренажных вод систематического дренажа несовершенного типа
(см. рис. 13.76, б) рассчитывают по выражению (13.90), определяя расстояние
между дренами по формуле
2a = Т
V WT
(13.92)
(13.93)
Для определения величины максимального понижения уровня воды в ме-
ждудренном пространстве используют уравнения, полученные на основе фор-
мул (13.91), (13.92).
Пластовый дренаж
Расход пластового площадного дренажа совершенного типа (рис. 13.77, а)
рассчитывают по формуле (13.83), депрессионную кривую — по (13.86). Расход
пластового площадного дренажа несовершенного типа (рис. 13.77, б) при со-
отношении г0!Т> 0,5 рассчитывают по формуле
Q = tiKS0
$о | 2г0
(-К/Г0 ) Упл.др
(13.94)
где/, , дР находят по графику (рис. 13.78); r0, R-по формулам (13.84) и (13.85).
Если соотношение г0 < 0,5, расход площадного дренажа определяют по
формуле
Q = nKS0
S0 |________________________2;о______________________
1п(/?/г0) л 2arcsinr0
2 T + y/T2 + rf + О,515-го/7’-1п(/?/47’)
. (13.95)
756
Рис. 13.77. Расчетные схемы пластового дренажа:
а - совершенного типа; б - несовершенного
Рис. 13.78. График определения величины
гидравлического сопротивления пластового
дренажа
Депрессионную кривую рассчитывают по формуле
hx=T + h.
\п.(К/х)
\n(R/roy
(13.96)
757
При х < h + г0 в формулу (13.97) следует ввести поправку на величину вы-
саливания:
7 JQ/K
^выс / . = Т7 /% ,
VWF -о,9б
(13.97)
где h0— слой воды в пластовом дренаже, м; SCI - понижение УГВ в дренаже (расстояние
от непониженного УГВ до уровня воды в пластовом дренаже, см. рис. 13.77), м.
Расход линейного пластового дренажа рассчитывают по формулам (13.76),
(13.77), (13.81) соответственно для совершенных и несовершенных дрен. При
этом радиус влияния 7? определяют из выражения
R = 2SJhk, (13.98)
где S- величина понижения УГВ, м.
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ ПО ГЛАВЕ 13
1. Абрамов С.К. Подземные дренажи в промышленном и городском строительстве.
Изд. 3-е, перераб. и доп. - М.: Стройиздат, 1973. - 280 с.
2. Бадьин Г.М. и др. Технология строительного производства: Учебник для студентов
вузов по специальности ПГС. - Л.: Стройиздат, 1987. - 606 с
3. Будин Я.И. Тонкие подпорные стенки. - Л.: Стройиздат, 1974. — 191 с.
4. Драновский А.Н., Фадеев А.Б. Подземные сооружения в промышленном и граж-
данском строительстве: Учеб, пособие для студентов вузов по специальности ПГС.
- Казань: Изд-во КГУ, 1993. - 355 с.
5. Ильичев В.А., Никифорова Н.С, Коренева Е.Б. Метод расчета деформаций осно-
ваний зданий вблизи глубоких котлованов //Основания, фундаменты и механика
грунтов. № 6. 2006. - С. 2-6.
6. Клейн Г.К. Расчет подпорных стен. - Ярославль: Высшая школа, 1964. - 196 с.
7. Клиорина Г.И. Дренаж территории застройки: Учеб, пособие. - СПб.: СПбГАСУ,
2006. - 207 с.
8. Мангушев Р.А., Никифорова Н.С., Конюшков В.В., Осокин А.И., Сапин Д.А. Про-
ектирование и устройство подземных сооружений в открытых котлованах: Учеб,
пособие. -М.-СПб.: Изд-во АСВ, 2013.
9. Прогнозы подтопления и расчет дренажных систем на застраиваемых и застроен-
ных территориях Справочное пособие к СНиП. - М.: Стройиздат, 1991. - 272 с.
10. СП 22.13330.2011, 2011. Основания зданий и сооружений. Актуализированная ре-
дакция СНиП 2.02.01-83*. - М.: Минрегионразвития РФ, ОАО «НИЦ «Строитель-
ство», НИИОСП, 2011. - 161 с.
11. СНиП 2.06.14-85. Защита горных выработок от подземных вод. - М.: Гос. комитет
СССР по делам строительства, 1985. - 40 с.
12. СНиП 2.06.15-85. Инженерная защита территорий от затопления и подтопления /
Госстрой России. - М.: ГУП Ц1П1, 2000. - 24 с.
13. Справочник проектировщика / Под ред. Е.А. Сорочана [и др.]. - М.: Стройиздат,
1985. - 479 с.
14. Ухов С.Б., Семенов В.В., Знаменский В.В., Тер-Мартиросян З.Г., Чернышов С.Н.
Механика грунтов, основания и фундаменты. - М.: АСВ, 1994. - 527 с.
758
Н.А. Перминов, И. И. Сахаров
Глава 14
ФУНДАМЕНТЫ ГЛУБОКОГО ЗАЛОЖЕНИЯ
14.1. Общие сведения
Опускные колодцы относятся к типу сооружений, конструкции которых
возводятся на земной поверхности и затем опускаются в грунт на проектную
глубину. Опускные колодцы представляют собой полую оболочку, как прави-
ло, круглую или прямоугольную в плане, которая погружается в грунт от дей-
ствия собственного веса, а также от дополнительной пригрузки. В процессе
погружения используется снятие сопротивления грунта по боковой поверхно-
сти. В процессе опускания колодца по мере разработки грунта внутри его по-
лости стенки конструкции наращивают.
К особым практическим достоинствам опускного способа относится возмож-
ность строительства крупногабаритных заглубленных сооружений. Есть большой
отечественный и зарубежный опыт строительства насосных станций, подземная
часть которых (при площади сечения в плане 2000...3000 м“, диаметре и глубине
погружения соответственно 50... 66 и 70... 100 м) возведена опускным способом.
Геотехническое сопровождение проектирования и строительства уникаль-
ных опускных сооружений такого типа, дополненное системой мониторинга,
значительно расширяет область их рационального применения. Никакой другой
способ в строительстве фундаментов глубокого заложения не позволяет по каче-
ству, срокам возведения и стоимости получить одновременно как готовое под-
земное пространство аномально большого объема, так и надежные ограждающие
и несущие конструкции, максимально готовые для технического использования.
14.2. Область применения
Опускные колодцы используются для различных видов строительства:
• в промышленно-гражданском строительстве на объектах городской инже-
нерно-транспортной инфраструктуры - для фундаментов глубокого заложе-
ния, подземных гаражей, пересадочных станций метрополитена (рис. 14.2),
насосных станций водозаборов и станций перекачки глубокой канализации
(рис. 14 3);
• в горнорудной и металлургической промышленности - для подземной части
горно-обогатительных фабрик, вагоноопрокидователей, установок непре-
рывной разливки стали, скиповых ям доменных печей, отстойников окалины.
Опускные секции применяются при строительстве подводных тоннелей в
сложных инженерно-технических условиях, когда такие способы, как водопо-
нижение, замораживание, закрепление грунтов, стена в грунте, оказываются
неэффективными или вовсе неприемлемыми.
14.3. Конструктивные решения
При определении габаритных размеров опускных колодцев в их плане
внутренние размеры должны быть больше размеров, необходимых для разме-
щения оборудования и устройства проходов, на величину Аь м (рис. 14.1), оп-
ределяемую по формуле
759
Рис. 14.1. Схема опускного колодца:
а - габарит сооружения, опирающегося
на колодец; Д] и Д2 - дополнительные
размеры, определяемые по формулам
(14.1) и (14.2) (штрих-пунктирными ли-
ниями обозначены контуры помещения
для размещения технологического обо-
рудования)
Aj = 0,01 Но + 0,2, (14 1)
где Но - внутренняя глубина колодца, м.
Наружные размеры колодцев для глу-
боких опор в плане поверху должны быть
больше размеров надфундаментной части
на величину Д2, м, вычисляемую по выра-
жению
Д2 = 0,01 Hw+ 0,1, (14.2)
где Нк, - глубина погружения колодца, м.
При выборе конструктивного реше-
ния следует учитывать, что наибольшее
распространение в современной практике
строительства получили бетонные и желе-
зобетонные колодцы. По форме в плане
опускные железобетонные колодцы могут
быть круглыми, прямоугольными и сме-
шанной формы (например, прямоугольны-
ми с закругленными торцевыми стенами),
с внутренними перегородками и без них.
Форма колодца определяется конфигурацией проектируемого подземного поме-
щения, выбираемой из условий обеспечения требований технологии. Предпоч-
тительнее круглая форма, поскольку’ она обусловливает наиболее благоприят-
ные условия работы этой конструкции при опускании и эксплуатации оболочек.
Рис. 14.2. Пересадочная станция метро и подземный гараж в крупно-
габаритном опускном колодце:
1 - пешеходный переход; 2 - въезд в подземный гараж; 3 - опускной колодец;
4 - подземный гараж; 5 - пересадочный узел метро; 6 - лифтовые подъемники
760
Рис. 14.3. Насосная станция (северная станция аэрации в поселке Ольгино
Ленинградской области)
Железобетонные колодцы применяются в основном трех типов: монолит-
ные, сборно-монолитные и сборные.
В оболочках монолитных опускных колодцев различают две основные
части: ножевую с банкеткой и собственно оболочку. Ножевую часть колодца
(нож) выполняют, как правило, из железобетона с металлической облицовкой
режущей части ножа. Основные типы ножей колодцев показаны на рис. 14.4.
Ножевая часть обычно должна выступать за стену оболочки в сторону’ грун-
та на 100... 150 мм, чтобы уменьшить силы трения при погружении. При по-
гружении в тиксотропной рубашке на этом участке закрепляют уплотнитель -
манжет.
Рис. 14.4. Типы ножей опускных колодцев
761
При опускании колодцев в сухих грунтах, с водоотливом или с водопони-
жением рекомендуется применять ножи типа ««» и «б», а при опускании ко-
лодцев подводным способом - ножи типа «в» и «г». При бетонировании ножа
в траншее или на призме (рис. 14.5) можно применять все типы ножей.
Ширина банкетки Ъ (см. рис. 14.4) составляет 0,2...0,6 м, размер с полки
для опоры плиты - 0,2...0,4 м. Размер I для ножей типа ««» и «б» соответству-
ет толщине днища, а для ножей типа «в» и «г» - толщине бетонной подушки
Размер hp соответствует толщине железобетонной плиты днища.
Рис. 14.5. Временное основание под нож колодца:
а - на щебеночной призме: 1 - железобетонное кольцо форшахты; 2 - нож
колодца; 3 - призма из щебня или гравия; б в траншее: I - откос траншеи;
2 - плиты оболочки или щиты опалубки
Толщина стен монолитных железобетонных колодцев назначается из ус-
ловия создания необходимого веса для преодоления сил трения, возникающих
при погружении. В крупногабаритных колодцах толщина стен достигает
2...2,5 м и более, даже если колодцы погружаются в тиксотропной рубашке.
Высоту первого яруса бетонирования назначают в зависимости от харак-
теристики применяемого кранового оборудования (вылета и высоты подъема
стрелы), но не более высоты, определяемой расчетом из условия предельной
несущей способности грутпов в основании ножевой части колодца. Высоту
последующих ярусов назначают, как правило, равной высоте первого яруса
или кратной размерам междуэтажных перекрытий, опалубочных щитов. Число
ярусов назначается в зависимости от глубины опускания колодца, при глубине
до 10 м колодец бетонируют на всю высоту’.
Для бетонирования стен наряду со съемной щитовой опалубкой применя-
ют опалубку из железобетонных плит-оболочек.
Широкое распространение получили опускные колодцы из монолитного
железобетона для устройства крупногабаритных заглубленных сооружений,
так как обеспечивают надежность этих сооружений в условиях длительной
эксплуатации.
Разработаны различные конструкции опускных колодцев с применением
сборных облегченных элементов (рис. 14.6):
• из пустотелых криволинейных блоков, укладываемых с перевязкой швов,
с соединением на сварке закладных деталей; из типовых лотковых плит,
собираемых на заранее выполненном монолитном каркасе колодца;
• из пустотелых прямоугольных блоков, укладываемых без перевязки швов
и соединяемых с помощью петлевых стыков;
• из вертикальных панелей, соединяемых с помощью петлевых стыков или
сваркой с использованием металлических накладок и замоноличиванием
соединений.
762
В опускном колодце из тонкостенных пустотелых сборных элементов но-
жевая часть выполняется из монолитного железобетона с опалубкой из плит-
оболочек. На ножевой части монтируют оболочку из сборных двухпустотных
железобетонных элементов с зазорами между ними для образования стыка без
перевязки швов на всю высоту сооружения. Вся оболочка собирается из пря-
моугольных элементов и имеет в плане форму многоугольника. Блоки арми-
руют сетками и каркасами.
Рис. 14.6. Конструкции опускных колодцев:
а - из панелей; б - из блоков; 1 - панели; 2 - форшахта; 3 - тиксотропная рубашка;
4 - блоки; 5 и б - пояса и нож из монолитного железобетона
По торцам каждого блока устраивают петлевые выпуски рабочей армату-
ры. В петли выпусков смежных вертикальных рядов блоков вставляют верти-
кальные стержни, привариваемые к выпускам арматуры из ножевой части.
Стыки омоноличивают бетоном.
Блоки устанавливают на растворе, и отдельные их ряды скрепляют между
собой только в вертикальных стыках. Таким образом, стык воспринимает как
кольцевые, так и вертикальные растягивающие усилия. Замоноличенный не-
прерывный по высоте стык представляет собой, по существу, колонну каркаса,
нижней частью которого является ножевая часть, а горизонтальными элемен-
тами по высоте оболочки - монолитные пояса, устраиваемые в верхней части
каждого яруса опускания.
Сборные колодцы можно погружать в тиксотропной рубашке или без нее,
заполнив при необходимости пустоты блоков тяжелыми местными материалами.
Колодцы (диаметром до 60 м и глубиной опускания до 20 м) из плоских
панелей сплошного сечения (см. рис. 14.6, а) нашли распространение при
строительстве объектов малых и средних размеров. Колодцы собирают из пло-
ских панелей большой длины - на всю высоту колодца.
Между собой панели соединяют с помощью петлевых стыков или наклад-
ками на сварке. Плоские панели формуют в опалубке одновременно с ножевой
частью. При недостаточной грузоподъемности кранов панели изготовляют
меньшей длины, чем глубина опускания колодцев. В таких случаях в колодце
763
устраивают горизонтальный стык, в котором панели соединяются сваркой за-
кладных деталей. Колодцы этой конструкции необходимо опускать с исполь-
зованием мероприятий по снижению сил трения, так как при опускании до
проектной отметки их собственного веса недостаточно.
14.4. Проектирование опускных колодцев
14.4.1. Требования к проектированию
Опускные колодцы относятся к сооружениям высокого уровня ответст-
венности. Проектирование колодцев осуществляют в две стадии. В одну ста-
дию выполняется проектная документация и рабочая документация.
Исходные данные для проектирования должны включать:
• техническое задание;
• материалы инженерно-геологических и гидрогеологических изысканий и
данные о климатических условиях района строительства;
• технические условия на проектирование.
Расчеты при проектировании колодцев должны производиться на нагрузки
и воздействия, которые определяются условиями строительства и эксплуата-
ции сооружения.
Расчетные нагрузки принимаются как произведение нормативной нагруз-
ки на коэффициент надежности по нагрузке, учитывающий возможные откло-
нения нагрузок в неблагоприятную сторону от нормативных значений и уста-
навливаемый в зависимости от рассматриваемого фактора.
Коэффициенты надежности по нагрузке приведены в табл. 14.1.
Значение основного давления грунта на колодец определяется как актив-
ное давление грунта на цилиндрическое ограждение:
Pg=(l + Kp)par, (14.3)
где Кр - коэффициент, учитывающий дополнительное давление грунта, возникающее в
результате действия сил трения (определяется по рис. 14.7); par — активное давление
грунта на гладкое цилиндрическое ограждение:
+ q{rlrB)K tg2(тг/4 — ср/2)-Ь (14.4)
+ Кс etg ср [(г/гв )z tg2 (л/4 - ср/2) - 1],
здесь у - удельный вес грунта; г - наружный радиус
круглого в плане колодца или условный радиус для не-
круглых колодцев: ср - угол внутреннего трения грунта,
град;
X = 2tg cptg (тс/4 + ср/2); (14.5)
rB = г +/? tg (тг/4 — ср/2), (14.6)
где h - расстояние от поверхности грунта до рассматри-
ваемого сечения; q - равномерно распределенная нагруз-
ка, Н/м2; с - сцепление грунта. Па; К — коэффициент,
учитывающий уменьшение сцепления грунта в результа-
те сдвига в призме обрушения.
764
Таблица 14.1
Коэффициенты надежности по нагрузкам на период строительства
Нагрузки и воздействия Обозна- чения Коэффициент надежности по нагрузке
Постоянные 1,1 (0,9)
Вес строительных конструкций, Н: • стен • днища GP
Основное давление грунта, Па Pg
Дополнительное давление грунта от наклона пластов, Па Pg.
Гидростатическое давление подземных вод, Па Pw 1,0
Сила трения стен колодца по грунту при расчете на всплытие, Н F
Пригрузка колодца анкерами против всплытия, Н Qa
Кратковременные 1,1
Сила трения стен колодца по грунту при погружении, Н Тг
Пригрузка колодца при погружении, Н <2> 1,0
Сопротивление грунта под подошвой ножа при погруже- нии колодца, Н
1,1(0,9)
Дополнительное горизонтальное давление грунта, вызы- ваемое креном колодца, Па Pgs
Прииечания:
1. Значения коэффициента надежности по нагрузке, указанные в скобках, должны прини-
маться при расчете на погружение и всплытие, устойчивости на опрокидывание и скольже-
ние, а также в других случаях, когда ухудшаются условия работы конструкций.
2. При расчете конструкций и оснований по деформациям коэффициент надежности по
нагрузке принимается равным 1.
Сочетания нагрузок должны приниматься в соответствии с требованиями СНиП 2.02.01-
83* «Основания зданий и сооружений» и СНиП 2.01.07-85* «Нагрузки и воздействия».
В зависимости от консистенции грунта значение К рекомендуется прини-
мать: для твердой консистенции - 0,22; полутвердой - 0,25; тугопластичной -
0,29; мягкопластичной - 0,65.
Формула для определения раг может быть представлена в виде:
Ра.г = У* rFx + qF2 - KcF3.
где Fb F2 и F3 - функции, зависящие от угла внутреннего трения ср и коэффициента п
(определяются по рис. 14.8... 14.10).
Если колодец погружается в грунт с разнородными напластованиями, то
при расчете удобнее весь грунт, лежащий выше расчетного сечения, заменять
эквивалентным слоем, приведенным к ущельному весу рассматриваемого слоя.
Высота этого слоя определяется по форму'ле
he=YPIihihi, (14.7)
где Ху Л, - полный вес лежащих выше слоев грунта; у - удельный вес грунта рас-
сматриваемого слоя.
765
Коэффициент неравномерности Ktl давления гр\ нта по периметру колодца
в период его погружения вычисляется по выражению
= (pg +pgl +pss)/ps- (14.8)
В формуле (14 8) значения pg, pgi и pgs определяются для глубины h =
= Hw - Нъ12 (где Hw - проектная глубина погружения колодца; Нь - высота но-
жевой части колодца или I расчетного пояса.
Значение Ки для колодцев, погружаемых без тиксотропной рубашки, сле-
дует принимать не менее 1,25.
Дополнительное давление грунта, вызываемое наклоном пластов, опреде-
ляется по формуле
Pgi=apg, (14.9)
где а - коэффициент, принимаемый в зависимости от угла наклона пластов ф:
Ф- рад 0,139 0,175 0,262 0,349 0.437 0,524
а 0,02 0.06 0.15 0,25 0,37 0,50
Рис. 14.8. Зависимость F) от Ыг и п
766
Рис. 14.10. Зависимость F3 от п
Обусловленное наклоном пластов
дополнительное давление грунта, на-
гружая колодец с одной стороны, вы-
зывает симметричный отпор грунта с
противоположной стороны. Для круг-
лых в плане колодцев эту нагрузку ре-
комендуется принимать изменяющейся
в плане по наружному контуру по за-
кону косинуса, т.е.p^cosp (рис. 14.11).
Дополнительное давление грунта,
вызываемое кренами колодца, можно
определить по формуле для круглого
колодца:
Pg
Рис. 14.11. Распределение основного
и дополнительного давлений грунта
Си,-уг/(72+ЛХс)
nrHfctgcp
(14.10)
Расчетное значение силы трения грунта по боковой поверхности стен ко-
лодца при его погружении определяется выражением
Л +Kc2^h2 +... + К^-^^Ьп\ (14.11)
где и - наружный периметр колодца, м: /0. I].t„- удельные силы трения, соответст-
п
вукицие промежуткам деления высоты погружения колодца й; ^й, =Н„ - глубина
i=i
погружения колодца, м; п - число промежутков деления Hw; Kci — коэффициент сниже-
ния сил трения (с учетом СП 43.13330.2012 при электроосмосе Ксэ = 0,25 0,75).
При расчете колодца на всплытие сила трения грунта по боковой поверх-
ности стен колодца Т\ принимается равной половине силы 72, определяемой
формулой (14.11), т.е.
7’i = 0,5 72. (14.12)
767
Сопротивление грунта под ножом при погружении колодца Fu определяет-
ся по формуле
Fu=Abpu, (14.13)
где АЬ - площадь подошвы ножа м2; Ри - предельная нагрузка на основание, кН/м2,
определяемая в зависимости от относительного заглубления ножа в грунт ЫЬ (здесь
h - глубина погружения ножа в грунт, отсчитываемая от уровня грунта в колодце;
b - ширина банкетки).
Для начального периода погружения при 0 < h/b < 0,5
Ри =(Aoyb+Boqg+Coc)b,
(14.14)
где ЛС1, ВС1, Со - коэффициенты, являющиеся функцией угла внутреннего трения <р и
определяемые по табл. 14.2; qg - вертикальное равномерно распределенное давление
грунта, расположенного выше банкетки ножа опускного колодца, кН/м2; у - удельный
вес грунта рассматриваемого слоя.
Таблица 14.2
Значения коэффициентов Ао, Во, Со
<р° '4о Во Со
12 1,4 3,0 9,3
14 1,7 3,5 10,4
16 1,3 4,4 11,7
18 2,0 5,3 13,2
20 3,8 6,5 14,1
22 3,9 8,0 17,2
24 4,8 9,8 19,8
26 6,0 12,3 23,2
28 8,8 15,0 25,3
30 10,3 19,3 31,5
32 14,8 24,7 38,0
34 19,2 32,6 47,0
36 26,0 41,5 55,7
38 37,4 54,8 70,0
40 50,1 72,0 84,7
При погружении ножа в грунт на глубину, когда 0,5 < hlb с 1,5,
(14.15)
где Ап!г - коэффициент, зависящий от угла внутреннего трения грунта и относительно-
го заглубления банкетки ножа, определяется по соответствующим таблицам.
Для условий эксплуатации расчетное значение основного давления грунта
pq на стены колодца в глинистых грунтах определяется как давление грутгга в
состоянии покоя по форму’ле
=Аго(ЕуЛ+^Х (14.16)
1=1
где у,, /?, - удельный вес и высота z-ro слоя грунта; q - вертикальная равномерно рас-
пределенная нагрузка; к0 - коэффициент горизонтальной составляющей давления по-
коя, принимаемый для крупнообломочных грунтов 0,3; для песков и супесей 0,4; для
суглинков 0,5; для глин 0,7.
768
Расчетное сопротивление грунта под днищем колодца определяется в со-
ответствии с требованиями СП 22.13330.2011 «Основания зданий и сооруже-
нии». Погружение колодца обеспечивается при соблюдении условия
^>7,. (14.17)
где Gw, О, Т2, Fu - расчетные нагрузки, подсчитанные с коэффициентами перегрузки в
соответствии с табл. 14.1, ур1 - коэффициент надежности погружения, для обычных
условий принимается равным 1,2.
14.4.2. Расчеты в строительный период
Для условий строительства выполняются следующие расчеты:
• проверка достаточности веса колодца для его погружения;
• расчет стен колодца на разрыв;
• расчет ножа колодца на изгиб;
• проверка колодца на всплытие.
14.4.2.1 . Расчет на погружение
Расчет на погружение производится на наибольшую глубину. Если во
время погружения стены колодца наращиваются, расчет должен произво-
диться для каждого яруса. Колодец, погружаемый в грунты с разнородными
напластованиями, следует рассчитывать по глубине погружения, для которой
значение знаменателя в формуле (14.17) является максимальным. Усилия,
передаваемые на опоры и обеспечивающие закрепление колодца против са-
мопроизвольного погружения ниже проектной отметки, должны определять-
ся по формуле
Fs=Ga(T2+FIt). (14.18)
Расчет наружных стен на прочность производится для наибольшей (про-
ектной) глубины погружения и для каждого яруса (при погружении колодца
ярусами).
Стены прямоугольных колодцев рассчитываются по поясам: при расчете
нижнего пояса к нагрузке на этот пояс добавляется нагрузка, действующая на
ножевой пояс снаружи. Расчетные пояса назначаются через 2... 3 м по высоте и
в соответствии с конструктивными особенностями (уступы стен, перекрытия,
отверстия, проемы и пр.)
Расчет стен круглого колодца также ведется по поясам с учетом неравно-
мерности давления от активного давления грунта исходя из предположения
возможных перекосов при его опускании.
Коэффициент неравномерности давления грунта при опускании колодца
Ktl определяется согласно выражению (14.8). Расчет нижнего пояса круглого
колодца ведется аналогично расчету’ пояса прямоугольного колодца.
Стены опускных колодцев должны рассчитываться на воздействие их соб-
ственного веса при установке его на фиксированные зоны опирания. Положе-
ние фиксированных зон определяется условиями равенства опорных и пролет-
ных моментов в стенах прямоугольных колодцев. Круглые колодцы рассчиты-
ваются из условия опирания их на три фиксированные зоны.
769
При опускании колодца с подводной разработкой грунта расчетные уси-
лия (моменты и поперечные силы) увеличиваются на 15% из-за сложности
контроля за положением опорных зон.
Расчетная нормальная сила N при расчете на разрыв в результате зависа-
ния колодцев определяется для случаев, когда в верхней части прорезаемой
колодцем толщи грунта находятся прочные породы (глинистые грунты твер-
дой, полутвердой, тугопластичной консистенции или плотные пески), а в
нижней части — слабые (глинистые грунты текучепластичной или текучей
консистенции).
Если высота верхнего слоя при этом меньше половины глубины погруже-
ния, то
N = yplT„ (14.19)
где 7з - расчетная сила трения стен колодца по прочному грунту.
При высоте верхнего слоя (прочного грунта), большей половины проект-
ной глубины погружения, то
N = Ga-T3. (14.20)
14.4.2.2 . Расчет на разрыв
Расчет опускных колодцев на разрыв выполняется, как правило, для ко-
лодцев с глубиной опускания более 15 м.
14.4.2.3 . Расчет ножа колодца
Нож опускного колодца рассчитывается как консоль (рис. 14 12) относи-
тельно линии С-С для двух расчетных случаев (расчет ведется на 1 м контура
ножа).
Рис. 14.12. Расчетные схемы ножевой части колодца:
a - начало погружения; б - окончание погружения
1. Для момента начала опускания, когда с наружной стороны грунта нет, а
с внутренней стороны нож испытывает давление грунта на всю скошенную
грань, давление грунта на банкетку/? определяется выражением
770
p = qJ(b + 0,5b'), (14.21)
где qa - нагрузка на 1 м контура ножа от веса колодца; b - ширина банкетки, м;
b' = /ctga- проекция скошенной грани ножа на горизонтальную плоскость, м (здесь
I - высота ножа, м; а - угол наклона скошенной грани ножа к горизонту, град).
Расчетные величины сил от давления грунта (на банкетку) F, вертикаль-
ной составляющей силы Fv и горизонтальной составляющей Fh (на скошенную
грань ножа) определяется по формулам:
F = pb; (14.22)
Fv = pb'/3: (14.23)
=/\.-tg(cc-ср). (14.24)
Моменты внешних сил относительно центра О расчетного сечения С-С
вычисляются по выражениям:
MF=F(bc^-b)/2- (14.25)
MFv = |/-ctga); (14.26)
MFf= 2Fh-l/3. (14.27)
Сечение С—С рассчитывается на внецентренное сжатие под действием
суммарного момента внешних сил F, Fv, Fh и нормальной силы qa.
2. Для момента, когда колодец опущен на проектную отметку и грунт под
ножом выбран, нож рассчитывается на действие момента от активного давле-
ния грунта:
Мр = - Z2/3 + а,-12/2, (14.28)
где о, - ордината треугольной части эпюры давления грунта; - ордината прямо-
угольной части эпюры давления.
Расчетное значение поперечной силы определяется формулой
a = l(a 2+t7j/2). (14.29)
Прочность железобетонного днища для схемы с шарнирным опиранием по
контуру на стены колодца рассчитывается на следующие нагрузки:
• на отпор грунта под днищем колодца Rg, если постоянные вертикальные
нагрузки колодца больше сил всплытия, и на гидростатическое давление
подземных вод ра, при этом
Rg=lG-pa, (14.30)
где £G - сумма всех постоянных вертикальных нагрузок на колодец (с учетом сил
трения);
• на гидростатическое давление подземных вод рю, если постоянные верти-
кальные нагрузки колодца меньше сил всплытия.
Расчет прочности днища колодца без внутренних стен и колонн на нагруз-
ку от отпора грунта производится как пластины, лежащей на упругом основа-
нии; днища колодца без внутренних стен и колонн на нагрузку от гидростати-
ческого давления подземных вод - как пластины с шарнирными опорами, на-
груженной равномерно распределенной нагрузкой.
771
14.4.2.4 . Расчет на всплытие
(14.31)
На всплытие рассчитывают колодцы, погружаемые ниже горизонта под-
земных вод, для любых грунтов, за исключением тех случаев, когда под дни-
щем предусматривается устройство постоянно действующего дренажа. При
заглублении колодца в водоупорный слой следует проверять расчетом воз-
можность прорыва напорными водами водоупорного слоя. Расчет колодца на
всплытие следует производить на расчетные нагрузки по формуле
А.Н.У.
где ~ сумма всех постоянных расчетных нагрузок с учетом нагрузки с соответст-
вующими коэффициентами перегрузок; £7) - сумма усилий трения при расчете на
всплытие; Аю - площадь основания колодца; Ню - расчетное превышение уровня под-
земных вод над основанием днища колодца; ует - коэффициент надежности от всплы-
тия, принимаемый равным 1,2.
Устройство анкерных конструкций против всплытия колодца должно пре-
дусматриваться в том случае, если
А тт i енг
При разработке односторонних выемок вблизи колодцев следует произво-
дить поверочный расчет прочности наружных стен.
Расчет на сдвиг по подошве и на опрокидывание, а также расчет общей
устойчивости сооружения вместе с основанием при разработке односторонних
выемок вблизи колодца следует производить в соответствии с требованиями
СП 22 13330.2011.
(14.32)
14.4.3. Расчеты в эксплуатационный период
Для условий эксплуатации выполняются следующие расчеты:
• проверка прочности наружных и внутренних стен, колонн, днища и пере-
крытий;
• расчет на всплытие колодца:
• расчет на сдвиг по подошве, на опрокидывание и на общую устойчивость
сооружения вместе с основанием - при больших односторонних нагрузках.
14.4.3.1. Расчет стен, днища и перекрытий
Стены колодца в местах опирания балок перекрытий рассчитываются на
местное действие нагрузки, при этом необходимо усчитывать концентрацию
усилий у проемов. Стены, днище и перекрытия следует рассчитывать на до-
полнительные нагрузки, возникающие в период эксплуатации, - подъем уров-
ня подземных вод, засыпка грунта до планировочных отметок, строительство
зданий и сооружений, размещение оборудования вблизи колодца и т.д.
Если в колодце внутренние отсеки по технологии эксплуатации заполня-
ются водой, то при расчете ограждающих конструкций этих отсеков должна
учитываться дополнительная гидростатическая нагрузка.
Прочность и устойчивость элементов колодца, а также колодца в целом
должны быть обеспечены при всех реально возможных условиях эксплуатации.
772
14.4.3.2. Расчет колодца на всплытие
Расчет колодца на всплытие в условиях эксплуатации следует производить
на расчетные нагрузки по формуле
£с+Л+О.,
(14.33)
14.4.3.3. Расчет на сдвиг, на опрокидывание и на устойчивость
При больших односторонних горизонтальных нагрузках (при расположе-
нии колодцев в косогоре, например, для насосных станций берегового типа)
колодцы рассчитываются на сдвиг по подошве и на опрокидывание, а также
проверяются на устойчивость по круглоцилиндрическим и другим поверхно-
стям скольжения в соответствии с гл. 11 настоящего справочника.
Железобетонные элементы конструкций опускных колодцев рассчитыва-
ются в соответствии с требованиями СП 63.13330.2012 с учетом следующих
дополнительных условий:
• раскрытие трещин в наружных железобетонных стенах в период эксплуа-
тации колодцев допускается не более 0,2 мм;
• расчеты на температурно-влажностные воздействия производятся в том
случае, если наибольший размер в плане прямоугольного колодца или диа-
метр круглого колодца более 60 м, либо при резком неравномерном распре-
делении температуры или влажности по сечению элементов, либо при пе-
риодическом воздействии интенсивных технологических тепловыделений;
• при обоснованном применении металлической гидроизоляции она должна
учитываться как рабочая арматура.
14.4.4. Примеры расчета
Пример 14.1. Рассчитать колодец внутренним радиусом гш = 8 м, глубиной Нт =
= 9,7 м на нагрузки и воздействия, возникающие в условиях строительства. Колодец
погружается без тиксотропной рубашки с применением водопонижения.
Геологический разрез и физико-механические характеристики грунтов представ-
лены на рис. 14.13.
Решение. Предварительное значение осредненной по высоте толщины стенки ко-
лодца b№ = 1 м. Наружный радиус колодца r = ra + ba = 8 + 1 = 9 м. Определяем для
каждого слоя грунта приведенные высоты лежащих выше слоев грунта:
h{ = vxH/v, =19-1.96/18.5 = 2 м;
М = v2 (Я2 + /<)/ v3 = 18,5(3,55 + 2) /19 = 5,4 м;
h3=v3(H3+h^)/v4 =19(0,8 + 5,4)719 = 6,2 м.
Для вычисления основного давления грунта pg [(см. формулы (14.3) и (14.4)] по
рис. 14.7... 14.10 определяем коэффициенты Кр и и, а также функции Fb F2 w.F3. Полу-
ченные значения pg наносим на рис. 14.14, а.
1. На поверхности земли Ьо = 0 м; ly = 19 кН/м3; ср, = 17°; h0/r = 0/9 = 0; и = 1,0;
Fi = 0; F2 = 0,55; Кр = 0,2:
pg0 = (1 + 0.2)(0 + 20 • 0.55) = 1.3 кПа.
2. На отметке 1,96 для лежащего выше грунта /^ = 1,96 м; V] = 19 кН/м3; ф] = 17°;
/?1/г = 1,96/9 = 0,22; п = 0,87; Fj = 0,11; F2 = 0,49; Кр = 0,2:
pgX = (1 + 0,2)(19-9-0,11 + 20-0,49) = 34 кПа.
773
Рис. 14 13. К примеру 14.1:
I - насыпной грунт (уу = 19 кН/м3, ср! = 17°); II - песок мелкозернистый
светлый (v2 = 18,5 кН/м3, <р2 = 25°); III - глина ленточная пылеватая пла-
стичная (v3 = 19 кН/м3, ср3 = 10°, Кс = 1,5-104 Па; IV - суглинок пылеватый
пластичный (v4 = 19 кН/м3, <р4 = 15°, Кс = 0,5 -104 Па)
°) 13 0 4
Рис. 14.14. Эпюры давления грунта (а) и удельных сил
трения (б) для условий строительства
774
На отметке 1,96 для лежащего ниже грунта h\ = 2 м; v2 = 18,5 кН/м3; ф2 = 25°;
h\!r = 2/9 = 0,22; п = 0,88; Fx = 0,075; F2 = 0,34; Кр = 0,28:
p'gX = (1 + 0,2 8)(18,5 • 9 • 0,075 + 20 • 0,34) = 25 кПа.
3. На отметке 5,51 для лежащего выше грунта h2 = H2 + h\ = 3,55 + 2 = 5,55 м;
v2 = 18.5 кН/м3; ф2 = 25°; h2/r = 5.55/9 = 0,62; и = 0.72; Fj = 0.19; F2 = 0.26. Кр = 0.26:
pg2 = (1+0,26)(18,5 • 9 • 0,19 + 20 • 0,26) = 46 кПа.
На отметке 5,51 для лежащего ниже грунта h'2 = 5,4 м; v3 = 19 кН/м3; ф3 = 10°;
Кс = 15 кПа; h'2lr = 5,4/9 = 0,6; п = 0,67; Fx = 0,375; F2 = 0,59; F3 = 2,3; Кр = 0,15:
p'g2 = (1 + 0.15)(19 • 9 • 0.375 + 20 • 0.59 -15 • 2.3) = 48 кПа.
4. На отметке 6,31 для лежащего выше грунта /?3 = //3 + /?2 = 0,8 + 5,4 = 6,2 м; v3 =
= 19 кН/м3; ф3 = 10°; Кс = 15 кПа; hjr = 6,2/9 = 0,69; п = 0,62; F] = 0,45; F2 = 0,58;
F3 = 2,4; Кр = 0,15:
pg3 = (1 + 0,15)(19 • 9 • 0,45 + 20 • 0,58 -15 • 2,4) = 60 кПа.
На отметке 6,31 для лежащего ниже грунта /?3 = 6,2 м; v4 = 19 кН/м3; ф4 = 15°;
Кс = 5 кПа, h'3!r = 6,2/9 = 0,69; и = 0,65; Fj = 0 35; F2 = 0,42; F3 = 2,1; Кр = 0,19:
p'g3 (1 + 0,19)(19 • 9 • 0,35 + 20 • 0,42 - 5 • 2,1) = 69 кПа.
5. На отметке 7,50 для лежащего выше грунта h4 = Н4 + /?3 = 1.19 + 6.2 = 7.39 м;
v4=19 кН/м3; ф4=15°; «с=5кПа; hjr = 7.39/9 = 0.82; и = 0.62; Fj=0.4; F2 = 0.41;
F3 = 2 2; Кр = 0.19:
Pg4 = (1+0,19X19-9-0,4 + 20-0,41-5-2,2) = 78 кПа.
6. На отметке 8,00 для лежащего выше грунта h5 = H5 + Н4 + Л3 = 0,5 + 1,19 +
+ 6,2 = 7,89 м; т4= 19 кН/м3; ф4=15°; Кс = 5 кПа; /?4/г = 7,89/9 = 0,88; и = 0,61,
F! = 0,42; F2 = 0,4; F3 = 2,2; Кр = 0,19:
pg5 = (1+0.19) (19 • 9 • 0.42 + 20 • 0.4 - 5 • 2.2) = 82 кПа.
7. На отметке 9,70 для лежащего выше грунта h6 = Н4 + Н5 + Н6 + h?= 1,19 + 0,5 +
+1,7 + 6,2 = 9,59 м; г4 = 19 кН/м3; ф4 = 15°; Кс = 5 кПа; /?6/г = 9,59/9 = 1,07; п = 0,56;
Fj = 0,49; F2 = 0,38; F3 = 2,3; Кр = 0,18:
pg6 = (1 + 0,18)(19-9-0,49 + 20-0,38-5-2,3) = 94 кПа.
Удельные силы трения грунта (рис. 14.14, б) определяем по формуле (14.11):
на отметке 0.00.../С1 = 13 -0.3057 = 4 кПа;
на отметке 1,86...6 = 34-0,3057 = 10 кПа, = 25-0,4663 = 12 кПа;
на отметке 5,51 ../2 = 46-0,0463 = 21 кПа, f2 = 48-0,1763 + 15 = 24 кПа;
на отметке 6,31 ../3 = 60-0,1763 + 15 = 26 кПа, /3 = 69-0,2679 + 5 = 24 кПа;
на отметке 7,50.../4 = 78-0.2679 + 5 = 26 кПа;
на отметке 8,00.../5 = 82-0,2679 + 5 = 27 кПа;
на отметке 9,70.../5 = 94-0,2679 + 5 = 30 кПа.
Силу трения грунта для расчета на погружение находим по выражению (14.11):
^1,96+1^3,55+^0,8+^1,191 +
2 2 2 2 J
F2 = 6,28-9
(I r)ri । qo Л
+ 6,28-9,2 0,5+ 1,7 =6897+3565 = 10 462 кН.
I 2 2 )
Вес колодца, необходимый для погружения на проектную глубину, вычисляем по
зависимости (14.16):
Ga =1,15-10462 = 12 031 кН.
775
Вес колодца после уточнения размеров:
Gr = nv^a = 0,9 - 25 - 540 = 12150 кН.
Силу трения Д определяем по формуле (14.11):
?; = 0,5Г2 = 0,55 • 10462 = 5231 кН.
Вес грунта, находящегося выше уступа ножа:
Gg = 0,9-19 = 6,28-9,15-0,1-7,5 = 737 кН.
Вес днища:
Gp =0,9-1,5-25-3,14(8,2 + 8,7)^/2 = 7567 кН.
Расчет на всплытие выполняем по зависимости (14.31):
12150 + 5270 + 737 + 7567 25685 , „
Vem =------------5----------=-----= 1, 42 > 1,2.
3,14-9,22-6,8-10 18020
Надежность против всплытия обеспечивается.
Давление грунта pqs находим по формуле (14.10):
12150-1,15(6897 + 6,28-9,2-2,2-5) 2(78 + 94) |79__ „
s 3,14-9,2-2,2-0,2679 2
Коэффициент неравномерности бокового давления грунта Ки определяем по урав-
нению (14.8):
Ки =1 + 33/86 = 1.38.
Находим нагрузку на один пояс, равный 2 м:
р = р + Pgs+Pg6 А = 82 + 82 + 94-^- = 156,8 кПа.
g5 2 2 2 2
Интенсивность этой нагрузки q = 156,8 кН/м, тогда по формулам
Л/й=-0,1488^(К„-1);
Л/4=0,1366^2(К„-1);
^=^[1+0,7854 (Км-1)];
^=^[1+0-5 (К;-1)]
находим:
Ма = -0,1488-156,8-8,55~(1,38-1) = -648 кН-м;
Мь = 0,1366 • 156,8 • 8,552 (1,38 -1) = 595 кН-м;
Na = 156.8-8.55(1 + 0.7854(1.38-1)] = 1740 кН:
Nb = 156,8-8,55(1 + 0,5(1,38-1)] = 1596 кН.
По найденным значениям изгибающих моментов и нормальных сил подбирается
горизонтальная арматура.
Пример 14.2. Рассчитать колодец, рассмотренный в примере 14.1, на нагрузки и
воздействия, возникающие в условиях эксплуатации при высоте грунтовых вод от
днища колодца 6,8 м и q = 40 кН/м2 (рис. 14.15).
Решение. Основное давление грунта р& до отметки 5,51 определяем по рис.
14.7... 14.10, также как и в примере 14.1 (рис. 14.25), и наносим полученные значения
на рис. 14.15.
Ординаты эпюры давления для глинистых грунтов (ниже отметки 5,51 м) опреде-
ляем по формуле (14.16).
776
1. На отметке 5,51 м для лежащего ниже грунта Л3 = 8,01 м; у4 = 10 кН/м3; ф4 = 10°;
£* = 0,7:
Лз = 0,7(10-8,01 + 40) = 84 кПа.
2. На отметке 6,31 м для лежащего выше грунта /?4 = Я4 + Л3 = 0,8 + 8,01 = 8,81 м;
у4 = 10 кН/м’; ф4 = 10°; Kh = 0,7:
P'gA = 0,7(10-8,81 + 40) = 90 кПа.
На отметке 6,31 м для лежащего ниже грунта /?4 = 8.81 м; у5 = 10 кН/м3; ф5 = 15°;
£* = 0,5:
р',4 = 0,5(10-8,81 + 40) = 64 кПа.
На отметке 7,50 м для лежащего выше грунта /?5 = Н5 + /?4 = 1,19 + 8,81 = 10 м;
у5 = 10 кН/м3; ф5 = 15°; Къ = 0,5:
р'„5 = 0,5(10-10 + 40) = 70 кПа.
4 На отметке 8.00 м для лежащего выше грунта /?6 = Н6 + h'b = 0.5 + 10 = 10.5 м;
у5 = 10 кН/м3; ф5 = 15°; £* = 0,5:
p'g4 = 0,5(10-10,5 + 40) = 73 кПа.
5. На отметке 9,70 м для лежащего выше грунта /?7 = //7 + h'6 = 1,7 + 10,5 = 12,2 м;
у4 = 10 кН/м3; ф5 = 15°; Kh = 0,5:
p'gl = 0,5(10-12,2 + 40) = 81 кПа.
Определяем нагрузку на I пояс:
Интенсивность этой нагрузки 134 кН/м. Тогда:
Ма = -0,1488-134-8,552-(1,1 - 1) = 146 кН-м;
Мь = 0,1366-134-8,552-(1,1 - 1) = 134 кН-м;
Na = 134-8,552-[ 1 + 0,7854-(1,1 - 1)] = 1230 кН;
Nb = 134-8,552-[ 1 + 0,5 (1,1 - 1)] = 1200 кН.
Рис. 14.15. Эпюра давления грунта
(для условий эксплуатации)
Определяем сжимающее уси-
лие от гидростатического давле-
ния воды на отметке 8,00 м:
N = р-гт = 51-8,55 = 436 кН.
Окончательно получим:
Ма = 146 кН-м;
Мь= 134 кН-м;
Na = 1230 + 436 = 1666 кН;
Nb = 1200 + 436 = 1636 кН.
Если для условий эксплуата-
ции изгибающие моменты и нор-
мальные силы превышают значе-
ния последних для условий строи-
тельства, то армирование произво-
дится для этого случая. В данном
примере этого не требуется.
Проверяем колодец на всплы-
тие в условиях эксплуатации на
расчетные нагрузки по формулам
(14.12) и (14.33):
777
2615+12150 + 737 + 7567 , „„ , „
Ует =----------7---------= 1,28 > 1,2.
3,14-9,22-6,8-10
Надежность колодца на всплытие для условий эксплуатации обеспечивается.
14.5. Строительство опускных колодцев и кессонов.
Мероприятия по облегчению погружения
14.5.1. Устройство опускных колодцев и кессонов
Строительство опускных колодцев и кессонов должно удовлетворять тре-
бованиям действующих СНиПов и осуществляться по специальному проекту
производства работ (НИР). Для крупногабаритных опускных колодцев НИР,
как правило, должна разрабатывать организация с включением раздела по гео-
техническому обоснованию.
Ниже приводится описание основных видов работ с необходимыми обос-
нованиями и расчетами вспомогательных мероприятий и устройств, которые
должны найти отражение при составлении проекта производства работ на
строительство опускных колодцев.
Устройство временного основания под ножом опускного колодца.
Временное основание может быть запроектировано в виде грунтовых или ще-
беночных призм (рис. 14.16) и поперечных деревянных подкладок (рис. 14.17).
Грунтовые призмы устраиваются из песчаных и гравелистых грунтов дву-
мя способами:
• в траншее — при 0 > а (где 0 - угол откоса с соответствующим коэффици-
ентом запаса; а - угол наклона грани ножа) выполняется, как показано на
рис. 14.16,при 0 < а - как показано на рис. 14.16, бив;
• на поверхности земли, как показано на рис. 14 16, г и d, на насыпной
призме из грунта или щебенки.
Рис. 14.16. Типы временных оснований при сооружении колодца:
а - в траншее при а < ®; б - то же при <р > а > ®; в - то же при а<®иа><р;ги<Э-на поверхно-
сти земли; 1 - доски опалубки; 2 - грунтовая призма; 3 - щиты опалубки; 4 - дощатый настил;
5 - щебеночная (или гравийная) призма: б - швеллер; 7 - щебеночная (или песчано-гравийная)
призма; 8 - деревянные сваи; 9 - щебеночная (гравийная или песчаная) призма; I, II - очереди
отсыпки грунта
778
При устройстве призм из насыпных грунтов последние необходимо по-
слойно уплотнять.
Поперечные деревянные подкладки размещают по периметру ножа опу-
скного колодца на предварительно выполненную песчаную подушку (см.
рис. 14.17). Подкладки заглубляют в подушку не менее чем на половину
их толщины. Толщину песчаной подушки выбирают в зависимости от рас-
четного сопротивления грунта, но не менее 40 см в соответствии со СНиП
2.02.01-83.
Рис. 14.17. Временное основание под ножом колодца на подкладках или
щебеночных призмах и поперечных деревянных подкладках
Подкладки могут быть выполнены из окантованных бревен или брусьев.
Длина подкладок ls, м, принимается в зависимости от толшины стен опускного
колодца и должна быть:
ls> bv, + (0,5... 1,0), (14.34)
где Л толщина стен опускного колодца.
Площадь опирания подкладок на 1 м периметра стены колодца As опреде-
ляется по формуле
Л = (14.35)
где R - расчетное сопротивление грунта основания, кПа; - вес 1 м периметра стены
колодца (первого яруса бетонирования), кН.
Перед началом опускания колодца подкладки удаляются со всей площади
банкетки, исключая фиксированные зоны опирания, где они удаляются в по-
следнюю очередь. Размеры и места расположения зон опирания должны быть
указаны в проекте.
Опалубочные и арматурные работы. В качестве опалубки для сооруже-
ния опускных колодцев при составлении ПНР могут приниматься:
• разборно-переставная щитовая опалубка;
• железобетонные тонкостенные плиты-оболочки, оставляемые в конструк-
ции колодца;
• металлическая опалубка, оставляемая в конструкции стен и в последствии
служащая гидроизоляцией (применяется при обосновании применения ме-
таллической гидроизоляции);
• стационарная деревянная опалубка (применяется в исключительных случаях).
779
Плиты-оболочки, выполняющие роль опалубки и входящие в состав кон-
струкции опускного колодца, должны удовлетворять требованиям, предъяв-
ляемым к бетону стен колодца в отношении прочности, водопроницаемости и
морозостойкости.
Для достижения лучших показателей по водонепроницаемости и морозо-
стойкости в поверхностном слое бетона стен опускного колодца можно реко-
мендовать применение водопоглощаюшей опалубки. В таких случаях по-
верхность опалубки, прилегающую к укладываемому бетону, покрывают сло-
ем пористого непроклеенного картона толщиной 4... 6 мм.
Арматура конструкций железобетонных опускных колодцев должна изго-
тавливаться и монтироваться в соответствии с чертежами согласно требованиям
соответствующих глав СНиПов. Как правило, арматура готовится в виде укруп-
ненных элементов: армокаркасов, армосеток или армоблоков. Габариты и вес
укрупненных арматурных элементов определяются возможностями имеющихся
транспортных средств и подъемно-транспортного оборудования.
Бетонирование. Для приготовления бетонной смеси следует применять
цементы, отвечающие требованиям соответствующих ГОСТов и СНиПов на
цементы и неорганические добавки для бетонов и растворов. Применение це-
ментов специального назначения (сульфатостойких, расширяющихся и т.д.)
должно быть обосновано в проекте. Мелкий и крупный заполнитель для при-
готовления бетонной смеси должен также удовлетворять требованиям соот-
ветствующих СНиПов и ГОСТов.
Бетонирование стен опускных колодцев в зависимости от размеров может
выполняться как отдельными блоками, так и последовательно по всему пери-
метру опускного колодца.
Укладка бетона в стены колодца может производиться следующими спо-
собами:
• при толщине стен опускных колодцев до 0,5 м бетон подают на площадки
лесов и затем по лоткам - к месту укладки; в этом случае одна из сторон
опалубки наращивается по мере бетонирования: высота нарашивания опа-
лубки не должна быть более 2 м;
• при толщине стен 0,5... 1,2 м и высоте бетонирования более 3 м бетон по-
дают через металлические звеньевые хоботы, устанавливаемые через 3 м
по периметру колодца; оттягивание нижних звеньев хоботов в сторону
разрешается не более чем на 0,25 м на каждый 1 м высоты с оставлением
при этом двух нижних звеньев вертикальными;
• при толщине стен более 1,2 и малой насыщенности конструкции армату-
рой разгрузку бадей можно производить непосредственно у места укладки.
Устройство гидроизоляции. Тип гидроизоляции опускных колодцев вы-
бирается в зависимости от эксплуатационных требований, предъявляемых к
подземному помещению в отношении влажности стен, и градиента lw (напор
подземных вод, деленный на толщину' конструкции).
Гидроизоляция стен, кроме металлической, должна выполняться до начала
опускания колодца по наружной поверхности стен.
Металлическая гидроизоляция стен, как правило, выполняется с внутрен-
ней стороны стен опускного колодца; при бетонировании она служит опалуб-
кой и крепится к арматурным конструкциям стен с помощью анкеров. Металли-
ческая гидроизоляция днища устраивается после полного погружения колодца и
780
бетонирования днища, при этом в днище должны быть забетонированы за-
кладные части для крепления листов металлической гидроизоляции. Листы
гидроизоляции днища крепятся к закладным частям на сварке. После монтажа
металлической гидроизоляции днища через специально оставленные трубки в
пространство между листами гидроизоляции и бетонной конструкцией днища
нагнетается цементно-песчаный раствор состава 1:1 (соотношение цемента и
песка по весу) под давлением, указанным в проекте.
Торкрет-гидроизоляция опускных колодцев или гидроизоляция из пнев-
мобетона выполняется слоями. Для торкрет-изоляции рекомендуется приме-
нять сухую смесь состава 1:4.
Цемент для торкретирования или пневмобетонирования должен быть того
же сортава, что и для основных железобетонных конструкций колодца, но не
ниже марки М 400. Для нанесения гидроизоляции из пневмобетона рекомен-
дуется применять раствор состава 1:2 или 1:2,5 при водоцементном отноше-
нии более 0,5.
Для лучшей водонепроницаемости торкрет-гидроизоляции и гидроизоля-
ции из пневмобетона рекомендуется при приготовлении растворов применять
гидрофобизирующие кремнийорганические добавки ГКЖ-Ю или ГКЖ-94 в
количествах, установленных лабораторией в соответствии с требованиями
проекта.
Первый слой гидроизоляции, выполняемый методом торкретирования или
пневмобетонирования, наносят по захватным полосам шириной 1,5...2 м, по-
следующие слои - полосами той же ширины с перекрытием швов на половину"
ширины полосы (рис. 14.18).
Второй и последующие слои торкрета или пневмобетона следует наносить
через сроки, определяемые опытным путем, исходя из условия, чтобы под
действием струи свежей смеси не разрушался ранее уложенный слой, но не
более срока, при котором обеспечивается хорошее сцепление между слоями.
а - схема торкретирования стен опускного колодца; б - порядок нанесения слоев торкрета;
I - инвентарные металлические леса; 2 - шланги; 3 - бак для воды; 4 - воздухоочиститель;
5 - цемент-пушка; б - компрессор; 7 - стена опускного колодца; 8 - первый слой торкрета;
9 - второй слой торкрета; 10 - битумный слой
Материалы для гидроизоляции стен и днища с применением битумов
должны удовлетворять требованиям действующих стандартов и технических
условий. Битумные мастики и обмазки при использовании в зимнее время
должны иметь температуру не менее 180 °C, в летнее время года — не менее
160 °C.
781
Рис. 14.19. Схема опускания колодцев
насухо с гидромонитором:
1 - пульпопровод; 2 - гидроэлеватор;
3 - гидромонитор; 4 - напорный водовод;
5 — подрывные устройства
Рулонную гидроизоляцию следует
укладывать полосами снизу вверх, при-
чем продольные швы выполняются вна-
хлестку на 10 см, а поперечные - на
20 см с тщательной промазкой мастикой.
Продольные швы последующего слоя
должны сдвигаться по отношению к
швам предыдущего слоя на половину
ширины наклеиваемого полотнища.
Опускание колодцев. Колодцы
опускают в грунт по одной из следую-
щих схем:
• насухо, с открытым водоотливом при
разработке грунта в забое, с водопо-
нижением уровня подземных вод
(рис. 14.19),
• с выемкой грунта из-под воды (рис.
14.20).
Рис. 14.20. Схема опускания колодца с подмывом (а) и выемкой грунта из-под воды (б):
1 - подводящая труба подрывных устройств; 2 - перфорированная труба
Для облегчения погружения крупных опускных колодцев в глинистые и
мелкопесчаные грунты эффективно применение электроосмоса. При этом на-
пряжение от источника постоянного тока должно быть в пределах 60.. .220 В, а
плотность тока на катоде - 2...3 А/м2. Для равномерной посадки колодца ток
подводится ко всем электродам-катодам, а при исправлении крена - к группе
катодов, расположенных с возвышенной стороны колодца (рис. 14.21).
При опускании колодцев по первой схеме для разработки и выемки грунта
используют экскаваторы, оборудованные прямой или обратной лопатой (ино-
782
гда грейфером), бульдозеры и краны с бадьями либо средства гидромеханиза-
ции. Для обеспечения производительной разработки водонасыщенных грунтов
большое значение имеет правильный выбор способа их осушения. В устойчи-
вых грхнтах с относительно малыми коэффициентами фильтрации (к < 1 м/сут)
и слабой водоотдачей рационален открытый водоотлив, осуществляемый пу-
тем откачки воды насосами из водосборных пионерных траншей и приямков
(зумпфов) внутри колодца. В случаях, когда большие притоки воды в колодец
затрудняют выполнение работ с открытым водоотливом или когда необвод-
ненные грунты неустойчивы и не исключены наплывы грунта из-под ножа
внутрь колодца, опускать колодец следует с применением опережающего глу-
бинного водопонижения.
Рис. 14.21. Схема применения электроосмоса для облегчения
погружения крупногабаритных опускных колодцев в тиксо-
тропной рубашке:
1 - тиксотропная рубашка: 2 - катодный электрод на боковой поверх-
ности ножевой части колодца; 3 - анодный электрод с перфорациями
Применение средств водопонижения (скважин, иглофильтровых устано-
вок) непосредственно в забое внутри колодца затрудняет ведение работ по
разработке грунта и может быть рекомендовано только в качестве вспомога-
тельных средств для проходки отдельных маломощных прослоек неустойчи-
вых грунтов, не поддающихся осушению общей системой водопонижения,
располагаемой, как правило, за внешним контуром.
Разрабатывать грунт в колодце насухо рекомендуется по следующим схемам:
• бульдозерами с последующим транспортированием грунта на поверхность
башенными или гусеничными кранами в бадьях (с погрузкой экскаватора-
ми) или кранами, оборудованными грейфером;
• экскаваторами, оборудованными прямой или обратной лопатой, с выдачей
грунта на поверхность гусеничными или башенными кранами в бадьях.
Во всех случаях разработка грунта выполняется равномерно по всей пло-
щади колодца с оставлением расчетных зон опирания. Зоны опирания разраба-
тываются бульдозерами, оборудованными специальным уширителем. При ра-
боте механизмов с дизельными двигателями в колодце необходимо устраивать
вентиляцию. При работе с башенными кранами исправность состояния под-
крановых путей должна проверяться после каждой «посадки» колодца, но не
реже чем 1 раз в сутки.
783
Опускание колодца с разработкой грунта средствами гидромеханизации
производится по следующим схемам:
• разработка грунта гидромониторами с транспортированием пульпы гидро-
элеваторами;
• разработка грунта гидромониторами с транспортированием пульпы земле-
сосами.
Применение гидроэлеваторов целесообразно при глубине погружения до
15 м.
Разработка грунта производится от приямка с постоянным перемещением
струи гидромонитора к ножу колодца, где оставляют расчетные зоны опирания.
Глубина разработки грунта на одну «посадку» не должна превышать 0,5 м.
Пульпа от забоя до приямка транспортируется самотеком, уклоны русла
потока пульпы в зависимости от грунта составляют 2... 8%.
При опускании колодца в водонасыщенных грунтах по второй схеме (см.
рис. 14.20) разработку грунта осуществляют преимущественно экскаваторами
либо грейфером. Эту схему применяют при нецелесообразности откачки воды
из колодца вследствие большого притока подземных вод или из-за наличия не-
устойчивых грунтов, грозящих наплывами из-под ножа.
Подводную разработку грунта грейфером не следует применять в грунтах,
в которых стенка котлованов у ножа трудно обрушается. К таким грунтам от-
носятся связные грунты и галечники.
Разработка грунта грейфером из-под воды производится равномерно по
всей площади колодца - от центра колодца к его краям, при этом поверхность
забоя должна иметь уклон от ножа к центру, чтобы грунт под воздействием
веса колодца равномерно по контуру выдавливался под банкеткой ножа.
Для правильного опускания колодца необходим непрерывный инструмен-
тальный контроль за его положением.
Устройство днища. В зависимости от способа опускания колодцев днище
может быть выполнено как в виде одной железобетонной плиты (при опуска-
нии по первой схеме), так и в виде конструкции, состоящей из железобетонной
плиты и бетонной подушки (бетонируемой подводным способом) или дренаж-
ной пригрузки (по второй схеме).
В условиях, когда опускной колодец требует больших затрат на водоотве-
дение, выгоднее использовать кессон.
Собственно кессон (рис. 14.22) состоит из кессонной камеры, надкессон-
ного строения, гидроизоляции. Обычно кессонная камера устраивается из же-
лезобетона и лишь в редких случаях - из металла. Форма сечения кессона ка-
меры - прямоугольная, квадратная или крутлая.
Стенки камеры наклонные и заканчиваются ножом. Высота камеры от
банкетки до потолка не менее 2,2 м. В потолке устанавливаются отверстия для
установки шахты трубы, патрубков для трубопроводов сжатого возду ка, воды,
электроэнергии.
Организация работ по опусканию кессонов зависит от условий местности,
наличия средств механизации, глубины опускания, площади кессона. На прак-
тике чаще встречаются кессоны площадью 200...300м2с глубиной опускания
20...30 м, погружаемые с поверхности земли или на местности, покрытой водой
при сравнительно небольшой глубине. Последовательность рабочих операций
по опусканию кессона представлена на рис. 14.23. Сначала кессон погружается
784
без подачи сжатого воздуха в камеру, но, как только появилась грунтовая вода,
кессон переводится на режим воздушного давления. Воздух отжимает воду из
кессонной камеры, благодаря чему можно разрабатывать грунт в ней.
Воздушное давление в камере кессона должно удовлетворять условию
PB>yH/\Q, (14.36)
где Рв — избыточное воздушное давление, кПа; Н — гидростатический напор на уровне
банкетки ножа, м; у — плотность воды, т/м3.
Рис. 14.22. Схема устройства кессона:
я - со льда; б - с поверхности земли; 1 - шлюзовой аппарат; 2 - кессонная камера;
3 - стена водоприемника; 4 - лед; 5 - надкессоное строение; б - гидроизоляция
Рис. 14.23. Последовательность выполнения кессонных работ:
а - сооружение кессонной камеры; б - монтаж шлюзового аппарата и шахтных труб;
в - опускание кессона на некоторую глубину; г - перемонтаж шлюзового аппарата;
д - продолжение опускания и бетонирование надкессонного строения; е - демонтаж
шлюзового аппарата и шахтных труб и бетонирование колодца под шахтные трубы
785
При гидромеханической разработке грунта воздушное давление может
быть снижено (режим понижения давления}
Рв = уН/10- (5р), (14 37)
где (8Г) - допускаемая разность в давлении гидростатического и избыточного, выра-
женного в кПа и зависящего от физических свойств грунта, в котором происходит
опускание кессона.
Расход воздуха в кессоне может быть определен расчетом исходя из по-
требности воздуха на шлюзование, утечку его под нож кессона (при режиме
пониженного давления эта утечка невозможна), утечку через неплотности в
швах шлюза, шахтных труб, потолка и консолей кессонной камеры.
14.5.2. Мероприятия по облегчению погружения опускного
колодца
Повышение эффективности погружения крупногабаритных колодцев мо-
жет быть достигнуто путем вскрытия и устранения факторов, обусловливаю-
щих затруднение процесса погружения. Основные факторы, обусловливающие
неравномерность и низкую скорость погружения, а также характерные усло-
вия, способствующие их проявлению, представлены в табл. 14.3.
Таблица 14.3
Основные факторы, вызывающие осложнение пропесса погружения
крупных опускных колодцев
Характер процесса погружения Факторы, вызывающие замедление процесса погружения Способ ускорения процесса погружения
конструктивно- технологические инженерно- геологические
Неравномер- ность погру- жения при крене Нарушение режима разработки грунта. Неравномерное дей- ствие усилий от веса сооружения Неравномерное действие усилий трения грунта. Различная несущая спо- собность основания под ножом. Прилипание грунта к бо- ковой поверхности Создание несиммет- ричной статической или динамической пригрузки. Целенаправленное изменение трения грунта на боковой поверхности
Зависание Недостаточность ве- са сооружения. Искажение геометри- ческих форм. Длительные переры- вы между посадками Увеличение трения грун- та при изменении его на- пряженного состояния. Увеличение трения при переходе из слабого грун- та в более прочный Создание дополни- тельной статической или динамической пригрузки. Снижение сопротив- ления грунта погру- жению
Произволь- ное погру- жение или «срыв» Применение форси- рованных посадок. Длительные переры- вы между посадками Снижение трения при по- гружении в слабый грунт. Разуплотнение грунта под ножевой частью Устройство анкеров и опорных зон. Искусственное за- крепление грунтов
786
Для обеспечения надежности погружения крупных колодцев предлагают-
ся различные способы облегчения процессов погружения, которые условно
объединены в две группы:
1. Геотехнические мероприятия по преодолению сопротивления грунта
погружению.
2. Геотехнические мероприятия по снижению сопротивления грунта по-
гружению.
Первая группа мероприятий основана на временном увеличении погруж-
ного веса сооружения. Из опыта погружения крупных оболочек и опускных
колодцев к числу мероприятий первой группы относят: задавливание; создание
статических и динамических пригрузов; использование вибрации и взрывов.
Мероприятия второй группы получили развитие в двух основных направ-
лениях (рис. 14 24).
Первое направление связано с уменьшением сопротивления грунта погру-
жению путем снижения его прочностных характеристик.
Второе направление предусматривает снижение этого сопротивления за
счет покрытия боковой поверхности погружаемого сооружения антифрикци-
онными материалами.
Рис. 14.24. Общая схема способов ускорения погружения опускных колодцев
В настоящее время по СНиП 3.02.01-87* окончательный выбор варианта
облегчения погружения колодцев осуществляется путем оценки технической
возможности и установления области рационального применения. Обычно это
осуществляется на основе аналогов, а также существующего опыта проектиро-
вания и строительства.
787
Для опускных колодцев обычных размеров (до 20...30 м) такой подход
был технически и экономически оправдан. Но уникальность крупногабарит-
ных сооружений, заглубленных в грунт до 60...8Ом, имеющих погружной
вес до 80... 100 тыс. т и площадь взаимодействия боковой поверхности с грун-
том до 20...25 тыс. м2, формирует особый характер совместной работы кон-
струкции с грунтовым массивом и соответственно требует иных подходов и
методов обоснования геотехнологических режимов возведения.
Это в первую очередь связано с тем, что сооружение при погружении пе-
ресекает разнопрочные грунты несимметричного напластования, отличающие-
ся по модулю деформации в 10 раз и более, а также имеющие неоднородное
напряженно-деформированное состояние грунтового массива, взаимодейст-
вующего с колодцем.
В этих условиях традиционные геотехнологические мероприятия, как пра-
вило, не обеспечивают надежность и управляемость процесса погружения.
Для уникальных крупногабаритных колодцев предложены новые геотех-
нологические методы, основанные на управлении напряженно-деформирован-
ным состоянием (НДС) геомассива как в основании сооружения, так и по его
боковой поверхности.
С ущность методов и методики их осуществления заключается в следл ющем:
• на стадии проектирования численными расчетами (например МКЭ) произ-
водится оценка природного НДС геомассива;
• на основании численных расчетов составляется прогноз НДС геомассива и
положения колодца на различных стадиях погружения. При этом модели-
руются различные утлы отклонения сооружения от вертикальной оси;
• на отметках погружения, отмеченных прогнозом наибольшими осложне-
ниями (аварийными ситуациями), путем численных расчетов выбираются
технически возможные геотехнологические методы изменения НДС гео-
массива в основании сооружения или по боковой поверхности; методы
изменения условий их контактного взаимодействия;
• производится технико-экономическая оценка и выбор оптимального мето-
да обеспечения надежности и ускорения процесса погружения оболочки.
Таким образом, на стадии проектирования методами численного модели-
рования производится обоснование рациональных параметров технологиче-
ских схем возведения крупногабаритных заглубленных сооружений и создает-
ся так называемая эталонная модель возведения сооружения.
Для крупногабаритных опускных колодцев наиболее рациональным меро-
приятием, обеспечивающим повышение надежности и скорости погружения,
является совместное использование тиксотропной рубашки и электроосмоса.
Тиксотропная рубашка обеспечивает тотальное снижение сил трения, а элек-
троосмос — возможность изменения напряженно-деформированного состояния
геомассива и тем самым управление процессом погружения.
В процессе строительства при оборудовании опускного сооружения сис-
темой автоматизированного контроля НДС оболочки и геомассива создается
возможность по показаниям (сигналам) приборов следить в автоматизирован-
ном режиме за параметрами технологических процессов, сопоставляя их с эта-
лонными (расчетными), и тем самым обеспечивается целенаправленное управ-
ление пространственно-временным состоянием системы «опускное соору-
жение — геомассив».
788
14.6. Кессонный способ проходки тоннелей
При сооружении тоннелей в водонасыщенных песчано-глинистых породах
щитовая кессонная проходка под сжатым воздухом получила значительное
распространение (рис. 14.25). Использование сжатого воздуха для придания
устойчивости забою и отжатия воды в призабойной зоне успешно применяется
в толще водонасыщенных пылеватых песчаных и мягких связных (супесь, суг-
линок, глина) грунтах, характеризующихся величиной коэффициента фильт-
рации менее 1... 2 м/сут и часто находящихся в плывунном состоянии.
Рис. 14.25. Технологическая схема щитовой проходки под сжатым воздухом
(кессонный способ):
1 - водонасыщенные песчано-глинистые породы; 2 - ствол шахты, 3 - тюбинговая обделка
(крепь) тоннеля; 4 - проходческий щит; 5 - компрессорная станция; б - воздухопровод;
7 - бетонная перемычка; 8 - шлюзовая камера; 9 - рабочая зона кессона. Стрелки показы-
вают пути утечки сжатого воздуха из кессона
Основное оборудование, необходимое для ведения работ под сжатым воз-
духом, включает в себя шлюзовые камеры и компрессорные станции. Сжатый
воздух, нагнетаемый в рабочую зону7 кессона, служит для поддержания необ-
ходимого избыточного давления в соответствии с требованиями технологиче-
ского процесса при проходке тоннелей. Для расчета потребного количества
воздуха при кессонной проходки тоннеля применяется формула
6 = 72^<1 + а/’)£,2£’ (14-38)
4-60
где Q - общий расход воздуха из рабочей зоны кессона, м3/мин; а - коэффициент с
амплитудой колебаний от 0,5 до 2 в зависимости от воздухопроницаемости пород; Р —
избыточное давление воздуха в рабочей зоне кессона, ат; D — наружный диаметр тон-
неля по породе, м; L - длина участка тоннеля, где не произведена чеканка швов, м.
Широкое использование сжатого воздуха как специального способа про-
ходки горизонтальных горных выработок в водонасыщенных песчано-глинис-
тых породах стало возможным лишь после изобретения круглого проходче-
ского щита (прототипа современного щита) и тюбинговой крепи (обделки)
тоннеля из чугунных сегментов вместо ранее применяемой кирпичной кладки.
Такое коренное усовершенствование технологии производства работ в
тоннелестроении позволило впервые осуществить так называемый кессонный
789
способ щитовой проходки при сооружении подземной части линии Сити -
Южно-Лондонской железной дороги в 1886 г. и подводного тоннеля через
р. Сент-Клер на железнодорожной магистрали, соединяющей США и Канаду,
в 1888 г. Успешное использование сжатого воздуха как в условиях неустойчи-
вых обводненных грунтов, так и под водной преградой способствовало даль-
нейшему развитию кессонного способа щитовой проходки при сооружении
железнодорожных, гидротехнических и канализационных тоннелей и метро-
политенов во многих странах мира.
В нашей стране кессонный способ щитовой проходки нашел широкое
применение при строительстве метрополитенов Москвы (с 1934-1935 гг.), Ле-
нинграда и подземных коллекторных систем некоторых городов.
В практике строительства канализационной сети Ленинграда начиная с
1970-х гг. наибольшее распространение (65...70%) получила щитовая проход-
ка тоннелей под кессоном. Современная техника позволяет существенно
улучшить технико-экономические показатели этого способа, снизить трудоем-
кость и обеспечить сравнительно высокие темпы строительства и безопасность
работ, но требует знания закономерностей движения воздуха через водонасы-
щенные песчано-глинистые породы с целью определения допустимых и опти-
мальных условий производства кессонных работ.
14.7. Система геотехнического мониторинга для
строительства инженерных подземных сооружений
Система геомониторинга призвана обеспечить устойчивость инженерных
подземных сооружений к внешним воздействиям, с одной стороны, и разра-
ботку превентивных мероприятий для исключения отрицательных воздейст-
вий на градостроительную среду в результате нарушения штатных режимов их
возведения. В ГУП «Ленгипроинжпроект» совместно с ПГУПС разработана
система геомониторингового обеспечения строительства инженерных подзем-
ных сооружений (рис. 14.26).
В состав системы включены три комплекса: контрольно-измерительный
комплекс; комплекс оценки и передачи сигналов для управления технологичес-
кими процессами; комплекс оперативного влияния на технологические процессы.
Измерительный комплекс обеспечивает контроль пространственного по-
ложения, перемещения контура оболочки и массива грунта. Он включает при-
боры пространственного ориентирования (светодальномеры, объемные отра-
жатели, датчики измерения углов крена).
Подсистема КНДС обеспечивает контроль параметров, характеризующих
поведение системы «сооружение-геомассив», а именно: напряженно-деформи-
рованное состояние грунта, оцениваемое по результатам измерений контактных
давлений, порового давления и перемещений грунта (осадок); напряженно-
деформированное состояние материала конструкции, включая бетон и арматуру;
крены сооружения и осадки грутпов на «активной» территории. Первичные
преобразователи устанавливаются в расчетных сечениях по контуру и ярусам.
Комплекс дискретно-непрерывной регистрации показаний датчиков вклю-
чает в себя цифровой периодомер ПЦП-1, автономное интерфейсное устрой-
ство - К1-20; пульты дистанционного управления контроллеров; контроллер
ПЦП, контроллер-коммутатор, контроллер ПК, ПЦП-коммутатор, контроллер
ПДУ, коммутатор-датчик).
790
791
Рис. 14.26. Система геомониторингового обеспечения строительства инженерных сооружений
Мониторингом установлено очень важное обстоятельство: пиковые значе-
ния горизонтальных напряжений в момент «крена» превышают расчетные
значения в 2,3... 2,5 раза. Это может вызывать появление микротрещин в бето-
не конструкции, что неизбежно повлечет нарушение гидроизоляции сооруже-
ния. Данное обстоятельство отмечалось после 10... 15-летней эксплуатации
ГНС комплекса очистных сооружений г. Санкт-Петербурга.
Для мониторинга линейных подземных сооружений - коллекторов при
проведении строительных работ в зоне геотехнического влияния разработана
система контроля деформации и смещения конструкций. Система мониторин-
га состояния объектов включает: 1 - подсистема автоматизированного геоде-
зического контроля, подключенная к базовой станции GPS; 2 - подсистема
непрерывного контроля напряженно-деформированного состояния (КНДС)
конструкций тоннельного коллектора; 3 — подсистема оценки вибродинамиче-
ской устойчивости коллектора; 4 - подсистема контроля смещения оси тонне-
ля и динамики раскрытия трещин.
Исследование колебательного процесса коллектора осуществлено с помо-
щью комплектов датчиков СМ-ЗКВ, установленных в своде коллектора и по-
зволяющих записывать амплитуду и частоту’ колебаний. Применение датчиков
этого типа позволяет регистрировать колебания с амплитудой от 0,5 мкм до
2000 мкм, с частотой от 2 до 200 Гц при погрешности не более 10%. Датчики
практически на реагируют на наводки внешнего поля, имеют устройство для
температурной компенсации и хорошую гидроизоляцию, что позволяет запи-
сывать колебания даже в воде, характеризуются минимальным взаимным
влиянием (до 5% ортогональных колебаний). В комплект включены три дат-
чика, позволяющих записывать вертпкальнуто и две горизонтальные (ортого-
нальные) составляющие амплитуд колебаний.
Мониторинг колебаний проводится непрерывно в период проведения стро-
ительных работ, связанных, например, с забивкой свай в непосредственной бли-
зости от коллектора или с воздействием подземной части строящегося объекта.
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ ПО ГЛАВЕ 14
1. СП 45.133330.2012 (актуализированная редакция СНиП 3.02.01-87). Земляные со-
оружения. основания и фундаменты. — М., 2012. - 145 с.
2. СП 20.1330.2011 (актуализированная редакция СНиП 2.01.07-85). Нагрузки и воз-
действия. - М.. 2011. - 85 с.
3. СП 22.13330.2011 (актуализированная редакция СНиП 2.02.01-83). Основания зда-
ний и сооружений. - М., 2011. - 166 с.
4. СП 63.13330.2012 (актуализированная редакция СНиП 52.01-2003) «Бетонные и же-
лезобетонные конструкции»- М.: 2012. - 151 с.
5. СП 43.13330.2012 (актуализированная редакция СНиП 2.09.03-85) «Сооружения
промышленных предприятий»- М.:2012. — 106 с.
6. Пособие по производству работ при строительстве оснований и фундаментов (к
СНиП 3.02.01-83). -М.: Стройиздат, 1986. - 151 с.
7. Основания, фундаменты и подземные сооружения: Справочник проектировщика. —
М.: Стройиздат, 1985. - 567 с.
8. Лехтимяки Э.В. Инженерно-геологические условия кессонной проходки тоннелей в
Ленинграде. - Л.: Стройиздат, 1982. -124 с.
9. Годес Э.Г., Нарбут Р.М. Строительство в водной среде. - Л.: Стройиздат. 1989. - 527 с.
792
Р.А. Мангушев, А.Г. Шашкин
Глава 15
ВЛИЯНИЕ НОВОГО СТРОИТЕЛЬСТВА И РЕКОНСТРУКЦИИ
НА СУЩЕСТВУЮЩИЕ ЗДАНИЯ И СООРУЖЕНИЯ
15.1. Основные положения
При новом строительстве основным критерием, определяющим выбор ти-
па и конструкции фундаментов и подземной части сооружений, является рас-
чет по второй группе предельных состояний (см. гл. 3 и 4) — по деформациям:
(15.1)
где Su - предельное значение осадки основания фундамента (совместной деформации
основания и сооружения); S - осадка основания фундамента (совместная деформация
основания и сооружения).
Условие (15.1) нацелено на обеспечение механической безопасности
строящегося объекта. При новом строительстве и реконструкции в условиях
сложившейся городской застройки кроме условия (15.1) необходимо обеспе-
чить механическую безопасность окружающих зданий и сооружений (в даль-
нейшем будем называть их соседняя застройка).
Возведение новых зданий в непосредственной близости к существующим
требует решения трех геотехнических вопросов:
• поиска оптимальной конструкции фундаментов нового здания, оказываю-
щего минимальное влияние на соседние строения;
• выбора щадящей технологии устройства фундаментов,
• назначения мероприятий по защите соседних зданий, адекватных предпо-
лагаемому статическому и технологическому воздействию.
При строительстве и эксплуатации зданий и сооружений в стесненных ус-
ловиях городской или промышленной застройки существующие здания полу-
чают осадку которуто принято называть дополнительной. Дополнительная
осадка возникает в результате следующих факторов:
• от изменения напряженно-деформированного состояния основания суще-
ствующего здания при загружении массива грунта новым зданием, в том
числе с учетом возможного изменения режима подземных вод - дополни-
тельная осадка уплотнения (Sad,s)-
• от строительно-технологических воздействий на основание существующего
здания - дополнительная строительно-технологическая осадка, (sa(1^-,
• от воздействий технологического оборудования, размещенного и функ-
ционирующего в новом здании, на основания соседних зданий дополни-
тельная эксплуатационная осадка (sade).
Дополнительная строительно-технологическая осадка трудно рассчитывает-
ся и наиболее опасна из-за возникновения ее значительных неравномерностей.
15.2. Проектирование фундаментов вблизи существующих
зданий
Проект строительства нового здания около существующих должен обес-
печить сохранность соседних сооружений. Одной из гарантий этого является
793
выполнение условия того, что сумма дополнительных деформаций основания
зданий соседней застройки не должна превышать предельно допустимого зна-
чения для каждого рассматриваемого сооружения:
(15.2)
где S’ad — величина совместной дополнительной деформации в результате воздействия
различных факторов; Sadu - величина предельно допустимой дополнительной осадки
рассматриваемого сооружения.
Если здание получает дополнительную осадку уплотнения .saj, то это, как
правило, приводит к развитию выгиба, перекоса, и конфигурация конструкций
существующего здания изменяется. В кладке стен могут возникнуть трещины,
Рис. 15.1. Развитие эпюр осадок
нового и соседнего существующего
зданий:
1 - существующее зданий; 2 - возво-
димое здание; 3 — эпюра осадки здания;
4 - эпюра дополнительной осадки
сдвиги перекрытий, развитие других де-
фектов и даже обрушения конструкций.
Как показали результаты многочис-
ленных натурных наблюдений, вид дефор-
мации здания от дополнительной осадки
существенно отличается от деформации,
вызванной собственной осадкой (рис. 15.1).
Наибольшая неравномерность осадки
отмечается непосредственно в месте при-
мыкания, где и возникает дополнительный
перекос старого здания, равный:
tead/L = - s^/L, (15.3)
где - ksad/L - дополнительный перекос нового
здания на участке примыкании; sadx и sad2 -
разноудаленные точки старого здания от ли-
нии примыкания к строящемуся (sad:i — осадка
по оси ближайшей стены к линии примыкания,
которая, как правило, является максимальной
дополнительной осадкой); L — расстояние меж-
ду этими точками.
Для относительно коротких и жестких зданий и сооружений определяется
дополнительный крен iad - отношение разности дополнительной осадки всего
здания к его размеру (поперек линии примыкания).
В ряде случаев, для упрощения, рекомендуется обеспечить выполнение
условия
(£sad
max
lL) = (hs
ad max и
/L)'
(15.4)
^ad — I ad и •>
(15.5)
где - .y,j[llax - максимальная величина дополнительной осадки, которую получают
те участки стен старых зданий, которые наиболее приближены к новому; 5О(/п1ах„,
£±sadmz^JL и iadu — величины допустимых значений перечисленных показателей.
Величина предельно допустимой дополнительной осадки, относительной
разности осадок, крена сохраняемых конструкций объекта реконструкции и/или
соседних зданий (сооружений) Sadu может определяться совместным расчетом
здания (сооружения) и основания, в том числе с использованием численных ме-
тодов (см. гл. 18). Расчет осуществляется с учетом фактического деформирован-
ного состояния здания (сооружения), определяемого при его обследовании.
794
Значения S^u соответствуют таким дополнительным деформациям здания
(сооружения), реализация которых не приведет к дальнейшему повреждению
его конструкций, в том числе к образованию и раскрытию трещин. Для зданий,
имеющих ценную в художественном отношении наружную и/или внутреннюю
отделку, величины Sadu целесообразно определять из условия недопущения ее
повреждения, включая декор.
Следует отметить, что условия (15.2)...(15.5) являются существенно более
жестким ограничением деформаций, чем условие (15.1).
Для определения величины Satju допускается использовать значения, при-
веденные в табл. 15.1.. 15.3.
Таблица 15.1
Предельные дополнительные деформации основания фундаментов
реконструируемых сооружений (СП 22.13330.2011, приложение Ж)
Сооружения Категория технического состояния зданий Предельные дополнительные деформации основания фун- даментов
Относитель- ная разность осадок (J5s/E)u Максималь- ная осадка «X, см
1. Одноэтажные и многоэтажные бескар- I 0,0020 4,0
касные здания со стенами из крупных па- II 0,0010 3,0
нелей III 0,0007 2,0
2. Одноэтажные и многоэтажные бескар- I 0,003 4,0
касные здания со стенами из кирпича или II 0,0015 3,0
крупных блоков без армирования III 0,001 2,0
3. Одноэтажные и многоэтажные бескар- I 0,0035 5,0
касные здания со стенами из кирпича или II 0,0018 4,0
крупных блоков с армированием или же- лезобетонными поясами III 0,0012 3,0
4. Многоэтажные и одноэтажные здания I — —
исторической застройки или памятники II 0,0009 1,5
истории, архитектуры и культуры с несу- щими стенами из кирпичной кладки без армирования III 0,0007 1,0
При мечания:
1 _ значение предельной дополнительной максимальной осадки основания отдельно
стоящих фундаментов реконструируемого сооружения на естественном основании или
свайных ростверков, в том числе при усилении основания и фундаментов.
2. При подведении сплошной монолитной железобетонной фундаментной плиты под ре-
конструируемое сооружение допускается принимать значения предельных дополнитель-
ных средних осадок 7О1/и равными я™*.
3. Для сооружений с категорией технического состояния IV (предаварийное или аварий-
ное) дополнительные деформации основания фундаментов не допускаются.
4. Значения таблицы допускается не применять, если в основании фундаментов реконст-
руируемого сооружения в пределах сжимаемой толщи Нс залегают грунты с модулем де-
формации Е <7 МПа. Допускается вместо указанных величин пользоваться значениями
региональных таблиц, характерными для этих районов и приведенными в территориальных
строительных нормах.
795
Таблица 15.2
Предельные дополнительные деформации основания фундаментов
сооружений окружающей застройки, расположенных в зоне влияния нового
строительства или реконструкции (СП 22.13330.2011, приложение Л)
Сооружения Категория технического состояния зданий Предельные дополнитель- ные деформации основания фундаментов
Относитель- ная разность осадок (As7/,)„ Максималь- ная осадка см
1. Гражданские и производственные од- I 0,0020 5,0
ноэтажные и многоэтажные здания с пол- II 0,0010 3,0
ным железобетонным каркасом III 0,0007 2,0
2. Многоэтажные бескаркасные здания с I 0,0016 4,0
несущими стенами из крупных панелей II 0,0008 3,0
III 0,0005 2,0
3. Многоэтажные бескаркасные здания с I 0,0020 4,0
несущими стенами из крупных блоков II 0,0010 3,0
или кирпичной кладки без армирования III 0,0007 1,0
4. Многоэтажные бескаркасные здания с I 0,0024 5,0
несущими стенами из кирпича или бе- II 0,0015 3,0
тонных блоков с арматурными или желе- зобетонными поясами III 0,0010 2,0
5. Многоэтажные и одноэтажные здания I — —
исторической застройки или памятники II 0,0006 1,0
истории, архитектуры и культуры с не- сущими стенами из кирпичной кладки без армирования III 0,0004 0,5
6. Высокие жесткие сооружения и трубы I 0,004 5,0
II 0,002 3,0
III 0,001 2,0
Примечания:
1- ~ значение предельной дополнительной максимальной осадки основания отдельно
стоящих фундаментов на естественном основании или свайных ростверков, в том числе
при усилении оснований и фундаментов сооружения окружающей застройки.
2. Для сооружений с категорией технического состояния IV (предаварийное или аварий-
ное) дополнительные деформации основания фундаментов не допускаются.
3. Значения таблицы допускается не применять, если в основании фундаментов сооруже-
ния в пределах сжимаемой толщи Нс залегают грунты с модулем деформации Е < 7 МПа.
Допускается вместо указанных величин пользоваться значениями региональных таблиц,
характерными для этих районов и приведенными в территориальных строительных нормах.
Для реконструируемых зданий, возведенных на толще глинистых грунтов
средней и высокой степени литификации или песков плотных и средней плот-
ности сложения, используют табл. 15.1, приведенную в СП 22.13330.2011
(приложение Ж), а при наличии в основании водонасыщенных глинистых
грунтов малой степени литификации и рыхлых песков - табл. 15.3, отражаю-
796
щие опыт строительства и исследований Петербургской (Ленинградской) гео-
технической школы.
Таблицы 15.1... 15.3 приведены в зависимости от категории технического
состояния зданий, определяемой в соответствии с табл. 15.4.
Соответственно для соседней застройки, окружающей объект нового
строительства, используют табл. 15.2 и 15.3.
Значения указанные в табл. 15.3, распространяются на объекты куль-
турного наследия.
Различие значений предельно допустимых дополнительных деформаций
существующих зданий (сохраняемых конструкций объекта реконструкции
и/или соседней застройки), приведенных в табл. 15.1... 15.3, объясняется тем,
что при большей жесткости основания му льда осадок сооружения имеет более
резкое очертание. Следовательно, для обеспечения допустимой неравномерно-
сти абсолютные осадки необходимо ограничивать меньшими значениями, чем
при основании, сложенном более податливыми грунтами.
Таблица 15.3
Предельно допустимые дополнительные деформации соседней
застройки и сохраняемых конструкций
Сооружения Категория техни- ческого состояния Предельно допустимые дополнительные деформации
Максималь- ная осадка см Относитель- ная разность осадок (J5s/L)u Крен ^adu
1. Производственные и граждан-
ские здания с полным каркасом:
• железобетонным I 5 0,0020 —
II 3 0,0010 —
III 2 0,0005 —
• стальным I 6 0,0040 —
II 4 0,0020 —
III 3 0,0010 —
2. Здания и сооружения, в конст- I 5 0,0040 0,0040
рукциях которых не возникают II 3 0,0020 0,0020
усилия от неравномерных осадок III 2 0,0010 0,0020
3. Многоэтажные бескаркасные
здания с несущими стенами из:
• крупных панелей I 4 0,0016 0,004
II 3 0,0010 0,002
III 2 0,0007 0,002
• крупных блоков или кирпичной [ 5 0,0020 0,004
кладки без армирования II 3 0,0015 0,002
III 2 0,0010 0,002
• то же с армированием, в том I 6 0,0024 0,004
числе с устройством железобе- II 4 0,0018 0,004
тонных поясов II] 3 0,0012 0,003
797
Таблица 15.4
Оценка технического состояния конструкций кирпичных, крупноблочных
и крупнопанельных домов по результатам обследований с учетом развития
повреждений и физического износа
Катего- рия техни- ческого состояния Повреждения несущих стен, панелей, столбов, колонн, фундаментов Повреждения ограждающих конструкций Повреждения перекрытий, лестничных клеток Степень физичес- кого из- носа, %
I Трещин нет или отдельные тре- щины в межоконных поясах, в перемычках кирпичных стен с раскрытием до 5 мм. фунда- менты без видимых дефектов Трещин нет или трещины с раскрытием до 0,5 мм В несущих элементах поврежде- ний нет До 20
II Трещины в межоконных поя- сах, перемычках, простенках, раскрытие до 0,5 мм, признаки выщелачивания кладки фун- даментов, признаки пораже- ния гнилью древесины Трещины с раскрытием до 3 мм Трещины в сопряжениях несущих эле- ментов, при- знаки сдвигов в заделке 20... 40
III Сквозные трещины более 3 мм в простенках и перемычках, разрушение, вывалы кладки, разрушение раствора, камней кладки фундаментов, сгнив- шая древесина лежней, свай Трещины с раскрытием более 3 мм, перекосы проемов Трещины в несущих эле- ментах, сдви- ги элементов в заделке Более 40
15.3. Факторы риска и компоненты деформаций застройки
Как показано в п. 15.1, дополнительная деформация основания сохраняемых
объектов реконструкции и/или соседних застройки Saa возникает вследствие
проявления определенных факторов риска (т.е. факторов, которые могут оказы-
вать негативное воздействие на состояние соседней застройки). К ним относятся:
• постоянные статические воздействия, связанные с изменение статиче-
ских условий работы оснований существующей застройки (нагружение
весом нового здания, разгрузка вследствие разборки соседнего строения,
понижения планировочных отметок и т.п );
• постоянное изменение режима подземных вод (изменение гидрогеоло-
гических условий на территории вокруг объекта, устройство преград на
пути естественных потоков подземных вод, понижение уровня грунтовых
вод за счет дренирующих систем и т.п.);
• постоянные технологические воздействия (динамические нагрузки от
работы оборудования, движения транспорта, температурные воздействия,
загрязнение грунтов основания);
• временные статические воздействия (устройство выемок - котлованов,
траншей; разборка подпорных стенок набережных при их ремонте; под-
вижка ограждения котлована; воздействие временных анкеров на массив
грунта и т.п );
• вре менные технологические воздействия (ударные и вибрационные на-
грузки от погружения свай, шпунта; статические нагрузки вследствие по-
798
гружения свай и шпунта вдавливанием; перебор грунта вследствие изго-
товления буровых свай, потеря устойчивости выработок, устроенных под
защитой тиксотропных растворов: микротоннелирование и проходка тон-
нелей метро; дополнительные нагрузки на основание и фундаменты, свя-
занные с инъецированием, замораживанием грунта и т.п.).
Статические воздействия могут приводить к уплотнению и разуплотне-
нию, упрочнению и разупрочнению грунта, к деформациям формоизменения -
вплоть до потери несу щей способности основания (выпора из-под подошвы
фундамента, обрушению подпорной стенки и т.д.).
Изменение режима подземных вод приводит к изменению эффективных
напряжений в грунте (что может стать причиной уплотнения или разуплотне-
ния массива), к образованию плывунов, развитию механической суффозии и
образованию карста.
Расчетная оценка этих двух групп воздействий с большей или меньшей
степенью достоверности может быть выполнена численными методами по из-
вестным моделям механики грунтов (см. гл. 18).
Технологические факторы сведены в одну' группу', которая объединяет раз-
нотипные воздействия: статические, динамические, физические (температур-
ные, электрические и т.п.), химические и биологические.
Их общей чертой является неотработанность и неопределенность расчет-
ной методики учета этих воздействий, а во многих случаях - отсутствие тако-
вой. В связи с этим оценку' деформаций, связанную с влиянием технологий
изготовления свай, ограждения котлована и др., рекомендуется выполнять на
опытных площадках в натурных условиях, на безопасном удалении от сущест-
вующей соседней застройки.
15.4. Меры по уменьшению влияния строящегося здания
на соседние
Уменьшение влияния строящихся зданий на соседние могут обеспечи-
ваться планировочными, архитектурными, конструктивными, технологиче-
скими мероприятиями (табл. 15.5).
Планировочные мероприятия направлены на то, чтобы новое здание бы-
ло отнесено от существующих на безопасное расстояние - обычно на 10...20 м.
Тогда новое здание может рассматриваться как «отдельно стоящее» и специ-
фических проблем с фундаментами не возникает.
Архитектурные решения предполагают, что новое здание в зоне примы-
кания облегчено. Это может быть осуществлено тем, что в зоне примыкания
располагают часть здания, высота которого меньше соседнего, примыкание
облегчено проездами и т.п.
Технологические мероприятия направлены на применение при производ-
стве работ щадящих методов ведения земляных работ, погружения свай,
шпунта и т.п.
Конструктивные мероприятия (в случае если условия (15.1)...(15.5) не
выполняются) могут быть разбиты на три группы:
1) новое здание строится на фундаментах мелкого заложения;
2) новое здание возводится на свайных фундаментах;
3) под новым зданием предусмотрено строительство глубокого подземно-
го объема.
799
Таблица 15.5
Мероприятия, направленные на предотвращение повреждений конструкций
зданий, около которых осуществляется новое строительство
Прогнозируемая осадка нового здания (вариант фундаментов на естест- венном основании) ВИД МЕРОПРИЯТИЙ
Архитек- турно- планиро- вочные Конструктивные Техноло- гические
по фундаментам нового здания по другим элементам
s<su Новое зда- ние должно быть не вы- ше сущест- вующих Ленточные фунда- менты должны быть перпендикулярны линии примыкания, глубина заложения проектируемых фундаментов не больше, чем у су- ществующих Временное усиле- ние стен сущест- вующих зданий в зоне примыкания Откопка котло- вана захватка- ми, первооче- редное возве- дение высоких блоков; сокра- щение сроков строительства
s%su Нежела- тельны: сложные в плане при- мыкания, разноэтаж- ные блоки зданий Максимально воз- можное удаление проектируемых фундаментов от существующих зда- ний, разрезка осно- ваний конструктив- ным шпунтом, мас- сивы закрепленного грунта Консольные при- мыкания, осадоч- ные швы достаточ- ной ширины, уси- ление существую- щих зданий метал- лическими стяж- ками, выправление конструкций зда- ний домкратами Погружение шпунта вдавли- ванием, исклю- чение строи- тельства очере- дями
s>su Не регла- ментиру- ются Опоры глубокого заложения: а) сваи (буровые, вдавливаемые, вин- товые); б) стена в грунте; в) опускные колод- цы Превентивное уси- ление фундаментов существующего здания, усиление надземных конст- рукций сущест- вующих зданий в зоне примыкания Ограничение динамических воздействий
15 .4.1. Конструктивные мероприятия
В случае если разность отметок заложения подошвы фундаментов нового
и старого соседнего зданий d удовлетворяет условию (15.6), то специальные
конструктивные мероприятия можно не предусматривать (рис. 15.2).
c/^oCtgcpj+Ci/^),
(15.6)
где а - расстояние между’ ближайшими сторонами фундаментов; cpb q - расчетные
угол внутреннего трения и удельное сцепление грунта; р - среднее давление под по-
дошвой выше расположенного фундамента.
800
Как правило, этот случай характерен для пристроек к существующим зда-
ниям сооружений меньшей или той же этажности
В тех случаях, когда фундаменты нового проектируемого здания заклады-
ваются на ту же отметку, что и фундаменты соседнего существующего, могут
применяться конструктивные мероприятия в виде разъединительного шпунта
(рис. 15.3) или устройства примыканий в виде консолей (рис. 15.4, а, б). Иногда
эти мероприятия используют совместно (рис. 15.4, в).
Рис. 15.3. Применение разделитель-
ного шпунта:
Рис. 15.2. Устройство нового фундамента
на разных отметках с ранее существующим
фундаментом соседнего здания:
1 - подошва существующего фундамента; 2 - пол
подвала; 3 - перекрытие первого этажа; 4 - отмет-
ка заложения проектируемого фундамента
1 - фундамент существующего здания;
2 - фундамент пристраиваемого здания;
3 - разделительный шпунт; 4 - осадоч-
ный шов
Рис. 15.4. Схемы консольных примыканий новых зданий к соседним
существующим:
1 - фундамент старого здания; 2 - железобетонная балка с консолью; 3 - фундамент
нового здания; 4 - колонна, опирающаяся на консоль балки; 5 - стена нового здания;
6 - зазор между балкой и грунтом; 7 - разъединительный шпунт; 8 - фундамент разо-
бранного здания; 9 - зазор между старым зданием и консолью
801
Разъединительные конструкции в грунте призваны изменить напряжен-
ное состояние грунта так, чтобы напряжения в основании старого здания от
влияния нового не получили опасного развития, а вызванная ими дополни-
тельная осадка не имела опасных последствий или была бы минимальной*.
Такие конструкции могут быть выполнены с использованием: 1) металли-
ческого шпунтового ряда; 2) стенки из секущихся или соприкасающихся буро-
набивных свай; 3) бетонной стены в грунте.
Шпунт изменяет и напряженное состояние основания нового и старого
зданий, уменьшая и обеспечивая более равномерное развитие их осадки. Он
погружается по линии примыкания до откопки котлована под новое здание, а
длина шпунта назначается в расчете на прорезку всей толщи слабых грунтов и
доведения его до малосжимаемых слоев основания (см. рис. 15.3).
В плане шпунт располагается по линии примыкания зданий и должен вы-
ступать за их границы, образуя «шпоры», которые могут огибать старое или
новое здания на участке длиной, равной примерно 1/2... 1/4 толщины сжимае-
мой зоны основания нового здания. Эффективность шпунта может быть по-
вышена, если его поверхности обмазаны антифрикционными покрытиями.
Вместе с тем применение шпунта ограничено опасностью вибрации при
погружении, в результате чего фундаменты старых зданий могут получить до-
полнительные неравномерные осадки. Шпунт опасно применять на площадках,
сложенных водонасыщенными песками и грунтами, обладающими тиксотроп-
ными свойствами. В этих случаях следует использовать статическое вдавлива-
ние шпунта или применять высокочастотные гидроприводные вибраторы, ко-
торые оказывают меньшее вибрационное воздействие на грунт основания и
конструкции соседних зданий.
Разъединительный ряд из буровых свай или бетонной стены в грунте
обладает большей жесткостью и меньшей деформируемостью по сравнению со
шпунтовым рядом, что позволяет уменьшить осадки сооружений, в том числе
при разработке котлованов ниже подошвы существующих зданий (рис. 15.5).
Однако этот вариант является материалоемким и разделительную конструк-
Рис. 15.5. Разъединительная несущая стен-
ка из буронабивных соприкасающихся свай
цию следует, как правило, выпол-
нить несущей, с передачей на нее
нагрузки от нового здания.
В случае консольного при-
мыкания стены, колонны, другие
конструкции нового здания опи-
раются на консоли, вылет которых
определяется размером «разрыва»,
назначенного по расчету величи-
ны sad,s. Между нижней гранью
консоли и грунтом должен быть
обеспечен воздушный зазор, раз-
мер которого назначается в запас
равным не менее двойной величи-
не ожидаемой осадки нового зда-
* Такие конструкции были разработаны в СПбГАСУ под руководством проф. Б.И. Далматова и
С.Н. Сотникова и применялись в Санкт-Петербурге.
802
ния, а между фундаментами и стенами нового и существующих здании должен
быть выполнен осадочный шов размером 5... 10 см.
По опыту Санкт-Петербурга, для зданий в 6... 12 этажей вылет консолей
рекомендуется в пределах 2...3 м. Большие значения вылета приводят к воз-
никновению ощутимых конструктивных трудностей и поэтому редко встреча-
ются в проектной практике.
Консольное примыкание позволяет избежать опасного вскрытия соседних
фундаментов, но его эффективность по снижению дополнительных осадок
примыкающих зданий невелика. Снижение дополнительных осадок (до 1...2
см) может быть достигнуто при удалении нагрузки от существующего фунда-
мента на расстояние, сопоставимое с глубиной сжимаемой толщи. Консоли с
таким вылетом конструктивно трудноосуществимы. Кроме того, устройство
консольного примыкания увеличивает нагрузку на ближайший к зоне примы-
кания фундамент.
Свайные фундаменты под новые здания рядом с существующими явля-
ются наиболее эффективной мерой по снижению дополнительной осадки на
соседние сооружения. При этом решении важным является выбор технологии
выполнения свай (см. гл. 5).
Наиболее распространенными типами свай при проектировании и строи-
тельстве фундаментов пристраиваемых зданий являются:
1. Предварительно изготовленные железобетонные или металлические
сваи, погружаемые вдавливанием, высокочастотным вибрированием или за-
винчиванием. Погружение свай забивкой на расстоянии к существующим
зданиям ближе 20 м следует исключить. Винтовые сваи недопустимы для
капитальных зданий и могут использоваться только для временных соору-
жений.
2. Сваи, выполняемые в грунте, которые имеют многочисленные моди-
фикации в зависимости от способа бурения скважин, крепления ствола, гео-
метрических размеров, состава применяемого бетона и др. (см. гл. 5).
Следует отметить, что задавливание и погружение вибрированием, так же
как и устройство свай в грунте, на расстоянии ближе 2 м к существующим
зданиям может привести к дополнительной технологической осадке фунда-
ментов этих зданий до 20...30 мм. Эти осадки особенно характерны при про-
изводстве работ в слабых водонасыщенных и тиксотропных грунтах.
15.4.2. Технологические мероприятия
По характеру воздействия, оказываемого технологией устройства свай на
основание, их можно разделить следующим образом:
А. Динамическое воздействие:
• забивка;
• вибропогружение;
• выштамповывание скважины;
• уширение скважины с помощью электро-гидравлического эффекта (ЭГЭ).
Б. Вытеснением грунта при устройстве сваи в объеме, равном объему'
сваи, сопровождаются:
• вдавливание;
• вкручивание пуансона без выбуривания грунта;
• «раскатка» скважины меньшего диаметра.
803
Технологиям, в которых формирование ствола сваи осуществляется по-
средством вытеснения грунта, при использовании в условиях распространения
водонасыщенных глинистых грунтов свойственны следующие эффекты:
1) перемятие грунта, приводящее к нарушению его структуры, что снижа-
ет его прочностные характеристики и провоцирует развитие осадок сущест-
вующих зданий преимущественно за счет деформаций формоизменения,
2) подъем поверхности грунта, а при направленном движении фронта
свайных работ в сторону существующего здания - подъем этого здания, сме-
няющийся впоследствии развитием дополнительных осадок;
3) выпор ранее изготовленных свай при формировании новой сваи.
В условиях распространения несвязных грунтов вытеснение грунта при
формировании ствола сваи может сопровождаться локальным уплотнением
грунта и некоторым снижением вследствие этого эффектов 2 и 3.
Для вдавливаемых свай последний эффект может быть устранен путем
добивки (додавливания) свай, получивших выпор.
Для свай, изготовленных в грунте, эффект выпора устранить добивкой не-
возможно из-за более высокого сопротивления по боковой поверхности вслед-
ствие неровной боковой поверхности сваи. В качестве возможной меры может
быть предложено инъекционное закрепление забоя скважины цементным рас-
твором. Для этого в свае должна быть при ее изготовлении заложена инъекци-
онная трубка. Эффект выпора опасен для «свежих», только что замоноличен-
ных свай: незастывший бетон ствола сваи может получить разрушение от из-
гибных и растягивающих усилий при изготовлении соседней сваи.
Все эти эффекты являются следствием того, что при изготовлении после-
дующей сваи не произошло рассеяние напряжений от предыдущей. Как пока-
зывает опыт проведения работ по геотехническому' мониторингу, при практи-
ческой деятельности целесообразно руководствоваться следующим эмпириче-
ским правилом: изготовление новой сваи в пределах 5-метровой зоны вокруг
ранее изготовленной начинать не ранее чем через трое суток. Таким образом
можно минимизировать влияние этих высокопроизводительных технологий,
существенно снизив их интенсивность.
Альтернативным решением может быть применение лидерных скважин
под защитой глинистого раствора или лидерного рыхления диаметром 1,2
диаметра ствола сваи. В этом случае можно добиться ограничения дополни-
тельных осадок соседнего здания, выполняя сваи в непосредственном примы-
кании к нему. Эти же мероприятия позволяют практически исключить выпор
ранее погруженных свай.
При устройстве свай в выбуриваемых скважинах под защитой обсадной
трубы и под защитой тиксотропного раствора возможны потеря устойчивости
забоя скважины и извлечение избыточных объемов (перебор) грунта. Это яв-
ление можно предотвратить путем опережающего погружения обсадной трубы
по отношению к забою скважины (с сохранением грунтовой «пробки»), В до-
полнение к этому может быть использовано заполнение обсадных труб водой
или глинистым раствором.
При проведении работ по устройству бу ровых свай с разработкой слабого
глинистого грунта под защитой обсадной трубы грунт, находящийся в области
забоя скважины, подвергается разгрузке вследствие снижения природного
давления (рис. 15.6).
804
Уменьшение давления приводит к подъему дна забоя и при некоторой
интенсивности противодавления ofст, ozg может вызвать наплыв грунта в сква-
жину. Под противодавлением ofCT подразумевается некоторая суммарная ве-
личина давления, слагаемая из веса раствора Gp, под защитой которого выпол-
няется бурение скважины, веса грунтового сердечника G„, оставляемого в
скважине при проходке, трения Fip грунтового сердечника и заплывающего
грунта по стенкам обсадной трубы, а также силы налипания Fn грунта к стен-
кам (рис. 15.7).
нагрузок при разработке грунта
в скважине
Рис. 15.7. Схема усилий,
создающих противодав-
ление наплыву грунта
Очевидно, что наплывающий грунт будет разрабатываться рабочими ор-
ганами буровых машин и, следовательно, объем выбираемого из скважины
грунта превысит объем самой скважины. Потери объема грунта сверх объема
скважины неизбежно должны привести к развитию областей предельного со-
стояния грунта вокруг выработки. Это обстоятельство может обусловить раз-
витие дополнительных осадок прилегающих зданий вследствие проявления
эффектов прямой подработки. Подбор параметров (высоты грунтовой «проб-
ки», плотности раствора) может быть выполнен по методике, предложенной
В.Н. Парамоновым (2012).
Для того чтобы избежать перебора грунта при у геройстве свай под защи-
той глинистого (бентонитового) раствора, варьировать можно только плотно-
стью раствора. При этом раствор плотностью более 1,2 т/м3, как показывает
опыт, уже вызывает проблемы при его замещении бетонной смесью (трудно
избежать их перемешивания).
Технология CFA (проходного шнека) в наименьшей степени адаптируе-
ма к сложным инженерно-геологическим условиям. На практике невозможно
для многослойного основания, сложенного глинистыми грунтами различной
консистенции, подобрать параметры шнека (угол наклона лопастей, их шаг),
которые обеспечивали бы проходку в режиме «нарезания резьбы» (погруже-
ние на 1 виток при повороте на 360°). Для проходки твердых грунтов, под-
стилающих слабые отложения, необходимо создание вертикального усилия,
что не предусмотрено технологией. Поэтому при использовании такой тех-
нологии неизбежно избыточное извлечение грунта в процессе изготовления
свай.
Моделирование воздействия этого класса технологий на массив грунта и
соседнюю застройку, исходя из изложенного, можно осуществить, задавая ве-
личину перебора грунта, наблюдающуюся в реальности. Величину перебора
805
грунта представляется целесообразно определять в процессе технологических
испытаний на опытной площадке.
Технологические аспекты устройства котлованов и их влияние на здания
соседней застройки подробно рассмотрены в гл. 13 настоящего справочника
Вопросы, связанные с влиянием реконструкции зданий и сооружений на
основание, конструктивными и технологическими мероприятиями по усиле-
нию их фундаментов, приведены в гл. 16 настоящего справочника.
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ ПО ГЛАВЕ 15
1. СП 22.13330. Основания зданий и сооружений. Актуализированная редакция СНиП
2.02.01-83*.-М„ 2011.
2. ТСН 50-302-2004. Проектирование фундаментов зданий и сооружений в Санкт-
Петербурге. - СПб: Правительство Санкт-Петербурга, 2004. - 58 с.
3. Мангушев Р.А. Ершов А.В., Осокин А.И. Современные свайные технологии. - М.:
Изд-во АСВ. 2010. - 235 с.
4. Мангушев Р.А., Карлов В.Д.. Сахаров И.И., Осокин А.И. Основания и фундаменты.
- М.: Изд-во АСВ. 2011. - 392 с.
5. Парамонов В.Н. Метод конечных элементов при решении нелинейных задач геотех-
ники. - СПб: Геореконструкция. 2012. - 262 с.
6. Сотников С.Н.. Кофф Г.Л. Методика выбора проектного решения фундаментов зда-
ний, возводимых около существующих домов и сооружений, и его технико-
экономическое обоснование. - Л.: ЛДНТП. 1990. - 36 с.
7. Сотников С.Н., Симагин В.Г., Вершинин В П. Проектирование и возведение фунда-
ментов вблизи существующих сооружений / Под ред. С.Н. Сотникова. - М.: Строй-
издат. 1986.
8. Улицкий В.М., Шашкин А.Г., Шашкин К.Г. Геотехническое сопровождение разви-
тия городов. - СПб: Стройиздат Северо-Запад, Геореконструкция, 2010. - 551 с.
806
А.И. Полищук, А.А. Тарасов
Глава 16
УСИЛЕНИЕ ОСНОВАНИЙ И ФУНДАМЕНТОВ ЗДАНИЙ
И СООРУЖЕНИЙ
16.1. Классификация способов усиления оснований
и фундаментов
Необходимость усиления фундаментов и упрочнения грунтов оснований
возникает обычно при реконструкции и восстановлении зданий, включая их
капитальный ремонт и надстройку' дополнительных этажей. С решением дан-
ных вопросов приходится сталкиваться и при возобновлении приостановлен-
ного строительства (например, после консервации), при проявлениях неравно-
мерных осадок сооружений, выравнивании кренов зданий, строительстве объ-
ектов в стесненных условиях, а также некоторых других случаях, когда
нарушается нормальная эксплуатация зданий, сооружений.
По результатам обобщения отечественного и зарубежного опыта состав-
лена классификация способов усиления оснований и фундаментов, в которой
выделяются трн основных направления:
1) восстановление несущей способности футщаментов;
2) увеличение несущей способности футщаментов;
3) разгрузка констрх кинй фундаментов.
Основная особенность предлагаемой классификации заключается в том,
что она объединяет способы усиления фундаментов, упрочнения оснований не
по конструктивным признакам и типам футщаментов, а по условиям (схемам)
их работы (рис. 16.1) [1]. Это дает возможность выбора целесообразных реше-
ний при подготовке технических решений и проектов по вопросам усиления
оснований и футщаментов зданий и сооружений.
16.2. Особенности инженерно-геологических изысканий
при реконструкции и восстановлении зданий
Под инженерно-геологическими изысканиями в условиях реконструкции
н восстановления зданий (включая капитальный ремонт и надстройки допол-
нительных этажей и др.) понимается комплекс мероприятий, выполняемых для
получения материалов об инженерно-геологических условиях площадок и
оценки их изменения за период эксплуатации зданий. Эти материалы необхо-
димы для разработки рабочей документации по реконструируемым (восста-
навливаемым) объектам и должны содержать достаточные сведения для расче-
та оснований и фундаментов, обоснования мероприятий инженерной защиты,
рационального природопользования и охраны геологической среды. Такие ма-
териалы должны также отражать изменения рельефа площадки, инженерно-
гидрогеологических условий, состояния и свойств грунтов, уплотненных дав-
лением эксплуатируемых зданий [1,2].
* п. 16.5.2 написан совместно с А.А. Лобановым.
807
808
Рис. 16.1. Классификация способов усиления оснований и фундаментов зданий (сооружений)
Инженерно-геологические изыскания выполняются специализированными
организациями на основе технического задания, которое выдается заказчиком
и согласовывается с проектной организацией. В техническом задании на произ-
водство инженерно-геологических изысканий приводятся сведения о рассмат-
риваемом объекте, его местоположении, заказчике, основных задачах по рекон-
струируемому (восстанавливаемом},’) объекту’, сроках проведения изысканий и
др. Техническое задание является основным документом для составления изы-
скательской организацией программы работ, в которой обосновываются эта-
пы, состав, объемы, методы и последовательность их выполнения [3, HJ.
Практика инженерно-геологических изысканий в строительстве показыва-
ет, что в настоящее время их методика в условиях реконструкции и восстанов-
ления зданий мало отличается от методики изыскательских работ, выполняе-
мых на незастроенных территориях. Но в условиях реконструкции (восстанов-
ления) зданий инженерно-геологические изыскания имеют свои особенности,
которые заключаются в следующем [4, 11J:
1. Изыскания, как правило, выполняются в стесненных условиях, и поэто-
му’ возникает проблема установки инженерно-геологического оборудования.
2. Подземное пространство эксплуатируемых зданий практически всегда
насыщено инженерными коммуникациями (водопровод, канализация, тепло-
магистрали, кабели и др.), что затрудняет получение в полном объеме мате-
риалов по инженерно-геологическим условиям площадок и данных по их из-
менению за период эксплуатации зданий.
3. Изыскания выполняются, как правило, без учета влияния техногенных
процессов на грунтовые условия площадок эксплуатируемых зданий.
Анализ материалов инженерно-геологических изысканий на застроенных
территориях свидетельствует, что при реконструкции и восстановлении зданий
выполняются специальные виды работ, связанные с изучением архивных усло-
вий строительства, обследованием и испытанием грутпов в пределах сжимаемой
толщи основания футщаментов, оценкой свойств грутпов на соседних участках.
Эти работы ведутся обычно в дополнение к ранее выполненным (архивным)
инженерно-геологическим изысканиям с целью выявления изменения свойств
грунтов, залегающих в пределах сжимаемой толщи основания фундаментов.
Если же таких материалов нет, то программой работ предусматривается такой
объем инженерно-геологических изысканий, который обеспечивает получение
необходимых исходных данных для разработки рабочей документации [5].
Обобщение современной практики инженерно-геологических изысканий
показывает, что в настоящее время на площадках реконструируемых и восста-
навливаемых зданий перспективными признаются ускоренные методы (экс-
пресс-методы) исследования грунтов зондированием, прессиометрией, а также
радарные, радиоизотопные, геофизические и другие методы, которые позво-
ляют оперативно, с минимальными затратами оценить изменения свойств
грутпов и определять нужные параметры.
16.3. Учет изменения свойств грунтов, уплотненных
давлением фундаментов длительно эксплуатируемых зданий
Из опыта эксплуатации зданий и сооружений в различных грунтовых
условиях известно, что с течением времени происходит изменение свойств
809
грунтов, которое обусловлено влиянием различных факторов. В первую оче-
редь — это действие на основание давления зданий (сооружений), вызываю-
щее уплотнение грунта. За счет уплотнения улучшаются обычно его физи-
ческие, прочностные и деформационные свойства, что приводит в ряде слу-
чаев к увеличению несущей способности оснований. Этн изменения свойств
гру нтов во времени поддаются прогнозированию и могут учитываться в рас-
четах.
Изменение свойств грунтов, залегающих в основании зданий, существен-
ным образом зависит также от минералогического, гранулометрического со-
става, характера и интенсивности действия нагрузок, гидрогеологических ус-
ловий, а также техногенных воздействий на основание (сотрясение грунта от
движения транспорта, физико-механические и температурные процессы и др.).
Этн изменения свойств грунтов прогнозировать без специальных исследова-
ний весьма затруднительно (Б.И. Далматов и др., 1986) [4].
На основании результатов экспериментальных исследований свойств гли-
нистых грунтов (сутлинки, супеси) в основании фундаментов длительно экс-
плуатируемых зданий (А.И. Полищук, 1980, 1993-1996, 2007) [1] были выяв-
лены зависимости изменения характеристик плотности (р), удельного сцепле-
ния (с) и угла внутреннего трения (ср) от степени обжатия основания p/R (р -
среднее давление по подошве фундаментов; Л-расчетное сопротивление ес-
тественного грунта основания). При построении этих зависимостей параметр
p/R определялся с учетом характеристик естественных (неуплотненных) грун-
тов основания, которые принимались на стадии проектирования фундамен-
тов реконструируемых и восстанавливаемых зданий. Изменение характери-
стик грунтов вследствие их уплотнения давлением от фундаментов (штам-
пов) оценивалось приращениями Др, Де, Дер, выражаемых в процентах (рис.
16.2 и 16.3).
Выявлено, что при уплотнении основания длительно действующим давле-
нием от фундаментов (штампов) характеристика плотности грунта р может воз-
растать до 20%. При этом наибольшие значения р получены на глинистых грун-
тах (сутлинках, супесях) с показателем текучести IL < 0,5 приp/R = 1 (рис. 16.2).
Рис. 16.2. Изменение характеристик
плотности (р), удельного сцепления
(с) и угла внутреннего трения (<р)
для глинистых грунтов (суглинки,
супеси), уплотненных давлением от
фундаментов и штампов (по данным
А.И Полищука, 2007):
1, 2, 3 - соответственно характеристики
р, с, <р глинистых грунтов с показателем
текучести IL < 0,5; 4 - фундамент дли-
тельно эксплуатируемого здания; 5 - зо-
на наибольшего уплотнения грунта
810
Рис. 16.3. Изменение характеристик плотности (р), удельного сцепления (с) и угла
внутреннего трения (<р) для глинистых грунтов (суглинки, супеси), уплотненных дав-
лением от фундаментов и штампов (по данным А.И. Полищука, 2007):
а - для глинистых грунтов с показателем текучести IL > 0,5; б - то же при обводнении несущего
слоя основания в период эксплуатации здания; 1,2,3 - соответственно характеристики р, с, <р;
4 - фундамент длительно эксплуатируемого здания; 5 - зона наибольшего уплотнения грунта
Наиболее интенсивно при уплотнении возрастает характеристика удельно-
го сцепления с. Для глинистых грунтов с показателем IL < 0,5 при p/R = 1 зна-
чение с возрастает в 1,7.. 1,8 раза. Угол внутреннего трения грунта ср при этом
возрастает незначительно. Приp/R = I для всех рассматриваемых типов грутпов
(суглинки, супеси) увеличение ср не превышает обычно 5... 10% (на 1... 2 град).
Если в период эксплуатации здания произошло обводнение несущего слоя
основания, то прочностные характеристики глинистых грунтов, уплотненных
давлением от фундаментов реконстру’иру’смых и восстанавливаемых зданий,
могут уменьшаться (рис. 16.3, б). Такая закономерность наблюдается обычно в
том случае, когда грунты основания (суглинки, супеси) обжаты вертикальным
давлением р, которое не превышает 60...70% от R (степень обжатия p/R <
<0,6... 0,7).
При p/R = 0,9... 1,0 для случая обводненного глинистого грунта в период
эксплуатации здания удельное сцепление с может возрасти лишь на 30...40%,
а значение ср обычно не изменяется или уменьшается на 1 ...2 град.
Выполненные исследования показали, что свойства глинистых грунтов,
уплотненных давлением фу’ндаментов длительно эксплуатируемых зданий
(реконструируемых, восстанавливаемых), улучшаются, когда грунты основа-
ния обжаты вертикальным давлением, составляющим 50% и более от R (сте-
пень обжатия p/R > 0,5). Дополнительное обводнение грунтов несущего слоя
основания фундаментов приводит к ухудшению прочностных свойств уплот-
ненных глинистых грунтов. Такое ухудшение прочностных свойств уплотнен-
ных глинистых грунтов наблюдается обычно приp/R = 0,6...0,7 и менее.
811
Выявлено (П.А. Коновалов, 1970-1986; А.Г. Ройтман, 1971), что за период
эксплуатации здания (сооружения) происходит повышение влажности грунта
(чаще в зоне контакта с фундаментами) вследствие нарушения аэрационного и
теплового режимов, выпадения атмосферных осадков, интенсивности испарения
и других факторов. Повышение влажности грунта в пределах площади застрой-
ки эксплуатируемого здания выявлено главным образом в основаниях, сложен-
ных глинистыми грунтами. В основаниях, сложенных песчаными грунтами, это
повышение влажности проявляется менее отчетливо. Для глинистых грутпов
повышение их влажности за период эксплуатации здания в пределах площади
застройки составляет 5... 40%. При этом установлено, что увеличение влажности
практически не зависит от давления, передаваемого фундаментом на грунты
основания. Изменение влажности грунта основания фундаментов во времени
происходит обычно неравномерно. Более интенсивно влажность увеличивается
в начальный период эксплуатации (до 20 лет). Установлено также, что в осно-
вании эксплуатируемого здания происходит продвижение влаги от границ пло-
щадки застройки к ее центру. Такой характер миграции влаги в грунте вызывает
увеличение влажности основания обычно под центральной частью здания.
Анализ результатов обследования длительно эксплуатируемых зданий
(П.А. Коновалов, 1980; Б.И. Далматов, В.М. Улицкий, 1985; А.Г. Ройтман, 1971
н др.) свидетельствует, что в зависимости от срока их эксплуатации (при дав-
лении по подошве фундаментов 250...300 кПа) происходит уменьшение коэф-
фициента пористости песчаных и глинистых грунтов в среднем на 7... 12,8%
(табл. 16.1).
Таблица 16.1
Данные об уменьшении коэффициента пористости грунтов в основании
эксплуатируемых здании (по П.А. Коновалову, А.Г. Ройтману [5])
Грунты основания фундаментов Изменение коэффициента пористости грунта Ае, %, при сроке эксплуатации зданий, года
до 50 более 50
Пески 8,9 12,8
Глинистые грунты 7 9,8
При этом наибольшее уплотнение грунта (уменьшение коэффициента по-
ристости) наблюдается в пределах полуширнны-ширнны подошвы фундамен-
та (0,5... 1,0)6, b - ширина подошвы). В стороны от фундаментов уплотнение
грунта может распространяться на расстояние (0,7... 1,2)6 от центральной осн.
Песчаные грунты в основании эксплуатируемых зданий уплотняются более
интенсивно по сравнению с глинистыми грунтами.
Изменение во времени коэффициента пористости песчаных грунтов в ос-
новании фундаментов зданий при сроке их эксплуатации примерно 100 лет и
более происходит на 16...22%. Эти изменения относятся к грунтам, обжатым
не только давлением от фундаментов эксплуатируемых зданий до их реконст-
рукции, но и давлением, полученным с учетом дополнительных нагрузок, вы-
званных неоднократной реконструкцией зданий и надстройкой этажей
(Е.А Сорочан, Ю.И. Дворкин, 1976-1986 и др. [7]).
812
По данным П.А. Коновалова и др. (1980-2000) [5], за период эксплуатации
зданий рост удельного сцепления песчаных грунтов практически не наблюда-
ется, а угол внутреннего трения увеличивается на 1...4 градуса. При этом от-
мечается, что для оснований эксплуатируемых зданий на таких грунтах рас-
четное сопротивление грунта может возрасти до 44%. Это увеличение обу-
словлено в основном уплотнением песчаных грунтов давлением фундаментов
зданий (сооружешш).
Для количественной оценки изменения прочностных характеристик пес-
чаных грунтов за период эксплуатации зданий (от 20 до 120 лет) с учетом их
фактического уплотнения давлением от фундаментов в ЦНИИпромзданий бы-
ли выполнены специальные исследования. На основе этих исследований уста-
новлена линейная зависимость между’ прочностными характеристиками пес-
чаного грунта и длительностью его загружения.
С учетом полученных зависимостей составлены эмпирические формулы,
позволяющие определить угол внутреннего трения и удельное сцепление пес-
чаного грунта через прогнозируемый промежуток времени с момента его об-
жатия давлением от фундамента здания (сооружения) [7]:
• для песков крупных и средней крупности
<р( = фь + 0,06141. ct = с0 + 0.03721; (16.1)
• для песков мелких
ф/ = Фо +0,0369/, ct = с0 + 0,04901; (16.2)
• для песков пылеватых
фг = Фо + 0,06621, ct =с0 + 0,01091, (16.3)
где (р,, ct — соответственно угол внутреннего трения (град) и удельное сцепление (кПа)
уплотненного грунта для прогнозируемого времени; фо, с0 - то же неуплотненного
природного грунта до обжатия его давлением от здания (сооружения); t — время загру -
жения основания (годы)
Анализируя результаты расчетов по формулам (16.1)...(16.3) изменения во
времени прочностных характеристик песчаных грунтов, уплотненных в про-
цессе эксплуатации зданий, можно заключить следующее.
В зависимости от гранулометрического состава и начальной плотности
сложения песчаных грунтов при длительности их уплотнения за период в 100
лет утол внутреннего трения может увеличиваться на 12.. 13% (4...6 град), а
удельное сцепление - примерно в 3...9 раз; за период в 50 лет соответственно
на 6... 11% (2...3 град) и в 2,5...4,5 раза; за период в 20 лет соответственно на
3... 4% ив 1,5... 2 раза, что является вполне объяснимым.
Таким образом, эмпирические формулы (16.1)...(16.3) могут быть исполь-
зованы для прогнозирования прочностных характеристик песчаных грунтов,
уплотненных в процессе эксплуатации зданий и сооружений.
Пример 16.1. Определить значения прочностных характеристик песка средней
крупности, уплотненного давлением от здания после двадцатилетнего периода его
эксплуатации. Прочностные характеристики неуплотненного природного грунта до
его обжатия были равны: <р0 = 32 град, со = 1.5 кПа (0.0015 МПа). За время эксплуата-
ции здания суффозионные и вибродинамичсскис явления в грунтах основания не воз-
никали.
813
Решение. По формуле (16.1) определяем:
(р, = 32 + 0,0614-20 = 33 град;
ct = 1,5 + 0,0372-20 = 2,2 кПа (0,0022 МПа).
Таким образом, вследствие упрочнения грунта за период эксплуатации здания
угол внутреннего трения увеличился на 1 град, удельное сцепление возросло в 1,4 раза.
Для оценки сжимаемости песчаных грунтов различного состава были вы-
полнены штамповые испытания. Эксперименты проводились на грунтах при-
родного сложения н длительно уплотненных давлением от фундаментов зданий
(Е.А. Сорочан, Ю.А. Дворкин 1976-1986 [5, 7]). При этом было установлено,
что осадка штампа на уплотненном песчаном грунте .S'yrr значительно меньше
осадки штампа на песчаном грунте природного сложения.
Отношение осадок Syn/S зависит от гранулометрического состава, началь-
ной плотности сложения песков н других факторов. При давлении, не превы-
шающем длительного уплотнения основания фундаментов, отношение Syn/S
составляет примерно для песков мелких 0,16, а для песков средней крупности -
0,57. Значение модуля деформации песчаных грунтов, залегающих в основа-
нии длительно эксплуатируемых зданий, возрастает вследствие уплотнения
оснований. При давлении по подошве фундамента эксплуатируемого здания
300 кПа увеличение модуля деформации может составить для песков средней
крупности 2,1 раза (табл. 16.2).
Таблица 16.2
Данные о модуле деформации уплотненных и неуплотненных грунтов
(по данным Е.А. Сорочана [7])
Грунт Отношение значений модуля деформации уплотненных E.~l и неуплотненных Е грунтов (/<уп/£’) при давлении, кПа
100 200 300 400 500 600
Песок мелкий — 2,7 3,8 3,9 3,9 4,2
Песок средней крупности — 2,2 2,1 1,9 1,7 1,6
При этом выявлено, что увеличение моду-ля деформации песчаного грунта проис-
ходит более интенсивно, чем уменьшение его пористости. Объяснить это только уп-
лотнением грунта давлением от фундаментов зданий и другими механическими воз-
действиями невозможно. Очевидно, увеличению моду-ля деформации способствуют
физико-химические процессы, протекающие в контакте твердой фазы частиц грунта.
Таким образом, рассмотренные выше данные показывают, что за период эксплуа-
тации зданий происходит изменение свойств грунтов, вызванное преимущественно их
уплотнением давлением от фундаментов.
16.4. Обследование оснований, фундаментов зданий
и оценка их состояния
16.4.1. Общие положения
Целью обследования оснований и фундаментов является оценка их факти-
ческого состояния с одновременным получением информации о прочности,
деформируемости грунтового основания, фундаментных и надфундаментных
814
строительных конструкций. Данные о состоянии оснований и фундаментов
необходимы для установления состава и объема работ по реконструкции, вос-
становлению или капитальному ремонту зданий.
Обследование оснований и фундаментов является, как правило, составной
частью работ по обследованию здания (сооружения) в целом. Оно выполняет-
ся специализированными организациями, оснащенными современной прибор-
ной базой и имеющими в своем составе высококвалифицированных опытных
специалистов [8]. Основными причинами обследования оснований и фунда-
ментов могут быть:
• наличие дефектов, повреждений фундаментных и надфундаментных кон-
струкций здания (например, следствие силовых или иных воздействий,
неравномерных осадок фундаментов), которые могут ухудшить эксплуа-
тационное состояние здания в целом;
• увеличение эксплуатационных нагрузок и воздействий на здание при его
реконструкции, капитальном ремонте, включая надстройку дополнитель-
ных этажей;
• отсутствие проектной и исполнительной документации по зданию;
• возобновление приостановленного строительства здания по истечении
трех лет после его консервации;
• деформации грунтовых оснований;
• необходимость оценки состояния оснований и фундаментов, других стро-
ительных конструкций здания, расположенных вблизи от вновь строящих-
ся объектов;
• необходимость оценки состояния строительных конструкций зданий, под-
вергшихся воздействию пожара, стихийных бедствий и др.
Обследование оснований и фундаментов производится в соответствии с
техническим заданием. Состав, объемы, методы и последовательность выпол-
нения работ обосновывают в рабочей программе, которая является обычно со-
ставной частью технического задания.
16.4.2. Оценка категории технического состояния
Оценка категории технического состояния фундаментов, включая грунты
основания, производится по результатам обследования и поверочных расчетов.
По этой оценке конструкции фундаментов, включая грунты основания, под-
разделяются на четыре группы; находящиеся в нормативном техническом
состоянии, работоспособном техническом состоянии, ограниченно-рабо-
тоспособном техническом состоянии и аварийном состоянии [8]. Следует
при этом отметить, что в СП 13-102-2003 [9] оценка состояния строительных
конструкций подразделяется на пять групп: находящиеся в исправном состоя-
нии, работоспособном состоянии, ограниченно работоспособном состоянии,
недопустимом состоянии и аварийном состоянии, что существенным образом
не противоречит ГОСТ 31937-2011 [8].
При нормативном техническом состоянии и работоспособном состоянии
эксплуатация конструкций фундаментов зданий и сооружений, включая грунты
основания, при фактических нагрузках и воздействиях возможна без ограниче-
ний. При этом для конструкций фундаментов зданий и сооружений, включая
грунты основания, находящихся в работоспособном состоянии, может устанав-
ливаться требование периодических обследований в период эксплуатации.
815
При ограниченно работоспособном состоянии конструкций фундаментов
зданий (сооружений), включая грунты основания, необходимо контролировать
их техническое состояние, проведение мероприятий по усилению или восста-
новлению фундаментных конструкций и (или) грунтового основания и после-
дующее проведение мониторинга (при необходимости).
При аварийном состоянии конструкций фундаментов, включая грунты ос-
нования, их эксплуатация должна быть запрещена. В этом случае устанавлива-
ется обязательный режим мониторинга (см. гл. 17 настоящего справочника).
При обследовании оснований и фундаментов зданий, расположенных в
сейсмически опасных регионах, оценка их состояния должна производиться с
учетом факторов сейсмических воздействий [9, 14]:
• расчетной сейсмичности строительных площадок по картам ОСР-97;
• повторяемости сейсмических воздействий;
• категории грунтов по сейсмическим свойствам.
16.4.3. Этапы обследования
Обследование оснований и фундаментов рекомендуется проводить в три
связанных между собой этапа:
• подготовка к проведению обследования (подготовительные работы);
• предварительное (визуальное) обследование;
• детальное (инструментальное) обследование.
Подготовительные работы на этапе обследования оснований и фундамен-
тов проводятся для ознакомления с объектом (зданием или сооружением), его
объемно-планировочным и конструктивным решениями, материалами инженер-
но-геологических изысканий, сбора и анализа проектной и исполнительной до-
кументации, составления программы работ и согласования технического задания.
Предварительное (визуальное) обследование оснований и фундаментов
зданий производят для предварительной оценки их технического состояния.
При этом обследование фундаментов (включая грунты основания) является
сплошным, визуальным; дефекты и повреждения выявляются по внешним
признакам с необходимыми замерами и фотофиксацией.
Зафиксированная картина дефектов, повреждений в конструкциях фунда-
ментов, включая грунты основания, может позволить выявить причины их
происхождения и быть достаточной для оценки состояния фундаментных кон-
струкций. Основными критериями положительной оценки технического со-
стояния фундаментов при визуальном обследовании являются:
• отсутствие неравномерной осадки, соблюдение ее предельных значений;
• сохранность тела фундаментов;
• надежность антикоррозионной защиты, гидроизоляции и соответствия их
условиям эксплуатации.
В этом случае сразу, по результатам визуального обследования, дается
оценка категории технического состояния фундаментов здания (сооружения).
Если результаты визуального обследования окажутся недостаточными для
оценки технического состояния фундаментов, то проводят детальное (инстру-
ментальное) обследование.
Детальное (инструментальное) обследование оснований и фундаментов
зданий проводят для оценки их технического состояния. В зависимости от по-
816
ставленных в программе задач, полноты проектной, исполнительной докумен-
тации, наличия дефектов и повреждений детальное обследование может быть
сплошным (полным) и выборочным.
Сплошное визуальное обследование оснований и фундаментов проводят,
когда [8]:
• отсутствует проектная документация;
• обнаружены дефекты конструкций, снижение их несущей способности;
• проводится реконструкция здания с увеличением нагрузок (в том числе
этажности);
• возобновление строительства, прерванное на срок более трех лет без ме-
роприятий по консервации;
• в однотипных строительных конструкциях обнаружены неодинаковые свой-
ства материалов и (или) изменения условий эксплуатации под воздействием
агрессивных сред или обстоятельств в виде техногенных процессов и проч.
Выборочное обследование оснований и фундаментов проводится, когда:
• возникает необходимость обследования отдельных конструкций;
• невозможно проведение сплошного обследования из-за недоступности
конструкций в потенциально опасных местах.
При детальном (инструментальном) обследовании фундаментов определяют:
• конструктивные решения фундаментов;
• прочность и водопроницаемость бетона;
• армирование строительных конструкций (включая толщину защитного слоя);
• степень и глубину коррозии бетона, а также стальных элементов и свар-
ных швов;
• прочность материалов каменной кладки;
• трещины и ширину их раскрытия в строительных конструкциях;
• деформации основания (осадки, крены, прогибы и кривизну фундаментов);
• наклоны, перекосы и сдвиги элементов строительных конструкций;
• необходимые характеристики грунтов (в том числе уплотненных давлени-
ем от существующих фундаментов);
• у ровень подземных вод и их химический состав (если эти сведения отсут-
ствуют в материалах инженерно-геологических изысканий).
16.4.4. Состав и методы выполняемых работ
В состав работ по обследованию грунтов оснований и фундаментов зда-
ний рекомендуется включать:
• изучение архивных материалов по инженерно-геологическим исследова-
ниям на рассматриваемой и соседних площадках;
• изучение материалов по фундаментам рассматриваемого здания;
• проходку шурфов вблизи фундаментов с отбором монолитов и проб грун-
тов (в том числе из зоны их наибольшего уплотнения);
• бурение скважин с отбором образцов грунта, проб подземных вод и опре-
деление их уровня;
• зондирование грунтов;
• испытания грунтов статическими нагрузками;
• исследования грунтов геофизическими методами;
• лабораторные исследования грунтов оснований и подземных вод.
817
До начала работ по обследованию оснований и фундаментов изучаются
соответствующие архивные документы, чтобы установить соответствие суще-
ствующих фундаментов проектному решению.
Обследование фундаментов выполняется из шурфов, которые закладыва-
ются в наиболее характерных местах плана здания. Эти же шурфы одновре-
менно используются для обследования грунтов основания, отбора проб и мо-
нолитов. Число и размер шурфов определяются размерами обследуемого зда-
ния (сооружения) и его конструктивными особенностями, грунтовыми
условиями площадки, состоянием фундаментов и других подземных конст-
рукций. В основном шурфы закладываются в местах резкого перепада высот и
наиболее загруженных участках здания, в местах установки дополнительных
опор, а также в местах предполагаемых деформаций стен и фундаментов. Если
здание каркасного типа, то шурфы размещают непосредственно у фундамен-
тов под опоры, которые могут получить (или получили) наибольшие переме-
щения. В зданиях с подвалом шурфы закладывают обычно внутри подвальных
помещений. Это дает возможность уменьшить объем земляных работ при про-
ходке шурфов и с наименьшей трудоемкостью выполнять их в зимний период.
При обследовании уточняют тип фундаментов, их форму в плане, разме-
ры, глубину заложения. Одновременно определяется прочность материала
фундаментов и выявляются дефекты кладки (для ленточных, каменных и бе-
тонных фундаментов), наличие трещин, а также выполненные ранее подводки
и усиления. Прочность материала фундаментов устанавливают разрушающи-
ми или неразрушающими методами [8]. Это зависит от решаемых при обсле-
довании задач, имеющихся в наличии приборов и оборудования.
Ширину подошвы фундаментов и глубину их заложения устанавливают
натурными обмерами. При обследовании допускается принимать симметрич-
ные размеры фундамента по размерам, установленным в шурфе. В наиболее
нагруженных участках размеры фундаментов устанавливаются в двусторон-
них шурфах. Для определения ширины фундаментов и толщины «глухих» стен
можно применять сверление и замеры металлическим метром, а также подко-
пы основания фундаментов с последующим использованием Г-образного ме-
таллического щупа (1,6].
В практике обследования длительно эксплуатируемых зданий особое вни-
мание уделяется гидроизоляции подвальных стен и фундаментов, а также изу-
чению режима изменения уровня подземных вод. В больших городах нередко
отмечается повышение уровня подземных вод, обусловленное утечками воды
из наружных сетей канализации, водопровода, тепломагистралей, нарушения-
ми инженерной подготовки территорий и другими причинами. При этом в
подвальных помещениях длительно эксплуатируемых зданий появляется вода,
материал фундаментов и других подземных конструкций насыщается водой,
постепенно теряет прочность и разрушается. Поэтому’ при обследовании фун-
даментов и грунтов основания важно установить источники замачивания, что-
бы в последующем дать техническое решение по их устранению [6].
При обследовании свайных фундаментов измеряют диаметр или размеры
поперечного сечения свай [5]. Для ленточных свайных фундаментов устанав-
ливаются количество свай на 1 м длины и шаг, с которым они устроены. Для
свайных фундаментов под колонны устанавливаются количество свай в кусте
и размеры между их осями.
818
Важным моментом при обследовании является выявление качества со-
пряжения свай и ростверка. При отсутствии надежного сопряжения могуч на-
блюдаться местные прогибы ростверка и появление в нем трещин. В отдель-
ных случаях, когда возникает сомнение в глубине погружения сваи, осуществ-
ляются специальные работы по вскрытию сваи по всей ее длине. При этом
особое значение приобретает исполнительная документация по производству
свайных работ (акты на скрытые работы, журнал погружения свай, результаты
динамических испытаний и др.).
Таким образом, обследование оснований и фундаментов в комплексе с оп-
ределением прочностных и деформационных характеристик материалов, пове-
рочными расчетами позволяет оценить их техническое состояние для решения
вопросов усиления и дальнейшей эксплуатации зданий.
16.5. Расчеты, выполняемые при усилении оснований
и фундаментов
16.5.1. Назначение расчетного сопротивления грунта
основания при проектировании усиления фундаментов
реконструируемых зданий
При расчете оснований фундаментов реконструируемых, восстанавливае-
мых зданий по второй группе предельных состояний используется расчетное
сопротивление грунта основания 7? [10]. Однако в зависимости от грунтовых
условий и срока эксплуатации зданий при определении R может учитываться
эффект обжатия грунта основания давлением от фундаментов (В.А. Зурнаджи
и др., 1970; П.А. Коновалов, 1980; Е.А. Сорочан и др., 1976; Б.И. Далматов и
др., 1985; А.И. Полищук, 1996 и др.) [1, 3, 5. 6]. В этом случае следует исполь-
зовать расчетное сопротивление уплотненного грунта основания Ryn (рис. 16.4).
Для определения /?у|| используется метод, в основу которого положена
формула (5.7) СП 22.13330.2011 с имеющимися предпосылками и ограниче-
ниями [7, 10]. Метод учитывает вызванные уплотнением и обводнением (зама-
чиванием) изменения свойств грунтов, залегающих в основании фундаментов
длительно эксплуатируемых зданий [] |.
В общем виде расчетное сопротивление уплотненного грунта основания
Ryn определяется по формуле
Дуп =^^-[MyKzb^Ky +Mqd^ + (Mq -!)•« +MceaKc]-Ks, (16.4)
где К.,, К. - коэффициенты, учитывающие изменение характеристик плотности р и
удельного сцепления с грунтов основания под фундаментом за период эксплуатации
здания; Л/у, Mq, Мс - коэффициенты, принимаемые по табл. 5.5 СП 22.13330.2011 [10] в
зависимости от характеристики угла внутреннего трения (<Рц) грунта основания, уп-
лотненного давлением от эксплуатируемого здания:
Фп=Фп^Ф, (16.4а)
где <рп - угол внутреннего трения естественного (неуплотненного) грунта основания,
град; Хф — коэффициент, учитывающий изменение характеристики угла внутреннего
трения ерп за период эксплуатации здания; Ks - коэффициент, учитывающий степень реа-
лизации (использования) предельной осадки фундамента за период эксплуатации здания.
Остальные обозначения те же, что и в формуле (5.7) СП 22. 13330.2011 [10].
819
Рис. 16.4. Условия, при которых возникает необходимость определения расчетного
сопротивления уплотненного грунта основания:
а - поверочные расчеты оснований и фундаментов при надстройке этажей; б - то же при за-
мене технологического оборудования; в - то же при изменении планировочной схемы зда-
ния; г - то же при устройстве дополнительных конструкций; д - то же при усилении строи-
тельных конструкций; е - то же при замене строительных конструкций и грузоподъемного
оборудования; 1 - фундамент эксплуатируемого здания; 2 - зона наибольшего уплотнения
грунта: 3 - существующая часть здания; 4 - надстраиваемая часть здания; 5 - железобетонные
пояса жесткости; б - нагрузка от существующего оборудования (существующих строительных
конструкций); 7 - нагрузка от устраиваемого дополнительного оборудования (дополнительно
устраиваемых строительных конструкций); 8 - отмостка; 9 - пристройка; 10 - фундаменты,
испытывающие дополнительное нагружение: 11 - железобетонная балка покрытия; 12 - эле-
менты усиления железобетонного покрытия; 13 - заменяемые строительные конструкции;
14 - заменяемое крановое оборудование
Значения коэффициентов Ку, Кс (табл. 16.3) установлены эксперимен-
тально для глинистых грунтов. Они выбираются в зависимости от отношения
среднего давления по подошве эксплуатируемого фундамента р к расчетному
820
сопротивлению естественного (неуплотненного) грунта основания R, которое
принималось при первоначальном проектировании объекта (p/R).
Коэффициенты Ку, Кс установлены как отношение характеристик уп-
лотненных (давлением фундаментов) и естественных грунтов при сроке экс-
плуатации зданий более 15 лет.
Для определения коэффициентов Ку, Кс использовались также резуль-
таты исследований, опубликованные в работах М.В. Балюры (1978). Б.И. Дал-
матова (1980-1985), Р.С. Зиангирова (1986), И В. Коротких (1979), П.А. Коно-
валова (1979-2000), А.Г. Ройтмана (1971-1978), И.А. Сафохиной (1981-1987),
Е.А. Сорочана (1976-1986), В.М. Улицкого (1985-1998) и др.
Таблица 16.3
Значения коэффициентов К,, К,?, Кс для определения расчетного
сопротивления уплотненного грунта основания
Грунты основания реконструируемых и восстанавливаемых зданий Параметр p/R Коэффициенты
кс
1. Глинистые грунты с /л < 0,5 и сроке Более 0,8 1 07 1 17 1 10 1 6
0,8... 0,5 Е03...Е05 1,05 1,32
эксплуатации здания более 15 лет Менее 0,5 1,0 1,0 1,05
2. Глинистые грунты cIL> 0,5 и сроке Более 0,8 1,05... 1,15 1,08 1,45
0,8... 0,5 1,0... 1,05 1,04 1,25
эксплуатации здания более 15 лет Менее 0,5 1,0 1,0 1,05
3. Глинистые грунты при наличии Более 0,8 1,03 0,97 1,3
подземной воды в уровне заложения 0,8... 0,5 1,03 0,88 1,06
фундаментов и сроке эксплуатации здания более 15 лет Менее 0,5 1,0 0,8 0,85
Примечание. Применение коэффициентов К... К^,, Кс предусмотрено для грунтов, не обла-
дающих специфическими неблагоприятными свойствами (просадочностью, набуханием и
др.); р - среднее давление по подошве рассматриваемого фундамента до реконструкции
(восстановления) здания; R - расчетное сопротивление естественного (неугшотненного)
грунта основания.
Значение коэффициента Ks (табл. 16.4) изменяется от 1 до 1,4 в зависимо-
сти от того, насколько полно реализована предельная осадка фундамента 5 для
рассматриваемого здания за период его эксплуатации [11. Наибольшее значение
коэффициента Ks принимается, когда расчетная (фактическая) осадка фунда-
мента 5 существующего здания, установленная при фактическом давлении р,
составляет менее 20% от предельно допустимой stl (s < 0,2su). Если расчетная
(фактическая) осадка фундамента х составляет более 70% от предельно допус-
тимой su (s > 0,7su), то коэффициент Ks принимается равным единице (Ks = 1).
Для оценки влияния коэффициентов Ку, К^, Кс и коэффициента К, на изме-
нение характеристики R был выполнен анализ, который позволил установить
изменение приращений AR в зависимости от степени обжатия грунта p/R давле-
нием от фундаментов. Наибольшее повышение характеристики R наблюдается
для фундаментов на глинистых грунтах с IL < 0,5 (45... 60%), а наименьшее -
для случая обводнения этих грунтов в период эксплуатации зданий (20...25%).
Если обжатие грунта основания давлением от фундамента незначительно (р/А <
< 0,6... 0,7), то значение R может понижаться на 10... 14% и более.
821
Таблица 16.4
Значения коэффициента Ks для определения расчетного
сопротивления уплотненного грунта основания
Грунты основания независимо от плотности и влажности Коэффициент Ks при s/su
0,2 0,7
1. Пески крупные и средней крупности 1,4 1,0
2. Пески мелкие 1,2 1,о
3. Пески пылеватые 1,1 1,0
4. Связные (глинистые) грунты с IL < 0 1,2 1,0
5. Связные (глинистые) грунты с IL < 0 и сроке эксплуатации здания более 15 лет 1.1 1,0
6. Глинистые грунты dL > 0,5 и сроке эксплуата- ции здания более 15 лет 1,07 1,0
7. Глинистые грунты при наличии подземной воды в уровне заложения фундаментов и сроке эксплуатации здания более 15 лет 1,05 1,0
Примечание: s — осадка фундамента при давлении р по подошве, соответствую-
щем расчетному сопротивлению естественного грунта основания (р = A); -
предельно допустимая осадка для рассматриваемого здания. Для промежуточных
значений s/su коэффициент А. принимается по интерполяции.
Пример 16.2. Определить расчетное сопротивление уплотненного грунта основа-
ния Аул для поверочных расчетов фундамента под нагруженную продольную стен}'
(ось А) реконструируемого гражданского здания, которое эксплуатируется 40 лет. Вы-
яснить также, насколько изменилось расчетное сопротивление грунта основания R (не-
уплотненного) за период эксплуатации здания. Конструктивное решение рассматри-
ваемого фундамента и его состояние установлено при обследовании. Здание без под-
вала с несущими продольными стенами и ленточными фундаментами мелкого
заложения. Ширина подошвы фундамента Ь под наружную продольную стену (ось А)
равна b = 1,4 м, а глубина его заложения d = 1,2 м (рис. к примеру 16.2). Давление по
Рис. к примеру 16.2. Схема к опре-
делению расчетного сопротивления
уплотненного грунта основания Ауп
для поверочных расчетов фундамен-
та реконструируемого здания
подошве р рассматриваемого фундамента
составляет р = 175 кПа (от нагрузок для рас-
чета основания по деформациям).
Из материалов инженерно-геологических
изысканий установлено, что в основании зда-
ния сверху залегает насыпной слой (слой 1), а
далее суглинок мягкопластичный (слой 2)
толщиной 6,7 м. Подземные воды до прой-
денной глубины 7,0 м не вскрыты. Расчет-
ные физико-механические характеристики су-
глинка (слой 2, при доверительной вероятно-
сти а =0,85) были равны: уп = 18,1 кН/м3,
и = 27%, IL = 0,6; е = 0.75; <рп = 17 град. Сп =
= 19 кПа, £=11 МПа.
Решение. Определяем вначале расчетное
сопротивление естественного (неуплотненно-
го) грунта основания R по форму7ле (5.7) СП
22.13330.2011 [10];
822
R = .|-д/уЛ;/?Уп + Мдyi[ + {Mq _ 1)dbyE +McCn] =
1,1-1,0
1,0
0,39-1,0-1.4-18,1 + 2,57-1,2-18,1 +
+ (2,57-1,0)-0-18,1 + 5,15-19
= 180,0 кПа.
Давление по подошве равно р =175 кПа, что не превышает расчетное сопротив-
ление грунта основания/? = 180 кПа (р < R). В основании существующего фундамента
залегает грунт (суглинок), который за период эксплуатации здания (40 лет) уплотнился
давлением от фундаментов. Следовательно, для дальнейших поверочных расчетов сле-
дует по формуле (16.4) определять расчетное сопротивление уплотненного грунта ос-
нования-
-n-^Yn +ВДС]Л.
Предварительно устанавливаем коэффициенты и характеристики:
• безразмерные коэффициенты Му, Mq, Мс, определяемые по табл. 5.5 [101 в зависи-
мости от характеристики угла внутреннего трения (срп) для суглинка мягкопла-
стичного (формула (16.4а)):
<рп = <рп • А'ф = 17 -1.08 = 18.36 = 18 град.
Здесь <рп = 17 град - угол внутреннего трения естественного (неуплотненного)
грунта основания; = 1,08 - коэффициент, учитывающий изменение характеристики
угла внутреннего трения <рп за период эксплуатации здания, принимаемый по
табл. 16.3 в зависимости от параметра p/R = 175/180 = 0.97 (среднее давление по по-
дошве рассматриваемого фундамента до реконструкции здания; R - расчетное сопро-
тивление естественного, неуплотненного грунта основания). С учетом полученного
значения <рп = 18 град устанавливаются: Му = 0,43; = 2,73; Мс = 5,31;
• коэффициенты Ку и Кс устанавливаются также по табл. 16.3 в зависимости от
p/R = 0,97 и 1L = 0,6: Ку = 1,1 и Кс = 1,35;
• коэффициент Ks принимается по табл. 16.4 в предположении, что основная доля
осадок фундамента л здания уже произошла (здание эксплуатируется 40 лет). По-
этому принимаем Ks = 1 при соотношении s/sH > 0,7.
Остальные значения коэффициентов и характеристик в формуле (16.4) принимаем
по [1] и [10]. Тогда
Ryn
1,1-1,0
1,о
0,43-1,0-1,4-18,1-1,1 + 2,73-1,2-18,1 +
+ (2,73-1,0)0-18,1+5,31-19-1,35
•1,0 = 228,2 кПа.
Выясним, насколько изменилось расчетное сопротивление грунта основания R
за период эксплуатации здания. Вследствие уплотнения основания давлением фунда-
ментов расчетное сопротивление грунта основания R увеличилось на величину А =
= (Л^ - Л)100/Л = (228.2 - 180)100/180 = 27%.
Таким образом, установлено, что для поверочных расчетов фундамента наружной
стены (ось А) реконструируемого здания можно использовать характеристику
Луп = 228,2 кПа. При этом выявлено, что за период эксплуатации здания (40 лет) харак-
теристика расчетного сопротивления естественного (неуплотненного) грунта основа-
ния Л увеличилась на 27%.
16.5.2. Определение размеров подошвы усиливаемых
фундаментов при значительных моментных нагрузках
При проектировании усиления фундаментов мелкого заложения рекомен-
дуется использовать метод, позволяющий определять размеры подошвы при
823
значительных моментах нагрузках преимущественно одного знака. Такие на-
грузки чаще возникают в каркасных промышленных зданиях с мостовыми
кранами, а также в стесненных условиях строительства и реконструкции зда-
ний. Форма подошвы усиливаемых фундаментов может быть прямоугольной,
трапециевидной, тавровой и др. Особенность метода заключается в том, что
размеры подошвы фундаментов назначаются исходя из заданной эпюры кон-
тактного давления [1,11].
В настоящее время размеры подошвы внецентренно нагруженных фунда-
ментов любой формы в плане назначаются исходя из условий:
(16.5)
p = N/A + yd<R, (16.6)
Kkc^1,5Z?, (16.7)
где все обозначения и термины приняты согласно [3, 10] (см. гл. 4 настоящего спра-
вочника).
Рис. 16.5. Схемы к определению размеров подошвы вне-
центренно нагруженных фундаментов:
а - с трапециевидной формой подошвы в плане: б - с тавровой
формой подошвы в плане
Полученные при этом размеры подошвы фундаментов должны удовлетво-
рять требованиям расчетов деформаций основания, которые в данном разделе
не рассматриваются. Ввиду’ неоднозначности решений (16.5)...(16.7) размеры
подошвы определяются обычно методом последовательных приближений, что
не обеспечивает выбор экономичных решений даже при использовании про-
граммных комплексов.
Вид эпюр контактного давления может характеризоваться параметром
Р — jPmiih //’макс; (16.7б?)
который изменяется в пределах -0,333 < р < 1 (табл. 16.5).
824
Таблица 16.5
Эпюры контактного давления по подошве прямоугольных в плане фундаментов
Вид эпюр контактного давления Параметр Р 1?мин Рмвкс Относитель- ный эксцен- триситет е = е/а Рекомендуемая область использования эпюр контактного давления
р =7?| | | | | | | | 1 0 Для центрально нагруженных фун- даментов
Pmm^Z-R 0,667 — Для фундаментов под колонны про- изводственных зданий с мостовыми кранами грузоподъемностью 750 кН (75 тс) и более, фундаментов откры- тых крановых эстакад с кранами грузоподъемностью более 150 кН (15 тс), фундаментов высоких со- оружений, а также при величине расчетного сопротивления грунта основания R < 150 кПа
1 = 0,557? 0,458 —
Рызкс — 1,21?; Рмии-
=0.37? 0,25 1/10
Рмакс = 1=27?; рми|1=
Рмакс = 1=27?; рмин=О,157? 0,125 — Для фундаментов под колонны про- изводственных зданий с мостовыми кранами грузоподъемностью 750 кН (75 тс) и более, фундаментов откры- тых крановых эстакад с кранами грузоподъемностью менее 150 кН (15 тс)
Рмакс = 1,21?; Рмии=0 0 1/6
Рмакс: -1,21?; рмин -0,47? -0,333 1/4 Для фундаментов бескрановых зда- ний, фундаментов зданий с подвес- ным крановым оборудованием, а также при установке фундаментов в стесненных условиях
'<у)- а/4 а
Примечание: г. = е/а - относительный эксцентриситет вертикальной силы, действующей
на фундамент; а - размер стороны подошвы фундамента в плоскости действия момента сил.
Установлено [1|, что параметр р оказывает существенное влияние на раз-
меры опорной площади А прямоугольных в плане фундаментов. Изменение
площади прямоугольной подошвы А при одинаковых нагрузках на фундамент,
но разных значениях р может быть значительным. Для других форм подошвы
фундаментов (трапеция, тавр и др.) такие исследования не проводились.
Рассмотрим отдельно стоящий, внецентренно нагруженный фундамент с
различной (зеркально симметричной) формой подошвы (рис. 16.5). В уровне
верхнего обреза фундамента действуют усилия N, О,, Мх. Линия действия вер-
тикальной силы N проходит через центр тяжести подошвы зеркально симмет-
ричного фундамента (точка 0). Действие момента сил Мх направлено в сторону’
большего основания подошвы (6МаКс)- Необходимо получить при заданной
эпюре контактных давлений (параметре р) минимально требуемую площадь А
и размеры зеркально симметричной в плане подошвы фундамента.
Используя выражения (16.5), (16.6) и (16.7а), можно записать два условия
(см. рис. 16.5):
825
Ръпш + l/’макс /’мин ) ’
(16.8)
/’макс /’мин [22-^^х(Ц +^2)]/-^xs (16.9)
где а - размер подошвы фундамента, параллельный плоскости действия момента сил
Л/, м; г?] - расстояние от центра тяжести подошвы фундамента до ее грани, по которой
действует минимальное краевое давление р^, м; а2 - расстояние от центра тяжести
подошвы фундамента до ее грани, по которой действует максимальное краевое давле-
ние рмакс, м.
Обозначения/>макс, ршш, 1Х, ТМх ~ те же, что на рис. 16.5 и в [3].
В формуле (16.8) отношение aja, учитывающее расположение центра тя-
жести подошвы фундамента по оси симметрии, обозначим через кх (коэффици-
ент центра тяжести подошвы фундамента), т.е.
kx=aja. (16.9а)
Анализ формулы (16.9а) показывает, что значение коэффициента кх всегда
меньше единицы и изменяется в пределах, установленных формой и размера-
ми подошвы фундамента (табл. 16.6).
Подставив в условие (16.8) выражения (16.5) и (16.6), а также формулу’
(16.7а) в виде
Рмин=Р/’маКс=1,2рЛ (16.10)
и проведя с учетом (16.9а) преобразования, получим выражение, позволяющее
определить минимальную площадь подошвы А фундамента зеркально симмет-
ричной формы в плане:
ту
А =-F(16.11)
1,2/?[р + А\.(1- р)]- yd
где R — расчетное сопротивление грунта основания, кПа, принимаемое по СП
22. 13330.2011 [10] или определяемое другими методами, в том числе с учетом уплот-
нения грунта давлением от фундаментов длительно эксплуатируемых зданий [1, 5].
При определении по формуле (16.11) минимальной площади подошвы
фундамента А значением коэффициента кх необходимо задаваться исходя из
следу ющих рекомендаций:
1. Принятый коэффициент кх для зеркально симметричных форм подошвы
должен находиться в пределах, указанных в табл. 16.6.
2. Принятый коэффициент кх должен быть не более предельного кхи, т.е.
, = 1-1,2р
“ 1,2(1-р)‘
(16.12)
Ограничение (16.12) связано с тем, что при коэффициенте кх > кхи площадь
подошвы фундамента Л не будет удовлетворять условию (16.6).
3. Большее значение коэффициента кх позволяет получить меныпую пло-
щадь подошвы фундамента Л. Такой вывод сделан из анализа соотношения
А 0,333-у<//(1,2Л)
4ряМ ~ Гр+£х(1-р)]-у<Ж2Д)
(16.13)
при различных значениях параметра р, коэффициента кх и построения соответ-
ствующих зависимостей (рис. 16.6).
826
Таблица 16.6
Данные о коэффициенте кх для различных форм подошвы фундаментов
В формуле (16.13) приняты следующие обозначения: А - минимальная пло-
щадь подошвы фундамента зеркально симметричной формы в плане; Лпрям -
площадь подошвы прямоугольного в плане фундамента (кх = 0,5) при р = —0,333.
Остальные обозначения те же, что и в формулах (16.5)... (16.11).
Размер стороны зеркально симметричной подошвы фундамента а в плос-
кости действия момента сил определяется как
а = 2А-еР + /Гх(1~Р\ (16.14)
1-р
где кр=А<^111х - коэффициент формы подошвы фундамента (см. табл. 16.7); е =
- эксцентриситет приложения вертикальной силы в уровне по-
дошвы фундамента, м.
Уравнение (16.14) полечено из совместного решения (16.9) и (16.11).
_2М/
/(У+Я-dy)
827
Таблица 16.7
Данные о коэффициенте кр для различных форм подошвы фундаментов
Форма подошвы фундамента Значения коэффициента формы подошвы фундйиента кр
Прямоугольная 6
Т рапепиевидная 3 6кх - 6кх -1
Треугольная 9
Тавровая -Зп-З 6кх (п +1) - 4кх (2п +1) + 2п
Примечание: кх - коэффициент центра тяжести подошвы фундамента; п - отно-
шение высоты полки тавра к высоте ребра (см. табл. 16.6).
Рис. 16.6. Изменение площади подошвы фундамента с осесимметричной
формой в плане (Л/.4^,^) от вида эпюры контактного давления (р) при глу-
бине заложения d = 1,0 м:
А - минимальная площадь подошвы фундамента ос «симметричной формы в плане;
Арям - площадь подошвы прямоугольного фундамента (кх = 0,5) при р = -0,333
828
При известных значениях площади А и размере а зеркально симметричной
подошвы фундамента можно установить другие размеры ее сторон. Так, на-
пример, для трапециевидной подошвы фундамента (см. рис. 16.5, а) размеры
меньшей Ьыпп и большей 6макс сторон равны:
Ьыш =А(4-6кх)/а; (16.15)
Vc =Ьшш^~Зкх)/(Зкх -2), (16.16)
а для тавровой подошвы фундамента (см. рис. 16.5, б) размеры сторон опреде-
ляются из выражений:
й, = а/(\ +п)-, (16.17)
/ц = /дл?; (16.18)
^макс (16.19)
A\hx-2a(l-kx)\ мин h,hx-h,(2h^ h?Y (16.20)
n = h,/h}. (16.21)
где п - отношение высоты полки тавра к высоте ребра, принимается исходя из конст-
руктивных требований.
Предлагаемый метод в отдельных случаях менее трудоемок по сравнению
с известными. Он позволяет определить площадь и размеры зеркально сим-
метричной подошвы фундамента при заданной эпюре контактного давления
(заданном параметре р).
Решение этих вопросов представляет интерес при проектировании усиле-
ния внецентренно нагруженных фундаментов реконструируемых, восстанав-
ливаемых и модернизируемых зданий.
Пример 16.3. Требуется определить размеры трапециевидной подошвы фундамен-
та под колонну складского здания. Глубина заложения подошвы фундамента d= 2 м.
В уровне верхнего обреза фундамента будут передаваться вертикальное усилие
N = 920 кН, изгибающий момент .\1., = 500 кН-м и горизонтальное усилие Оу = 50 кН
(см. рис. 16.5, а). Для фундаментов колонн рассматриваемого здания допускается
треугольная эпюра контактного давления, которая характеризуется параметром р = 0
(см. табл. 16.5). Расчетное сопротивление грунта основания R = 200 кПа установлено
по СП 22.13330.2011 [10] с учетом фактических характеристик грунтов, залегающих в
основании фундамента.
Решение. Задаемся коэффициентом кх = 0,55, который устанавливает расположе-
ние центра тяжести подошвы фундамента трапециевидной формы в плане. Принятое
значение коэффициента кх = 0,55 находится в пределах установленного трапециевид-
ной подошвой фундамента (см. табл. 16.6), а также меньше предельного значения ко-
эффициента кхи. т.е.
кх = 0,55 < кхи = 1 1,2'р = 1 1,2'° = 0,833.
х , А« 1,2(1-р) 1,2(1 —0)
Площадь подошвы фундамента А при принятой параметре р = 0, согласно (16.11),
составит:
920
N
А =-----f----—-----=-----=--------=----^2------=------= 10,00 м2.
l,2/?[p+/cx(l-p)]-yd 1,2-200[0 + 0,55(1-0)]-20-2
829
Для определения размера а трапециевидной подошвы фундамента предваритель-
но вычисляем эксцентриситет приложения вертикальной нагрузки
е = ^MX/(N + Ady) = (500 + 50 • 2)/(920 +10 • 2,0 • 20,0) = 0,454 м
и ее коэффициент формы подошвы (см. табл. 16.7)
кр = 3/(6кх -6к^ -1) = 3/(6 • 0,55 -6 • 0,552 -1) = 6,185.
Подставляя эти значения в формулу (16.14), получим:
а = 2кре [р + кх (1 - р)]/(1 - р) = 2 • 6.185 • 0.45 • [0 + 0.55 • (1 - 0)]/(1 - 0) = 3.09 м.
По формуле (16.15) вычисляем меньшую сторон}- трапециевидной подошвы фун-
дамента:
/>мин = А(4-6ks)/a = W,0-(4-6-0,55)/3,09 = 2,26 м,
а по формуле (16.16) - большую ее сторону-:
ймакс = b мин (1 - 3ks )/(Зкх - 2) = 2,26 • (1 - 3 • 0,5 5)/(3 • 0,55 - 2) = 4,2 м.
Принимаем окончательные размеры трапециевидной формы подошвы о = 3,1 м,
= 2,25 м, Лмакс = 4,2 м. Эти размеры соответствуют общей площади подошвы фун-
дамента А = 10,01 м2 и моменту- инерции площади подошвы относительно оси х.
1Х = 7,732 м4.
Убедимся в правильности проведенных расчетов.
_N+Ayd Е-^Умакс _ 920 + 10,01-20-2 (500+ 50-2)-1,392 _
Рмакс А + 1Х ~ 10.01 + 7,732
= 239,90 кПа < 1,2R = 1,2 • 200 = 240 кПа;
Е^+Луб/ 920 + 10,01-20-2 D
р = —-------=------------------= 131,88 кПа < R = 200 кПа;
Е А 10,01
Р = Л1Ш/Лакс =0/239,9 = 0.
Условия (16.5), (16.6) выполняются, запас составляет не более 1%.
16.5.3. Расчеты инъекционных свай при проектировании
усиления фундаментов в слабых глинистых грунтах
Основные положения. Для повышения несущей способности фундамен-
тов (ленточных, столбчатых) при их усилении используется способ передачи
части нагрузки от стен или колонн здания на инъекционные сваи (рис. 16.7).
Под инъекционными понимаются сваи, которые формируются в предваритель-
но подготовленных скважинах путем инъекции под давлением подвижной бе-
тонной смеси с последующей опрессовкой системы «свая — грунт основания»
(А.И. Полищук, А.А. Петухов, 2005).
При устройстве инъекционных свай применяются инъекторы из перфори-
рованных стальных составных труб или другой конструкции (например, из
прокатных уголков, образующих квадрат в поперечном сечении), которые
вдавливают в грунт до заданной глубины. Особенность рассматриваемой кон-
струкции инъектора заключается в том, что при его вдавливании в глинистый
грунт между инъекторной трубой и стенкой скважины образуется воздушный
зазор, впоследствии заполняемый бетоном. При этом диаметр плоского диска
(уширения) превышает диаметр инъекторной трубы на 50...60%. Наличие воз-
душного зазора приводит к снижению, а в ряде случаев, к полному устране-
830
нию сил трения на боковой поверхности
инъектора в процессе его погружения и
снижает усилие вдавливания в 1,5...4 раза
(Петухов А.А., Шалгинов Р.В. и др., 2006-
2010). Уменьшение усилия вдавливания
инъектора наиболее актуально при усиле-
нии фундаментов в стесненных условиях,
так как позволяет использовать малогаба-
ритные механизмы для их вдавливания, а
также снизить реактивное усилие на суще-
ствующие строительные конструкции ре-
конструируемых зданий при производстве
работ.
После погружения инъектора на за-
данную глубину выполняется заполнение
скважины подвижной бетонной смесью.
Подача бетонной смеси в скважину осуще-
ствляется либо непосредственно через
инъектор после его вдавливания, либо че-
рез бетонолитный рукав, опущенный в за-
бой скважины внутри инъектора (при не-
обходимости бетонирования скважины восходящим способом). В процессе
заполнения части скважины бетоном (выполнение этапа работ) или после пол-
ного ее заполнения подается дополнительный объем бетонной смеси под дав-
лением 0,2... 0,5 МПа. Это приводит к
расширению скважины в радиальном на-
правлении и улучшению условий работы
глинистого грунта на ее боковой поверх-
ности за счет формирования волнообраз-
ной (не ровной) поверхности ствола сваи и
образования цементно-грунтовой рубашки
на границе «свая — грунт основания».
Определение усилия вдавливания инъ-
ектора в слабые глинистые грунты. При
определении угсилия вдавливания инъек-
тора инъекционных свай принято допу-
щение, согласно которому сопротивление
глинистого грунта вдавливанию инъекто-
ра происходит только в уровне его ниж-
него конца (под острием), а силы трения
грунта по боковой поверхности инъектора
отсутствуют либо малы и в расчетах не
учитываются. Это обосновано тем, что
при погружении инъектора рассматри-
ваемой конструкции, между инъекторной
трубой и грунтом образуется воздушный
зазор, впоследствии заполняемый бето-
ном (рис. 16.8).
Рис. 16.7. Общий вид схемы
инъекционной сваи в грунте:
1 - тампонажный участок;
2 - рабочий участок
Рис. 16.8. Трубчатый инъектор
инъекционной сваи:
1 - инъекторная труба; 2 - уширение
в уровне нижнего конца инъектора в
виде стального диска; 3 - ребро жест-
кости; 4 - воздушный зазор, впоследст-
вии заполняемый бетоном; 5 - ушире-
ния по длине ствола из стальных колец
831
Рис. 16.9. Расчетная схема для
определения усилия вдавлива-
ния инъектора Лвд:
1 - точка приложения силы NBa;
2 - квадрат приведенная фигура
наконечника
С изменением внешней нагрузки (вдав-
ливающего усилия) состояние грунта под
нижним концом инъектора изменяется. Вна-
чале, при нагрузке меньше начальной крити-
ческой (по Н.А. Цытовичу, 1963), под ниж-
ним концом инъектора развивается процесс
уплотнения грунта. Частицы грунта переме-
щаются преимущественно вниз вдоль верти-
кальной оси инъектора. С ростом нагрузки
под нижним концом инъектора формируются
зоны сдвигов (зоны пластических деформа-
ций) и происходит вытеснение грунта в сто-
роны от его вертикальной оси. Дальнейшее
увеличение нагрузки до предельной критиче-
ской приводит к потере устойчивости грунта
под нижним концом инъектора, что характе-
ризуется значительным ростом перемещений
(осадки) инъектора без существенного уве-
личения внешней нагрузки (Н.А. Цытович,
1963). Следовательно, за усилие вдавливания
инъектора Авд, может быть принято такое
значение внешней продольной силы, при ко-
тором происходит потеря устойчивости
грунта под его нижним концом. Тогда, учи-
тывая конструктивные особенности инъекто-
ра, его погружение можно рассматривать как вдавливание жесткого круглого
штампа в дно (забой) заранее устроенной скважины (рис. 16.9).
Усилие Авд, необходимое для вдавливания инъектора, может быть уста-
новлено по аналогии с силой предельного сопротивления основания Nu под
жестким круглым штампом, сложенным дисперсными грунтами (например, по
СП 22.13330.2011 [ 10]) с учетом снижения прочностных характеристик слабых
глинистых грунтов, вследствие их перехода в нестабилизированное состояние
и разрушения структурного каркаса.
По результатам обработки экспериментальных данных о вдавливании
инъектора в слабые глинистые грунты была получена зависимость между уси-
лием вдавливания Авд и вертикальной составляющей силы предельного сопро-
тивления грунта под нижним концом инъектора Nu [11]:
Авд = 3.бад0’797бДш,
(16.22)
где <?„ = NJAm — предельное сопротивление грунта под нижним концом инъектора при
его статическом нагружении, кПа; Nu=Ttr2[Ny^y(4nr)y + N£4y'd + N£cc\ - верти-
кальная составляющая силы предельного сопротивления грунта под нижним концом
инъектора при его статическом нагружении, определяемая по СП 22.13330.2011, кН;
Лин = тег2 - площадь уширения нижнего конца инъектора, м2, л/лг — размер стороны
приведенной площади нижнего конца инъектора, м; Ny, Ng, Nc - коэффициенты несущей
способности грунта при вертикальной вдавливающей нагрузке по СП 22.13330.2011.
Пример 16.4. Требуется определить усилие вдавливания инъектора NBR инъекци-
онной сваи, необходимое для его погружения в глинистый грунт на глубину 5,0 и 7,5 м
832
(рис. 16.10). Инъектор выполнен из стальной перфо-
рированной трубы диаметром 108 мм с наконечником
диаметром 190 мм. Грунт до глубины 5,0 м представ-
лен суглинком мягкопластичным с удельным сцепле-
нием Ci = 15 кПа, углом внутреннего трения tpI = 17° и
удельным весом у, = 19 кН/м ’, ниже до глубины 10,0 м
расположен слой супеси текучепластичной с удель-
ным сцеплением С| = 10 кПа, углом внутреннего тре-
ния <pi = 14° и удельным весом yi = 18,5 kH/mj.
Решение.
1. Определяем вначале по формуле (5.32) СП
22.13330.2011 [11] вертикальную составляющую силы
предельного сопротивления основания Nu, сложенного
глинистыми грунтами в стабилизированном состоя-
нии для глубины 5,0 и 7,5 м. Для суглинка мягкопла-
стичного на глубине 5,0 м значение Nu равно:
JV„(5,0 м) = Ib^N^b-Yi + Nqt,qy[d +7Vc^cq] =
1,962-0,75-к/ЗД4-^]-19 +
+ 4,924-2,5-19-5,0 + 12,524-1,3-15
= 40,2 кН, Рис. 16.10. К расчету усилия
где / = b = л/лг — размер стороны приведенной плоша- вдавливания инъектора Лу.,
ди нижнего конца инъектора (круга) к эквивалентно-
му квадрату, м; Ny = 1,962, Nq = 4,924, Nc = 12,524 - коэффициенты несущей способно-
сти грунта, принимаемые по табл. 5.12 СП 22.133302011 при вертикальной вдавли-
вающей нагрузке (8 = 0); = 1 - 0,25Л] = 0,75; ^ = 1 + 1,5/q = 2,5; = 1 + 0,3/г] = 1,3 -
коэффициенты формы фундамента при r[ = l/b = l;d глубина погружения инъектора,
м (в случае неодинаковой вертикальной пригрузки с разных сторон фундамента при-
нимается значение d, соответствующее наименьшей пригрузке, например, со стороны
подвала); остальные обозначения те же, что и в формуле (5.32) СП 22.13330.2011.
Аналогично определяем значение Ntl для супеси текучей на глубине 7,5 м:
Ам(7,5 м) = лг2[Ау^(л/лг)у1 + NqE,4y'jd + Nc^.Cj] =
18,5 + 3,646-2,5-18,83-7,5+10,452-1,3-10
= 39,8 кН,
i 19-5 + 18,5-2,5 loo-, п
где ут =----g + 2’g—— =18,83 кПа.
2. Определяем по формуле (16.22) усилие вдавливания инъектора NBa для глубины
5,0 и 7,5 м:
Лв;1(5 м) = 3,86(д„)0,7976 - Лин = 3,86-1435,70,7976 -3,14^^) = 36,1 кН,
где qv = NJAm = 40,2/0,028 = 1435,7 кПа - предельное сопротивление грунта под ниж-
ним концом инъектора при его статическом нагружении; Ат = яг2 = 3,14-(0,19/2)2 =
= 0,028 м — площадь уширения нижнего конца инъектора.
Авд(7,5 м) = 3,86(9„)°-7976 -Д1Н =3,86-1421,40-7976 •3,14f^'| =35,8 кН,
833
где qu = NJA^ = 39,8/0,028 = 1421,4 кПа - предельное сопротивление грунта под ниж-
ним концом инъектора при его статическом нагружении; 4гш = тег2 = 3,14-(0,19/2)~ =
= 0,028 м2 - площадь уширения нижнего конца инъектора.
Таким образом, усилие вдавливания инъектора Лвд на глубине 5,5 м составляет
36,1 кН, а на глубине 7,5 м - 35,8 кН.
Определение несущей способности инъекционной сваи в слабых глини-
стых грунтах по результатам статического зондирования. Метод опреде-
ления несущей способности свай по результатам статического зондирования
грунтов получил в настоящее время широкое распространение и считается
одним из наиболее достоверных. Однако согласно СП 24.13330.2011 данный
метод рекомендуется использовать для свай заводского изготовления (пред-
варительно изготовленных), погружаемых забивкой, вдавливанием, ввин-
чиванием, а также отдельных буровых свай по п. 7.3.12 свода правил (СП
24.13330.2011 [12]). Данные по применению результатов статического зон-
дирования грунтов для расчета несушей способности инъекционных свай
практически отсутствуют.
Для использования материалов статического зондирования при определе-
нии несущей способности инъекционных свай были выполнены эксперимен-
тальные исследования их работы в слабых глинистых грунтах. В результате
исследований установлено [13], что частное значение предельного сопротив-
ления (несущей способности) инъекционной сваи в точке статического зонди-
рования Fu может быть определено по формуле:
Fu = RSA + icffhu. (16.23)
где Rs = q$\ — предельное сопротивление грунта под нижним концом сваи, определяе-
мое по СП 24.13330.2011 [12], кПа; f - среднее значение предельного сопротивления
грунта на боковой поверхности сваи по данным статического зондирования по СП
24.13330.201Ц12], кН; у^-коэффициент условий работы грунта на боковой поверхно-
сти сваи, равный:
у<?= 1,05 - для суглинков и глин мягкопластичных - текучих;
y?f= 1,25 - для супесей пластичных - текучих.
Необходимость введения в формулу (16.23) коэффициента усу объясняется
улучшением условий работы глинистого грунта на боковой поверхности инъ-
екционных свай при расширении скважины в радиальном направлении.
Пример 16.5. Требуется определить несущую способность инъекционной сваи
по данным статического зондирования грунтов. Диаметр проектируемой инъекцион-
ной сваи составляет d = 250 мм, длина сваи в грунте h = 5.0 м, длина рабочего участ-
ка h = 4,5 м, длина тампонажного участка h = 0,5 м, диаметр уширения нижнего кон-
ца инъектора составляет 190 мм при диаметре инъекторной трубы 108 м (рис. 16.11).
Статическое зондирование выполнялась зондом I типа. Грунтовые условия пред-
ставлены суглинками текучепластичными до глубины 10 м. После обработки мате-
риалов статического зондирования были получены следующие данные: среднее со-
противление грунта под наконечником зонда qs в пределах одного диаметра сваи
выше и четырех ниже отметки острия инъекционной сваи равно qs = 2583 кПа; сред-
нее сопротивление грунта на боковой поверхности зонда до глубины 0,5 м равно
У1 = 0,1 кПа; среднее сопротивление грунта на боковой поверхности зонда до глуби-
ны 5,0 м равной = 5 кПа.
834
Решение.
1. Согласно СП 24.13330.2011 [12] определяем
коэффициент перехода fi| от qs к Rs по табл. 7.16
как для забивных свай: [1, = 0,795.
Тогда,
Rs = QsPj = 2583 • 0,795 = 2053,5 кПа.
2. Определяем среднее значение предельного
сопротивления грунта на боковой поверхности
инъекционной сваи f как для забивной сваи в за-
висимости от вида околосвайного грунта:
У1 = У1Р2 =0,1-1,5 = 0,15 кПа,
/2=/2₽2=5-1,5 = 7,5 кПа.
3. По формуле (16.23) определяем несущую
способность инъекционной сваи Fu без учета ра-
боты тампонажного участка:
Fu = Rs А + yc]fhu = 2053,5 • 3,14 • +
+ 1,05-7,5-5-3,14-0,25-0,15-0,5-3,14-0,19 =
= 131,6 кН,
где коэффициент ycf= 1,05 - для суглинков теку-
чепластичных.
Таким образом, несущая способность инъек-
ционной сваи в рассматриваемых грунтовых ус-
ловиях, установленная по данным статического
зондирования грунтов, составляет Fu = 131,6 кН.
Рис. 16.11. К расчету несущей
способности инъекционной сваи
по данным статического зонди-
рования грунтов
Определение несущей способности инъекционной сваи в слабых глини-
стых грунтах по результатам вдавливания инъектора. Несущая способ-
ность инъекционной сваи по результатам вдавливания инъектора в слабый
глинистый грунт и данным физико-механических характеристик грунта, уста-
новленным при инженерно-геологических изысканиях, определяется по фор-
муле:
Fd = FaK + tgcp, + с,)й,], (16.24)
где FHK - несущая способность грунта под нижним концом инъекционной сваи, опре-
деляемая расчетом по формуле (16.25); и- наружный периметр инъекционной сваи, м;
h, — толщина z'-ro слоя грунта, соприкасающегося с боковой поверхностью сваи, м; о,, —
напряжения от собственного веса грунта, расположенного выше середины z'-ro слоя;
tg<p, — коэффициент внутреннего трения z'-ro слоя грунта; — коэффициент бокового
давления z'-ro слоя грунта; с, - удельное сцепление z'-ro слоя грунта; ycf - коэффициент
условий работы грунта на боковой поверхности сваи, принимаемый согласно формуле
(16.23).
Fm = ЯнкЛ = ycRqBa А, (16.25)
где 7?нк — расчетное сопротивление грунта под нижним концом инъекционной сваи,
кПа; </lvl = NBJi/ABJl — сопротивление грунта под нижним концом инъектора при его вдав-
ливании, кПа; NBa — усилие вдавливания инъектора, определяемое экспериментально
либо по формуле (16.22), кН; А — площадь поперечного сечения инъекционной сваи, м2;
835
Рис. 16.12. Зависимость между
переходным коэффициентом ycR
и сопротивлением грунта вдав-
ливанию инъектора двд
ycR — переходной коэффициент от сопротивления
грунта вдавливанию инъектора к сопротивлению
грунта под нижним концом инъекционной сваи,
определяемый по формуле (16.26) или по графику
на рис. 16.12 и принимаемый не более ycR = 1,0:
ycR = -0,232Z+(%l) +2,6346, (16.26)
где qB:l — то же, что и в формуле (16.25)
Пример 16.5. Требуется определить несу-
щую способность инъекционной сваи в слабом
глинистом грунте по результатам вдавливания
инъектора и данным о свойствах грунтов, уста-
новленным при инженерно-геологических изы-
сканиях. Диаметр инъекционной сваи составляет
d = 250 мм, а ее длина в грунте h = 5,0 м. Длина
рабочего участка h = 4.5 м, длина тампонажного
участка h = 0,5 м, диаметр уширения нижнего
конца инъектора составляет 190 мм при диаметре
инъекторной трубы 108 мм. Грунтовые условия
строительной плошадки представлены суглинком текучепластичным до глубины 10 м.
Физико-механические характеристики суглинка: удельное сцепление су = 15 кПа, угол
внутреннего трения ф[ = 17°; удельный вес у, = 18,5 кН/м3; коэффициент бокового дав-
ления грунта £ = 0,76;
Решение.
Рис. 16.13. К расчету несущей
способности инъекционной сваи
1. По формуле (16.22) определяем усилие
вдавливания инъектора NBa инъекционной сваи на
максимальной глубине его погружения (уровень
нижнего конца сваи):
NBa =3,86(<7„)0’7976 -Ани =
= 3,86-1404,250’7976-3,14=35,43 кН,
где q„ = NJAm = 1404,25 кПа - предельное сопро-
тивление грунта под нижним концом инъектора
при его статическом погружении;
Nu (5 м) = яг2 + Nfiqy\d +7Vc^Ci] =
= 3,14-|^Ц^| Г1,962-0,75-|\/ЗЛ4-^\18,5 +
V 2 J L 1/ 2 J
+ 4,924-2,5-18,5-5+ 12,524-1,3-15] =39,32 кН
— вертикальная составляющая силы предельного
сопротивления грунта под нижним концом инъ-
ектора при его статическом нагружении, опреде-
ляемая по СП 22.13330.2011, кН [10] (см. пример
16.3); АИ„ = яг2 = 3,14-(0,19/2)2 = 0,028 м2 - пло-
щадь уширения нижнего конца инъектора.
2. Определяем среднее давление двд под
нижним концом инъектора при его погружении
на проектную глубину (5,0 м):
836
N 35 43
= 1^ = 028 = 1265,34 КПа'
3. Определяем переходной коэффициент ycR от сопротивления грунта вдавлива-
нию инъектора к сопротивлению грунта под нижним концом инъекционной сваи, оп-
ределяемый по формуле (16.26) или по графику на рис. 16.12:
усР = -0,232Ли(&д ) + 2,6346 = -0,232£и(960,3) + 2,6346 = 0,977.
4. Определяем несущую способность грунта под нижним концом инъекционной
сваи по формуле (16.25):
/'пк = ^ЕЛ=усД^вдИ = 0.977-1265.34-3.14^^ =60.68 кН.
5. Разбиваем грунтовую толщу основания на элементарные слои толщиной не бо-
лее 2.0 м. Определяем напряжения от собственного веса грунта ог„ расположенного
выше середины z-ro слоя (рис. 16.13):
°zg =Ъ^,
где г, - глубина расположения z-ro слоя грунта.
сг1 =18,5-0.5 = 9,25 кПа;
<эг2 =18,5-1 = 18,5 кПа;
сг3 = 18,5-3 = 55,5 кПа;
сг4 =18,5-4,5 = 83,25 кПа
6. Определяем несущую способность инъекционной сваи по формуле (16.24). При
этом переходной коэффициент усу вводим только для рабочего участка сваи, равного
4,5 м:
^z=^HK+r^E[(n^,tgcp,+c,.)/z,.] = 60,68 + 3,14-0,19-[(9,25-0,76-tg (17°)+ 15)] +
+ 1,25-3,14-0,25-[((18,5-0,76-tg (17°) + 15)1,5 + (55,5-0,76-tg(17°) + 15)2 +
+ (83,25-0,76-tg(17°) + 15)l)] = 187,8 кН.
Таким образом, несущая способность инъекционной сваи, установленная в рас-
сматриваемых грунтовых условиях расчетом по данным вдавливания инъектора и дан-
ным о свойствах грунтов, составляет F„ = 187,8 кН.
16.6. Методы усиления оснований и фундаментов
16.6.1. Восстановление несущей способности фундаментов
Восстановление несущей способности фундаментов (первое направление
классификации, рис. 16.1) выполняется обычно в том случае, если бутовые,
кирпичные, бетонные или железобетонные фундаментные конструкции име-
ют дефекты в виде повреждений боковой поверхности, расслоения кладки,
разрыва тела фундаментов. Появление таких дефектов обусловлено воздей-
ствием на фундаменты агрессивной среды (подземных вод, химических рас-
творов и производственных стоков), морозным пучением грунта и материала
фу ндаментов, механическими повреждениями и физическим износом конст-
рукций.
Восстановление несущей способности фундаментов производится обыч-
но без существенного изменения их геометрических размеров. Для восста-
новления несущей способности бутовых, кирпичных и бетонных фундамен-
837
тов используют методы закрепления кладки (тела фундаментов) цементны-
ми, цементно-песчаными растворами, смолами и другими химическими реа-
гентами, а также методы перекладки фундаментов под стены зданий
(рис. 16.14, 16.15). Если же восстанавливается прочность бетонных и желе-
зобетонных фундаментов (без изменения геометрических размеров подош-
вы), то применяют кирпичные или железобетонные стенки (рис. 16.16). Ино-
гда используют комбинированные способы восстановления прочности буто-
вых и кирпичных фундаментов: сначала устраивают обойму с постановкой в
нее инъекторов, а после твердения бетона (раствора) обоймы производят це-
ментацию, смолизацию или используют другие способы закрепления кладки
[1]. В случае защиты фундаментов от замачивания и восстановления их не-
сущей способности в последние годы находят применение различные спосо-
бы устройства гидроизоляционных покрытий, воздушных каналов, глиняных
замков и др. (рис. 16.17).
Рис. 16.14. Восстановление несущей
способности ленточных фундаментов
путем закрепления бутовой кладки
цементацией:
1 — усиливаемый фундамент; 2 — инъек-
торы для нагнетания подвижного (жид-
кого) цементного раствора; 3 — наплывы
раствора; 4 - кирпичная стена
Рис. 16.15. Восстановление несущей способности фундаментов
путем закрепления бетонной (железобетонной) поверхности синте-
тическими смолами:
1 — существующий фундамент, имеющий вертикальные и горизонтальные
трещины; 2 — трещины; 3 — кирпичная стена; 4 — инъектор для нагнетания
компаунда из синтетических смол под давлением 0.6... 1.2 МПа: 5 — бороз-
да шириной 35...40 мм, выполненная дисковой пилой или отбойным молот-
ком; б—отверстие, пробуренное перфоратором на глубину 100... 150 мм
838
Рис. 16.16. Восстановление несущей спо-
собности фундаментов путем устройства
защитных стенок:
1 - усиливаемый фундамент; 2 - участки раз-
рушения в результате действия агрессивной
среды в грунте (поднятие уровня грунтовых
вод, поступление химических продуктов и
др.); 3 - защитная стенка из кирпича, устанав-
ливаемая после восстановления участков раз-
рушения; 4 - обмазочная или оклеенная гид-
роизоляция; 5 — кирпичная стена
Рис. 16.17. Восстановление несущей спо-
собности фундаментов путем устройства
воздушных каналов с внутренней стороны
стены (защита от замачивания):
I - осушаемая стена; 2 - канал, пробиваемый в
стене; 3 — воздушная щель; 4 — вентиляцион-
ная решетка; 5 - пол аэрируемого этажа; б - от-
мостка; 7 — стенка воздушной щели (из кирпи-
ча толщиной 120 мм); 8 - бетонное основание
под стенку; 9 - распорки; 10 - существующая
горизонтальная гидроизоляция
Рис. 16.18. Восстановление несущей спо-
собности фундаментов путем закрепления
кирпичной и бутовой кладки торкретбе-
тоном:
1 - существующий фундамент, имеющий рас-
слоение кладки; 2 - кирпичная стена с разрушен-
ным поверхностным слоем: 3 - набрызг бетон-
ной смеси под высоким давлением; 4 — цемент-
пушка (или бетон-шприц-машина); 5 - торкре-
тируемая поверхность; б — пазух фундамента,
вскрываемый до устройства торкретбетона
Надземные фундаментные конструкции могут быть подвержены выветри-
ванию. Особенно это характерно для старинных зданий, памятников истории и
культуры. Для восстановления несущей способности таких фундаментных
конструкций и защиты их от выветривания применяют обычно методы ошту-
катуривания и торкретирования поверхностей (рис. 16.18) [3].
16.6.2. Увеличение несущей способности фундаментов
Второе направление классификации (см. рис. 16.1) объединяет способы
усиления фундаментов зданий, при которых требуется увеличение их несущей
способности. Обычно это связано с повышением нагрузок на строительные
конструкции зданий. При таком усилении выделяются три основных случая:
839
• увеличение несущей способности фундаментов без изменения схемы работы;
• увеличение несущей способности фундаментов с изменением схемы работы;
• увеличение несущей способности фундаментов с изменением напряжен-
ного состояния (фундаментов или грунтов основания).
Увеличение несущей способности фундаментов без изменения схемы
работы (расчетной схемы) производится путем уширения подошвы фундамен-
тов, устройства обойм, рубашек, наращиваний вокруг фундаментов (бетонных,
железобетонных, металлических, комбинированных), усиления отдельных эле-
ментов (рис. 16.19... 16.21). При этом расчетная схема таких фундаментов до и
после реконструкции, восстановления зданий остается обычно без изменения.
Рис. 16.19. Увеличение несущей способности ленточных фундаментов путем уширения
их подошвы:
а — бутового за счет двухстороннего устройства приливов из бетона: 1 — усиливаемый фунда-
мент: 2 - кирпичная стена: 3 - приливы из бетона: 4 - металлические балки, устанавливае-
мые в пробитые отверстия; 5 — металлические штыри из арматурной стали; 6 — металличе-
ские балки, закрепляемые на сварке к поперечным балкам; 7 — зоны уплотненного грунта;
б —бутового за счет одностороннего устройства бетонного банкета: 1 — усиливаемый фунда-
мент; 2 — монолитный бетонный банкет; 3 — несущая балка; 4 — подкос; 5 — анкер; 6 — упор-
ный уголок; 7—распределительная балка; 8 — кирпичная стена; 9 — зона уплотненного грунта;
в — сборного за счет устройства железобетонной обоймы: 1 — усиливаемый фундамент; 2 — желе-
зобетонная обойма, 3 - отверстия в швах между блоками для установки рабочей арматуры;
4 — основная рабочая арматура усиления; 5 — отметка пола подвала; 6 — сколотая поверх-
ность бетона; 7 — выпуски арматуры в подушке; 8 — сварка; 9 — зоны уплотненного грунта;
г —сборного за счет устройства дополнительных подушек: 1 — подушка существующего фунда-
мента; 2 - фундаментные блоки; 3 — дополнительные подушки из монолитного железобето-
на; 4 - кирпичная кладка; 5 - отметка пола подвала
840
б)
Рис. 16.20. Увеличение несущей способности отдельных фундаментов путем уширения
их подошвы:
а-за счет устройства железобетонной рубашки: 1 - усиливаемый столбчатый фундамент;
2 - поверхность, подготовленная к бетонированию (насечка); 3 - подготовка из тощего бето-
на; 4 - железобетонная рубашка с уширением; 5 - колонна; 6 — арматура усиления; 7 - зоны
уплотненного грунта;
б — то же опорной железобетонной рамы: 1 - усиливаемый столбчатый фундамент; 2 — опорная
рамка из монолитного железобетона, устраиваемая по периметру существующей подошвы
фундамента; 3 - арматура усиления; 4 - сколы по периметру подошвы усиливаемого фунда-
мента; 5 — железобетонная колонна: 6 — зоны уплотненного грунта
а)
Рис. 16.21. Увеличение несущей способности фундаментов путем устройства железо-
бетонных обойм:
а — для ленточного бутового или кирпичного фундамента при разрушении его боковой поверх-
ности: 1 - усиливаемый бутовый фундамент; 2 — усиливаемая кирпичная стена; 3 — желе-
зобетонная обойма; 4 - анкер; 5 - надподвальное перекрытие; 6 — отметка пола подвала;
7 — зона уплотненного грунта основания;
б —для отдельного (столбчатого) фундамента при недостаточной прочности его подколонника:
1 - подколонная часть фундамента; 2 — колонна; 3 — железобетонная обойма усиления под-
коленной части фундамента; 4 — поперечные арматурные сетки обоймы; 5 — вертикальные
арматурные стержни обоймы; 6 - поверхность подколенника, подготовленная к бетонирова-
нию (зачистка и насечка)
841
Увеличение несущей способности фундаментов с изменением схемы их
работы (расчетной схемы) производится путем передачи части нагрузки от
фундаментов или надфундаментных конструкций на грунты основания. Это
достигается за счет специальных технических и технологических решений,
например, использования различных подкосов, стальных и железобетонных
балок, дополнительных опор-фундаментов из бетона и железобетона и др.
(рис. 16.22, 16.23). При этом следует отметить, что в последние годы в услови-
ях реконструкции и восстановления зданий все чаще внедряются способы уси-
ления фундаментов путем передачи нагрузки на сваи. Для этого применяют
различные виды буровых, набивных, вдавливаемых, винтовых свай, которые
устраивают по различным технологиям (см. гл. 5 настоящего справочника)
(рис. 16.24... 16.26).
Рис. 16.22. Увеличение несущей способности ленточных фундаментов путем
устройства дополнительных опор:
а — в виде рамной конструкции и сборных железобетонных плит: 1 — усиливаемые
фундаменты; 2 — плита перекрытия; 3 - рамная конструкция из железобетона или
металла; 4 — дополнительная опора фундамента из сборных железобетонных
плит; 5 - зона уплотненного грунта;
б — в виде балочных конструкций и опор фундаментов из бетона или железобетона:
1 — сборный ленточный фундамент; 2 — дополнительные опоры-фундаменты из
бетона (железобетона); 3 — монолитные железобетонные балки усиления: 4 —
рабочая арматура балок; 5 - подкладки; 6 - отметка пола подвала; 7 - несущий
слой грунта; 8 — отверстие между фундаментными блоками для пропуска рабо-
чей арматуры балок; 9 - слой слабого грунта; J0 - зоны уплотненного грунта
842
1 — усиливаемый фундамент; 2 — железобетонная
колонна; 3 — дополнительные опоры из бетона (же-
лезобетона); 4 - металлические раскосы; 5 - метал-
лические балки; 6 — металлическая обойма, прива-
ренная к арматуре колонны; 7 — арматура колонны;
8 — оголенный от защитного слоя участок колонны:
9 - зоны уплотненного грунта
1 - усиливаемый фундамент; 2 - железо-
бетонная колонна; 3 — подкладки, уста-
навливаемые на обрез фундамента; 4 —
металлические раскосы; 5 — металличе-
ские балки, монтируемые по периметру
фундамента; б — металлическая обойма.
приваренная к арматуре колонны
Рис. 16.23. Увеличение несущей способности отдельных фундаментов путем устрой-
ства дополнительных опор (а) и металлических раскосов для передачи части нагрузки
от колонны на обрез фундамента (б)
Рис. 16.24. Увеличение несущей способности отдельных фундаментов путем передачи
части нагрузки от колонны здания на сваи:
а — на набивные сваи, устраиваемые вдоль фундамента (по периметру) под железобетонную
обойму: 1 — усиливаемый столбчатый фундамент; 2 — набивные сваи; 3 — железобетонная
обойма. 4 — поверхность фундамента, подготовленная к бетонированию (насечка, сколы, за-
чистка); 5 — оголенная рабочая арматур существующего фундамента; б — арматура усилива-
емого фундамента; 7 - железобетонная колонна;
б — на инъекционные (буроинъекционные) сваи, устраиваемые через плитную часть фундамента:
1 — усиливаемый столбчатый фундамент; 2 — инъекционные (буроинъекционные) сваи диамет-
ром 200...250 мм, устраиваемые через плитную часть усиливаемого фундамента; 3 — арматур-
ные каркасы; 4 — конусные отверстия в плитной части фундамента, устраиваемые для установ-
ки арматурных каркасов и инъекции цементно-песчаного раствора; 5 - железобетонная колонна
843
Рис. 16.25. Увеличение несущей способности ленточных фундаментов путем
передачи части нагрузки от стены здания на сваи:
а - на набивные сваи, устраиваемые вдоль фундамента под поперечные металличе-
ские балки: 1 — усиливаемый фундамент: 2 — продольные металлические балки,
устанавливаемые в пробитые борозды (штрабы); 3 — поперечные металлические
балки; 4 — цементно-песчаный раствор; 5 — набивные сваи; 6 — железобетонная
обвязка по сваям; 7 - кирпичная стена:
б — на инъекционные (буроинъекционные) сваи, устраиваемые через плитную часть
фундамента: 1 - усиливаемый фундамент; 2 - буроинъекционные сваи, устраи-
ваемые через плитную часть фундамента: 3 — конусные отверстия в плитной
части фундамента, устраиваемые для установки арматурных каркасов и инъек-
ции цементно-песчаного раствора; 4 - кирпичная стена; 5 - пазух, заполняемый
грунтом после устройства стыка свай с плитой частью фундамента:
в — на вдавливаемые сваи, устраиваемые вдоль фундамента под продольные железо-
бетонные балки: 1 — усиливаемый фундамент; 2 — звенья составных железобетон-
ных свай; 3 - железобетонные балки, устраиваемые вдоль фундамента здания;
4 — железобетонные монолитные перемычки, устраиваемые с шагом 1...1,5 м;
5 — стыки свай; 6 — сколотая поверхность плитной части фундамента;
г-на вдавливаемые сваи, устраиваемые под фундаментом: 1 — железобетонный
ростверк; 2 — звенья из металлических труб длиной 50 см; 3 — сварка; 4 - гид-
равлический домкрат; 5 - отметка пола подвала; 6 - кирпичная стена; 7 - пазух,
заполняемый грунтом с уплотнением после вдавливания свай
844
Рис. 16.26. Увеличение несущей
способности фундаментов путем
устройства монолитной железобе-
тонной плиты и многосекционных
свай вдавливания:
1 — усиливаемый ленточный фундамент;
2 — монолитная железобетонная плита;
3 — конусные отверстия в плите, устраи-
ваемые при ее бетонировании; 4 — звенья
составной железобетонной сваи: 5 — длин-
ношточный гидравлический домкрат; 6 -
металлический упор; 7 — анкерные болты;
8 — кирпичная стена
Увеличение несущей способности фундаментов с изменением схемы их
работы может быть также достигнуто путем переустройства ленточных фун-
даментов в плитные, а столбчатые — в ленточные. Для этого разработаны соот-
ветствующие технические решения и имеется практический опыт их внедре-
ния (рис. 16.27). Кроме того, увеличение несущей способности фундаментов с
изменением схемы их работы осуществляется путем устройства дополнитель-
ных связей в виде анкеров, тяжей, стоек или частичного закрепления грунтов
основания (В.С. Плевков, А.И. Полищук, А.И. Мальганов, 1993-1996). Такие
способы усиления фундаментов находят применение в условиях реконструк-
ции промышленных зданий [1].
Увеличение несущей способности фундаментов с изменением их на-
пряженного состояния достигается путем установки предварительно напря-
женных подкосов, шпренгельных систем, железобетонных или металлических
обойм. Обычно такие конструктивные решения применяются при усилении
плитной и стаканной частей железобетонных фундаментов: отдельно стоящих,
ленточных (А.И. Мальганов, А.И. Полищук и др., 1992-2000). Увеличение не-
сущей способности фундаментов с изменением напряженного состояния грун-
тов основании осуществляется путем устройства шпунтовых ограждений или
опускных колодцев вокруг фундаментов. В этом случае основания рассматри-
ваемых фундаментов начинают работать в условиях, близких к компрессион-
ному уплотнению (без возможности бокового расширения), и их несущая спо-
собность повышается (рис. 16.28 и 16.29).
Довольно часто в отечественной и зарубежной практике решение задач по
повышению нагрузок на фундаменты достигается путем упрочнения основа-
ний. Для этого при реконструкции и восстановлении зданий используют физи-
ко-химические способы закрепления (упрочнения) грунтов: цементация, сили-
катизация, смолизация, термическое закрепление, высоконапорная инъекция
растворов и др. (см. гл. 7 настоящего справочника) (рис. 16.30) [3, 5, 6].
Важным моментом увеличения несущей способности фундаментов явля-
ется обеспечение их совместной работы с основанием. Достигается это путем
включения в совместную работу с грунтом элементов усиления фундаментов
при помощи специальных мероприятий и приспособлений, например за счет
предварительного обжатия грунта трамбованием в местах установки дополни-
тельных опор-фундаментов, использования специальных распорных приспо-
соблений и др. (рис. 16.31) [5].
845
Рис. 16.27. Увеличение несущей способности фундаментов путем изменения их
конструктивного решения:
а — переустройство ленточных фундаментов в плитные: 1 — усиливаемый ленточный фун-
дамент; 2 — сплошная (прерывистая) железобетонная плита; 3 — отметка поверхности
пола подвала; 4 — уплотненный крупный песок; 5 — кирпичная стена; 6 — рабочая арма-
тура плиты усиления; 7 — поверхность фундамента, подготовленная к бетонированию;
б —то же столбчатых фундаментов в ленточные: 1 — усиливаемый столбчатый фундамент;
2 — монолитные железобетонные плиты; 3 — поверхность пола: 4 — арматурные каркасы
Рис. 16.28. Увеличение несущей способ-
ности отдельного фундамента путем уст-
ройства вокруг него опускного колодца:
1 — усиливаемый фундамент; 2 — опускной ко-
лодец с наружным скосом заострения ножа;
3 — обжимаемое основание (слабый грунт); 4 —
засыпка из гравийно-песчаной смеси или дру-
гого материала, устраиваемая по наружному
периметру стенок колодца; 5 — прочный грунт;
6 — колонна
846
б)
Рис. 16.29. Увеличение несущей способности ленточных фундаментов
путем устройства шпунтовых стенок:
а — в подвале здания: 1 - существующий фундамент; 2 — стенка из стального
шпунта; 3 — поверхность скольжения при выпоре грунта из-под подошвы
фундамента; 4 — пол подвала;
б — снаружи здания: 1 — существующий фундамент: 2 — шпунтовая стенка: 3 —
несущий слой (слабый грунт); 4 — подстилающий слой (прочный грунт);
5 — котлован вблизи здания; б — трещины в стене здания; 7 — отметка для
котлована; 8 — поверхность скольжения при потере устойчивости основания
Рис. 16.30. Увеличение несущей способности фундаментов путем
упрочнения (закрепления) оснований:
а - инъекцией цементных, цементно-песчаных и других растворов в пылевато-
глинистые грунты: 1 — существующий фундамент; 2 — направление нагнета-
ния раствора; 3 — скважины (наклоненные, горизонтальные); 4 — инъекторы
для нагнетания растворов под давлением (от 1 до 10 МПа); 5 — манжеты для
поддержания давления; б — направление распространения нагнетаемых рас-
творов; 7— контуры упрочненного грунта;
б —термический обжиг лессовых просадочных грунтов: 1 — существующий фун-
дамент: 2 — скважина: 3 — форсунка с наконечником; 4 — пламя; 5 — закреп-
ленный грунт; б — направляющая трубка для подачи топлива
847
Рис. 16.31. Увеличение несущей способности фундаментов путем предвари-
тельного обжатия грунта основания под элементами усиления:
а - через подкосы с распорными болтами: 1 - усиливаемый фундамент, 2 — железо-
бетонные элементы усиления фундамента (дополнительные опоры); 3 — металли-
ческая или железобетонная обойма вокруг колонны; 4 - подкосы из прокатного
металла; 5 — верхняя обвязка из уголка; 6 - низкая обвязка из уголка или швелле-
ра; 7 - распорные болты; 8 - гайки, приваренные к нижней обвязке; 9 — закладные
детали в элементах усиления; 10 - обетонирование нижней обвязки и распорных
болтов; 11 — зона обжатого грина основания;
б - через мембранные распорные подушки: 1 - усиливаемый фундамент, 2 - железобе-
тонные элементы усиления фундамента; 3 - мембранная распорная подушка (кон-
верт из кровельного железа): 4 - трубопровод с манометром для подачи цемент-
ного раствора; 5 - цементный раствор, закачиваемый под давлением и выдержи-
ваемый до его схватывания; 6 - зона обжатого грунта основания
16.6.3. Разгрузка конструкций фундаментов
Третье направление классификации (см. рис. 16.1) объединяет способы
усиления фундаментов, в которых за счет специальных конструктивных меро-
приятий происходит разгрузка фундаментов (полная или частичная) или ос-
лабленных участков зданий. Это достигается за счет подведения разгружающих
балок под части (блоки) зданий, устройства дополнительных поясов жестко-
сти в стенах, вывешивания колонн для замены фундаментов и других приемов
(рис. 16.32).
848
Рис. 16.32. Разгрузка конструкций фундаментов путем подведения несущих балок
под участки здания:
а — установка разгружающих балок: 1 — контуры фундамента, подлежащего замене; 2 - вновь
устраиваемый фундамент; 3 — разгружающие металлические балки; 4 — стяжные болты;
5 — шурф; б — кирпичная стена:
б —устройство разгружающих балок под подошвой фундамента: I — усиливаемый фундамент;
2 — трещины в стенах; 3 — контур осадочной воронки; 4 — монолитная железобетонная бал-
ка; 5 — поверхность основания: 6 — арматурный каркас. 7 — засыпка воронки грунтом с по-
слойным уплотнением
Таким образом, вышеизложенное свидетельствует о достаточно большом
разнообразии способов усиления фундаментов, упрочнения оснований рекон-
струируемых и восстанавливаемых зданий. При выборе способа усиления не-
обходимо учитывать целый комплекс вопросов, включающих не только инже-
нерно-геологические особенности строительных площадок, тип, конструктив-
ные признаки, но и условия (схемы) работы фундаментных конструкций.
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ ПО ГЛАВЕ 16
1. Полищук А.И. Основы проектирования и устройства фундаментов реконструируе-
мых зданий. - 3-е изд. доп. - Нортхэмптон: STT; Томск: STT, 2007. - 476 с.
2, СНиП 11-105-97. Инженерно-геологические изыскания для строительства. Часть 1.
Общие правила производства работ. - М.: Госстрой России, ГУП Ц1111,2001. - 43 с.
3. Основания, фундаменты и подземные сооружения / М.И. Горбунов-Посадов,
В.А. Ильичев, В.И. Крутов и др.; под общ. ред. Е.А. Сорочана и Ю.Г. Трофимен-
кова: Справочник проектировщика — М.: Стройиздат, 1985. — 480 с.
4. Далматов Б.И., Бронин В.Н., Улицкий В.М., Пронев Л.К. Особенности устройства
фундаментов на пылевато-глинистых грунтах в условиях реконструкции // Осно-
вания, фундаменты и механика грунтов. — 1986. — №5. — С. 4-6.
849
5. Коновалов П.А., Коновалов В.П. Основания и фундаменты реконструируемых зда-
ний. - 5-е изд., перераб. и доп. -М.: Изд-во АСВ. 2011. - 384 с.
6. Мангушев Р.А., Карлов В.Д., Сахаров И.И.. Осокин А.И. Основания и фундамен-
ты: Учебник для бакалавров строительства. - М.: Изд-во АСВ; СПб.: СПбГАСУ,
2011.-392 с.
7. Сорочан Е.А. Фундаменты промышленных зданий. - М.: Стройиздат, 1986. - 303 с.
8. ГОСТ 31937-2011. Здания и сооружения. Правила обследования мониторинга тех-
нического состояния. Межгосударственный стандарт. -М.: МНТК, 2011. - 89 с.
9. СП 13-102-2003. Правила обследования несущих строительных конструкций зда-
ний и сооружений. - М.: Госстрой России, ГУП Ц1П1, 2008. - 27 с.
10. СП 22.13330.2011. Основания зданий и сооружений. Актуализированная редакция
СНиП 2.02.01-83*. - М.: Минрегион России, 2010. - 162 с.
11. Справочник геотехника Основания, фундаменты и подземные сооружения / Под
общ. ред. В. А Ильичева и Р.А. Мантушева. Глава 16. Усиление оснований и фун-
даментов зданий и сооружений (авторы - А.И. Полищук, и. 16.5.2 совместно с
А.А. Лобановым, и. 16.5.3 совместно с А.А. Тарасовым). - М.: Изд-во АСВ, 2014.
С. 627-666.
12. СП 24.13330.2011. Свайные фундаменты. Актуализированная редакция СНиП
2.02.03-85. - М.: Минрегион России, 2010. - 86 с.
13. Полищук АИ., Тарасов А.А. Оценка несущей способности инъекционных свай по
данным статического зондирования / Материалы международной научно-техни-
ческой конференции «Механика грунтов в геотехнике и фундаментостроении»,
ЮРГПУ. - Новочеркасск, 2015. - С. 419-424.
14. Альбом конструктивных решений по сейсмоусилению каменных зданий и соору-
жений / Г.П. Тонких. А.С. Морозов, К.А. Демидов и др.; под общ. ред. Г.П. Тонких,
О.В. Кабанцева. - Томск, М.: Изд-во «Печатная мануфактура», 2010. - 114 с.
850
Р.А. Мангушев, В.А. Ильичев, Г.Г. Болдырев, В.В. Конюшков, Д.Ю. Чунюк
Глава 17
ПРОВЕДЕНИЕ ГЕОТЕХНИЧЕСКОГО МОНИТОРИНГА
ПРИ НОВОМ СТРОИТЕЛЬСТВЕ И РЕКОНСТРУКЦИИ
17.1. Цели и задачи геотехнического мониторинга
Геотехнический мониторинг технического состояния — система наблю-
дения и контроля с использованием инструментальных измерений и выпол-
няемая по специальной программе с целью выявления напряженно-деформи-
рованного состояния основания фундаментов и несущих конструкций строя-
щихся или существующих зданий и сооружений
Практика строительства показывает, что даже тщательно разработанный
проект и опыт производственной организации еще не гарантируют абсолютно-
го успеха при производстве работ. В процессе строительства и, в частности,
при устройстве оснований и фундаментов может возникнуть большое число
дополнительных факторов, трудно поддающихся учету.
К ним относятся: неполное соответствие реальных инженерно-геологичес-
ких условий расчетному геологическому7 напластованию, полученному7 при
изысканиях; технологические особенности производства работ; используемая
строительная техника; субъективный человеческий фактор и многое друтое.
Неблагоприятное влияние каждого из этих факторов или их сочетание
может привести в дальнейшем к аварийным нарушениям в конструкциях
строящегося или окружающих зданий.
Выявить развитие неблагоприятных тенденций в период производства ра-
бот ну левого цикла, возведения сооружения и в первый период его эксплуа-
тации позволяют регулярное инструментальное наблюдение и оперативное
управление ходом работ - геотехнический мониторинг (геомониторинг).
Целью геомониторинга является обеспечение качества и соответствия
техническим регламентам и эксплуатационной надежности как возводимых
строительных констружций, так и зданий и сооружений окружающей застройки.
Задачей геомониторинга является регулярное отслеживание поведения
строящегося сооружения, окружающих зданий и их грунтового основания, а
также принятие мер по обеспечению дальнейшего безопасного строительства.
В зависимости от грунтовых и гидрогеологических условий площадки, ка-
питальности и сложности возводимого сооружения, состояния конструкций
окружающих зданий, применяемой технологии производства работ нулевого
цикла определяется зона действия геомониторинга и намечается программа
его проведения.
В случае проектирования новых объектов, размещаемых вблизи сущест-
ву ющих зданий и сооружений, необходимо проведение обследования соседней
застройки, попадающей в зону влияния нового строительства.
Согласно и. 2.3.5 ТСН 50-302-96 и и. 5.1 ТСН 50-302-2004 предварительные
размеры зоны риска для предварительной оценки геотехнической ситуации мо-
гут быть приняты равными 30 м от контура наружных стен здания (сооружения).
Актуализированный СП 22.13330-2011 (и. 9.36), а также Пособие к МГСН
2.07-01 (и. 2.4.1) ограничивают радиус зоны влияния нового строительства на
851
окружающую застройку в зависимости от метода крепления котлована (см.
и. 13.3 настоящего справочника). Радиусы зоны влияния гзв в зависимости от
способа устройства ограждения котлована приведены в табл. 17.1.
Таблица 17.1
Радиусы зоны влияния гзв в зависимости от способа устройства
ограждения котлована
Метод крепления котлована Радиус зоны влияния, гзв
Стена в грунте с креплением анкерными конструкциями 5/4
Ограждения из стальных элементов с консольным креплением либо креплением стальными распорками или подкосами, а так- же при устройстве котлована в естественных откосах 4/4
Стена в грунте с креплением распорками 3/4
Стена в грунте под защитой верхнего перекрытия 2/4
Примечание'. Нк — глубина котлована под новое здание.
Довольно часто вопрос обследования фундаментов и грунтов основания
возникает уже после проявления деформаций в надземных конструкциях объ-
екта (появление и раскрытие трещин). В этом случае обычно проводится це-
лый комплекс исследований с целью выявления причин появления и развития
деформаций в конструкциях здания.
Объем и состав работ по геотехническому мониторингу зависят от слож-
ности объекта и определяются специальной программой работ.
Программа включает в себя предмет мониторинга (за какими объектами
и какими методами ведется наблюдение), периодичность и сроки наблюдений,
вид представления материалов мониторинга и возможные действия при воз-
никновении неблагоприятных воздействий.
Основными методами геомониторинга являются:
а) наблюдение за раскрытием трещин в существующих зданиях;
б) наблюдение за вертикальными и горизонтальными деформациями кон-
струкций строящихся и существующих зданий и сооружений;
г) определение изменения напряженного состояния в массиве грунтов и
конструкциях наблюдаемых зданий и соорх жений;
д) фиксация параметров колебаний конструкций наблюдаемых объектов и
возникающих динамических колебаний в грунте;
е) контроль за изменением уровня подземных вод;
ж) контроль за качеством выполнения сваебойных работ при устройстве
забивных свай и соблюдением технологического регламента при изготовлении
свай в грунте (буронабивных и буроинъекционных свай);
з) контроль за качеством выполнения монолитных бетонных и железобе-
тонных конструкций;
и) контроль за качеством выполнения земляных работ (технологии откоп-
ки котлована и крепления его стенок, водопонижения, устройства искусствен-
ного основания, обратной засыпки и т.п.);
к) технический контроль за состоянием возводимых конструкций.
852
Как правило, геомониторинг рекомендуется проводить при строительстве
нестандартных строительных объектов на площадках со сложными инженер-
но-геологическими и гидрогеологическими условиями. В случае строительства
или реконструкции зданий и сооружений в стесненных условиях старой за-
стройки в зону действия геомониторинга должны попадать и здания, находя-
щиеся в непосредственной близости (до 30 м) от строящегося объекта.
17.2. Исходные данные для разработки программы
и организации геомониторинга
Основной перечень исходных данных для разработки программы и орга-
низации геомониторинга должен включать:
1. Отчет об инженерно-геологических изысканиях на площадке строитель-
ства или реконструкции;
2. Заключение по результатам экологической экспертизы;
3. Акты, разрешающие использование земельного участка в указанных
границах;
4. Проектные решения (Раздел КР и АР);
5. Отчеты (и иные материалы) по результатам обследования технического
состояния существующих зданий и сооружений, расположенных в зоне влия-
ния предполагаемого строительства (если такие имеются);
6. Прогноз влияния проведения земляных и строительно-монтажных работ
на прочность и устойчивость зданий окружающей застройки, сохранность их
конструкций;
7. Инженерно-технические и технологические решения, реализация кото-
рых обеспечивает прочность и устойчивость зданий и сооружений, располо-
женных в зоне влияния строительства (если такие имеются);
8. ПОС, включая (при необходимости) технологические схемы строитель-
ства;
9. ПНР с разработанной технологией выполнения работ;
10. Перечень других объектов, работы на которых ведутся одновременно с
основным объектом строительства (реконструкции) и могут оказать влияние
на результаты выполняемого мониторинга;
11. Перечень других предполагаемых к разработке (или уже выполняе-
мых) видов мониторинга (мониторинг зданий и сооружений окружающей за-
стройки, мониторинг геологической среды района строительства и др.) на воз-
водимом (реконструируемом) объекте и в зоне влияния строительства.
17.3. Основные инструментальные методы проведения
геомониторинга
Проведение геомониторинга может быть разделено на три основных этапа:
• подготовительный период - включающий в себя планирование зоны мо-
ниторинга (здания, сооружения и отдельные конструкции, предполагае-
мые к регулярному' наблюдению), установку оборудования для регуляр-
ных инструментальных наблюдений и снятие «нулевых» отсчетов,
• рабочий строительный период - период регулярного наблюдения за вы-
деленными объектами мониторинга и корректировка технологических
строительных мероприятий;
853
• послестроителъный период - продолжение наблюдений за объектами,
получившими наиболее опасные деформации строительных конструкций
(продолжительность этого периода зависит от состояния конструкций
объектов мониторинга и его целей).
Как правило, в подготовительный период при подготовке к регулярным
наблюдениям выполняются следующие работы:
• устанавливаются маяки или датчики на существующих трещинах с указа-
нием даты постановки;
• оборудуется наблюдательная геодезическая сеть, включающая в себя по-
стоянные или временные реперы, наблюдательные марки на цоколях зда-
ний - объектов мониторинга. В некоторых случаях устраиваются грунто-
вые марки для определения возможных деформаций поверхности основа-
ния (оценка мульды оседания). Некоторые рекомендации по устройству
геодезической сети приведены в ТСН 50-302-96;
• в случае если в задачи мониторинга входит наблюдение за изменением
напряженно-деформированного состояния основания или строительных
конструкций, то перед началом строительства проводятся установка со-
ответствующего измерительного оборудования, его тарировка, снятие
первичных показаний. В качестве такого измерительного оборудования
могут использоваться специально изготовленные датчики напряжений,
послойных деформаций грунта, инклинометры, датчики порового давле-
ния;
• для измерения колебаний в грунте и элементов конструкций могут быть
устроены и предварительно внедрены динамические сейсмодатчики;
• для оценки изменения колебаний уровня подземных вод могу г быть уст-
роены специальные наблюдательные скважины.
До начала строительства по всем элементам подготовленного измеритель-
ного комплекса выполняется несколько первичных наблюдений, которые и
принимаются за базисные.
В течение рабочего строительного периода производится съемка пока-
заний по всей измерительной сети (геодезические наблюдения, показания по
установленным датчикам и т.п.), оценивается качество уложенного бетона,
проверяется качество выполнения свай, выполненных в грунте (сплошность
ствола) геофизическими методами.
Материалы наблюдений отражаются в специальных журналах. Результаты
мониторинга являются основой для продолжения или приостановки строи-
тельства.
В послестроительный период наблюдения, как правило, продолжаются по
тем объектам мониторинга, которые получили наибольшие деформации во
время строительного периода. Стандартный период послестроительного мони-
торинга составляет, как правило, не менее года.
17.4. Критерии оценки результатов мониторинга осадок
сооружений
17.4.1. Методика измерений осадок зданий и сооружений
Геодезические измерения осадок зданий производятся согласно требова-
ниям нормативных документов. Измерения осадок зданий окружающей за-
854
стройки производится по маркам,
установленным с шагом 8... 10 м по
периметру цоколя здания (рис. 17.1).
При проведении наблюдений за
развитием осадок сооружений ис-
Рис. 17.1. Осадочная марка
пользуют методы высокоточного оп-
тического нивелирования или системы гидравлических нивелиров. Исходя из
потребной точности измерений осадки - обычно ±1 мм - наблюдения прово-
дят по второму классу, используя высокоточные приборы.
По результатам нивелирования системы геодезических марок от стацио-
нарного репера в каждом цикле измерений устанавливают: абсолютную от-
метку деформационных марок, разность отметок марок между циклами, кото-
рая позволяет получить величину осадки; полную осадку каждой деформаци-
онной марки нарастающим итогом.
При обработке полученных данных устанавливают: х, - осадку отдель-
ных точек; smax и лпш| — максимальную и минимальную осадку объекта (соот-
ветственно); s,„a! = 'Zsi/n (п - число марок в сети) - среднюю осадку сооруже-
ния; Asmax = (Л'шах - «min) - максимальную абсолютную величину разности осад-
ки; % = (smax - smin)/sllied - максимальную относительную разность осадки; f=
= (s„ - s„ у)IL - крен участка стены или сооружения в целом.
Здесь и и п +1 - марки с соответствующими номерами (на участке разви-
тия крена), L - расстояние между точками п и п +1; г = (х,„ - sm+\)/L - перекос
участка стены (здания) между точками т и т + 1, L - расстояние между этими
точками.
Для решения практических задач результаты наблюдений представляют в
форме:
• графиков развития осадки во времени, на которых показывают величины:
Sniedi '^niax? ^min? Аутах,Д
• эпюры осадки отдельных стен, рядов колонн, стен, сооружения в целом.
Результаты наблюдений за развитием осадки позволяют:
1) принимать оперативные решения, направленные на предотвращение
опасного развития осадки зданий (изменение технологии и организации строи-
тельства, усиление фундаментов, устройство усиления поврежденных конст-
рукций, своевременное расселение аварийных жилых зданий и т.п.);
2) вносить коррективы в величины характеристик механических свойств
грунтов, определенные при выполнении инженерно-геологических изысканий;
3) вносить коррективы в расчетные схемы оснований, например назначе-
ние реальных размеров (глубины) активной зоны;
4) получать параметры, позволяющие прогнозировать развитие осадки во
времени и устанавливать время стабилизации осадки;
5) устанавливать предельно допустимые величины осадки зданий опреде-
ленных типов;
6) уточнять влияние геодинамических процессов на развитие осадки осно-
ваний и на повреждение конструкций зданий.
Таким образом, инструментальные наблюдения за развитием осадки по-
зволяют обоснованно решать практические и теоретические вопросы, совер-
шенствовать методы исследований характеристик грунтов, расчета и проекти-
рования фундаментов, технологии и организации геотехнических работ.
855
17.4.2. Методика измерений деформаций ограждающих
конструкций котлованов
Измерения деформаций ограждающих конструкций котлованов включают
в себя следующие измерения:
• вертикальных перемещений;
• горизонтальных перемещений верха ограждения;
• инклинометрические измерения (измерения наклонов и горизонтальных
перемещений по глубине).
А. Методика измерения вертикальных перемещений
Для выполнения наблюдений за вертикальными перемещениями (осадка-
ми) ограждающих конструкций может использоваться следующая аппаратура:
1. Нивелир Ni-007 фирмы Carl Zeiss Yena для проведения высокоточного
нивелирования с ошибкой 0,5 мм на 1 км в комплекте со штриховыми рейками
с инварной полосой, на которой нанесены две шкалы, смещенные одна отно-
сительно другой на 2,5 мм;
2. Электронный цифровой нивелир TOPCON DL-101C (Япония) для про-
ведения высокоточного нивелирования с ошибкой 0,4 мм на 1 км двойного
хода в комплекте с 3-метровыми фиброгласовыми рейками с BAR-кодом.
Для измерения вертикальных перемещений (осадок) марок, установлен-
ных по верху ограждающих конструкций котлована, применяется метод гео-
метрического нивелирования в прямом и обратном направлениях. Длина ви-
зирного луча не превышает 30...35 м, высота визирного луча над поверхно-
стью земли не менее 0,8 м. Шаг установки марок - 4... 5 м.
После полевых работ выполняется оценка точности измерений. Вычисля-
ются фактические и допустимые невязки ходов по формулам:
^^фак — ^изм ^исх, доп — ±6,5 ММ (и) ,
где Л113М - измеренное превышение; /?псх - исходное превышение; п — количество шта-
тивов в ходе.
Б. Методика измерения горизонтальных перемещений
Для выполнения наблюдений за горизонтальными перемещениями ограж-
дающих конструкций может применятся следующая аппаратура:
1) светодальномер СП-2 «Топаз» в комплекте с контрольными марками,
установленными на ограждающей конструкщш котлована в уровне ее верха, и
опорными марками, установленными на объектах, не попадающих в зону
влияния котлована;
2) геодиметр-540 шведской фирмы Geotronic в комплекте с аналогичными
марками.
Марки устанавливаются в местах, соответствующих расчетным сечениям,
назначенным геотехническим моделированием.
В. Методика инклинометрических измерений
В качестве примера приводится методика измерений, разработанная в
ОИФЗ РАН и ОАО «ДЕМОС». Инклинометрические измерения рекомендуются
для определения горизонтальных перемещений по глубине ограждающих кон-
струкций котлована в виде стены в грунте траншейного типа. До начала работ
по ее бетонированию в каркас устанавливаются металлические или пластиковые
трубы длиной до низа стены в грунте с заглушкой. В скважину опускается при-
856
Рис. 17.2. Схема прибора
инклинометра НИ-2:
/ - инклинометр; 2 — цифро-
вой регистратор; 3 - объект
исследования; 4 - штанга;
5 — скважина
бор инклинометра (например, НИ-2, разработанный
и изготовленный в ОИФЗ РАН) (рис. 17.2).
Прибор позволяет изучать оползневые явления
и деформации строительных конструкций (опреде-
ление углов наклона и горизонтальных смещений
скважины). Производятся измерения наклонов сква-
жин с целью определения наклона стены в грунте.
При этом глубина измерения инклинометра
может быть до 100 м, а утлы отклонения от верти-
кали могут составить ±5°.
Конструкция инклинометра обеспечивает лег-
кое движение снаряда в стволе скважины и ориен-
тирование его в любом заданном направлении, при
этом визирное устройство всегда указывает плос-
кость чувствительности датчиков.
В состав датчика наклона входят лазерный дат-
чик перемещения и электромагнитный преобразо-
ватель с жесткой обратной связью.
Габаритные размеры съемного контейнера:
внешний диаметр — 60 мм, длина - 170 мм. Разре-
шающая способность прибора - 2 угловые секунды. На базе 2 м погрешность
определения планового положения снаряда равна 0,1 мм. Скважиные измерения
проводятся дискретным методом пошаговым опусканием зонда на фиксирован-
ное расстояние, равное 2,24 м.
В зонде также установлен датчик температуры, что позволяет дополни-
тельно производить измерения температуры по стволу скважины с погрешно-
стью не более 0,02 °C, а при необходимости использовать эти измерения для
введения поправки на температуру.
По результатам измерений прямого и обратного хода вычисляют среднее
значение наклона скважины на каждом горизонте и плановое положение сква-
жины в направлении, перпендикулярном стенке в грунте.
При повторных измерениях наклона скважины неизменными остаются и на-
правление ориентирования измерительного снаряда в скважине, и величина Н.
17.4.3. Наблюдения за перемещениями грунтового массива
с помощью инклинометрической системы
Для определения динамики перемещения грунтового массива на различ-
ных глубинах применяются скважинные инклинометры. На объектах может
быть использована инклинометрическая измерительная система DIS-500. Со-
временная цифровая инклинометрическая система DIS-500 позволяет прово-
дить измерения боковых перемещений (отклонений) на различных глубинах с
высокой точностью. Двухоссвая инклинометрическая система включает в се-
бя: зонд (датчик), катушку с кабелем и карманный компьютер (КПК). Зонд ос-
нащен направляющими роликами и двумя акселерометрами (микроэлектрон-
ные цифровые акселерометры), измеряющими перемещения инклинометриче-
ской тцубы в двух плоскостях. От зонда идет размеченный кабель, который
наматывается на катушку. Процесс проведения измерений (считываний) и за-
пись результатов полностью управляется с КПК. На КПК данные передаются
посредством беспроводной связи (Bluetooth).
857
С целью получения информации о перемещении слоев грунта на различ-
ных глубинах в скважинах устраиваются инклинометрические обсадные тру-
бы. В ну гренний диаметр труб 70 мм. нижние концы их заглушены и заглуб-
лены ниже дна котлована. С помощью инклинометра в предварительно устро-
енных обсадных трубах производятся периодические измерения их изгибных
деформаций.
17.4.4. Оформление результатов геотехнического
мониторинга
Организация, ведущая работы по геотехническому мониторингу основа-
ний и фундаментов при возведении зданий в условиях плотной застройки, от-
читывается перед координационным советом, создаваемым на особо ответст-
венных объектах, либо перед заказчиком и генеральным проектировщиком.
Форма отчетности - научно-технический отчет, содержащий:
• начальный отчет, включающий методы наблюдения за изменениями кон-
тролируемых параметров, характеристики применяемого оборудования,
результаты оценки точности измерений, схемы фактического расположе-
ния участков измерений контролируемых параметров, результаты фикса-
ции их первоначального положения, состояния и др.;
• промежуточные отчеты, включающие оперативную информацию по изме-
нениям контролируемых параметров, анализ результатов измерений и их
сопоставление с прогнозируемыми и предельными величинами и реко-
мендации о необходимых дополнительных защитных, компенсационных
или противоаварийных мероприятиях (при выявлении отклонений кон-
тролируемых параметров от ожидаемых величин) и др.;
• итоговый (заключительный) отчет, включающий окончательные результа-
ты фиксации изменений контролируемых параметров, подтверждающие
их стабилизацию, анализ результатов измерений и их сопоставление с про-
гнозируемыми и предельными величинами, последствия влияния на окру-
жающую застройку’, рекомендации по необходимым ремонтно-восстано-
вительным мероприятиям и др.
Вертикальные смещения поверхностных марок
Рис. 17.5. График развития осадок поверхностных марок за пределами
котлована во времени с указанием проводимых этапов экскавации грунта
858
Необходимо отметить важность оформления результатов мониторинга.
Любой участник строительства должен понимать результаты мониторинга, для
чего требуется его наглядное и доступное оформление.
На рис. 17.3... 17.5 приведен пример оформления результатов мониторинга
с изополями осадок*. По этим материалам можно определить значения осадок,
их расположение на плане сооружения и соответственно определить их ско-
рость и причины развития, сравнив календарный план работ и графики разви-
тия деформаций во времени.
Рис. 17.3 и 17.4 см. на цветной вклейке.
17.4.5. Применение автоматизированных систем мониторинга
В соответствии с п. 4.6 МГСН 2.07-01 [7] геотехнический мониторинг пре-
дусматривается для:
• оценки надежности системы «основание-сооружение»;
• своевременного выявления дефектов;
• предотвращения аварийных ситуаций;
• оценки правильности прогнозов, принятых методов расчета и проектных
решений.
Указанные нормативные документы предусматривают периодическое об-
следование грунтов и фундаментов путем визуальных и инструментальных
измерений Работы выполняются по графику, через определенные интервалы
времени, как правило, не чаще одного раза в год или при возникновении ава-
рийной ситуации.
В то же время при оценке надежности надземных конструкций зданий и
сооружений под мониторингом понимается система инструментальных на-
блюдений и контроля, производимых непрерывно в период строительства по
определенной программе для оценки технического состояния строительных
конструкций и сооружений в целом.
При этом он предусматривает анализ и своевременное выявления измене-
ния функциональной способности сооружений от действия статических, сейс-
мических и динамических нагрузок.
То есть сюда не входят элементы геотехнического мониторинга за состоя-
нием оснований зданий и сооружений, являющиеся одной из составных частей
системы общего мониторинга конструкций, предусматривающей оценку7 надеж-
ности не только оснований, но и надземных конструкций зданий и сооружений.
При этом как геотехнический, так и мониторинг надземных конструкций
должен проводиться непрерывно с использованием автоматизированных сис-
тем мониторинга.
В настоящее время основные требования к автоматизированным системам
мониторинга конструкций регламентированы в рамках национального стан-
дарта Российской Федерации ГОСТ Р 22.1.12-2005 и распространяются на раз-
личные категории потенциально-опасных объектов, зданий и сооружений,
подлежащих оснащению структурированными системами мониторинга и
управления инженерными системами зданий и сооружений (СМИС).
* Материалы ОАО «КБ «ВиПС» и ООО «Геоизол» (Санкт-Петербург).
859
Помимо ГОСТ Р 22.1.12-2005 необходимость проведения мониторинга с
2009 г. прописана на федеральном уровне в ФЗ № 384 «Технический регла-
мент о безопасности зданий и сооружений»
Основное назначение СМИС заключается в выявлении зарождающихся де-
фектов и повреждений в материалах надземных конструкций и фундаментов.
Подобного нормативного документа для геотехнического мониторинга в
России пока не имеется.
За рубежом, на объектах атомной промышленности, геотехнический мо-
ниторинг выполняется в соответствии с требованиями МАГАТЭ [12]. При
оценке сейсмической активности основные требования к сейсмическим систе-
мам мониторинга можно найти в руководстве [13].
А. Состояние вопроса
В зарубежной практике геотехничесгаш мониторинг находит широкое
применение для обеспечения надежной и безопасной эксплуатации зданий и
сооружений в различных инженерно-геологических условиях. Если ранее мо-
ниторинг был основан на геодезических и локальных инструментальных изме-
рениях и выполнялся, как правило, после проявления неравномерных осадок,
крена зданий или обрушения природных склонов и др., то сегодня он пред-
ставляет собой систему непрерывных измерений и расчета ряда контролируе-
мых параметров. Можно говорить о том, что если ранее мониторинг носил пе-
риодический характер, то сейчас он используется непрерывно, начиная с мо-
мента возведения объекта и в течение всего срока его эксплуатации. Поэтому'
мониторинг позволяет в любой момент времени получить информацию о со-
стоянии оснований и строительных конструкций.
Системы мониторинга с использованием проводной передачи сигналов с
датчиков применяются с середины 60-х гг. прошлого столетия. Первые системы
мониторинга были созданы для наблюдения за конструкциями зданий при зем-
летрясении. Это способствовало более глубокому пониманию природы земле-
трясений, их влияния на конструкции, что в итоге привело к разработке более
надежных проектов сооружений в зонах с высокой сейсмической активностью.
В большинстве случаев, известных в мировой практике, системы монито-
ринга наиболее широко используются для контроля поведения длинных мос-
тов. Калифорнийский департамент транспорта (США) использует результаты
измерений не только для тестирования проектных решений, но и при устране-
нии повреждений сразу же после больших землетрясений. В Европе и в России
применяют оптоволоконные датчики деформации для управления нагрузками
на конструкции и оценки технического состояния строительных конструкций,
включая основания и фундаменты. В Азии многие большие мосты были под-
вергнуты инструментальным наблюдениям в течение их строительства.
Наблюдаемые в последнее время в РФ разрушения зданий и сооружений
вынуждают использовать новые технологии с целью исключения подобных
ситуаций. Наиболее часто для этой цели применяются проводные и более ред-
ко - беспроводные системы мониторинга.
Подобные системы мониторинга используют стандартные датчики и сис-
темы сбора и передачи информации, которые, как правило, не только сложны
к установке на конструкциях, но и дороги. Для примера один датчик деформа-
ции может стоить от 600, а акселерометр до 1000 и более долларов США. Сис-
тема сбора и передачи информации, включающая электронные устройства
860
усиления сигналов с датчиков и преобразования их в цифровой код на восемь
измерительных каналов, стоит от 3000 долл. США и выше. Это означает, что
системы мониторинга, включающие большое количество датчиков, являются
дорогостоящими и поэтому редко устанавливаются на конструкциях зданий и
сооружений, а тем более в основании фундаментов. Обычно стоимость систе-
мы мониторинга составляет до З...6% от стоимости здания или сооружения.
Например, при монтаже 350 датчиков на вантовом мосте Tsing Ма в Гонконге
затраты составили более 8 млн долл.
Б. Основные функции систем мониторинга
Если известны значения контролируемых параметров, то в наиболее простом
варианте система мониторинга обеспечивает выполнение следующих функций:
1) периодический контроль напряженно-деформированного состояния эле-
ментов строительных конструкций и основания объектов, выдача информации
о приближении измеренных значений контролируемых параметров к проект-
ным значениям. В качестве контролируемых параметров принимаются норма-
тивные значения осадки, крена, прогиба, предел прочности материала, ампли-
туда колебаний и др.;
2) при возникновении ситуации по и. 1 система выполняет: постоянный
контроль напряженно-деформированного состояния строительных конструк-
ций и основания; формирует сигналы опасности; выдает информацию о месте
превышения проектных значений контролируемых параметров, в том числе
прочности и деформации;
3) автоматическая регистрация контролируемых параметров оперативной
памяти системы, выдача отчетов о событиях в соответствии с запросом, а при
наступлении событий по и. 2 - автоматически;
4) оповещение об эвакуации людей при недопустимых значениях контро-
лируемых параметров.
Проектные значения контролируемых параметров определяются с исполь-
зованием линейных или нелинейных методов расчета с учетом изменения
свойств материалов во времени при действии статических, динамических
и/или сейсмических нагрузок. Для учета этого фактора и определения оста-
точного ресурса конструкций в более сложных системах мониторинга преду-
смотрена процедура автоматического расчета напряженно-деформированного
состояния строительных конструкций и оснований для определения текущих
значений контролируемых параметров. Эти системы могут определять дина-
мические характеристики: собственные частоты, формы деформации и декре-
мент затухания. В этом слу чае начальные значения контролируемых парамет-
ров принимаются за эталонные, характеризующие «здоровое» состояние, а все
последующие сравниваются с эталонными. Любое отклонение от начального
состояния контролируется и оценивается с заданным интервалом времени.
В. Технические средства систем мониторинга
Современные системы мониторинга являются информационно-измери-
тельными системами, состоящими из набора датчиков, называемых сенсорны-
ми узлами, регистраторов и программных средств. Пример подобной системы
мониторинга показан на рис. L7.6.
Информация с датчиков по проводной или беспроводной связи передается
на центральный сервер, где обрабатывается, и в зависимости от ситуации на
861
пульт оператора выдаются соответствующие сообщения о текущем состоянии
объекта мониторинга.
Традиционно все системы мониторинга, в том числе и геотехнический мо-
ниторинг, основаны на методах, когда датчики различного назначения устанав-
ливаются непосредственно на элементах надземных строительных конструкций,
внутри материала и на фундаментах, под подошвой фундамента или в массивах
грунта. В этом случае применяются следующие типы датчиков:
• тензометрические или струнные датчики деформации для определения
напряженно-деформированного состояния стальных (шпунт), бетонных и
железобетонных конструкций;
• датчики перемещений для определения прогиба или осадки фундаментов;
• датчики давления (месдозы) для измерения контактных напряжений и на-
пряжений внутри основания;
• инклинометры для измерения наклона конструкций и крена фундаментов;
• акселерометры для измерения ускорения колебаний и определения динами-
ческих характеристик фундаментов, ограждений котлованов, плотин и др.;
• датчики температуры, влажности, коррозии;
• пьезометры для контроля положения уровня грунтовых вод и величины
порового давления.
Данный метод геотехнического мониторинга можно классифицировать
как «контактный», так как он подразумевает установку датчиков на поверхно-
сти конструкций, на арматуре и в бетоне фундаментов, на контакте конструк-
ции с грунтом и в массиве грунтов основания.
Рис. 17.6. Структурная схема автоматизированной системы мониторинга
862
В то же время в последние годы стал применяться так называемый бес-
контактный, или, как его чаще называют, удаленный мониторинг. Удаленный
мониторинг использует технологии лазерного и электромагнитного сканиро-
вания земной поверхности, роботозированные геодезические станции, цифро-
ву ю обработку образов и др.
Основным компонентом системы мониторинга являются сенсорные узлы и
датчики: тензометры, акселерометры, инклинометры, перемещения, термопары.
Датчики размещаются в наиболее нагруженных элементах конструкций. Места
размещения определяются расчетом напряженно-деформированного состояния
конструкций зданий совместно с основанием с использованием различных про-
граммных комплексов ANSYS, ABAQUS, PLAXIS, FLAC, GEO-SLOPE и др.
Так как датчиков может быть много, то в совокупности они образуют сен-
сорную сеть, в узлах которой они и располагаются. Сенсорные узлы выполня-
ют различные задачи: собирают аналоговые сигналы с различных датчиков и
превращают их в цифровой код; хранят данные с датчиков во внутренней па-
мяти; анализируют данные в виде простых алгоритмов; посылают и получают
данные с различных узлов, так же как и передают их на центральное устройст-
во (сервер) и могуч работать определенное время без внешнего источника пи-
тания. Поэтому сенсорные узлы имеют внутреннюю память, низкочастотный
передатчик, аналого-цифровой преобразователь, источник питания, один или
несколько различных типов датчиков.
Система мониторинга должна обеспечивать передачу данных с контроли-
руемых мест без визуального их осмотра. Данные измерений с датчиков могут
передаваться к пользователю различным путем, например по нелицензируемой
радиочастоте в 2,5 ГГц. Сенсорные узлы могут передавать самостоятельно
сигналы только на небольшие расстояния. Поэтому7 на объекте устанавливает-
ся центральное устройство, которое собирает и хранит информацию в базе
данных для анализа с различных сенсорных узлов.
Эти данные используются для оценки текущего состояния объекта, и в
случае наступления критической ситуации выдается сообщение в виде сигнала
тревоги. Центральное устройство должно выполнять также калибровку7 датчи-
ков и обеспечивать перепрограммирование узлов датчиков, сохраняя в целом
систему гибкой. Центральное устройство должно иметь, как правило, компью-
тер с постоянным источником питания и соответствующими программами.
При использовании беспроводной системы мониторинга несколько датчи-
ков объединяются в сенсорный узел, который имеет свой автономный источ-
ник питания (2,5... 6 В) и может передавать самостоятельно сигналы на рас-
стояния, как правило, не более 100 м. Поэтому на объекте устанавливается
центральное устройство, которое собирает с различных сенсорных узлов ин-
формацию и хранит ее в базе данных для анализа.
Эти данные используются для оценки текущего состояния конструкций и
оснований, а в случае наступления критической ситуации выдается сигнал
тревоги. Центральное устройство выполняет также калибровку датчиков и
обеспечивает перепрограммирование сенсорных узлов, сохраняя в целом сис-
тему гибкой. Центральное устройство включает компьютер с постоянным ис-
точником питания и соответствующие программы.
При использовании проводной системы мониторинга датчики подключа-
ются к модулям, которые преобразовывают аналоговые сигналы с датчиков в
цифровой вид и передают далее по проводам на центральный сервер. Приме-
863
няемая веерная архитектура («втулка-спица») проводной системы мониторин-
га конструкций включает удаленные датчики, связанные проводами с цен-
тральной системой сбора данных и компьютером.
Достоинством беспроводной системы мониторинга является их быстрая ус-
тановка на конструкции зданий или сооружения, так как не требуется монтаж
проводов. Основным недостатком подобных систем мониторинга является не-
обходимость регулярной замены источников питания батарей или аккумулято-
ров. Как правило, продолжительность работы источника питания не превышает
нескольких дней. В последнее время начали применяться специальные алгорит-
мы для снижения электропотребления, но эта проблема пока удовлетворительно
еще не решена. Поэтому заменять батареи питания сенсорного узла, находяще-
гося, например, в центре пролета металлической фермы или внутри массива
грунта (например, за обделкой тоннеля), достаточно проблематично. Вторым
недостатком беспроводных систем является возможность потери части инфор-
мации при ее передаче по радиочастоте из-за влияния помех в окружающей сре-
де. Дальность передачи информации известных коммерческих систем не пре-
вышает 30...70 м, что также ограничивает применение данных систем.
17.5. Примеры проведения геотехнического мониторинга
17.5.1. Реконструкция Манежной площади
Примером стройки, где впервые был осуществлен на практике геотехни-
ческий мониторинг в целях сохранения исторических памятников, является
реконструкция Манежной площади при возведении торгово-рекреационного
подземного комплекса (ТРК) «Охотный ряд»* (В.А. Ильичев и др., 2003).
Для строительства ТРК «Охотный ряд» была разработана программа ин-
женерно-геологических изысканий и проведены испытания грунтов по специ-
ально составленной методике. На основании по лученных данных был выпол-
нен геотехнический прогноз влияния строительства подземного сооружения на
изменение напряженно-деформированного состояния грунтового массива и
деформаций, существующих на Манежной площади зданий и сооружений.
Анализ был выполнен путем математического моделирования с использовани-
ем нелинейных моделей механики сплошных сред численными методами, а
также был сделан гидрогеологический прогноз на площадке строительства.
Большое внимание было уделено вопросам сохранения окружающих ТРК
«Манежная площадь» исторических зданий: Центрального выставочного зала
«Манеж» (время постройки - 1817 г.), церкви Св. Татьяны (1833-1836 гг.),
старого здания МГУ (1786-1793 гг.), ВАО «Интурист» (1934 г.), гостиницы
«Националь» (1901-1903 гг.), Государственной Думы (1932-1936 гг.), гости-
ницы «Москва» (1935-1936 гг.), бывшего Музея В.И. Ленина (1892 г.), Госу-
дарственного исторического музея (ГИМ) (1874-1884 гг.), Угловой Арсеналь-
ной башни (1492 г.), Кремлевской стены (на участке до Троицкой башни)
(1485-1495 гг.), здания Арсенала (1701-1736 гг.).
Для указанных зданий, каждое из которых представляет историческую
ценность, были рассчитаны давления под подошвой фундаментов, расчетные
сопротивления грунтов и возможные дополнительные осадки.
Во время строительства ТРК «Манежная площадь» визуальное наблюде-
ние за состоянием окружающих его зданий проводилось тремя организациями:
864
НИИОСП - в части обследования подземных конструкций, МГСУ и КЦКПС-
МИСИ - надфундаментных конструкций. В период строительства подземного
сооружения окружающая застройка обследовалась с периодичностью 1 раз в
квартал, в период завершения строительства - 1 раз в полгода и 1 раз - в пер-
вый год эксплуатации.
Система инструментальных наблюдений за окружающей! застройкой при
реконструкции Манежной площади была представлена сетью геодезических
марок, установленных в цокольной части всех исторических зданий, включая
Кремлевскую стену, в количестве 385 шт. Инструментальные наблюдения за
вертикальными перемещениями сооружений выполнялись методом высоко-
точного нивелирования по программе I класса.
Для проведения наблюдений за конструкциями самого подземного соору-
жения был разработан проект геомониторинга, который предусматривал сис-
тему инструментального - деформографического, инклинометрического, а
также геодезического контроля.
С помощью датчиков-наклономеров измерялись наклоны ограждающих
конструкций подземного сооружения - стены в грунте по ее периметру в
восьми пунктах: по трем продольным и одному’ поперечному профилю. На ог-
раждающих и несущих конструкциях подземного соору жения (стене в грунте,
колоннах и плите днища) были также установлены геодезические марки для
измерения их вертикальных и горизонтальных деформаций. Горизонтальные
перемещения ограждающих конструкций сооружения - стен в грунте - фикси-
ровались светодальномером.
Система инструментальных наблюдений за состоянием грунтового масси-
ва на Манежной площади была представлена сетью глубинных и поверхност-
ных геодезических марок и знаков, которые являют собой:
• плитные марки;
• точки, накерненные на обечайках колодцев подземных коммуникаций,
глубиной заложения от 2 до 4 м;
• грунтовые стальные трубчатые марки глубиной заложения от 2 до 12 м:
• кусты грунтовых реперов от 10 до 30 м.
Глубинные марки были также заложены под днищем фундаментной плиты
подземного сооружения.
Частота измерений изменялась от 1 раза в квартал в начале работ по ре-
конструкции Манежной площади до 1 раза в год после их окончания.
Кроме того, в состав геотехнического мониторинга в части наблюдения за
поведением грунтового массива вошла система сейсмометрических наблюде-
ний, а также система маркшейдерско-геодезического контроля тоннелей мет-
рополитена.
Важной составляющей визуально-инструментального блока геотехниче-
ского мониторинга являлась система наблюдения за гидрогеологическим ре-
жимом, состоящая из сети скважин. Всего было пробурено 20 гидрогеологиче-
ских скважин, 16 из которых были объединены в 6 гидрогеологических кустов,
в каждом из которых были пробурены по 2...3 скважины на различные водо-
носные горизонты (четвертичный, измайловский, перхуровский, ратмиров-
ский), а 4 одиночные скважины - на четвертичный горизонт. Наблюдения за
уровневым режимом проводились путем замеров в скважинах хлопушкой с
периодичностью 5 раз в месяц.
865
Также с периодичностью 1 раз в квартал осуществлялся отбор проб воды
из скважин. Кроме того, на этой строительной площадке контролировалась
геоэкологическая обстановка. Так, в частности, было установлено, что со сто-
роны Александровского сада происходит загрязнение подземных вод, что по-
требовало принятие соответствующих технических мероприятий.
До начала строительства ТРК «Охотный ряд» для каждого из историче-
ских зданий были предусмотрены конкретные рекомендации по усилению
их фундаментов в случае возникновения сверхнормативных осадок. Но, как
показали дальнейшие наблюдения за осадками зданий и их состоянием, необ-
ходимость в реализации противоаварийных мероприятий в части оснований и
фундаментов не возникла ни для одного из зданий окружающей застройки.
17.5.2. Здания на фундаментах мелкого заложения
С 1963 по 1980 г. в СПбГАСУ* были выполнены наблюдения за осадками
крупнопанельных зданий на сборных железобетонных фундаментах мелкого
заложения. Эти наблюдения показали, что крупнопанельные дома с продольны-
ми несущими стенами даже при средней осадке от 20... 30 см не получают опас-
ных деформаций надземных конструкций, а сборные ленточные фундаменты
достаточно надежны, если они дополнены железобетонными поясами жесткости.
В начале 1960-х гг. массовое жилищное строительство в Ленинграде раз-
вивалась в периферийных районах города, многие из которых обладали весьма
неблагоприятными инженерно-геологическими условиями, а часть их терри-
торий была поднята свалкой или намытым грунтом. Суммарная величина
толщи слабых грунтов для многих строительных площадок значительно пре-
вышала 30 м.
В одном из таких районов была организована опытная площадка, обору-
дованная сетью грунтовых реперов и деформационных марок, позволивших в
течение 15 лет выполнять наблюдения за осадкой поверхности территории,
зданий разной этажности, глубинных марок под зданиями и на удалении от
них (рис. 17.7)
Некоторые из полученных результатов имели большое практически зна-
чение для дальнейшего строительства в Ленинграде. Так, по материалам проф.
С.Н. Сотникова было установлено:
1. Осадки 9-этажных домов достигли 60... 70 см, 12-этажных — 90... 100 см -
таких больших осадок жилых зданий до сих пор нигде не фиксировали. Сред-
ние осадки зданий достигли к началу 90-х гг. 100 см, т.е. допустимые осадки
по СНиП 2.02.01-83* были превышены в пять раз (рис. 17.8).
2. Расчеты средней осадки фундаментов зданий, выполненные на этапе про-
ектирования по методу суммирования, составили для 9-этажных домов 15 см,
12-этажных - 22 см, т.е. расчетная осадка оказалась в 3 раза меньше фактической.
3. Ошибки в расчетах были вызваны тем, что активная зона основания,
принятая по существующим нормам, была первоначально назначена ошибоч-
но - фактически измеренная была в три раза больше расчетной и достигала
более 30 м. При этом были допущены ошибки в определении модулей дефор-
мации грунтов.
* Работы выполнялись на кафедре геотехники под руководством проф. Б.И. Далматова и
С.Н. Сотникова (Б.И. Далматов и др., 2002).
866
• Мг — глубинная марка в составе поля;
| |;;;| j- поле глубинных марок в основании корпуса;
±u-u-iUJ граница свалки и гидронамыва:
Рис. 17.7. План опытной площадки на Васильевском острове в Санкт-Петербурге
ны\ под плитой 12-этажного здания на глубинах 4, 6, 11, 13,20,27 м
ниже подошвы фундаментной плиты:
1 -М 1-1 (27,1 м); 2 -Мг 1-2 (19,9 м); 3-М-1-6 (12,9 м); 4 -М 1-7(11,2 м);
5 -М 1-5 (8,4 м); 6-М 1-3 (5,9 м); 7-Мг 1-4 (5,9 м); 8-М 1-9, М 1-8 (4-1 м);
9 - фундамент
Эти результаты геомониторинга доказали, что строительство многоэтаж-
ных домов на фундаментах мелкого заложения на данной и аналогичных по
грунтовым условиям территориях недопустимо. Этот вывод дал мощный им-
пульс для развития свайных технологий жилищного строительства в городе.
867
В дальнейшем в первую очередь стали использовать стыкованные забивные
призматические сваи длиной до 32 м.
17.5.3. Стальные вертикальные цилиндрические резервуары
на слабых грунтах
Другим примером комплексного мониторинга могут служить эксперимен-
тальные исследования на опытным резервуаре для хранения сырой нефти вме-
стимостью 20 тыс. м3, возведенном на нефтепромысловой площадке в Запад-
ной Сибири (Р.А. Мангушев, С.Н. Сотников, 1981). Характерной особенно-
стью данной строительной площадки было наличие в основании большой
толщи слабых водонасыщенных грунтов - торфа, заторфованных супесей и
суглинков, залегающих на глубине более 20 м.
Цель эксперимента состояла в исследовании напряжений и деформаций
основания резервуара при его заполнении и опорожнении для выработки ра-
циональной конструкции фундамента.
Экспериментальное оборудование опытного резервуара включало:
• термопары для измерения послойного распределения температуры грл нта
в зимний период (7);
• тензодатчики для измерения контактных напряжений под днищем резер-
вуара (разработанные в ЛИСИ) (2);
• деформационные марки (48 шт.), установленные на стенках резервуа-
ров (3);
• поверхностные грунтовые марки для измерения вертикальных перемеще-
ний поверхности грунта около резервуара (4);
• деформационные марки на днище резервуара по двум диаметральным на-
правлениям для определения профиля основания (5);
• устройство для измерения деформаций днища в краевой зоне во время за-
полнения резервуара (6);
• прогибомеры и отвесы для измерения горизонтальных перемещений стен-
ки резервуара (7);
• глубинные реперы для обеспечения базиса геодезической системы изме-
рения вертикальных перемещений, расположенные на расстоянии 20 м от
опытного резервуара (рис. 17.9).
Все измерительные системы были установлены до первого испытательно-
го залива емкости, в период проведения эксперимента в течение 3,5 мес за ни-
ми проводились регулярные наблюдения. Обшее количество снятых отсчетов
и показаний составило около 10 тыс.
Проведенный мониторинг позволил выявить реальную картину напряже-
ний и деформаций основания во время загружения и разгрузки резервуаров,
сопоставить результаты расчетов и наблюдений.
Так, было зафиксировано образование уклона основания до 0,13...0,15,
т.е. весьма больших величин, и образование местных деформаций по краям
профилей на расстоянии 3... 4 м от стенки резервуара, доходивших до
13,5 см.
Измерения контактных напряжений под днищем резервуара подтвердили
характер зафиксированных местных деформаций - в районе стенки отмечена
концентрация контактных напряжений на расстоянии до 4 м (рис. 17.10).
868
Рис. 17.10. Эпюры измеренных перемещений (а) и контактных напряжений (б)
днища резерву ара
Измерение горизонтальных перемещений стенки позволило выявить и
оценить образовавшийся выгиб стенки, который доходил до 55 мм на высоте
1,5 м от низа, а с высоты 2,0 м был отмечен прогиб стенки резервуара. Дефор-
мации поверхности основания около заполненной емкости составили 8... 13 мм,
а на расстоянии 6 м от емкости уменьшались до 1... 2 мм.
Результаты этих и других измерений были использованы при разработке
достоверной расчетной схемы работы основания под цилиндрическими резер-
вуарами, что позволило разработать новые рациональные конструкции фунда-
ментов таких емкостей на слабых грунтах, учитывая реальную работу их осно-
ваний (П.А. Коновалов, Р.А. Мангушев и др., 2009).
17.5.4. Пристройка двух новых домов на буронабивных сваях
к существующему зданию действующей гостиницы
В 2006 г. на месте снесенных зданий в центре Санкт-Петербурга начались
работы по устройству фундаментов двух новых корпусов зданий «Коринтия
Невский Палас»*.
* Работы по усилению фундамента и устройству подземной части обоих корпусов гостиницы
производились в 2007-2008 гг. ЗАО «Геострой». Мониторинг осуществлялся отделом ЗАО
ПКТИ. Геотехническое сопровождение, контроль и измерение колебаний в конструкциях со-
оружений осуществлялся НПКЦГТ СПбГАСУ.
869
Корпуса домов № 59 (без подвала) и № 55 (с подвальной частью глубиной
4,5 м) предполагалось выполнить на буронабивных сваях длиной 32 м, диа-
метром 880 и 620 мм под защитой обсадной трубы.
Разобранные здания получили серьезные повреждения в 1992 г. при уст-
ройстве стены в грунте, выполненной методом секущихся свай для подземной
парковки.
До начала работ обе окружающие площадки строительства здания по Нев-
скому проспекту и Стремянному’ переулку’ были обследованы, оборудованы
маяками, установленными на существующие трещины, и деформационными
марками для геодезических наблюдений. В качестве примера на рис. 17.11
приведена схема расположения сейсмоприемников, осадочных марок, маяков
наблюдательных скважин за режимом подземных вод и т.п.
Условные обозначения:
— пункт установки сейсмо-
приемника;
- контур котлована;
- маяк и его номер;
— осадочная марка и ее номер;
— наблюдательная скважина
за режимом подземных вод
(измерение пьезометричес-
кого уровня);
— опытная свая;
— анкерная свая.
Рис. 17.11. Схема расположения сейсмоприемников, осадочных марок и маяков
Всего наблюдения проводились два раза в неделю по 95 маркам и более
чем по 50 маякам. По четырем скважинам осуществлялось наблюдение за ре-
жимом подземных вод.
При производстве работ по усилению фундаментов и основания зданий,
окружающих строительную площадку’, методом инъекции цементного раство-
ра в контактную зону’, а также при устройстве буронабивных фундаментов
осуществлялся контроль за их вибровоздействием на ограждающие конструк-
ции всех соседних зданий.
Проведенные измерения ускорений колебаний в несущих конструкциях
зданий позволили, в частности, установить, что процесс усиления фундамен-
тов и оснований по принятой технологии безопасен для стен здания, а при ра-
боте по устройству буронабивных свай недопустимо использовать одновре-
870
менно на строительной площадке более одного бурильного агрегата. При од-
новременной работе двух и более буровых самоходных станков типа BG 25
измеренные ускорения колебаний в стенах зданий превышали предельно до-
пустимые значения и могли привести к разрушению конструкций.
До начала массового производства буронабивных свай были выполнены
статические испытания пробных свай, показавшие, что их несущая способность
составляет не менее 2000 кН, что значительно превышает расчетную нагрузку.
В дальнейшем, при массовом выполнении таких свай, осуществлялся вы-
борочный контроль за качеством и сплошностью тела буронабивных свай не-
разрушающими методами контроля с использованием сейсмоакустического
прибора ИДС-1.
Наблюдение за осадками марок на соседних зданиях показали, что при
устройстве свай под новый корпус гостиницы по адресу. Невский пр., 59, до-
полнительные деформации их фундаментов оказались меньше 20 мм и нару-
шений в их надземных конструкциях не произошло.
Для ограждения котлована глубиной 4,5 м под подземный этаж второго
нового корпуса гостиницы был использован шпунт Ларсен-IV, погруженный
(вместо предполагаемого по проекту’ статического вдавливания) высокочас-
тотным вибрированием. В свою очередь, это привело к дополнительной осадке
соседних зданий, находящихся на расстоянии менее 2 м от котлована, порядка
25 мм. В дальнейшем, при откопке котлована, эти осадки продолжали нарас-
тать и достигли по некоторым из марок величин до 60 мм.
Еще в момент начала развития дополнительных осадок соседних зданий
было принято решение об усилении их оснований, а для одного из флигелей -
об усилении надземных конструкций металлическими обоймами. Геодезиче-
ские наблюдения за вертикальностью фасада существующего здания гостиницы
показали его отклонение от вертикали до 50 мм в сторону Невского проспекта.
В связи с этим было принято оперативное решение об усилении фундамента
этой стены буроинъекционными сваями длиной 14 м и диаметром 150 мм.
Проведенные мероприятия позволили завершить строительство подземной
части и приступить к возведению надземных этажей. Дальнейшие геодезиче-
ские наблюдения за осадками новых корпусов и соседних зданий не выявили
опасных тенденций. Осадки новых зданий к концу строительства не превыша-
ли 30 мм, а соседних зданий стабилизировались.
17.5.5. Фундаменты под испытательное оборудование
В 2011-2013 гг. специалистами ООО «Hllll-Геотек» были проведены из-
мерения ускорения колебаний футщаментов под измерительное оборудование
одного из промышленных предприятий в России.
Исследуемые футщаменты (рис. 17.12) конструктивно находятся в железо-
бетонном коробе, имеющем толщину днища и стен 250 мм. По днищу короба
устроена песчаная уплотненная подушка толщиной 300 мм, на которую уста-
новлено тело фундамента. Между' стенками короба и фундаментом имеется
зазор в 350 мм. Вокрут фундамента имеется фальшпол, выполненный из желе-
зобетона толщиной 250 мм. Зазор между фальшполом и фундаментным бло-
ком - 50 мм. В верхней части фундамент круглый (диаметр 2,0 м) с примы-
кающим к нему приливом в виде прямоугольника, имеющего размеры в плане
1500x900 мм. Верх фундамента расположен выше уровня пола на 150 мм.
871
На территории предприятия работает различное технологическое обору-
дование: вентиляторы, насосы, компрессоры и др. С двух сторон предприятия
проходят городские магистрали с трамвайными путями, по которым осущест-
вляется интенсивное движение трамваев и автотранспорта.
Рис. 17 12 . Поперечный разрез фундамента
При проведении инструментальных измерений применена методика, при-
веденная на рис. 17.13, в виде блок-схемы.
На каждом фундаменте закреплялось четыре однокоординатных акселе-
рометра. Датчики модели RefTek 131-01/1 крепились на монтажную пластину,
Рис. 17.13. Блок-схема мониторинга
фундаментов
которая была прикреплена к фун-
даменту при помощи анкерного
болта. Предварительно пластина
выставлялась в горизонтальное по-
ложение при помощи подстроеч-
ных винтов и электронного уровня.
Трехкоординатный акселерометр
RefTek 131-01/3 крепился непосред-
ственно к фундаменту при помощи
аналогичного анкерного болта.
Регистрация сигналов датчи-
ков осуществлялась шестиканаль-
ным сейсмоприемником RefTek
130-01. Частота записи сигнала
датчиков равна 500 Гц. Регистра-
ция колебаний каждого фундамен-
та велась в течение не менее 30
мин. Результаты измерений пере-
давались в персональный компью-
тер интерактивно.
872
Вибрационный фон площадки является результирующим от суммарного
воздействия источников вибрации, имеющих постоянный переменный или
импульсный характер, что обуславливает наличие на фундаментах колебаний
переменного и случайного характера. Колебания фиксировались одновремен-
но в четырех точках по трем координатным осям. При записи регистрирова-
лись ускорения точек фундамента. Спектры были получены при помощи бы-
строго преобразования Фурье. Величины скоростей и перемещений были по-
лучены путем интегрирования измеренных ускорений.
На рис. 17.14, 17.15 приведены результаты обработки данных измерений.
Для одного из фундаментов максимальная амплитуда ускорений в направле-
нии оси X значительно превышает нормируемую амплитуду ускорений в на-
правлении оси Y(см. рис. 17.14, б).
Рис. 17.14. Спектр горизонтальных ускорений фундамента в направлении осиХ(а)
и оси К (б)
Частота собственных колебаний
фундамента в направлении оси X
10,87 Гц
Рис. 17.15. Формы колебаний фундамента
Частота собственных колебаний
фундамента в направлении оси Y
16,44 Гц
В ходе исследований было сделано предположение, что данный эффект
вызван явлением резонанса на частоте, близкой 16,67 Гц, что соответствует
двигателю с частотой 1000 об/мин. В направлении оси У момент инерции
873
фундамента выше, чем момент инерции в направлении оси X. Из-за указан-
ного различия моментов инерции резонанс проявляется только в одном из
направлений.
С помощью программы ARTeMIS Extractor был выполнен эксперимен-
тальный модальный анализ, в результате которого было выявлено, что частота
собственных колебаний фундамента в направлении оси У составляет 16,44 Гц,
а в направлении осиX- 10,87 Гц (см. рис. 17.15). Полученные результаты под-
твердили причины всплеска амплитуды на частоте, близкой к 16,67 Гц.
В связи с тем, что предприятие находится в черте города, невозможно из-
бавиться от некоторого уровня вибрации от воздействия окружающей среды.
Постоянную компоненту2 вибрации создают стационарные источники - двига-
тели, насосы и прочее оборудование предприятия и близлежащих объектов.
Переменную часть вибрации создают нестационарные источники - городской
транспорт и транспорт предприятия.
На протяжении всего времени измерений в отклике одной из точек изме-
рений присутствуют всплески амплитуды на частотах 16,67 Гц и 25 Гц. Одна-
ко в течение нескольких десятков секунд, когда по коридору здания катили
транспортную тележку, в спектре зафиксированы всплески амплитуды коле-
баний на тех частотах, где указанного всплеска ранее не наблюдалось. Причем
амплитуда зафиксированного всплеска оказалась соизмеримой с амплитудой
колебаний при воздействии стационарных источников. Таким образом, если в
течение основного периода времени параметры колебаний фундамента находят-
ся в допустимых нормах, то в некоторые промежутки времени на конструкцию
фундамента может быть оказано воздействие, от которого указанные параметры
могут превысить допустимые значения. Это может привести к тому, что настра-
иваемый на фундаменте прибор может быть ошибочно забракован. Для исклю-
чения таких ситуаций может быть применена система стационарного монито-
ринга параметров колебаний фундаментов. При проведении настройки оборудо-
вания в случае превышения нормируемых параметров колебаний фундаментов
система может выдавать тревожное сообщение оператору.
Рис. 17.16. Схема выполнения сопровождающих работ
при строительстве в стесненных условиях и возведения
ответственных зданий и сооружений
874
17.6. Научно-техническое сопровождение строительства
Рассмотренные примеры геотехнического мониторинга показывают ши-
рокие возможности по использованию полученных результатов наблюдений и
измерений за управлением ходом безопасного строительства и качеством вы-
полняемых работ. В этом случае следует говорить не просто о мониторинге -
пассивном получении технических данных в результате наблюдений и изме-
рений в процессе строительства, а о научно-техническом сопровождении.
Научно-техническое сопровождение предполагает обработку и активное
использование полученной информации во время геомониторинга при при-
нятии оперативных решений, способствующих безопасному и качественному’
ведению работ при устройстве ну левого цикла и возведении надземной части
сооружения. Это касается как строящегося объекта, так и зданий окружаю-
щей застройки.
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ ПО ГЛАВЕ 17
1. СП 11-104-97. Инженерно-геодезические изыскания для строительства. - М.:
ПНИИИС Госстроя России, 1997.
2. СП 22.13330-2011. Основания зданий и сооружений (актуализированная редакция
СНиП 2.02.01-83*). - М., 2012.
3. ГОСТ 24846-81. Методы измерений деформаций оснований зданий и сооружений.
-М.: Госстрой, 1981.
4. Руководство по наблюдениям за деформациями оснований и фундаментов зданий
и сооружений. -М.: Стройиздат, 1975.
5. ТСН 50-302-96. Устройство фундаментов гражданских зданий и сооружений в
Санкт-Петербурге и на территориях, административно подчиненных Санкт-Петер-
бургу Территориальные строительные нормы. - СПб.: Администрация Санкт-
Петербурга, 1997.
6. ТСН 50-302-2004 Проектирование фундаментов зданий и сооружений в Санкт-
Петербурге. - СПб.: Правительство Санкт-Петербурга, 2004.
7. Пособие МГСН 2.07-01. Основания, фундаменты и подземные сооружения. Обсле-
дование и мониторинг при строительстве и реконструкции зданий и подземных со-
оружений, -М.: Москомархитекгура, 2004.
8. Коновалов П.А. и др. (Коновалов П.А., Мангушев Р.А., Сотников, С.Н., Землян-
ский А.А., Тарасенко А.А) Фундаменты стальных резервуаров и деформации их
оснований. - М.: Изд-во АСВ, 2009. - 335 с.
9. Мангушев Р.А., Сотников С.Н. Проектирование и строительство резервуаров на
слабых грунтах. - М.: ВНИИОНГ, 1981.
10. Мангушев Р.А., Осокин А.И. Геотехника Санкт-Петербурга. - М.: Изд-во АСВ,
2010.
11. Ильичев В.А., Петрухин В.П., Колыбин И.В., Мещанский А.Б., Бахолдин Б.В.
Геотехнические проблемы строительства ТРК «Манежная площадь», 2003.
12. Геотехнические аспекты оценки площадок и оснований АЭС. Руководство по
безопасности. МАГАТЭ, No. NS-G-3.6. - Вена, 2005. - 67 с.
13. Руководство по методике комплексного инженерно-сейсмометрического и сейсмо-
логического мониторинга конструкций зданий и сооружений, включая площадки
их размещения. - М.: Институт физики земли РАН. 2011. - 20 с.
14. МРДС 02-08 Пособие по научно-техническом} мониторингу строящихся зданий и
сооружений, в том числе большепролетных, высотных и уникальных. — М., 2008 г.
875
В.Н. Парамонов, И. И. Сахаров
Глава 18
ЧИСЛЕННЫЕ МЕТОДЫ ПРИ ГЕОТЕХНИЧЕСКИХ РАСЧЕТАХ
И ПРОЕКТИРОВАНИИ
18.1. Общие положения
Грунтовый массив в фундамснтостроснии представляют в виде полупро-
странства. Расчетная оценка влияния действия статических и динамических
нагрузок на полупространство составляет предмет теорий упругости и пла-
стичности. Для оценки развития деформаций основания во времени использу-
ются теории ползучести и фильтрационной консолидации. Таким образом,
оценка перечисленных выше процессов должна производиться применительно
к теоретически бесконечному массиву грунта, что сопряжено со значительны-
ми математическими сложностями.
Развитые в механике и, в частности, в теории упругости строгие матема-
тические решения, опирающиеся на аппарат дифференциального и интеграль-
ного исчисления, предполагают свойства сплошности среды, ее однородности,
а также малости деформаций, позволяющие использовать расчетную схему’
недеформированного тела. Однако в реальных условиях массивы сложены от-
дельными, существенно отличающимися по характеристикам слоями грунта,
мощность которых неодинакова на пятне застройки, части сооружений имеют
разное заглубление, а прочность и деформативность грунтов и элементов со-
оружений различается на несколько порядков. Добавим, что деформации неус-
тойчивых склонов или, например, забоя скважины для устраиваемой буровой
сваи не могут считаться малыми. Таким образом, использование теоретическо-
го аппарата классических теорий для решения практических задач геотехники
во многих ситуациях невозможно. Для подобных случаев необходимо исполь-
зование численных методов, в частности наиболее распространенного в рас-
четной практике метода конечных элементов (МКЭ).
18.2. Модели грунта
Для оценки напряженно-деформированного состояния основания необхо-
димо располагать некоторой моделью грунта, позволяющей математически
прогнозировать поведение грунтового массива при нагружениях различного
вида. Существенную сложность задач фундаментостроения составляет то, что
они, как правило, не являются одномерными, т.е. грунтовое основание нахо-
дится в сложном напряженном состоянии.
Расчет напряженно-деформированного состояния оснований изначально
основывался на применении решений теории упругости для полупространства,
после того как Н.М. Герсеванов на основе анализа результатов компрессион-
ных испытаний сформулировал принцип линейной деформируемости. Эти ме-
тоды и по настоящее время являются основой для упрощенных инженерных
методов расчета оснований.
При рассмотрении результатов многочисленных испытаний образцов
грунтов при разных видах напряженного состояния, а также наблюдений за
876
построенными сооружениями, можно отметить некоторые их общие законо-
мерности:
• при гидростатическом нагружении деформация грунта характеризуется
накоплением как обратимых, так и необратимых составляющих, причем
зависимость обратимых и необратимых деформаций от величины дейст-
вующего давления имеет нелинейный характер;
• обжатие грунтов приводит к увеличению сопротивления сдвигу;
• деформируемость и прочность грунтов зависят как от величины гидроста-
тического давления и интенсивности касательных напряжений, так и от
вида напряженного состояния;
• при приложении касательных напряжений может иметь место как умень-
шение, так и увеличение объема грунта;
• деформации развиваются во времени, что особенно характерно для влаж-
ных и водонасыщенных грунтов.
Грунты являются дисперсными образованиями, состоящими из отдельных
частиц. Однако учет дискретности, за исключением отдельных попыток, в рас-
четной практике не нашел реального применения. Исходя из вышесказанного,
в общем случае математическая модель грунта строится на основе понятий,
развитых в механике сплошной среды, т.е. является феноменологической.
Учитывая приведенные выше особенности поведения грунтов, математи-
ческие модели грунта должны отражать упругое и пластическое поведение
материала, т.е. основываться на положениях теорий упругости и пластичности.
Для учета временных эффектов в ряде случаев следует дополнительно учиты-
вать присутствие разных фаз (твердой, жидкой и газообразной) с прогнозом
изменения соотношения их во времени. Понятие сплошной среды в данном
случае распространяется и на двух-, и на трехкомпонентные среды, при этом
все фазы грунта предполагаются непрерывно распределенными по всему объ-
ему, находящимися во взаимодействии друг с другом. И, наконец, при учете
временных факторов модели должны предусматривать, что деформации во
времени могут развиваться и для однофазных (точнее, квазиоднофазных) сред,
рассматриваемых в реологии.
Максимальный учет закономерностей деформируемости грунтов в расче-
тах оснований является наиболее актуальной проблемой в современной нели-
нейной геомеханике. Интерпретация результатов лабораторных исследований
и построение моделей грунта выполняются на основании положений нелиней-
ной теории упругости, деформационной теории пластичности либо теории
пластического течения.
В механике грунтов традиционно хорошо разработаны две основные мо-
дели - линейно деформируемой среды и среды предельного равновесия. В на-
стоящем разделе будут кратко изложены сведения только по некоторым нели-
нейным моделям, предполагающие численную реализацию при статических
нагрузках
Для описания пластического поведения грутпов необходимы минимальные
сведения о теории пластичности. Классические теории пластичности (деформа-
ционная и пластического течения), развитые в начале XX столетия, прежде все-
го, применительно к металлам, и подтвержденные в опытах со стержневыми и
трубчатыми образцами, опираются на некоторые фундаментальные положения.
Таковыми являются разделение деформаций на деформации изменения объема
877
и формы, развитие пластических деформаций только вследствие действия каса-
тельных напряжений, несжимаемость материала при течении и т.п.
Применительно к механике грунтов основополагающими в теории пла-
стичности были работы Прандтля, рассмотревшего задачу вдавливания в по-
лупространство штампа. Им была показана важность учета стеснения пласти-
ческих деформаций зонами, в которых грунт работает упруго, и фактически
был заложен подход к учел’ упругопластических деформаций для смешанной
задачи. В дальнейшем, в 40...50-х гг. XX в., в теориях пластичности стали учи-
тывать упрочнение, а также развитие дилатансии и контракции.
В основе теории пластичности лежит понятие критериев текучести. Эти
критерии должны быть инвариантны для любого напряженного состояния и,
следовательно, выражаться через инвариантные значения напряжений (глав-
ные напряжения, инварианты напряжений). В связи с этим выражение для
критериев текучести записывается в виде
Г(оь о2, оз) = 0. (18.1)
С математической точки зрения это выражение представляет собой урав-
нение поверхности, построенной в пространстве главных напряжений. Грани
поверхности представляют собой поверхности текучести, грунт внутри фигур
находится в устойчивом (упругом) состоянии. Уравнения этих поверхностей,
отражающие имя автора критерия текучести и записанные в компонентах
главных напряжений и других инвариантных величинах, для трехмерного слу-
чая выглядят следующим образом.
Условие Кулона
|о, -oj = (о; -)sinср+2с-coscp. (18.2)
Условие Треска (выражающее условие Кулона для среды, не обладающей
трением при <р = 0)
|о,-оу| = 2с. (18.3)
Условие Мизеса
тОкт = Ст, (18.4)
где Ст - некоторая постоянная величина.
Условие Боткина (называемое также критерием Мизеса-Шлейхера)
^окт С., аОокт 0, (18.5)
где Со и ос - некоторые константы.
Здесь и далее для сокращения объема записи формулы приводятся в ин-
дексной форме, где индексы /, / принимают значения 1, 2, 3.
На рис. 18.1 изображены четыре известные пространственные фигуры -
пирамида Кулона, призма Треска, цилиндр Мизеса и конус Боткина, построен-
ные в пространстве главных напряжений и симметричные относительно гид-
ростатической оси. На рисунке показано также пересечение фигур октаэдриче-
ской плоскостью. Напомним, что гидростатической называется ось, равноот-
стоящая от осей главных напряжений и проходящая через их начало.
Плоскость, нормальная к гидростатической оси и проходящая через начало
координат, носит название девиаторной. Плоскость, параллельная девиатор-
ной, называется октаэдрической.
878
Заметим, что все перечислен-
ные выше критерии тскх чссти опе-
рируют разностями главных напря-
жений. Эти разности являются ли-
нейными (критерии Кулона и Трес-
ка) либо квадратичными (критерии
Мизеса и Боткина). При этом токт, как
известно, выражается через квадра-
ты разностей главных напряжений.
Смысл использования разности на-
пряжений в качестве основы для
критериев текучести объясняется
тем, что состояние материала (упру-
гое или в стадии текучести) опреде-
ляется степенью приближения дейст-
вующих напряжений к предельным.
В настоящее время в расчетной
Рис. 18.1. Пространственные фигуры,
построенные в пространстве главных
напряжений по выражениям (18.2). ..(18.5):
1 - Треска; 2 - Мизеса; 3 - Кулона; 4 - Боткина
практике механики грунтов широко используются модели идеальной и упроч-
няющейся упругопластической среды. Все рассмотренные выше критерии могут
быть положены в основу реализуемых пластических и у пругопластических мо-
делей. Требуемые для конкретизации расчетов константы устанавливаются из
опытов. Такой путь является наиболее распространенным. Однако возможно и
первичное опытное установление напряжений, при которых наступает состоя-
ние текучести, после чего предлагается преобразование существующего крите-
рия или устанавливается новый критерий. При этом в опытах могут вводиться
некоторые упрощения, например пренебрежение влиянием вида напряженного
состояния, определяемым параметром Лоде, предположение об условиях подо-
бия напряженного и деформированного состояний в лаборатории и в поле и т.п.
Ниже кратко описываются некоторые используемые в механике грунтов
модели.
18.2.1. Модели, основанные на деформационной теории
пластичности
Нелинейная модель, предусматривающая простое нагружение
Эта модель применяется при отсутствии разгрузки и реализуется при ма-
лых значениях деформаций. Фактически она построена на основе нелинейной
теории упругости. Тензор деформаций представляется в виде суммы тензора
упругих и тензора пластических деформаций, а тензор напряжений подобен
тензору деформаций. Это означает, что справедливо выражение
А=хПо, (18.6)
т.е. девиатор деформаций пропорционален девиатору напряжений. Коэффици-
ент пропорциональности %, называемый модулем тастичности, является не-
которой функцией инвариантов напряжений. Если деформации включают в
себя упругую и пластическую части, то модуль пластичности вычисляется
следующим образом:
% =1/2С + у,/2т,. (18.7)
879
Последнюю часть выражения иногда обозначают символом 1 = у,72т,-. Ве-
личина 1, таким образом, характеризует пластическую часть деформаций.
Определяющее соотношение для этой модели имеет вид
8у = kcfyj + 0,5/Dy. (18.8)
Здесь к - модуль объемного сжатия: о — среднее давление; 5,у - символ
Кронекера.
Модуль пластичности % является аналогом модуля сдвига G, так как
<^=XV (18.9)
Описанная модель, называемая иногда моделью Генки, не учитывает
историю нагружения и упрочнения материала и имеет ограниченное при-
менение.
Модель идеальной упругопластической среды (Рейсса-Прандтля)
Сущность модели вытекает из кусочно-линейной диаграммы зависимости
интенсивности деформаций сдвига от интенсивности касательных напряжений
(рис. 18.2). На первичном участке деформации пропорциональны напряжени-
ям, а после достижения напряжением пре-
Т1 дела текучести г, сдвиговые деформации
/----------------- развиваются неограниченно.
/ Общие деформации складываются из
/ У тензоров упругих и тензоров пластических
частей:
Рис. 18.2. Идеальная упругоплас- 8у = 8® + 8,у.
тическая среда Рейсса - Прандтля
Определяющие соотношения для этой
модели следующие.
На линейном участке уравнения подчиняются обобщенному закону Гука:
= l/E[(l + v)o, -ос,,5,] (i,j,k = 1,2,3). (18.10)
Здесь повторяющийся подстрочный индекс «кк» означает суммирование,
Т.6. Окк = <311 + °22 + о33.
Пластические деформации определяются из выражения
=(1 + ф)/0{оу-5^о0[((р + Зо)/(1 + о)]/(1 + (р)). (18.11)
Здесь <р - некоторая функция напряжений (функция Генки), определяемая
экспериментально. При <р = 0 выражение (18.11) переходит в (18.10).
Пластическое изменение объема принимается равным нулю, т.е. 0 = +
+ £ + £z = бу£у = 0. В пластическом состоянии условия течения часто прини-
мают по закону Мизеса о = о1, где о1 представляет собой предел текучести, в
качестве которого выступают напряжения ts.
При разгрузке деформации рассматриваются как упругие с модулем, рав-
ным упругому модулю при нагружении. Это обстоятельство является источ-
ником существенных ошибок при учете устройства котлованов. Кроме того,
модель не учитывает истории загружения. Достоинством модели является то,
что разделение деформаций на упругую и пластическую составляющие позво-
ляет моделировать и активное, и пассивное нагружения.
880
18.2.2. Модели, основанные на теории пластического течения
Теория пластического течения рассматривает приращения деформаций
как сумму приращений упругих и пластических деформаций. Эти деформации
отмечаются надстрочными индексами (е) - упругие и (р) - пластические. Та-
ким образом, приращение сдвиговых деформаций равно dy, = dyf+dyp, а при-
ращение объемных деформаций равно de„, = dsm +depm. Ввиду допускаемого
подобия напряженного и изменения деформированного состояния
Dp =d'KDc. (18.12)
Здесь 1, так же как и в выражениях, приведенных выше, характеризует
пластическую часть деформаций и является некоторой функцией напряже-
ний.
Приращения пластических деформаций могут быть определены через так
называемый потенциал пластичности f из выражения
dyp =d7.cflcp (18.13)
Приведенное выражение носит название ассоциированного закона пласти-
ческого течения, т.е. перпендикулярности вектора приращений пластических
деформаций к поверхности нагружения. Скалярный множитель Л, и потенциал
пластичности У определяются экспериментально.
Модель упрочняющейся среды
Существенным развитием нелинейных моделей является конкретизация
учета работы грунта в допредельной стадии. Графические построения такого
рода принято выполнять в координатах интенсивности касательных напряже-
ний и среднего давления. Заметим, что пространство главных напряжений не
дает указаний относительно касательных напряжений.
В связи с этим построение графиков часто ведут в плоскости, рассекаю-
щей какую-либо из рассмотренных пространственных фигур (например, кону-
сы Кулона, Мизеса) в направлении, перпендикулярном к девиаторной плоско-
сти, и проходящей через гидростатическую ось. Рассматривается проекция на
эту плоскость следа от ее пересечения с поверхностью конуса, при этом гори-
зонтальной осью абсцисс будет являться гидростатическая ось. Особенности
«шатровой» и других моделей грунта далее будут рассмотрены в этих коорди-
натах.
На рис. 18.3 показан след поверхно-
сти нагружения на плоскости q - р для
шатровой модели, известной под назва-
нием Cam-Clay. В осях q — р предельная
линия представляется уравнением q=Mp.
Предполагается, что изотропная компрес-
сия под давлением р образует область
упругой работы грунта ОАВ. Поверхность
нагружения АВ является поверхностью
пластического потенциала, для которой
справедлив ассоциированный закон те-
чения. Активное нагружение грунта при-
водит к накоплению пластических дефор-
Рис. 18.3. Графическое изображение
модели Cam-Clay в осях инвариантов
тензора напряжений
881
маций и расширению поверхности нагружения. Для определения функции, опи-
сывающей поверхность нагружения, предполагается, что работа на приращени-
ях пластических деформаций равна:
сМ = pyld^p+(Mdyp)2.
В результате авторами модели получена эллиптическая поверхность на-
гружения, большая ось которой совпадает с гидростатической осью, а малая
ось заканчивается на предельной поверхности.
На рис. 18.4 в качестве примера показаны зависимости для других воз-
можных моделей (Танака, Ю.К. Зарецкого).
Рис. 18.4. Графическое изображение модели Танака и Ю.К. Зарецкого
Как видно из рис. 18.4, форма поверхностей нагружения в моделях может
быть самой различной. В некоторых моделях области упругого поведения
грунта могут отрываться от начала координат, менять форму и размеры, вы-
рождаясь в точку при приближении к предельной прямой. Вместе с тем опыты
показывают, что допущения теории пластического течения о соосности тензо-
ров напряжений и приращений пластических деформаций в целом удовлетво-
ряются при любом напряженном состоянии грунта.
18.2.3. Модели, рассматривающие деформирование грунтов
во времени
Фильтрационная консолидация
В соответствии с принципом Терцаги в водонасыщенных грунтах тоталь-
ные напряжения Оу равны сумме напряжений в скелете грунта о™ и в поровой
воде
Оу = + 8y/?w, (18.14)
где 8„ - символ Кронекера; 8У = 1 при / = J, 8у = 0 при / j.
Уравнение равновесия записывается в следующем виде:
<^+ЬуР^=Е^ (18.15)
где Fyi - объемные силы, определяемые собственным весом грунта.
Вторая группа уравнений определяется условием неразрывности потока:
(kyhApw,j +1кР^ = ии, (18.16)
где ку - составляющие тензора водопроницаемости грунта; pw - плотность поровой
воды; и, - перемещения точек в массиве грунта.
882
С учетом сжимаемости поровой воды выражение (18.16) записывается в
следующем виде:
(кц/чАР^ +У^)),> =utJ+{nlK)pw, (18.17)
где и - пористость грунта: К - модуль объемной сжимаемости поровой воды.
Ползучесть скелета
Многие исследования показывают, что ряд явлений, проявляющихся в
процессе деформирования грунта во времени, не всегда описывается классиче-
скими уравнениями теории фильтрационной консолидации, причем отличия
тем выше, чем больше содержание глинистых частиц в грунте и чем ниже по-
казатель текучести.
Простейший прием, с помощью которого можно приближенно оценить
влияние фильтрационных и вязких свойств глинистого грунта на процесс де-
формирования в зависимости от содержания глинистых частиц и консистен-
ции грунта, предложен Н.Н. Масловым. Он экспериментально показал, что
соотношение времени Т полной консолидации двух слоев грунта разной мощ-
ности h может быть определено из выражения
7]/72 = (Ш)”>
где п - показатель степени, величина которого находится в пределах от нуля до двух.
При и = 0 грунт обладает только вязким сопротивлением деформирова-
нию, при и = 2 — только фильтрационным, при промежуточных значениях про-
исходит одновременное протекание процессов фильтрационной консолидации
и ползу чести скелета грунта.
Для описания ползучести грунтов широкое распространение получила
дифференциальная форма записи уравнений, которая изображается сочетани-
ем механических элементов, имитирующих упругие, вязкие и пластические
свойства среды.
Более общим случаем является интегральная форма записи уравнений, ко-
торая рассматривается в теориях наследственной ползучести, теории старения.
18.3. Основные понятия и соотношения в МКЭ
В отличие от классических аналитических решений механики сплошной
среды, полученных в результате интегрирования дифференциальных уравне-
ний, когда неизвестные устанавливаются в любой точке пространства, в МКЭ
искомая функция определяется в отдельных узлах, являющихся вершинами
элементов, на которые разбивается расчетная область. Эти элементы называ-
ются конечными (КЭ).
Форма КЭ зависит от мерности задачи. Элементы бывают линейными,
плоскими или объемными, при этом все элементы могут иметь разное количе-
ство узлов, а плоскостные и объемные элементы - также и граней. В результате
дискретизации сплошного тела вся расчетная область представляется набором
КЭ, взаимодействующих в узловых точках При этом особенности работы типо-
вых КЭ считаются известными. Это позволяет решать задачи НДС при удовле-
творении условий равновесия, совместности деформаций и условий на контуре.
Задачи исследования НДС при действии нагрузок от возводимых соору-
жений на трехмерный грунтовый массив являются статически неопределимы-
883
ми. Решение таких задач возможно разными методами, однако в геотехнике
предпочтителен метод перемещений, наиболее легко поддающийся алгорит-
мизации, что является основным в численных методах. При таком подходе
сначала устанавливается деформированное состояние системы, а затем вычис-
ляются напряжения.
Узловые точки в рассматриваемой области могут располагаться произ-
вольно. Размеры конечных элементов определяются требованиями к точности
решаемой задачи, при очень малых размерах элементов точность численного
решения будет максимальной, в пределе соответствуя строгому аналитическо-
му решению.
В ранних версиях программ, реализующих МКЭ, перемещения устанавли-
вались в узлах, а среднеарифметические значения напряжений вычислялись в
центрах элементов. В современных вычислительных комплексах напряжения
определяются в нескольких специальных точках внутри элемента (точках Га-
усса), что повышает точность расчетов.
Соотношения в линейной постановке
При использовании метода перемещений в матричной форме уравнение
равновесия системы конечных элементов в условиях статической задачи тео-
рии упругости, когда силами инерции можно пренебречь, записывается сле-
дующим образом:
{5С}= [Кс]1^}, (18.18)
где {8С} — вектор узловых перемещений; [Л'с] 1 - обратная матрица по отношению к
матрице [А'с] жесткости системы (как совокупности матриц жесткостей конечных эле-
ментов); {Fc} - вектор узловых сил, статически эквивалентный всем приложенным
нагрузкам.
Матричное уравнение (18.18) представляет собой систему линейных урав-
нений в количестве in, где i - мерность задачи, п - число узлов. Решая это
уравнение, получают значения перемещений для каждого узла, а затем по ним
деформации и напряжения в элементах.
Для анализа последовательности расчета МКЭ какой-либо геотехнической
задачи удобно рассмотреть часто встречающийся случай плоской деформации,
характерный для работы основания ленточных фундаментов, дорожных кон-
струкций, дамб и ограждений котлованов. Построение решений для простран-
ственных случаев в МКЭ аналогично, и изменения будут касаться только ран-
га матриц ввиду присутствия третьей компоненты узловых перемещений.
Рис. 18.5. Определение узловых
перемещений конечного элемента
Для простоты рассмотрим последова-
тельность решения плоской статической
задачи в упругой постановке. В этом случае
перемещения точек деформируемой обла-
сти будут выражаться функциями и(х, у) и
v(x, у), представляющими собой некоторые
криволинейные поверхности. Простейшие
конечные элементы представляют собой тре-
угольники, набором которых аппроксими-
руются поверхности и и v. Треугольный
элемент с координатами узлов i,j, к показан
на рис. 18.5.
884
Перемещения точек области и и v следует аппроксимировать какими-либо
функциями. Соображения в отношении вида этих функций могут быть сле-
дующими.
Число членов в аппроксимирующих функциях и и v должно быть равно
числу степеней свободы узлов. Так как таких степеней у каждого узла 2, то
общее число членов в функциях и и v должно быть равно 6.
Деформации в пределах элементов, исходя прежде всего из соображений
простоты, должны быть постоянными. Если в расчетной области имеются зо-
ны со значительными ожидаемыми градиентами деформаций, то разбивка в
этой области может включать несколько или вообще много элементов, в пре-
делах каждого из которых деформации постоянны.
Относительные деформации {в} представляют собой первые производные
от перемещений. Следовательно, функции и и v должны включать в себя чле-
ны с координатами х и у, при этом, ввиду отмеченного выше постоянства {в} в
пределах КЭ, unv должны содержать члены с координатами х и у в первой
степени.
Так как в каком-либо узле КЭ в принципе может располагаться начало ко-
ординат, т.е. точки со значениями х = 0. либо у = 0, то функции и и v должны
также включать в себя константы.
Перечисленным требованиям удовлетворяют полиномы вида
и = а, +а7х + а,у,
(18.19)
v = а4 + а5х + а6у.
Здесь коэффициенты ai...a6 представляют собой некоторые константы.
Проверим правильность выбора аппроксимирующих функций. Например,
относительные деформации в пределах элемента по направлению оси х
вх = ftz/& = <3(a1 + a2x+a3y)/Sr = a2,
т.е. постоянны.
Аналогично определяются относительные деформации ву и у^,. В матрич-
ной форме вектор относительных деформаций представляется в виде
{в} = [В1{5}. (18.20)
где [В] представляет собой так называемую матрицу производных функций формы.
Для определения напряжений в элементе в соответствии с законом Гука
{о} = [D] |Я|{<5}, (18.21)
где [Л] - матрица деформационных характеристик элемента.
Как уже отмечалось, МКЭ предполагает, что силовые воздействия между
элементами осуществляются только в узлах. Для вывода зависимости узловых
сил от узловых перемещений используются энергетические принципы, напри-
мер принцип виртуальных перемещений, согласно которому работа узловых
сил на бесконечно малых перемещениях равна работе внутренних напряже-
ний. Для одного элемента
{F} = [К]{5}, (18.22)
где {/' } - вектор узловых сил; [А] представляет собой матрицу жесткости элемента
(МЖЭ), которая зависит от его размеров и связи напряжений в элементе с его дефор-
мациями.
885
Для всей области МЖЭ объединяются в матрицу жесткости системы
(МЖС) - [А'с]. В окончательном виде
{Fc} = [Ас] {5с}, (18.23)
где подстрочные индексы (с) означают значения векторов и матриц для всей системы.
Неизвестными параметрами являются перемещения, в связи с чем в каж-
дом узле предполагаются известными две компоненты узловых сил. Вектор
узловых сил формируется из заданных сосредоточенных нагрузок. Распреде-
ленные нагрузки по контуру сводятся к узловым силам.
Матричное уравнение (18.23) для плоской задачи представляет собой систе-
му линейных уравнений в количестве 2и, где и - число узлов. Решая это уравне-
ние, получают значения перемещений для каждого узла (по координатам х и у), а
затем по выражениям (18.20) и (18.21) - деформации и напряжения в элементах
При решении трехмерных задач обычно используются пространственные
тетраэдральные или гексагональные элементы. Уравнение равновесия системы
(18.23) не изменяется, однако матрицы имеют более высокий ранг ввиду появ-
ления третьей компоненты узловых перемещений.
Реализация физически нелинейных задач
Численная реализация упругопластических, нелинейно упругих и упроч-
няющихся моделей связана с существенной физической нелинейностью, по-
скольку при малых нагрузках необратимые деформации грунта значительно
преобладают над обратимыми. Для решения фи-
зически нелинейных задач значительную попу-
лярность приобрел так называемый метод «на-
чальных напряжений», сущность которого состо-
ит в следутощем. Пусть график зависимости
напряжений и деформаций имеет некоторое кри-
волинейное очертание (рис. 18.6). В результате
линейно упругого решения могут быть определе-
ны «упругие» напряжения ое, значения которых
отличаются от реальных («теоретических») на-
пряжений от, которые имела бы среда при рассчи-
танном уровне деформаций. Разница между «уп-
ругими» и «теоретическими» напряжениями рас-
сматривается как невязка и прикладывается к
системе конечных элементов в виде дополнитель-
ных узловых сил. В результате повторного упру-
гого решения с новым вектором узловых сил «уп-
ругие» напряжения окажутся ближе к «теоретиче-
ским». Новая невязка добавляется к системе
конечноэлементных уравнений, и итерационная
процедура продолжается до тех пор, пока разница между «упругими» и «тео-
ретическими» напряжениями не будет превышать заданной точности. Величи-
на «теоретических» напряжений определяется моделью грунта.
Фильтрация воды в грунтах
В большинстве случаев фильтрационных расчетов рассматривается уста-
новившаяся фильтрация. Для установившегося движения воды в грунтах сира-
Рис. 18.6. Реализация физи-
чески нелинейных моделей
методом начальных напря-
жений
886
ведливо уравнение Бернулли
— + у + = const, (18.24)
Yw 2g
где р - давление в поровой воде; уи - удельный вес воды; у - геометрическая высота
над плоскостью сравнения; v - скорость движения жидкости; g - ускорение свободно-
го падения.
Отношение p!yw называется пьезометрической высотой, v2/2g - скорост-
ным напором. В глинах, суглинках, супесях, песках и мелкотрещиноватой ска-
ле движение воды имеет ламинарный характер с малыми скоростями, поэтому’
обычно последним слагаемым пренебрегают. Величина />/yw + у называется
пьезометрическим напором, или просто напором.
Определяющая система уравнений МКЭ установившейся фильтрации
имеет вид:
[Кс]{Я} = 0, (18.25)
где [Л'с] = Х[АЭ] - матрица жесткости системы; {Н} - вектор узловых напоров;
[Л ] = А[В]г[Кф][В] - матрица жесткости элемента, [В] - матрица производных функ-
ций формы.
о
77-777-777-777-777-777-777-777-777-777-777-777^77-^
Фильтрация воды в основании является безнапорной, так как имеет место
свободная поверхность фильтрационного потока (депрессионная кривая).
В задаче о фильтрации через массив грунта граничными услови-
ями будут следующие (рис. 18.7):
1. На участке АВ, находящемся за пределами зоны влияния осушения на-
пор соответствует существующему
природному уровню грунтовых вод
Н = НЪ = const;
2. На участке CD напор соот-
ветствует отметке дна котлована Н=
= Ни = const;
3. На водонепроницаемой гра-
нице с водоупором GF и на кривой
депрессии BE имеет место условие
, ЗН , , сН , п Рис. 18.7. Граничные условия в задаче о без-
kr-—-L +k,,-^—-L = 0. (18.26) ~ ,
дх у ду у напорной фильтрации при водопонижении в
котловане
Положение кривой депрессии в
рассматриваемых задачах априори неизвестно, и ее определение является од-
ной из основных задач фильтрационного расчета.
Конечноэлементное решение задачи о безнапорной фильтрации воды че-
рез грунт может быть решено итерационным методом с проверкой на каждом
шаге итераций условия
Нс < Ус,
где Нс — напор в центре элемента; ус - вертикальная координата центра элемента.
Если в центре элемента вычисленный напор превышает вертикальную ко-
ординату элемента Нс > ус, т.е. элемент должен находиться выше кривой де-
прессии, то элемент можно исключить из расчетной сети элементов и откор-
ректировать на данном цикле итераций координаты у, ближайших к кривой
887
депрессии узлов в соответствии с условием Нс=ус. Можно также задать этим
элементам фиктивное свойство непроницаемости введением малого коэффи-
циента фильтрации к0, например в 100 раз меньше, чем самый малый коэффи-
циент фильтрации грунтов рассматриваемой задачи.
Фильтрационная консолидация
Полная система уравнений задачи фильтрационной консолидации вклю-
чает в себя уравнение равновесия и уравнение неразрывности потоков:
^]{и(С,)} + Г1{Ж)} = {Ж)}
At (18.27)
К' I7 {и {tn)} -^-[Kf 1 {р(С,)} = IСI7 {и (tn_.)} + ^-[Kf ] {р(ф !)}
Неизвестными являются узловые перемещения и и поровые давления р.
Если в задаче учитывается сжимаемость поровой жидкости, то изменение объ-
емной деформации определяется оттоком воды из элемента и объемной де-
формацией жидкости:
at at Kw at
В результате уравнение неразрывности потоков в системе уравнений
(18.27) примет вид:
КТ {м^)}ы_^[^]_^-[£] {№)} =
w J (18.28)
\ ^-w J
где п - пористость грунта; К„ — коэффициент объемной сжимаемости поровой воды;
[А?] = [/:>|z|D1 [В]А - матрица жесткости системы; [С] = [B]r{g}[.V]A - стыковочная мат-
рица; [£] = (w/K^pvft.VJA - матрица сжимаемости поровой воды; | А/| - матрица
фильтрационных свойств грунта.
Ползучесть грунта
Построение системы конечноэлементных уравнений задач теории ползу-
чести удобнее получать для моделей, описываемых дифференциальными со-
отношениями. Численное решение задач теории ползучести при интегральной
форме записи реологических уравнений сопряжено с определенными машин-
ными трудностями, поскольку для этого необходимо хранить информацию о
напряженно-деформированном состоянии среды от каждого шага нагружения
или приращения нагрузки. При этом от каждого приращения нагрузки решает-
ся отдельная задача и затем по принципу’ суперпозиции решения складываются.
Пусть реакция среды на девиаторное и гидростатическое нагружение опи-
сывается стандартной реологической моделью (рис. 18.8). Дифференциальное
уравнение модели имеет вид:
б/е„
й, +eD^- = IG^ + 2^,% (18.29)
J at at
оо+е0^- = з^80+з^.е0^ (18.30)
at at
888
где о,-, - тензор-девиатор напряжений; с,, - тензор-девиатор деформаций; с0 - шаровой
(гидростатический) тензор напряжений; еп - шаровой тензор деформаций; 0О - со-
ответственно время релаксации для девиатора и гидростатического тензора; Ку, Кх -
мгновенный и равновесный объемные модули; Gy, Gm - мгновенный и равновесный
модули сдвига.
Выражения (18.29), (18.30) являются дифференциальной записью соотно-
шений линейной теории наследственной ползучести с экспоненциальным ядром
ползучести. Параметры реологических уравнений связаны с параметрами меха-
нической модели, изображенной на рис. 18.8, следующими соотношениями:
Рис. 18.8. Реакция среды на девиаторную и гидростатическую
компоненты тензора напряжений
Выполним вывод выражения для определения гидростатических напряже-
ний на текущий момент времени. Заменим производную по времени в выра-
жении (18.29) конечно-разностным аналогом первого порядка:
^ofa)+^o(C,-i)
2
^о(С,)~^о(С,-1)
= зкх
Ео(С;) + £о(С;-1) , 'll' а Ео(С;) Ео(Сг-1)
-------2-------+ ЗК’в°---------А/-------
(18.31)
Здесь o(j(Z„) и о()(/„-J - соответственно гидростатические напряжения на по-
следующий и предыдущий дискретный моменты времени; £(>(/„) и £<,(/„ |) - сред-
ние объемные деформации на последующий и предыдущий моменты времени.
Выполнив ряд несложных преобразований, получим выражение для опре-
деления объемной компоненты напряжений на текущий момент времени в виде;
зк№ ! з^е0 зкх зкуе0 i _
=£o(G)^-.—n^ + £o(C,-i)^-j—---------QX-1) ? a (18-32)
_L+£o_ _L+£o_ * । ep
2 Д/ 2 At 2 At
По аналогии с выражением (18.32) можно получить выражение для девиа-
торных компонент тензора напряжений.
Введя обозначения:
-З^Дг + б^А. А _3KxAi-6Ку% _дг-26о
Е”“ Af + 260 ’ Еи“1- Af + 260 ’ Д/ + 26о’
соотношение (18.32) запишем в более компактной форме:
МО =4„£о(С,) + Л,-1£о(С,-1) -Л^о(С,-1)- (18.33)
889
По аналогии можно получить выражение для девиаторных компонент тен-
зора напряжений.
Просуммировав дсвиаторную и шаровую части тензора напряжений, по-
лучим выражение для полного тензора:
= + = -еуК)+АЕп •е0(/„)1 +
(18.34)
-SoCC^)]-^ -с>о(С,-1)+Аэ •o?z(r„_i)].
Тогда окончательная система конечноэлементных уравнений будет иметь
вид:
[Bf [DJ [В] {§(/„)} А = {F(t„)} - [Bf [£)„ j]{e(^ j} А + [Bf [Н]{о(ф д)A. (18.35)
где [£>„]; [F] - матрицы, включающие реологические свойства грунта и пара-
метр шага по времени.
Совместное решение задач фильтрационной консолидации
и ползучести
Рассматривая поровое давление как нейтральное, не вызывающее расши-
рения грунта, конечноэлементную систему’ уравнений теории фильтрационной
консолидации с учетом ползучести скелета грунта можно получить объедине-
нием систем уравнений (18.27) и (18.35):
'[Bf[AJ[B]f/(/J}A+[C]{p(/J) = {Faj}-[Bf[DK_1]{8(ZK_1)}A+[B]T[H]{oaK_1)}A
[С]т М)}~уВДв( Jj = [Cf {^)}+уВД{Ж-1)}-
(18.36)
Геометрически нелинейные задачи
Предельно допустимые значения осадок сооружений при расчетах основа-
ний, как правило, невелики (порядка 10... 15 см), поэтому методы расчета оса-
док фундаментов в геомеханике основаны на использовании соотношений
Коши для бесконечно малых деформаций, а геометрическая нелинейность не
нашла отражения в геотехнических расчетах.
Большие деформации и смещения грунта в локальных областях, приводя-
щие к общему изменению напряженно-деформированного состояния, возни-
кают при выполнении ряда геотехнических работ, таких как разработка грунта,
погружение свай, прокладка микротоннелей и т.п.
Любое движение деформируемой среды может быть представлено как
сумма движений: деформационное и жесткое движение, включающее поворот
и параллельный перенос. Для разделения движения среды на деформационное
и жесткое вводится подвижная система координат, с которой связывается на-
блюдатель и движение которой представляет собой движение рассматриваемо-
го объема. При этом в качестве тензорных мер скорости изменения напряженно-
го и деформированного состояния вводятся объективные меры, исключающие
жесткое движение, в связи с чем при построении определяющих соотношений
большую популярность получили так называемые коротационные производ-
ные тензоров, определяюшие скорость изменения тензора относительно под-
вижной системы координат. Запись соотношений в скоростной форме удобна
890
для решения задач теории пластического течения, в соответствии с которой
приращение деформаций рассматривается как сумма приращений упругой и
пластической деформаций.
В качестве меры изменения напряженного состояния обычно принимается
скорость изменения тензора напряжений Коши о, компоненты которого о,у в
декартовом ортонормированном базисе представляют собой составляющие
вектора напряжений, действующего на площадку с нормалью к по направле-
нию kj. В литературе тензор напряжений Коши называют тензором «истин-
ных» напряжений. В качестве меры изменения деформированного состояния
принимается тензор скорости деформаций D, компоненты которого определя-
ются из выражения
П +
где Vt — скорость перемещений относительно неподвижной системы координат; х, -
тещ щие координаты рассматриваемой частицы относительно неподвижной системы
координат.
Система уравнений равновесия в МКЭ может быть записана в виде
{F} = [Bf{o}F (18.37)
или в скоростной форме
{F} = |B]7{d}f + ([Bff)’{o}. (18.38)
В задачах упругопластичности время в явном виде не фигурирует и под
понятием «скорость» подразумевается «приращение».
Второе слагаемое в правой части выражения (18.38) представляет собой
приращение усилия за счет изменения геометрии рассматриваемой области.
В соответствии с представлениями о разложении движения на деформаци-
онное и жесткое введем некоторую подвижную систему координат и выразим
скорость изменения напряжений б относительно неподвижной системы коор-
динат в виде суммы:
{6} = {с}' +[№}, (18.39)
где {cf = [С]{2?} = [C][B]{v} - скорость изменения компонент тензора напряжений
относительно подвижной системы координат; [(?] - матрица, определяющая скорость
изменения напряжений для наблюдателя, движущегося вместе с подвижной системой
координат, а форма записи этой матрицы зависит от выбора подвижной системы.
Тогда выражение (18.38) следует записать в виде:
{/'} = |Bf [С][В] {v}V + [Bf + ([Bf V)’ (о}. (18.40)
Вынося вправо несимметричную в общем случае часть системы уравне-
ний, получим следующее выражение:
[Bf [С] [В] {v}V = {В} - [Bf \Q] {<J}V - ([Bf V )* {о}. (18.41)
Выбрав в качестве подвижной системы координат декартову ортогональ-
ную систему координат, вращающуюся со скоростью тензора вихря W, компо-
ненты которого определяются из выражения
891
1 (SVj CV
yy_ _ —_ ____—
v 2^&; 6xj J’
получаем коротационную производную в смысле Яуманна и7. Матрица [(9] в
выражении (18.39) в этом случае для условий плоской деформации примет
следующий вид:
О
о
о
1
[01 = ^
о
-1
-2
-2
О
где W = qv] + c2v2 + c3v3 - bxiix — b2u2 - b3u3.
Термовлажностные задачи
Изучение процесса «промерзания - морозного пучения - оттаивания» тес-
но переплетается с изучением целого ряда смежных вопросов механики мерз-
лых гру нтов, прямо или косвенно относящихся к теплопроводности грунтов с
учетом фазовых переходов в спектре отрицательных температур для неста-
ционарного теплового режима, силам морозного пучения и деформированию
грунтов при оттаивании.
В общем случае для нестационарного теплового режима процессы про-
мерзания-оттаивания описываются уравнением теплопроводности
сТ . (д2Т д2Т д2т\
+ + \ + 4v, (18.42)
ot 8х су dz )
где Cth^) - удельная теплоемкость грунта (мерзлого или талого); р - плотность грунта.
Т - температура; t - время: - теплопроводность грунта (мерзлого или талого);
х, у, z - координаты; qv — мощность внутренних источников тепла.
Функция теплоемкости состоит из двух частей. Первая часть - объемная
теплоемкость грунта (талого или мерзлого) и вторая часть - скрытая теплота
фазовых переходов в спектре отрицательных температур, поглощенная или
отданная грунтом из-за изменений фазы грунтовой воды, представленная в виде
TW
CtKf)=Cth(n+L0^
где Z-o - теплота фазовых превращений вода-лед; Ww - влажность незамерзшей воды.
Общее содержание незамерзшей воды может быть выражено как
W =К W
w w рэ
где Л'р - влажность на границе раскатывания; Кк, - коэффициент содержания неза-
мерзшей воды в мерзлом грунте.
Тогда полное дифференциальное уравнение будет записано в следующем
виде:
( dW УдТ (д2Т д2Т д2т\
pjcft(n+£o—Н”- (1843)
of ) ot \дх ду dz J
Система конечноэлементных уравнений задачи теплопроводности имеет
следующий вид:
892
[СЛ + [wт + №} = 0, (18 44)
где [Q-/J - матрица теплоемкости грунта в мерзлом и талом состояниях; Т - вектор
узловых температур; t - время; [Ту - матрица теплопроводности грунта в мерзлом и
талом состояниях; {F^} - вектор правых частей разрешающей системы уравнений.
В результате решения системы уравнений (18.44) определяются значения
узловых температур, а также вычисляется суммарная влажность на каждый
момент времени.
Суммарная влажность в конечном элементе определяется из выражения
где приращение влажности ДГГ^ зависит от скорости промерзания V, при этом для раз-
личных грунтов авторами раздела были подобраны соответствующие аппроксими-
рующие функции.
Результаты решения используются при определении деформаций мороз-
ного пучения и оттаивания. Система конечноэлементных уравнений равнове-
сия имеет вид (18.23), где вектор правых частей разрешающих уравнений про-
цесса промерзания Ту для /-го конечного элемента вычисляется следующим
образом:
Ffi={F} + {Ffadd},
где {F} - вектор узловых сил от внешних нагрузок; {Ту аДг} - вектор сил морозного
пучения элемента.
Приращение относительных деформации морозного пучения на рассмат-
риваемый интервал времени определяется из выражения
где \|/ - коэффициент анизотропии морозного пучения; /я, lsy, lsz - направляющие коси-
нусы к ориентированном) направлению 5 температурного градиента.
Относительные деформации, перпендикулярные фронту промерзания
грунта от воздействия сил морозного пучения, в общем виде представлены
следу’ющей зависимостью:
= 0,09(wtot - ww)-^- +1,09 j qwfdt + гсг,
Pw 0
где Wtot - суммарная влажность грунта; pd - плотность сухого грунта; pw - плотность
воды; tc — время охлаждения грунта; qKf - интенсивность потока влаги к фронту про-
мерзания; гсг - относительные деформации за счет образования морозобойных трещин.
Первая часть формулы отражает относительную деформацию за счет уве-
личения объема грунта при замерзании воды, первоначально находящейся в
893
порах грунта. Вторая часть показывает величину относительной деформации
за счет увеличения его объема при замерзании воды, мигрирующей в промер-
зающую толщу грунтов. Третья часть показывает величину относительных
деформаций за счет образования морозобойных трещин в основании при про-
мерзании.
Относительные деформации параллельно фронту промерзания равны:
efhII = Vs/Л± •
Добавочные усилия {Ffadd} вектора правых частей разрешающих уравне-
ний процесса промерзания для z-го конечного элемента вычисляются следую-
щим образом:
{FfaM} = \ = (18.45)
v
Величина относительной деформации оттаивания мерзлых грунтов может
определяться двумя путями:
1. По результатам лабораторных исследований, согласно ГОСТ 19706-74.
В этом случае относительные деформации оттаивающих грунтов опреде-
ляются из выражения
&th -Afti + &ith э
где Ал - относительная деформация тепловой осадки оттаивания; 8йЛ - относительная
деформация грузовой осадки оттаивания,
&ith = mOth ’ Pi'i
motll - коэффициент сжимаемости оттаивающего грунта (МПа-1); pt - уплотняющее
вертикальное давление (МПа).
2. По зависимости, предложенной М.Ф. Киселевым, по физическим пока-
зателям промороженного грунта:
_Wtot-WP-KdIp
где W, - влажность на границе раскатывания; 1р - число пластичности; у„, -удельный
вес воды; уЛ. — удельный вес частиц грунта; Kd - коэффициент уплотняемости, завися-
щий от дисперсности глинистого грунта и уплотняющего давления при оттаивании.
Вектор правых частей разрешающих уравнений процесса оттаивания для
/-го конечного элемента вычисляется следующим образом:
Ffhi = {F} + {Ftl, аЛ1}.
Приращение относительных деформаций оттаивания промороженных
грунтов определяется из выражения
P-vcfe/
Еу -vdzth
d^-th
0 г
0
0
где v - коэффициент Пуассона.
894
{Fthadd} = \[B}\DA{dzth}dV = [B}T[D}{dzth}V. (18.46)
v
18.4. Общие рекомендации по подходу к решениям
геотехнических задач МКЭ
Как уже отмечалось, любая система уравнений МКЭ для деформируемой
среды в условиях статического (квазистатического) нагружения сводится к
линейной системе уравнений равновесия, удовлетворяющих граничным усло-
виям. Если среда многофазная и существует возможность изменения содержа-
ния фаз в среде, то дополнительно должно быть составлено уравнение нераз-
рывности, удовлетворяющее соответствующим начальным и граничным усло-
виям. Уравнения равновесия в МКЭ представляются через узловые силы, а
уравнения неразрывности - через узловые расходы.
Простейшим и наиболее очевидным методом решения нелинейных задач
(в том числе задач, в которых фактором нелинейности служит время) являет-
ся приращение силового или временного фактора достаточно малыми шага-
ми с корректировкой на очередном шаге свойств и геометрии среды как
функции достигнутого на предыдущем шаге решения напряженного и/или
деформированного состояния. Очевидно, что точность решения будет зави-
сеть от шага решения. В некоторых случаях (например, при решении задач
ползучести) рекомендуется уточнять параметры среды по достигнутому на
данном шаге состоянию среды. Такие методы решения получили название
методов переменной матрицы жесткости. Они не всегда экономичны с точки
зрения использования времени машинного счета, поскольку на каждом шаге
решения необходимо формирование и обращение новой матрицы жесткости
системы.
При решении задач, в которые входят производные неизвестных функций
по времени, наиболее эффективными по устойчивости и сходимости являются
решения, в которых производные функций по времени заменяются конечно-
разностными аналогами первого df/dt = (f(t„) - f(t.{))/'At или более высоких
порядков. В таких задачах на очередном шаге решения по известным началь-
ным значениям функции/(^л) (ЯС-г),-) на предыдущие моменты времени вы-
числяется значение функции на текущий момент времени f(t,^. При этом в
матрицу жесткости системы входит значение At. При постоянном шаге At мат-
рица жесткости всегда постоянная. Однако большинство аналитических зави-
симостей функции / от времени t имеет затухающий характер, поэтому удоб-
нее назначать некоторый параметр возрастания временного интервала At. При
этом на очередном шаге решения удается формировать и обращать только
часть МЖС, в которую входит At (например, в задаче фильтрационной консо-
лидации - матрица [А/]).
Решение нелинейных задач часто и наиболее эффективно выполняется
через правую часть системы уравнений, что дает возможность получать ре-
шения при постоянной матрице жесткости, хотя поступление на рынок бо-
лее мощных и доступных по цене вычислительных машин позволяет эффек-
тивно решать задачи и методом переменной МЖС, а также сочетанием пе-
ременной МЖС с корректировкой вектора правой части в пределах шага
нагружения.
895
Анализируя методы конечноэлементного решения нелинейных и неста-
ционарных задач, вектор правой части системы уравнений МКЭ можно пред-
ставить как сумму слагаемых:
= {Fe(tn_x}} + Ж О + +{AFT(r„)} +
+ {^(^i)} + {AFra„)} + {F/afi_1)} + {AF/.(rw)}, (1847)
где {Fe(tn_])} — вектор сил, обусловленный внешними силовыми факторами (внешней
нагрузкой) на предыдущем шаге решения; {AFc(/„)} - прирост нагрузки на текущем
шаге решения (временном шаге и/или шаге нагружения); {/•//„ ,)} — вектор сил от
массовых нагрузок; {Д/ф(/„)} - прирост вектора массовых сил; {Fp(t„1)} - фиктивный
вектор накопленных сил, определяемый нелинейной математической моделью среды и
включающий накопленные деформации (напряжения) в среде. Этот вектор определя-
ется законом накопления деформаций (пластических, вязкопластических, вязкоупру-
гих, нелинейно упругих и т.п.). Для его вычисления в МКЭ обычно используются так
называемые методы начальных напряжений или начальных деформаций; {AFp(r„)} -
прирост фиктивного вектора узловых сил; {Ff(t„ ,)} - дополнительные силовые факто-
ры, определяемые физическими условиями работы среды (температурные воздейст-
вия, фильтрационное давление, динамика [в квазистатических условиях нагружения],
усадка, набухание и т.д.); {Д/ф(/„)} - прирост дополнительных сил.
Аналогично через правую часть системы уравнений могут выполняться
задачи с учетом физической нелинейности изменения содержания фаз (на-
чальный градиент напора, переменный коэффициент фильтрации и т.п.) в виде
вектора фиктивных дополнительных расходов в уравнении неразрывности.
18.5. Примеры решения геотехнических задач МКЭ
18.5.1. Упругие задачи
В соответствии с требованиями современных норм давление по подошве
фундамента или подошве условного фундамента для свайного варианта огра-
ничивается расчетным сопротивлением грунта, представляющим собой давле-
ние, до которого связь нагрузки на фундамент с его осадкой является линей-
ной. Следовательно, в пределах расчетного сопротивления грунта для расчета
осадок можно пользоваться решением линейноупругих задач.
Пусть квадратный штамп размерами в плане 1,5 х 1,5 м расположен на по-
верхности грунта. Давление по подошве штампа равно 200 кПа, модуль де-
формации грунта - 10 МПа, коэффициент Пуассона - 0,27, удельный вес грун-
та- 19,9 кН/м3.
В современных нормах сжимаемая толща ограничивается глубиной, на ко-
торой дополнительное вертикальное напряжение по оси площадки нагружения
составляет 50% от природного вертикально давления. Для рассматриваемых
условий глубина сжимаемой толщи составит 2,67 м, расчетная осадка 2,1 см.
Если сжимаемую толщуг не ограничивать, то расчетная осадка стремится к ве-
личине 2,7 см.
Метод послойного суммирования предполагает абсолютно гибкое прило-
жение нагрузки, максимальное значение осадки в этом случае приурочено к
центру приложения нагрузки. Для абсолютно жесткого штампа на неограни-
ченном полупространстве имеется выражение для расчета осадки (формула
Шлейхера), в соответствии с которым осадка составит 2,5 см. Значение мень-
896
ше, чем осадка, полученная методом послойного суммирования при неограни-
ченной сжимаемой толщи, что связано с выравниванием осадки за счет жест-
кости штампа.
Для квадратного штампа размерами в плане 4x4 м мощность сжимаемой
толщи в соответствии с требованиями метода послойного суммирования со-
ставит 4,94 м, расчетная осадка 4,9 см. При бесконечной мощности сжимаемой
толщи осадка стремится к величине 7,2 см. По формуле Шлейхера - 6,7 см.
Необходимо обратить внимание на то, что в методе конечных элементов
предполагается замена полупространства ограниченным объемом. Единых ре-
комендаций по назначению размеров расчетной схемы нет, проектировщики,
как правило, назначают размеры массива грунта произвольно. Ограничение раз-
меров расчетной схемы снизу приводит к снижению расчетной осадки по срав-
нению с упругим полупространством, ограничение размеров с боков приводит к
эффекту упругого поднятия поверхности у боковых границ расчетной схемы.
При назначении размеров расчетной схемы рекомендации могут быть сле-
дующими. Для того чтобы решение на ограниченном массиве грунта соответ-
ствовало решению на бесконечном полупространстве, нижняя граница массива
грунта должна быть не выше 4,56 (6 - ширина площадки загружения) от низа
фундамента, ширина расчетной схемы - не менее 66. В этом случае границы
практически не искажают картины распределения напряжений и деформаций в
грлнте.
На рис. 18.9 показаны расчетная схема и изолинии осадок массива грунта
под жестким штампом в условиях рекомендуемого назначения границ рас-
четной области массива грунта.
Осадка штампа составила 2,3 см,
практически равна осадке, рас-
считанной по формуле Шлейхера.
При больших площадях на-
гружения размеры расчетной
схемы снизу окажутся огромны-
ми, например, при ширине зда-
ния 20 м толщина массива грунта
должна приниматься равной
20х4,5 = 90 м, что приведет к по-
лучению расчетной осадки, су-
щественно превышающей на-
блюдаемые для таких зданий.
Поэтому большие размеры рас-
четной схемы необходимы для
анализа напряжений, например
при оценке дополнительных дав-
лений на подземные сооружения,
а для расчета осадок зданий
нижнюю границу расчетной схе-
мы принимают равной нижней
границе сжимаемой толщи, оп-
ределенной в соответствии с ре-
комендациями СП 22.13330.2011.
Рис. 18.9. Изолинии осадок, м,
массива грунта при нагружении основания
квадратным штампом
897
Приложение к массиву грунта гибкой нагрузки по квадратной в плане
площадке с ограничением сжимаемой толщи будет соответствовать расчетной
схеме метода послойного суммирования, в этом случае расчетная осадка также
составила 2,3 см (рис. 18.10), но уже должна сравниваться с расчетной осадкой
метода послойного суммирования (2,1 см).
Рис. 18.10. Изолинии осадок, м, массива грунта при
нагружении основания гибкой нагрузкой с учетом
ограничения сжимаемой толщи
Рис. ] 8.11. Изолинии осадок массива грунта при
нагружении основания квадратным штампом с учетом
ограничения сжимаемой толщи
898
Упрощенные методы расчета осадок должны быть контролем правильно-
сти расчетов методом конечных элементов. Порядок значений, полученных
МКЭ и упрощенным методом, должен быть одинаковым. При этом следует
учитывать, что фактически сооружения имеет конечную жесткость, что приве-
дет к выравниванию осадок и снижению максимального значения осадки. На-
пример, при решении задачи о нагружении штампа на массиве с ограниченной
сжимаемой толщей расчетная осадка составит уже 1,7 см (рис. 18.11). Необхо-
димо учитывать, что конфигурация сооружения в плане, как правило, имеет
сложную форму, нижняя граница расчетной схемы является концентратором
напряжений и т.д. Тем не менее, если результаты расчета осадок упрощенны-
ми методами и МКЭ существенно различаются, значит, необходимо проанали-
зировать результаты расчета и дать объяснение этой разнице либо искать при-
чину ошибки в расчете МКЭ.
18.5.2. Упругопластические задачи
Проанализируем работу грунта при его моделировании идеальной упруго-
пластической моделью и моделью упрочняющейся среды типа Cam-Clay на
примере трехосного раздавлива-
ния и девиаторного нагружения.
Анализ результатов реше-
ния для упрочняющейся среды
показывает следующее (рис.
18.12). Увеличение касательных
напряжений после предвари-
тельного уплотнения грунта
приводит к дополнительном},'
уменьшению объема грунта
(эффект положительной дила-
тансии) до некоторого макси-
мального значения, соответст-
вующего достижению предель-
ного напряженного состояния.
Если по результатам расчетов в
координатах о-е,, провести ус-
ловную кривую, соединяющую
точки с величиной максималь-
ного уменьшения объема, то она
окажется одинаковой как при
раздавливании, так и при девиа-
торном нагружении. Эта кривая
определяет положение линии
критического состояния в осях
о-8>. При достижении предель-
ной линии деформирование
грунта происходит без измене-
ния объема, что отвечает разви-
тию пластических деформаций
в сингулярной точке течения.
Рис. 18.12. Работа упрочняющейся среды в
условиях раздавливания (а) и девиаторного
нагружения (б)
899
Рис. 18.13. Работа идеально упругопласти-
ческой среды в условиях раздавливания (7)
и девиаторного нагружения (2)
Нелинейная работа грунта про-
исходит до достижения предельно-
го состояния, в то время как для
идеально упругопластической сре-
ды линейная связь между напряже-
ниями и деформациями сохраняет-
ся вплоть до предельной линии без
дополнительного изменения объе-
ма, после чего происходит равно-
объемное течение среды (рис. 18.13).
Таким образом, модель упроч-
няющейся среды позволяет учиты-
вать эффекты нелинейной работы
грунта при нагрузках, меньших предельного значения, уменьшение и увеличе-
ние объема при действии касательных напряжений автоматически включает в
себя понятия «нагрузочный» и «разгрузочный» модули. Модели могут вклю-
чать в себя описание дилатансии и контракции, снижение сопротивления
грунта сдвигу и прочее.
Наибольшую практическую ценность упрочняющиеся модели имеют для
решения геотехнических задач, связанных с нелинейной деформируемостью
грунта при его нагружении в допредельной стадии и со снижением напряже-
ний в основании, не описываемых идеально упругопластическими моделями.
Кроме того, такие модели не связаны с понятием глубины сжимаемой толщи.
На рис. 18.14 представлено сравнение результатов расчета работы массива
грунта при вскрытии котлована глубиной 5,5 м под защитой консольного
шпунтового ограждения. Модуль деформации грунта принят равным 10 МПа.
а — модель упрочняющейся среды; б - идеально упругопластическая модель
Для идеально упругопластической среды расчетный подъем дна котлована
составил 25 см (!), а для упрочняющейся - 8 см. За счет разгрузки массива
грунта шпунт перемещается вверх, однако для упрочняющейся среды эта ве-
личина составила 5 мм, а для идеально упругопластической — 3,7 см.
900
18.5.3. Задачи фильтрационной консолидации
Задачи фильтрационной консолидации имеет смысл рассматривать для
одномерных условий, поскольку эта модель предполагает, что касательные
напряжения воспринимаются скелетом грунта и грунт получает мгновенные
осадки за счет деформаций сдвига. Однако в ряде случаев может рассматри-
ваться и пространственная задача.
Целесообразно выполнить сравнение результатов численным методом с
аналитическими решениями.
Сравнение численного метода расчета задач фильтрационной консолида-
ции с аналитическим решением выполнено по результатам расчетов, пред-
ставленных в статье С.Т. Hwang et al. Расчетная схема имеет размеры L - 6Ь по
горизонтали и Н = 9Ь по вертикали (рис. 18.15). Верхняя поверхность - дрени-
руемая. Сверху на полуширине h = 1 приложена равномерно распределенная
нагрузка интенсивностью q = 1. Модуль деформации грунта принят равным
Е=2, коэффициент Пуассона v = 0, коэффициенты фильтрации kx = ky=\.
удельный вес воды yw = 1. Такие условные безразмерные параметры среды
приняты для удобства сравнения с графиками С.Т. Hwang et al., показанными в
приведенных осях для параметра консолидации с = 2Gk^lyw = 1. Время отсле-
живания процесса консолидации Т= 100 разбито на 20 интервалов с коэффи-
циентом нарастания интервала 2,72.
<7 = 1
Рис. 18.15. Расчетная схема к тестовой
задаче фильтрационной консолидации
при нагружении основания полосовой
абсолютно гибкой нагрузкой
Рис. 18.16. Эпюра распределения порового
давления по глубине в приведенный момент
времени т = 0,1 по результатам аналитичес-
кого (сплошная линия) и численного (точки)
решений
На рис. 18.16 приведены графики распределения приведенного значения
порового давления pjq по приведенной глубине z/b в приведенный момент
времени г = с//6 = 0,1 согласно аналитическому' расчету (сплошная линия) и
численному расчету (точки). Сравнение результатов численного счета с теоре-
901
Рис. 18.17. Графики изменения порового
давления во времени
тическими значениями по поровому
давлению показывает удовлетвори-
тельное совпадение. На рис. 18.17
представлены графики зависимости
приведенного порового давления
pjq от приведенного времени т =
= ctlb = 2t для точек, располагаю-
щихся на глубине z/b = 0,5 и на рас-
стоянии х/b = 0 и x/b = 1 от оси при-
ложения нагрузки. Расчет отражает
и эффект Mandel-Cryer роста поро-
вого давления по сравнению с на-
чальным значением под областью
нагружения.
18.5.4. Задачи ползучести
Рассмотрим решение простейшей задачи о нагружении бесконечной не-
сжимаемой полосы с единичными размерами и характеристиками Gy = 5/3;
Geo = 2,6/3; OG = 60c, коэффициентом Пуассона v = 0,499. Реологическая мо-
дель среды - стандартная.
Рассмотрена задача на релаксацию напряжений при относительной верти-
кальной деформации а, = 0,1 и на ползучесть при вертикальном давлении о = 1.
Аналитическое выражение для релаксации вертикальных напряжений:
р _£.
ау^=-г\ Е№+(Е -Еж)е е
1-v
= 0.133 3,6 + 1,4е 60
для развития вязкоупругих вертикальных деформаций:
1 ! Г 1
е№ \е,.
еу.л е
M^) = °o(l-v2)
( -0 72—
= 0.75 0.278-0.078с 60
Результаты аналитических и численных расчетов приведены в табл. 18.1 и
18 .2 и показывают совпадение решений.
Таблица 18.1
Тест на релаксацию напряжении
Время, с Оу, по результатам аналитического решения о,, по результатам численного решения Погрешность, %
0 0,667 0,667 0
10 0,636 0,638 0,3
20 0,612 0,614 0,32
30 0,592 0,593 0,17
40 0,574 0,576 0,35
50 0,560 0,561 0,18
60 0,547 0,549 0,36
902
Таблица 18.2
Тест на ползучесть
Время, с по результатам аналитического решения &у, по результатам численного решения Погрешность, %
0 0,15 0,149 0,67
10 0,157 0,156 0,67
20 0,162 0,162 0
30 0,168 0,167 0,6
40 0,172 0,172 0
50 0,176 0,176 0
60 0,178 0,179 0,6
18.5.5. Совместное решение задач фильтрационной
консолидации и ползучести
Проанализируем эффекты, возникающие при нагружении среды в услови-
ях одномерного нагружения под действием равномерно распределенной еди-
ничной нагрузки. Пусть сре-
да, имеющая характеристи-
ки = 4, К№ = 4, QD = ек =
= 100, кх = ку = 0,0001, ха-
рактеризуется постоянным
коэффициентом Пуассона. В
расчетах рассмотрены сле-
дующие варианты: Gy = Ку =
= 4, что соответствует клас-
сическому решению задачи
фильтрационной консолида-
ции в упругой постановке;
Gy = Ку = 5 , Gy = Ку = 40;
Gy = Ку = 400. Результаты
расчетов приведены на рис.
18.18 в виде графиков раз-
вития во времени осадки
поверхности и порового дав-
ления на непроницаемой
нижней границе. Увеличе-
ние разницы между мгно-
венными и равновесными
р
1,00 т”
0,90
0,80
0,70
0,60
0,50
0.40
0,30
0,20
0,10
0.00 —
0,02
0,04
0,06
0.08
0,10
0,12
модулями приводит к сни-
жению скорости развития
осадки (конечная осадка во
всех рассматриваемых слу-
чаях определяется равно-
весными модулями и со-
ставляет Л'к = 0,107).
Рис. 18.18. Графики развития порового давления
и осадки поверхности во времени слоя грунта в
условиях одномерного нагружения при следую-
щих механических характеристиках:
Goo = 4, К„- 4, 0D = QK = 100, кх = ку = 0,0001;
7-Gy = 4,Ay = 4:2-Gy = 5,Ay = 5;5-Gy = 40,
Ку = 40; 4 - Gy = 400, Ку = 400
903
Поровое давление в любом случае при приложении нагрузки мгновенно
возрастает до максимального значения, равного приложенному давлению, а
скорость его падения при одинаковых значениях равновесных модулей зави-
сит от разницы между мгновенными и равновесными модулями: чем выше эта
разница, тем быстрее происходит падение порового давления. После падения
порового давления до шля процесс развития осадок определяется только пол-
зучестью скелета грунта. При этом чем больше разница между мгновенными и
равновесными модулями, тем большая доля осадки определяется ползучестью
и меньшая — фильтрационной консолидацией.
Таким образом, достоинством рассмотренного решения является описание
эффектов как одновременного протекания процессов фильтрационной консо-
лидации и ползучести, так и развития осадок вторичной консолидации, опре-
деляемых только ползучестью скелета грунта. Недостатком же является тот
факт, что данное решение не отражает наблюдавшегося во многих лаборатор-
ных опытах эффектов достижения максимального порового не в момент при-
ложения нагрузки, а через некоторый промежуток времени.
Введя понятие коэффициента порового давления Р и объемного модуля
при разгрузке Кр, можно записать выражение для стандартной реологической
модели с учетом взаимодействия фаз в виде
„ .0 d°o Р Куво dpw
что приведет к системе конечноэлементных уравнений в виде
[Я]г ГДЛ [5] {М (Г„)} Д+Л^[С] {p(tn)} =
. ={F(tn)}-[B]T[Dn_1] {^tn_,)}A+[B]T[H] [C] {p(tn)}
AP„[C]T{и(tn)}-^-Apn[^] {p(tn)} = Apn[Cf {u(tn_x)}+^-Apn{p(t^)}.
Суммарное давление на образец, МПа
На рис. 18.19 приведе-
ны экспериментальные и
расчетные графики измене-
ния коэффициента порового
давления при испытаниях
грунта в компрессионных
условиях.
Рис. 18.19. Графики изменения
коэффициента порового давле-
ния в центре образца грунта
при различных уплотняющих
давлениях (толстой линией по-
казан расчетный график изме-
нения коэффициента порового
давления)
904
18.5.6. Геометрически нелинейные задачи
Одной из наиболее показательных геометрически нелинейных задач в
геомеханике является задача о погружении сваи в грунт.
На рис. 18.20, а, б приведены траектории движения узлов конечноэле-
ментной сетки, имитирующие движение частиц грунта по мере вдавлива-
ния сваи, а на рис. 18.20, в - траектории движения частиц по опытам проф.
В.И. Курдюмова (Б.Д. Васильев, 1937). Движение частиц грунта в процессе
вдавливания сваи, согласно расчету по геометрически линейным соотноше-
ниям, происходит в небольшой области под сваей, причем при нагрузках,
превышающих предельную нагрузку на основание, эта область остается не-
изменной независимо от глубины вдавливания сваи. Расчет по геометрически
нелинейным соотношениям позволит установить, что при небольших нагруз-
ках движение грунта направлено преимущественно вниз, а по мере погруже-
ния сваи зона движения частиц захватывает все большую область как по глу-
бине, так и в стороны. Направление движения частиц выше текущего поло-
жения острия может быть направлено вверх, а у поверхности — и в сторону
штампа.
а) б) в)
Рис. 18.20. Траектории движения частиц грунта при вдавливании штампа (фрагмент):
а — расчет в геометрически линейной постановке; б — расчет в геометрически нелинейной поста-
новке; в — опыт проф. В.И. Курдюмова
Рис. 18.21. Траектории движения частиц грунта в процессе погружения сваи на 6 м (<т)
и графики подъема дневной поверхности d при глубине погружения сваи (б):
1 -0,5 м; 2— 1 м; 3- 1,5 м; 4-2 м; 5-2,5 м; 6-3 м; 7-3,5 м; 8 — 4 м
905
Расчет с использованием геометрически линейных соотношений для усло-
вий больших деформаций и смещений грунта приводит к появлению относи-
тельных деформаций сжатия, превышающих единицу, что означает «вывора-
чивание наизнанку» сетки конечных элементов, что исключено в случае ис-
пользования геометрически нелинейных соотношений.
На рис. 18.21 показаны результаты конечноэлементного моделирования
процесса погружения сваи до 6 м.
Численные эксперименты позволили выявить и проанализировать сле-
дующие эффекты, происходящие в основании при погружении сваи.
1. Движение частиц в окрестности острия сваи направлено преимущест-
венно в стороны и вниз, в верхней зоне направление движения меняется на
противоположное и сопровождается подъемом дневной поверхности.
2. Подъем дневной поверхности вокруг сваи наблюдается на всем протя-
жении погружения сваи. При этом по мере погружения сваи скорость подъема
дневной поверхности быстро снижается, а радиус подъема - увеличивается.
3. Наиболее интенсивное распространение зон предельного состояния
грунта происходит на первых метрах погружения сваи. По мере погружения
сваи скорость распространения областей предельного состояния снижается,
локализуясь при принятых механических характеристиках глинистого грунта
на расстоянии до 30 диаметров сваи.
18.5.7. Задачи фильтрации воды в грунтах
Рассматривается реальный пример расчета депрессионной кривой при
вскрытии котлована для ремонта стенки набережной. В геологическом строе-
нии набережной с поверхности принимают участие насыпные грунты и пыле-
ватые пески. Для исключения суффозионного выноса пылеватых частиц грунта
подземными водами в технологический котлован предлагалось предусмотреть
береговой противофильтрационный экран из цементно-песчано-глинистого
раствора, устраиваемый через тело фундамента нижнего яруса по высокона-
порной технологии.
Расчетная схема задачи приведена на рис. 18.22.
Рис. 18.22. Расчетная схема к задаче об определении положения
депрессионной кривой
906
Численный анализ показыва-
ет, что при устройстве завесы до
кровли слоя пылеватых песков
понижение существующего уров-
ня грунтовых вод может дости-
гать 1,4 м, при погружении в слой
пылеватого песка на 70 см расчет-
ное понижение уровня грунтовых
вод составило 1,1м, при погруже-
нии в слой пылеватого песка на
140 см - 0,7 м. При устройстве за-
весы до кровли супесей депресси-
онная кривая близка к природной,
а максимальное снижение уровня
грунтовых вод по расчету соста-
вило 5 см (рис. 18.23).
Увеличение глубины противофильтрационной завесы в пределах слоя пы-
леватых песков, с одной стороны, приводит к большей концентрации макси-
мальных скоростей фильтрации непосредственно под завесой, с другой - спо-
собствует снижению градиента скоростей фильтрации по высоте.
Рис. 18.23. Депрессионные кривые при
устройстве противофильтрационной завесы:
а - до кровли супесей; б - при погружении в слой
пылеватых песков на 1,4 м; в - при погружении в
слой пылеватых песков на 0,7 м; г - до кровли пы-
леватых песков
18.5.8. Задачи промерзания-оттаивания
Рассматривается пример анализа деформаций строящегося здания, не закон-
сервированного в зимний период. Расчетная схема задачи приведена на рис. 18.24.
Оценим глубину промерзания грунта на период окончания устойчивых
отрицательных температур. На рис. 18.25 показаны максимальные глубины
промерзания грунта по одному из сечений.
Рис. 18.24. Расчетная схема задачи
907
На рисунке красным цветом показан талый грунт. Из расчетов видно, что
наибольшая глубина промерзания ниже подошвы фундаментов составила
1,45 м, что соответствует нормативным глубинам промерзания в регионе.
Рис. 18.25. Границы промерзания грунта по сечению 2—2
Следующим этапом расчетов была выполнена оценка возможных дефор-
маций пучения. На рис. 18.26 показаны графики подъема фундаментов здания
за счет морозного пучения. Из графиков видно, что характер деформаций зда-
ния представляет собой выгиб.
Рис. 18.26. Графики расчетного подъема фундаментов здания
при морозном пучении
908
Рис. 18.27. Области ожидаемых трещин (показаны красным цветом)
и фактические трещины в продольных наружных стенах здания
На рис. 18.27 отдельно выделены элементы здания, красным цветом пока-
заны зоны, в которых растягивающие напряжения (по расчету) больше
120 кПа. Из рисунка видно, что ожидаемые зоны растяжения приурочены к
верху наружных стен в центральной их части, а также на участках возможной
концентрации напряжений у проемов. Интересно, что эти зоны соответствуют
расположению фактически наблюдавшихся трещин.
18.5.9. Сложные геотехнические задачи
В рассмотренных выше примерах приведены относительно простые рас-
четные ситуации, которые могут быть проанализированы, в большинстве слу-
чаев, и аналитическими методами. Наибольшую же ценность метод конечных
элементов имеет при решении задач со сложной геометрией расчетной схемы.
В конце главы приведем расчетную ситуацию с оценкой влияния строительст-
ва здания над наклонным ходом метрополитена в условиях плотной застройки.
В этом случае выполняется оценка дополнительного давления на тоннель на-
клонного хода и его деформации.
Расчетная схема задачи показана на рис. 18.28. Фрагменты расчетной схе-
мы здания и тоннеля приведены на рис. 18.29, 18.30. Эпюра продольных давле-
ний на обделку тоннеля приведена на рис. 18.31. Как видно из эпюры давлений,
их максимальные значения для проектного решения фундаментов не превы-
шают 2 т/м2, что является допустимым. Другие расчетные параметры (момен-
ты в двух направлениях, осадки тоннеля) также не превышают предельных
значений. Осадки соседних зданий не превышают нескольких миллиметров
(рис. 18.32).
909
Рис. 18.28. Расчетная схема задачи
Рис. 18.29. Фрагмент расчетной схемы (грунт основания не показан)
910
Рис. 18.30. Фрагмент расчетной схемы (грунт основания не показан)
Рис. 18.31. Эпюра продольных давлений на обделку тоннеля
911
Рис. 18.32. Осадки прилегающих зданий
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ ПО ГЛАВЕ 18
1. Вялов С.С. Реологические основы механики грунтов: Учеб, пособие для строитель-
ных вузов. — М.: Высш, школа, 1978. — 447 с.
2. Зарецкий Ю.К. Вязкопластичность грунтов и расчеты сооружений. — М.: Стройиз-
дат, 1988. —352 с.
3. Зенкевич О. Метод конечных элементов в технике. — М.: Мир, 1975. — 544 с.
4. Kudryavtsev S.A., Sakharov 1.1., Paramonov V.N. Numerical forecast of freezing, heave
and thawing of soils under footings in three-dimensional mode. Permafrost engineering.
Proceeding of the fifth International symposium on permafrost engineering (2 4 Septem-
ber 2002, Yakutsk, Russia). - Yakutsk: Permafrost Institute Press, 2002. - Vol.l. P. 198-
202.
5. Парамонов B.H. Метод конечных элементов при решении нелинейных задач геотех-
ники: Группа компаний «Геореконструкция». — СПб., 2012. — 263 с.
6. Кудрявцев С.А., Сахаров И.И., Парамонов В.Н. Промерзание и оттаивание грунтов.
Практические примеры и конечноэлементные расчеты: Группа компаний «Георе-
конструкция» - СПб., 2014. - 280 с.
912
В.А. Ильичев, А.М. Уздин, Л.В. Нуждин
Глава 19
ФУНДАМЕНТЫ СООРУЖЕНИЙ, ЭКСПЛУАТИРУЮЩИХСЯ
В УСЛОВИЯХ ДИНАМИЧЕСКИХ ВОЗДЕЙСТВИЙ
19.1. Введение. Общие положения
Проблема динамического взаимодействия сооружений с основанием и пе-
редачи колебаний через грунт сложна и далека от своего решения в том объе-
ме, который определяется требованиями практики. В настоящее время имеется
лишь ограниченное число исследований, результаты которых могут быть ис-
пользованы в инженерной деятельности. Ряд задач и их практических приложе-
ний рассмотрен в [1, 2, 3, 8, 10, 13, 14, 17, 18], а также в работах В.А. Ильичева,
А.В. Аникьева и В.Г. Таранова, В .А Баранова, Г.Б. Муравского, А.М. Уздина,
Г. Аводжоби и др.
Для решения указанной проблемы необходимо изучить колебания слож-
ной динамической системы, состоящей из трех различных подсистем: 1) со-
оружения или фундаменты - источники колебаний; 2) грунтовое основание;
3) сооружения или фундаменты - приемники колебаний, приняв некоторые
упрощающие предположения. Основное из них - линейная постановка задачи,
возможность использования которой следует из анализа опыта эксплуатации
промышленных зданий. Чаще всего вибрации не вызывают повреждений и
пластических деформаций элементов правильно запроектированных и возве-
денных зданий, и колебания таких строительных конструкций происходят в
упругой стадии. Даже в тех немногих случаях, когда вибрации вызывают дли-
тельные незатухающие осадки фундаментов, уровень колебаний фундаментов
и грунта можно оценить удовлетворительно, исходя из линейной постановки,
так как неупругая осадка фундамента за один цикл колебаний, как правило, на
несколько порядков меньше амплитуды колебаний фундамента или окружаю-
щего rpj нта
Более сложным образом обстоит дело с задачами сейсмостойкости осно-
ваний. Но и в этом случае следует учитывать, что современная теория сейсмо-
стойкости предполагает минимум двойной расчет сооружения: на частые сла-
бые воздействия и на разрушительные редкие. В первом случае основание ра-
ботает в линейной области. Во втором случае следует анализировать работу
основания при сейсмической нагрузке. Довольно часто, даже при существенно
нелинейной работе сооружения, основание можно считать в линейной стадии
работы. Если же основание переходит в предельное состояние или разжижает-
ся, то зоны разжижения или пластического деформирования грунта сосредота-
чиваются в области, прилегающей к фундаменту. Это позволяет рассматривать
основную часть грунтового массива вдали от фундамента как линейно упру-
гую среду.
Во многих практических задачах в рассмотрение можно не вводить также
и взаимодействие через грунт источника и приемника колебаний. Например,
для двух одинаковых круглых в плане ф\ ндаментов, расстояние между кото-
рыми в свету превышает три диаметра, можно не учитывать их взаимного
913
влияния при нахождении амплитуд колебаний фундаментов, так как погреш-
ность в определении исходных данных сопоставима с погрешностью пренеб-
режения взаимным влиянием фундаментов.
Таким образом, с инженерной точки зрения, проблема может быть упро-
щена и разбита на две относительно самостоятельные задачи:
• о взаимодействии с основанием сооружений или отдельно стоящих фун-
даментов, как источников, так и приемников;
• распространении в грунте колебаний от заданных динамических воздей-
ствий.
Общую проблему динамики оснований и фундаментов можно разбить на 3
большие проблемы: взаимодействие сооружения с основанием, определение
несущей способности основания и передача колебаний через грунт (рис. 19.1).
Рис. 19.1. Состав общей проблемы взаимодействия сооружения с основанием
Проблема динамического взаимодействия сооружения с основанием явля-
ется наиболее многоплановой и включает целый ряд самостоятельных задач.
К их числу относятся:
• построение моделей грунтового основания;
• задание расчетной динамической нагрузки;
• собственно расчет сооружения с грунтовым основанием.
Определение несущей способности основания включает оценку предель-
ного состояния грунтового массива и возможности разжижения грунта под
сооружением.
Передача колебаний через грунт связана с погружением свай, работой ма-
шин с динамическими нагрузками и воздействием на грунт транспорта.
19.2. Динамическое взаимодействие сооружения
с основанием. Построение расчетных моделей
19.2.1. Общие закономерности взаимодействия сооружения
с основанием
Сейсмическое взаимодействие сооружения с грунтовым основанием мо-
жет быть оценено с помощью четырех обобщенных параметров:
914
ar.
v
mo =—3', K =
pr
KJi2
(19.1)
где a0 - безразмерная частота колебаний сооружения;
т0 - безразмерная масса сооружения;
к — соотношение сдвиговой и поворотной жесткостей фундамента;
Jo — безразмерный момент инерции сооружения;
со — частота основного тона колебаний сооружения на жестком основании;
г = 1'7л, где F - площадь подошвы фундамента;
v — скорость распространения волн сдвига в основании;
р — плотность грунта основания;
К,, и Кх — поворотная и сдвиговая жесткости фундамента;
h — расстояние от уровня подошвы фундамента до его центра тяжести;
J- момент инерции сооружения относительно оси вращения фундамента.
Значимость взаимодействия сооружения с основанием для сейсмических
колебаний системы оценивается с использованием зависимостей т(а0), т„(а0)
и кД<70), приведенных на рис. 19.2.
Рис. 19.2. Выделение на плоскости т0-а0 зон различного влияния
основания на колебания системы
915
Кривые тй(а0) и гщ(а0) разбивают плоскость т0 -а0 на 6 зон.
В зонах 1 и 2 обратное сейсмическое воздействие сооружения на основа-
ние не существенно и взаимодействия сооружения с грунтовым основанием
может не учитываться в расчетах сейсмостойкости.
В зонах 3 и 6 сейсмическое взаимодействие сооружения с основанием
всегда существенно и должно учитываться при оценке сейсмостойкости
сооружения.
В зонах 4 и 5 сейсмическое взаимодействие сооружения с основанием
существенно и должно учитываться в расчетах сейсмостойкости сооружения
при к<к,(д0).
В зоне 5, заключенной между кривой т(а0~) и линией o0jnax, взаимодействие
с грунтом существенно и должно учитываться при к < к„(а0).
Если процессы взаимодействия значимы, то возникает необходимость
моделирования грунтового массива.
При расчете системы «сооружение - основание» используются два типа
моделей, которые условно можно рассматривать как модели с малым и боль-
шим числом степеней свободы.
19.2.2. Построение моделей грунтового основания
19.2.2.1. Динамические модели с малым числом степеней свободы
Параметры жесткости и демпфирования основания с плоской подош-
вой. Модели с малым числом степеней свободы представляют собой систему,
включающую небольшое количество пружин, демпферов и масс (рис. 19.3).
Рис. 19.3. Динамические модели грунтового основания с малым числом
степеней свободы:
a — модель с 1/2 степенью свободы; б — модель с одной степенью свободы; в — модель с
2!4 степенями свободы; г — модель с полутора степенями свободы; д — модель с двумя
степенями свободы; С] и С2 — жесткости пружин, моделирующих упругие свойства
грунта; Ь\ и Ь2 — коэффициенты демпфирования элементов, моделирующих рассеяние
энергии в грунте
916
В проектной практике наиболее распространенной является простейшая мо-
дель с 1/2 степенью свободы, предложенная О.А. Савиновым и теоретически
обоснованная в работах В.А. Ильичева. Вопросы применения указанных моде-
лей в задачах сейсмостойкого строительства детально рассмотрены в [15] и
других работах А.М. Уздина с соавторами.
Величины параметров модели (жесткости, демпфирования и массы) под-
бираются так, чтобы приблизить передаточную функцию (ПФ) или импульс-
ную переходную функцию (ИПФ) модели и реального основания.
Свойства ПФ и ИПФ определяются следующими соотношениями.
Пусть колебания некоторой механической системы описываются диффе-
ренциальным уравнением
L(w) = q(t) (19.2)
и соответствующими граничными и начальными условиями.
Передаточная функция (ПФ). Решение уравнения (19.2), которое удов-
летворяет граничным условиям и описывает установившиеся гармонические
колебания системы под действием нагрузки
q(f)=Qeiat, (19.3)
имеет вид
НО = Q f, (со) eiat =Q-[f^)+if2 (со)] е*>‘, (19.4)
где - угловая частота вынужденных колебаний;
I - мнимая единица.
Функцию
/о(со) = [7i(co) + z/2(co)] (19.5)
называют передаточной функцией, a (со) и f2 (со) - соответственно ее дейст-
вительной и мнимой частями.
Импульсная переходная функция (ИПФ). Решение \ равнения (19.2) при
принятых граничных и ну левых начальных условиях при специальной правой
части
9г(0 = %’б(0- (1У-6)
где 8(C) - дельта-функция Дирака, запишем в виде
w(t) = qG-wG(t) при1>0;
и(1) = 0 при t < 0.
Функция и'о(О является импульсной переходной функцией системы. Важ-
но отметить, что нагрузки (19.3) и (19.6) приложены в одних и тех же точках
данной системы и имеют одинаковые интенсивности и направления.
Связь между ПФ и ИПФ. Функции ПФ и ИПФ взаимосвязаны преобра-
зованием Фурье:
/o(co)=jwo(e>-“rfe; (19.8)
—со
У5(со) = Jho(O)cos(c')O)c/0; (19.9)
о
917
и’о(О = — J /I (со) cos(cot)d^
о
/2(co) = -j wo(6)sin(co6)d6; (19.10)
о
wo(O = _—• f /^(о)8т(со/)б/со;
71 J
0
fee^- (19.11)
Z7t J
0
Функции/!(со) и^(со) выражаются одна через другую с помощью преобра-
зования Г ильберта:
у;(ю)=1 [ (19 12)
л J и — СО
fA^=~\^-du. (19.13)
л J и— со
При вычислении интегралов в (19.11)...(19.13) полезно учитывать, что
функция /1(со) четная, afz (со) нечетная, что видно из первых формул в (19.9) и
(19.10). Из выражений (19.12) и (19.13) следует также, что ПФ определяется
полностью, если известна только либо ее действительная, либо ее мнимая
часть. Достаточно знать одну из функций /](со), ^(со) или и’сЛ, чтобы по фор-
мулам (19.8)...(19.13) найти две другие, атакже функцию /о(со).
Перемещения механической системы при действии произвольной на-
грузки. Если на рассмотренную выше динамическую систему действует про-
извольная нагрузка q(f), которая при t < 0 отсутствует, то колебания тех же то-
чек системы, для которых построены ПФ или ИПФ, определяются формулами:
• при использовании ПФ
оо
ю(0= |е(со)/о(со)«со, (19.14)
где
£>(со) = (19.15)
• при использовании ИПФ
И’(/) = jq(f-0)rvo (0)с/0. (19.16)
о
Формулы (19.14)...(19.16) соответствуют предположению, что динамиче-
ская система находилась в покое при t < 0. Ненулевые начальные условия мо-
гут быть учтены этими же формулами, если ввести в нагрузку q(t) дельта-
функции или их производные.
918
Функции f0(co) и и’о(О можно рассматривать как динамический (соответст-
венно стационарный и нестационарный) аналог коэффициентов влияния мето-
да сил классической строительной механики. Применительно к задаче о дейст-
вии сосредоточенной силы на плоскую поверхность упругой среды, модели-
рующей упругое основание, указанные функции представляют собой ядра для
данной динамической модели основания.
Передаточные и импульсные переходные функции для задачи о вол-
новом взаимодействии сооружения с грунтовым основанием, моделируе-
мым упругим полупространством. При теоретическом построении ПФ и
ИПФ для грунтового основания часто используют модель грунта в виде одно-
родного изотропного идеально упругого полупространства. Это простейшая
модель в ряду усложняющихся моделей, позволяющая описать возникновение
и распространение в грунте продольных, поперечных и поверхностных волн.
Можно применять и другие модели - слой на несжимаемом основании, систе-
мы слоев на упругом полупространстве или на несжимаемом основании и др.
Однако численные результаты получены главным образом для упругого полу -
пространства. Ниже приведены формулы и графики, описывающие различные
передаточные и импульсные переходные функции, которые следует использо-
вать в формулах для расчета фундаментов.
Для сооружений, опирающихся на фундаменты, деформативностью кото-
рых можно пренебречь, при решении задач о взаимодействии с грунтовым ос-
нованием можно использовать ПФ и ИПФ для жестких невесомых штампов,
опирающихся на упругое основание.
К числу таких сооружений относятся трубы, башни, силосы и т.п., а также
сооружения, которые имеют отдельно стоящие фундаменты под колонны: кар-
касные здания, промышленные здания и т.п. Точные решения соответствую-
щих контактных задач получены Н.М. Бородачевым, Г. Аводжоби и рядом
других специалистов.
Ниже приведены приближенные выражения для некоторых ПФ и ИПФ,
которые в определенных случаях применять предпочтительнее, поскольку’
имеется аналитическая формула, а не числовые результаты, и иногда эта фор-
мула весьма проста, так как задача о перемещении штампа сведена к задаче о
перемещениях системы с одной или полутора степенями свободы, параметры
которой заданы.
Вертикальные перемещения круглого невесомого штампа на одно-
родном упругом полупространстве. Импульсная переходная функция для
круглого штампа, предложенная В.А. Ильичевым в предположении, что его
перемещение под действием мгновенного импульса приближенно равно сред-
неинтегральному перемещению поверхности полупространства в пределах
крута, загруженного нагрузкой, распределенной по координате по закону- ста-
тических контактных напряжений и изменяющейся во времени как 5-функция,
определяется формулой
/л S 1
woCO=—2----------w;
ла PoCj q (19.17)
w’o.o =w0.i + w02 + w0i3.
Слагаемые представляются формулами:
919
ДгЛ(9,т). 0<т<29;
О, 29 <т.
. ч
— [ Л, (z)/?(z,t)6/z, О < т < 2<у;
J л J
/г
О, 2q < т.
w0,i =
Wo,2 =
(19 18)
A2(z)R(z,t)dz,
2q < т < 2;
2 < т.
В формулах (19.17) и (19.18) введены следующие обозначения: а - радиус
штампа; р0 - плотность материала полупространства; i = c2t/a-, t - время;
с2 = л/ц/Ро, ci = -7(А, + 2ц)/р0 - скорости упругих поперечных и продольных
волн в полупространстве; X и р. - константы Ляме; v - коэффициент Пуассона;
5 - значение импульса
Шт) = - J-f2--\ q =
у \ Д yj
с2
С1
1-2у
2(l-v)’
9 - корень уравнения (1 - 2z2) - 4z2a2P2 = О
Л=РдД9 2(1-292)+2адРдЛ^+-^
PT? aR
ай=х^М;Рй=#-,2;
< A1(z)=(31^(l-2z2)2 +4z2a1P1^| ; a, =x/l-z2; Pi=^/g2-z2;
A2(z)=4z2pla^-16(l-q2)2z2+8z4(3-2q2)-8z2+l] \
а2 =->Jz2—l; fl2=y]z2—q2.
Графики функций и'о(т) приведены на рис. 19.4. Функция w0(t) (19.17) мо-
жет быть аппроксимирована выражением
w0(T) =------2---
тш р0с2
2т А
qite 9 +£)те-|3т .
(19.19)
Значения констант даны в табл. 19.1.
Таблица 19.1
Значения констант, входящих в формулу (19.19)
Константа Коэффициент Пуассона, v
0 0,25 0,5
Р 1,6 1,79 2,12
D 4,29 4,22 5,54
Н 1,68 1,32 1,23
920
Функция (19.19) представляет собой перемещение верхней части механи-
ческой системы, показанной на рис. 19.5, а, при действии мгновенного им-
пульса на эту верхнюю часть. Отсюда следует, что при расчете сооружений на
вертикальные колебания с учетом волнового взаимодействия с грунтом можно
полупространство, моделирующее грунт, заменить указанной механической
системой, параметры которой определяются формулами:
1 2 1 2
Ьх = тш рос,; к} = ZTwpoQ = [ia
Я
2 _2
71 2 7Г 2
/щ =—а рп = —;—а р„;
2 D 0 р2Я °
(19.20)
, _±_ . , _2т? 2
— оц, Ь2 — а р0с2.
Верхняя часть системы (см. рис. 19.5, а) — невесомая пластина, пружина с
жесткостью к\ и демпфер Ь\ моделируют эффект, создаваемый продольными
волнами. Параметры к\ и зависят от радиуса штампа, плотности материала
полупространства и скорости продольных волн и не зависят от коэффициента
Пуассона и скорости поперечных волн. Нижняя часть системы соответствует
вкладу, вносимому в динамическое поведение штампа поперечными и рэлеев-
скими волнами. Параметры л/2, /?2, &2также зависят от размеров штампа и плот-
ности среды, но в отличие от параметров верхней системы зависят от v и с2 и
не зависят от скорости продольных волн. Тем самым в модели разделено
влияние продольных волн и поперечных, а также рэлеевских волн на движение
штампа. Продольные волны создают сопротивление движущемуся штампу
(фундаменту), зависящее от его перемещения и скорости. Поперечные и рэле-
евские волны создают также и сопротивление, которое зависит от ускорения
движения штампа, что нашло свое отражение в появлении массы тг. При
Рис. 19.4 Значения функции и'00при
различных значениях коэффициента
Пуассона
Рис. 19.5. Упрощенные модели грунто-
вого основания, моделируемого упругим
инерционным полупространством
921
v —> 0,5, что соответствует С\ —> ос, коэффициенты кх и Ь} стремятся к беско-
нечности и рассматриваемая модель вырождается в систему с одной степенью
свободы, имеющую параметры //г2, Ь2 и к2.
Для диапазона значений коэффициента Пуассона 0 < v < 0,4 функция
(19.17) может быть аппроксимирована еще проще, чем в (19.19):
w0(t) =-----f-----YjC T2f
PoC2
(19.21)
4</
гДе У2 =Yi-7,-----?
л(1 —V)
Значения yi и y2 в зависимости от коэффициента Пуассона даны в табл. 19.2.
Таблица 19.2
Значения коэффициентов ух и у2 при различных значениях
коэффициента Пуассона у
V 0,00 0,05 о,1 0,15 0,2 0,25 0,3 0,35 0,4
У1 1,215 1.207 1,200 1,195 1,193 1,197 1,211 1,243 1,317
У2 1,094 1,113 1,132 1,149 1,163 1,173 1,177 1,169 1,141
Тем самым в указанном диапазоне v штамп, лежащий на полупространст-
ве, может быть заменен параллельно соединенными пружиной и демпфером,
параметры которых приняты следующими:
к-^: Ь = (19.22)
1-v’ T,(l-v)
Указанная механическая модель приведена на рис. 19.5, б. Выпишем те-
перь передаточные функции, соответствующие импульсным переходным
функциям, определяемым формулами (19.17), (19.19) и (19.21):
W = ~—(f'+ifj. (19.23)
<7Ц
Для представления (19.17) В.А. Ильичевым получено:
1 qr
(-1)м4 =^>..9)+- \A1(z)-G1(aoz)dz +
л J
(19.24)
Л (z) ’ Gj (wW U = 1,2),
о
где
z’’ / ч / ч (®(А) z'* z ч / ч 'А (®рх) (£>а
Gj (<dox) = cos(co0x) ——-—, G2 (<вох) = sin (roox) ——-—, ro0 =-, 0 < ro0 < oo,
<D0X <D0X C2
A(y) - функция Бесселя; остальные обозначения прежние.
Графики функций fx и f2, вычисленные по (19.24) для коэффициентов Пу-
ассона v = 0; 0,25 и 0,5, приведены на рис. 19.6.
922
Рис. 19.6. Значения функций fx и f2
для трех значений коэффициента
Пуассона v
Функции и /2 близки к нулю при (Во > 3. поэтому на этих же рисунках
показаны графики функции f* = 7uo0f-. Выражение (19.24) справедливо в не-
ограниченном диапазоне частот 0 < св0 < °о. Для ограниченного диапазона час-
тот св0 < 1,5 решение имеется в работах О.Я. Шехтер, R.N. Arnold, G.N. Bycroft
И др.
в гармоническом режиме коле-
баний штамп, лежащий на полупро-
странстве, сопротивляется внешней
нагрузке так же, как пружина жест-
костью £(<в) и демпфер с коэффици-
ентом демпфирования й(<в), соеди-
ненные параллельно:
,z х £(<»)
Аг(со) =----;
ЦП
Л -Л (19 25)
Щ7(В0
Л> (св) = ~ ,
л2+/22
где/ и /2 вычисляют по формуле (19.24).
Графики функций для v = 0,25 показаны
жесткости к и безразмерного демпфи-
рования Ь, вычисленные по формулам
(19.25) для коэффициента Пуассона
на рис. 19.7. v = 0,25
923
Передаточные функции, соответствующие представлению (19.19), имеют
вид:
Для представления (19.21) передаточные функции:
При использовании формул (19.27) для решения только задач о гармони-
ческих колебаниях в ограниченном диапазоне частот <в0 < 1,5 можно снять ог-
раничение v < 0,4 и для всех значений коэффициента Пуассона 0 < v < 0,5 ис-
пользовать формулы (19.22), полагая в них у2 = 1,177, что совпадает с предло-
жением, изложенным в работах Н. Lamb, 1. Lysmer и F.E. Richart.
В этом случае коэффициент демпфирования вычисляют по формуле
_ Л Ррс2
1-V
(19.28)
Горизонтальные перемещения круглого невесомого штампа прибли-
женно определяют следующей формулой, полученной в предположении, что
это перемещение приближенно равно среднему’ в пределах круга перемеще-
нию от нагрузки, распределенной по координате по закону статических кон-
тактных напряжений и изменяющейся во времени как 5-функция:
(19.29)
где
лС0(9)-Л(9,т), 0<т<29;
0, 29 < т.
| Дг (z)R(z, i)dz, 0 < т < 2q-,
т/2
°,
2q<i.
(19.30)
924
2 R(z, t)dz,
при т<2д;
0
при 2<7<t<2; (19.31)
при 2<т.
C0(S) = aR
4sf +(L^Jl +₽^-2
92 PR aR
4„(z) = ai [(2z2 -1)2 + Vpja,]’1; 4„(z) = (2z2 - I)2a, [(2z2 - I)2 + 16a2p22]’’.
Остальные обозначения те же, что в (19.18).
График функции и0(т) для v = 0,25 представлен на рис. 19.8. Функция
(19.29) может быть аппроксимирована выражением
8т
-----
= (2’V)7t- (19.32)
2л а р
График аппроксимирующей функции показан на рис. 19.8 пунктиром.
Функция (19.32) определяет перемещение системы в виде пружины и демпфе-
ра, соединенных параллельно (рис. 19.9), под действием мгновенного импуль-
са. Тем самым в задачах о нестационарных горизонтальных колебаниях штам-
па на полупространстве можно заменить полупространство указанной систе-
мой, параметры которой равны:
Рис. 19.9. Упрощенная модель
для описания горизонтальной
Рис. 19.8. ИПФ для горизонтальных колебаний
круглого штампа
реакции основания
925
ПФ, соответствующую ИПФ (19.29), записывают в виде
и =
Р
2712ца
(Л+Ы-
(19.34)
Графики f3 uf. при значениях v = 0 и v = 0,5 представлены на рис. 19.10.
Коэффициенты жесткости кх(а>) и демпфирования Ьх(са) зависят от частоты и в
гармоническом режиме колебаний для штампа определяются формулами:
кх(а) = 2п21лакх(ши); ^(сйи) = ~3 ;
J3
— — f
' *х(«) = 27г2б72рпс26х(<»(,); />Дсоо) = - ~ 4 ~2;
УЗ +У4
^(cOq) = 0,236-О,О13со2 +...; 6х(соо) = 0,141 + ....
(19.35)
Рис. 19.10. Вид функций /3 и /4
для ПФ горизонтальных колебаний
круглого штампа
Рис. 19.11. Зависимости безразмер-
ной жесткости и демпфирования от
безразмерной частоты и0
Графики кх((а0) и 6х(соо) при v = 0,25 показаны на рис. 19.11. Для ограни-
ченного диапазона частот <в0 < 2 только в гармоническом режиме колебаний
можно невесомый штамп, лежащий на полупространстве, заменить системой с
одной степенью свободы, которая имеет параметры:
т = О,О13-2л2ро<73;
кх = 0,236-2л2рц; (19.36)
Ъх = 0,141-2л2 ро<72с2.
Аппроксимация (19.33) может быть также использована и в гармониче-
ском режиме колебаний.
Вращательные относительно горизонтальной оси перемещения неве-
сомого штампа. Указанные перемещения под действием импульсивного мо-
мента М определяются приближенно следующей формулой, дающей точное
926
значение для среднего в пределах крута перемещения поверхности полупро-
странства под действием мгновенного импульса, распределенного по коорди-
нате по закону статических контактных напряжений:
где
Ф0(т) =
9Мс2
27Г2р/74
9Мс2
о 2 4
2л рт?
(Ф(Л + Фог + Ф0зХ
(19.37)
Ф01М
7ГСО(ЖГ^
У у J
при т < 29;
Ф(Ю —
при т > 29.
при т < 29.
при т > 29.
1 Л Л
AnB(z)Kl — \dz
при r<2q;
при 2q < т < 2;
при 2 < т.
К(х) = 0,5- 71-(х-1)2 + (1 - х) •
(19.38)
A}B(z) = z гА1(г); A2B(z) = р2 1A2(z). Остальные обозначения прежние.
График функции (19.37) показан на рис. 19.12 для v = 0.
Для оценочных расчетов функция (19.37) может быть заменена функцией,
параметры которой приведены в табл. 19.3.
Таблица 19.3
Значения параметров в формуле (19.39)
V О1 S1 Оо е0 7о
0 1.745 4,998 1,257 0,723 2,44
0,05 1,698 5,131 1,317 0,746 2,479
0,10 1,645 5,286 1,183 0,77 2,522
0,15 1,583 5,517 1,160 0,70)1 2,563
0,2 1,611 5,842 1,149 0,839 2,60.7
0,25 1,425 6,312 1,156 0,889 2,664
0,3 1,319 7,016 1,178 0,951 2,704
0,35 1,185 8,366 1.223 1,028 2,762
0,4 1,00/7 10,056 1,289 1,423 2,8311
0,45 0,744 14,502 1,388 1,251 2,923
0,5 0 0 1,531 1,444 3,037
927
Рис. 19.12. Функции, определяющие ИПФ вращательных
колебаний круглого штампа
Фо(Т) = э9^С24 (П0 • sin V • 6 Е°Т
2Л Щ/
Функция (19.39) описывает перемещение под действием мгновенного им-
пульса механической системы, показанной на рис. 19.13, перемещение кото-
рой надо понимать в смысле вращательных (угловых)
перемещений (см. табл. 19.3).
Безразмерные параметры этой системы:
к Л Л - 2Е|
а\ а\
+е2
к7,=~----- Т —
'-(Л>
Передаточная функция, соответствующая
может быть представлена в виде
9Мс2 7 .7
^=у^Л(л+?/б)-
2л Ц(7
(19.39)
Ь\в
о .
'в
&2В
1
(19.40)
ШШ
В ~ 0
2<т0
Рис. 19.13. Расчетная
схема для поворотных
колебаний штампа
(19-37),
(19.41)
Г рафики f5 и /6 показаны на рис. 19.14. Коэффициенты жесткости £()(со) и
демпфирования Л>{(,(со) для штампа в гармоническом режиме колебаний зависят
от частоты. Их графики, вычисленные по формулам:
, . . 2л2Ц<73 т . . т fs
=----q--А<р(®о); = 72 72
У + Л (19.42)
, , . 2л2а4рпс9 т , , т f.
представлены на рис. 19.15 для v = 0,25.
928
Рис. 19 14. Зависимости /5(сй0~) и /6(и0)
в формулах (19.42)
2,5
Рис. 19.15. Зависимости жесткости
К№ и демпфирования Ьа от безраз-
мерной частоты соо; пунктиром по-
казаны их линейные аппроксимации
В гармоническом режиме колебаний может быть также использована сис-
тема, показанная на рис. 19.13, с параметрами (19.40). Для диапазона частот
<»о < 1,5 и только в гармоническом режиме можно заменить штамп, лежащий
на полупространстве, системой с одной степенью свободы, которая имеет па-
раметры. определенные F.E. Richart. I.R . Hall и R.D. Woods:
2л (Ш 2л 67 р0
в 9 'Р 9 v ’
На низких частотах демпфированием в первом приближении можно пре-
небречь.
Сводка упрощенных моделей основания приведена в табл. 19.4. Характе-
ристики демпфированной пружины, моделирующей упругое полупространст-
во, приведены в табл. 19.4 по данным В.А. Ильичева.
Таблица 19.4
Формулы для определения параметров жесткости
и демпфирования для модели с 1/2 степенью свободы
Тип колебаний Жесткость Ci Коэффициент вязкого демпфирования (ц
Вертикальные 4ра l^v 4а2рс2 y2(1-v)
Горизонтальные 2-v лг2рг2
Поворотные •^л~ця3 (1,862-0,5507(5) •^л2а4рс2-0,19и0
Примечание. В табл. 19.4 приняты следующие обозначения: р - модуль сдвига полупро-
странства, моделирующего основание; у2 - коэффициент, зависящий от коэффициента Пу-
ассона основания и изменяющийся в пределах от 1,094 (при v = 0) до 1,177 (при v = 0,3).
929
Необходимо заметить, что постуттательные компоненты движения характе-
ризуются частотно независимыми характеристиками, а поворотная компонента
имеет частотно зависимые жесткость и демпфирование. Последнее обстоятель-
ство затрудняет непосредственное использование указанных формул в инже-
нерных расчетах. Однако поворотные колебания фундамента можно охаракте-
ризовать частотно независимым коэффициентом неупру того сопротивления:
УФ = к/Л, (19.44)
где к = 0,19^2'Л ~ 0,208.
9
Другие формы штампа и модели основания. ПФ для круглого штампа,
лежащего на слое, подстилаемом жестким основанием, построены в прибли-
женной постановке задачи в работах А В. Аникьева и В.А. Ильичева, R.N. Ar-
nold, G.N. Bycroft, G.B. Warburton. ПФ, которые определяют перемещение не-
которых точек поверхности полупространства при действии равномерно рас-
пределенной по прямоугольной площади нагрузки, имитирующей
прямоугольный штамп, построены в работах В.М. Сеймова [10]. Г. Аводжоби.
Т. Kobori и др.
В работе А.В. Аникьева и В.А. Ильичева детально проанализированы ко-
лебания круглого штампа в инерционном полупространстве, в котором модуль
упругости изменяется с глубиной z по линейному' закону (рис. 19.17):
E(z) = E(0) + E(0)tgv-,
а
(19.45)
tg\|/ - характеризует рост модуля упругости с глубиной и определяется по
формуле
tgv =
Е(Л)-Е(0) а
Е(о) h ’
(19.46)
а = 1 м - обезразмеривающий коэффициент.
Введенная аппроксимация описывает изменение (см. рис. 19.17) деформа-
тивных свойств основания и вводится до глубины сжимаемой толщи основа-
ния, определяемой в соответствии с СП 22.13330.2011.
Если ввести относительный модуль упругости основания E(z) =(Е-£<0'i)/7j/°'1
и безразмерную глубину z = г/а,то
E(z)
tgV = -=A
z
(19.47).
Таким образом, tg vp представляет собой относительный модуль упругости
полупространства на глу бине 1 м.
Жесткостные параметры модели c l1/? степенями свободы (рис. 19.16) оп-
ределяются по формуле
tg VVf), (19.48)
где коэффициенты и полученные А.В. Аникьевым и В.А. Ильичевым.
Демпфирующие параметры модели с 114 степенями свободы определяются
по формуле
930
+ b^tg\\iy[Fy
(19.49)
где p - плотность грунта;
Z^, ~ коэффициенты, аналогичные С9 и <-9-
Приведенная масса грунта модели с VA степенями свободы определяются
по формуле
Jf
1 — 1 + wf'* tg»|/VT^, (19.50)
где m}s) - коэффициенты, аналогичные Kq- и
Для вертикальных колебаний при коэффициенте Пуассона v = 0,25 пара-
метры рассматриваемой модели принимают следующие значения:
K<z) = Gr (21,8 + 3,56 tg фл/F); (19.51)
K\z} = Gr (7,5 + 2,88 tgvVF); (19.52)
bf> =y/Gp— (5,34 + 0,87 tg^x/T); (19.53)
b& =y[Gp— (6,21 + 0,62 tgyVF); (19.54)
w2=pJI — 1 (2,8 + 0,56tg\|/>/Fy (19.55)
В.А. Ильичев и А.В. Аникьев получили общие формулы для параметров
жесткости и демпфирования для различных (вертикальных, сдвиговых и пово-
ротных) колебаний штампа на полупространстве с возрастающим по глубине
модулем упругости.
Рис. 19.16. Расчетная схема
взаимодействия основания
и фундамента
Рис. 19.17. Представление
модуля упругости основания
в модели Ильичева—Аникьева
931
Аппроксимация этих решений приведена ниже для трех типов воздействия
на штамп вертикального, горизонтального и вращательного относительно го-
ризонтальной оси. Аппроксимирующая система представляет собой механиче-
скую систему с полутора степенями свободы (см. рис. 19.13).
1. Пять безразмерных параметров механической модели основания c l1/?
степенями свободы (см. рис. 19.13) представляются линейными зависимостями
OTy[S:
U = U0 + imgy—, (19.56)
а
где А - площадь подошвы фундамента;
ТО, С1 - может быть любым из следующих параметров:
Вл, КА, mz, BZ2, KZ2 - для вертикальных колебаний, причем демпфер ВА и жест-
кость КА соответствуют верхней части модели (половина степени свободы), a mz,
Вл, Kz2 - нижней (одна степень свободы);
В,л, Kt A, тф, Вф2, - для вращательных колебаний;
Вх\, Кл, тх, Вх2, КХ2 - для горизонтальных колебаний.
2. Слагаемое 1/0 представляет решение задачи об однородном полупро-
странстве, и параметры механической системы определяются в зависимости от
вида колебаний и коэффициента Пуассона v основания по табл. 19.5.
3. Тангенс угла наклона прямой, описывающей изменение параметров за
счет неоднородности основания, умножается на величины U1, определяемые
по табл. 19.6.
4. Переход от безразмерных параметров, определяемых (19.56), к размер-
ным if осуществляется следующими формулами для задач динамики:
• для вращательных колебаний К* = С^рсРК^, т’ = ра5т
• для горизонтальных (вертикальных) ^х(-) = С2раК^', Bx(z) = C2pci2Bx(z)',
* з
«Т(г)=Р« ™х(г)>
где С2 — скорость распространения поперечной волны по поверхности:
р - плотность грунтов основания; а = f.l/n - приведенный радиус подошвы.
Таблица 19.5
V ж А'0г1 ?и0г B0z2 коЛ
0,25 5,34 21,8 2,8 6,21 7,5
0,35 6.44 26,3 3,12 6,9 8,4
0,45 10,53 43 3,29 7,5 9,2
V 60ф, А'0ф1 »»0ф Т?0ф2 А'0ф2
0,25 1,36 5,6 1 1,6 7,5
0,35 1,63 6,7 1,03 1,7 7,9
0,45 2,5 10,7 0,84 1,6 7,3
V В0х\ Л0д1 и;0д ВОХ2 А'0д.2
0,25 зд 12,4 1,8 5,2 7,6
0,35 3,1 12,4 1,9 5,7 8,3
0,45 3,1 12,4 2,1 6,4 9,2
932
Таблица 19.6
V B\A K\A 7W1Z в\Л A'1z2
0.25 0,87 3,56 0,56 0,62 2,88
0,35 1,06 4,34 0,62 0,78 3,5
0,45 1,81 7,41 0,69 0,78 3,72
V £l<pi ^l(pl Ж1ф Й1ф2 ^1Ф2
0,25 0,22 1,16 0,12 0,12 1,34
0,35 0,28 1,41 0,16 0.12 1,81
0,45 0,5 1,97 0,16 0,12 1,81
V A'Li m lx £1й Klr2
0,25 0,53 2,09 0,28 0,75 1,53
0,35 0,53 2,09 0,31 0,84 1,87
0,45 0,53 2,09 0,37 0,84 1,91
Соотношение расчетных и натурных данных. Область применения
известных ПФ и ИПФ. Для сопоставления расчетных и натурных данных
следует отметить, что основной характеристикой расчетных моделей является
модуль упругости полупространства Е, а для описания свойств грунтов в Рос-
сии используется модуль общей деформации грунта Ео. Также используется
показатель
р
П2=— (1957)
Следует отметить, что параметр г]2 имеет две трактовки. С одной стороны,
под модулем упругости можно понимать фактический модуль упругости грун-
та, который отличается от соответствующего модуля деформации. С другой
стороны, под величиной Е можно понимать модуль упругости полупростран-
ства, моделирующего основание. Именно в соответствии со второй трактовкой
параметр г]2 был предложен Б.А. Александровым, С.К. Лапиным, О.А. Сави-
новым, А.М Уздиным, И.У. Альбертом и другими и используется нами в на-
стоящем подразделе справочника.
Б.А. Александров, С.К. Лапин, О.А. Савинов, А.М. Уздин, И.У. Альберт
и др. из условия совпадения величин статической жесткости, рассчитанных
по формулам (19.22), (19.51)...(19.52) и по действующим нормативным до-
кументам, основанным на натурных данных, получили следующую опенку
значения г]2:
р
Л2= —= 2.5А,-7гт-(1 + О-х, (19.58)
где Ьо - коэффициент, принимаемый согласно [7] для песков 1,0, для супесей и суг-
линков - 1,2, для глин и крупнообломочных грунтов - 1,5;
у=___________29,3 + 6,44jF4gy__________
(21,8 + 3,5б4Ё~- tg \|/)(7,5 + 2,88VF • tg v)
933
Расчетное значение т]2 для всех видов грунтов зависит от скорости роста
модуля упругости с глубиной. Для песков, супесей и суглинков указанная за-
висимость удовлетворительно согласуется с опытными данными.
Жесткости основания совпадают при соответствующем выборе модуля уп-
ругого полупространства т]2 по (19.58). При этом автоматически будут совпадать
соответствующие расчетные и натурные частоты колебаний. Однако описанные
модели основания завышают отток энергии в грунт. На рис. 19.18 приведены
коэффициенты динамичности для блока массой т = 50 т с площадью подошвы
А = 40 м2, построенные с использованием формул (19.51)...(19.55) при различ-
ных значениях угла Для сравнения на этом же рису нке приведена аналогич-
ная кривая, построенная по СП 26.13330.2012 [11], которые ориентируются на
данные натурных исследований. Для данного фундамента статические и дина-
мические жесткости по нормативной модели и модели Ильичева-Аникьева
совпадают независимо от величины tg\|/. При tg\|/ = 0 наблюдается известное
завышение расчетной величины рассеянной энергии в основание и соответст-
вующее занижение амплитуды более чем в два раза. Учет неоднородности ос-
нования по рассмотренной методике позволяет уменьшить расхождение меж-
ду натурными и теоретическими данными. Однако сближение этих данных
имеет место с ростом tg\j/ от 0 до 1,2, дальнейшее у величение tg\j/ не приводит
к увеличению амплитуды колебаний. Таким образом, для рассмотренной мо-
дели основания Ильичева-Аникьева учет неоднородности основания позволил
сблизить теоретические и натурные данные, доведя расхождение в амплитудах
до 30%.
—»—tgPS/=0
-о- СНиП
-*-tgF57 =0,5
— tgPSI = 1
Приведенные данные показывают, что непосредственный расчет фунда-
ментов по приведенным формулам, основанным на ПФ и ИПФ для упругого
полупространства, дает значительную погрешность. В связи с этим действую-
щие нормы, сохраняя общую структуру формул для определения жесткости и
демпфирования, вводят в расчет эмпирические поправки. Нормативные реко-
мендации по расчету жесткости и демпфирования основания приводятся ниже.
934
Отметим в заключение, когда рассмотренные формулы могут быть ис-
пользованы непосредственно.
Во-первых, они необходимы для тестирования мощных программных
комплексов. В настоящее время эксплуатируются десятки современных ком-
плексов, использующих конечно-элементное представление грунтового масси-
ва. При этом у пользователей складывается ошибочное мнение, что чем боль-
ше элементов, тем точнее расчет. На самом деле все совсем наоборот. Если
основание моделировать упругим полупространством, то разбивка его на КЭ
может только привнести дополнительные ошибки. МКЭ позволяет учесть
слоистость основания. Однако при этом могут быть внесены другие ошибки, о
которых будет сказано далее. Для их исключения прежде, чем делать расчет
конструкции, необходимо протестировать программу' и конечно-элементнуто
схему, задав основание однородным.
Во-вторых, встречаются случаи однородного основания, когда оценка по
формулам упругого полупространства дает приемлемые результаты.
В-третьих, использование приведенных формул дает полезные качествен-
ные результаты, которые необходимы при интерпретации сложных расчетов
по МКЭ.
19.2.2.2. Нормативные рекомендации по заданию параметров
демпфирования и жесткости естественных оснований
В имеющихся нормативных документах жесткость пружины при верти-
кальных колебаниях К\= К определяется коэффициентом упругого равномер-
ного сжатия Сг, который выражен через модуль деформации грунта Ео:
KZ=CZA- Сг=Е0-60(1 + ^), (19.60)
где 2, = -JAq/A, (Ао = 10 м2); Ьо - коэффициент, см. пояснение к формуле (19.58).
Аналогично оцениваются жесткости пружин Кх и моделирующих сдви-
говые и поворотные колебания фундамента:
КХ=СХА- Gx = 0,7C,; ^=CKJ; С(р = 2CZ. (19.61)
Здесь Сх - коэффициент равномерного упругого сдвига, а Сф - коэффициент упру-
гого неравномерного сжатия основания; А - площадь, a J - момент инерции подошвы
фундамента.
Параметры демпфирования bz, Ъх и b,f рассматриваемой модели определя-
ются затуханием в долях критического:
^=0,7Д/ЕГ; ^ = 0,6^; ^ = 0,5^г, (19.62)
где рЦ: - среднее давление по подошве фундамента в тс/м~
Для импульсного воздействия, когда отражение волн от нижележащих
слоев грунта не влияет на начальные параметры процесса, затухание вычис-
ляется по формуле:
J/7
(19.63)
QAp
935
Рассмотренная модель, определяемая формулами (19.60)...(19.63), реко-
мендуется нормами для расчета фундаментов под машины с динамическими
нагрузками. Для гражданских и промышленных зданий действующие норма-
тивы не содержат каких-либо рекомендаций по моделированию основания в
динамических расчетах. В связи с этим в практике инженерных расчетов при-
ходится использовать динамическую модель основания, разработанную при-
менительно к фундаментам под машины. При этом следует иметь в виду, что
гражданские сооружения имеют, как правило, ленточные фундаменты, срав-
нительно малое среднее давление по основанию здания и большие размеры
основания по сравнению с фундаментами под машины. В связи с этим при
оценке сейсмостойкости зданий и сооружений следовало бы оценивать пара-
метры модели на основе натурных исследований на площадке строительства.
Однако такие работы дороги и проводятся в редких случаях при проектирова-
нии особо ответственных сооружений. В НИИОСП еще в 1975 г. были разра-
ботаны «Рекомендации по проектированию оснований и фундаментов зданий
и сооружений, возводимых в сейсмических районах» [5]. В [5] рекомендуется
использование формул (19.61)...(19.63), в которых в качестве площади и мо-
мента инерции фундамента использу.тся площадь и момент инерции «сплош-
ного фундамента» (пятна застройки). При этом имеются следующие дополне-
ния к формулам (19.60)...(19.63):
• коэффициент упругого неравномерного сжатия оценивается по форму’ле
(19.64)
где коэффициент к зависит от соотношения сторон фундамента L/В и определяет-
ся по формуле
где L - длина, В - ширина фундамента;
• для фундаментов столбчатых при d/Ь > 2.5. где d - наименьшее расстояние
между соседними фундаментами; Ъ - сторона фундамента в том же на-
правлении; коэффициенты упругой жесткости основания следует опреде-
лять как сумму жесткостей отдельных фундаментов.
При dlb < 2,5 коэффициенты жесткости определяются как для сплошной
плиты по формулам (19.61)...(19.62);
• при устройстве свайных фундаментов с низким ростверком коэффициенты
упругой жесткости основания Кх и /ц, определяются как для ленточных
или столбчатых фундаментов в зависимости от типа ростверка без учета
жесткости свай.
Приведенные рекомендации следует рассматривать как весьма грубые, не
учитывающие заглубление фундамента, неоднородность грунта и т.д. В связи
с этим единственная возможность избежать ошибок при проектировании -
широкое варьирование расчетных динамических характеристик основания при
принятии проектных решений.
79.2.2.3. Параметры жесткости и демпфирования свайного основания
Несмотря на широкое распространение свайных фундаментов практически
во всех областях строительства, для фундаментов машин с динамическими на-
грузками их длительное время старались применять только в исключительных
936
случаях. Поэтому для динамических расчетов свайных фундаментов использо-
вались простейшие расчетные схемы массивного фундамента как тела на упру-
гом основании с некоторыми эффективными характеристиками масс, жестко-
стей упругих связей и поглощения энергии (демпфирования). Так, например,
считалось, что наличие висячих свай мало меняет жесткость свайного основания
ростверка и при действии горизонтальных сил ее можно принять равной жест-
кости ростверка на естественном основании, а для учета поглощения энергии
задавать параметры свайного основания такими же, как для обычного фунда-
мента равных размеров. При вертикальных колебаниях фундамента на сваях-
стойках учитывалась только жесткость самих свай, а жесткость свайного осно-
вания из висячих свай определялась через коэффициенты упругого сжатия грун-
тового основания на уровне нижнего конца свай и площадь подошвы ростверка.
По мере проведения специальных исследований колебаний свайных фун-
даментов стало очевидным, что их применение в фундаментах с динамически-
ми нагрузками и для виброчувствительного оборудования во многих случаях
позволяет не только эффективно снижать параметры колебаний, но и добиться
су щественного сокращения затрат и стоимости строительства. Были предло-
жены более совершенные расчетные схемы. Например, при вертикальных ко-
лебаниях свайное основание заменялось эквивалентным упругим стержнем с
распределенными по длине боковыми упругими связями и упругой пружиной
под нижним концом. По предложению О.А. Савинова, М.М. Клатцо и
Г.Н. Степанова жесткость свайного основания рассматривалась как сумма, в
которой составляющая по боковой поверхности стержня определялась в долях
от жесткости грунтового основания под нижним концом в зависимости от со-
отношения жесткости грунта и свай. Ростверк на висячих сваях М.И. Забылин
рассматривал в виде условного заглубленного массива с распределенными па-
раметрами жесткости, аналогичными обычному заглубленному' фундаменту,
или двухмассовой системы, соединенной упругими и демпфирующими эле-
ментами, определяемыми динамическими характеристиками свай. При сдвиго-
вращательных колебаниях свайный фундамент заменялся рамной системой с
жестким ригелем (ростверком) и гибкими стержнями (сваями), погруженными
в грунт. М.И. Забылин предложил определять жесткость свайного основания
через жесткости отдельных стержней с учетом условий их заделки в роствер-
ке, а жесткость отдельных стержней - экспериментально по данным испыта-
ний свай поперечными дозированными ударами через частоту собственных
поперечных колебаний и условную свободную длину.
Параметры жесткости и демпфирования свайного основания по вол-
новым моделям. Наиболее близко процессам колебаний свайных фундамен-
тов отвечают волновые модели свайных фундаментов. Их разработкой зани-
мались М. Novak, В.А. Ильичев и А.А. Шлякис, Л.В. Нуждин и М.И. Забылин
и др. Полученные результаты свидетельствуют о преимуществах волновых
моделей, которые основаны на использовании истинных динамических харак-
теристик грунтов, универсальности решений, хорошей сходимости прогнози-
руемых параметров и экспериментальных данных.
Параметры жесткости и демпфирования свайного основания предложено
определять из рассмотрения колебаний одиночной сваи в грунтовой среде.
Свая моделируется гибким вертикальным цилиндрическим стержнем, не те-
ряющим в процессе колебаний контакта с грунтом. Грунт - вязкоупругая сре-
937
Рис. 19.19. К расчетной схеме
колебаний одиночной сваи в
слоистом грунтовом основании
да, ниже конца сваи рассматривается как по-
лупространство, а выше - как однородная или
слоистая структура, состоящая в зависимости
от реальных инженерно-геологических усло-
вий из одного или нескольких слоев (см. рис.
19.19). В пределах глубины погружения сваи
грунтовая среда представляет собой совокуп-
ность бесконечно тонких независимых грун-
товых пластин, по которым в горизонтальном
направлении распространяются упругие волны.
Поперечные и продольные колебания
стержня рассматриваются отдельно. Связь
между’ перемещениями стержня и реакциями
грунта по его боковой поверхности определя-
ется из рассмотрения задачи о колебаниях
пластины с твердым цилиндрическим включе-
нием («недеформируемым круглым выре-
зом»), При поперечных колебаниях стержня
возможные депланационные перемещения пластин в случае поворота попе-
речных сечений стержня можно не учитывать.
Для получения параметров жесткости и демпфирования горизонтальных и
сдвиго-вращательных колебаний одиночной сваи рассматриваются попереч-
ные колебания стержня, показанные на рис. 19.20. Их уравнение имеет вид:
„Tc’4?y(z/) _ d2u(z,t) du(z,t) _ z v .
El-----+ m----------+ c —22.Z +S,u(z.t) = 0,
dz fit2 dt “
(19.65)
где E, c,I, m - соответственно модуль упругости, коэффициент демпфирования мате-
риала. момент инерции поперечного сечения и масса единицы длины сваи.
Рис. 19.20. Расчетная схема сдвиго-вращательных колебаний
одиночной сваи
938
Сопротивление среды перемещениям стержня удобно определять через
зависимости, полученные В.А. Барановым для заглубленного фундамента:
Su=G(Su}+iSu2) = 27tGa0x
{l/S)H^{av)H[2\a.y[2)+H^{a.)H^{a0y[2) (19.66)
Н^{а0)Н^{а0у/2)+Н^{а0у/2)Н^{а0) ’
5 = V(1-2v)/2(1-v);
при v = 0,5
5И] =тш2
I 2 *Л> (Q0 )*Л (Q0 ) 1р (Q0 )^2 (Q0 ) . g _ 8
J2{atl) + Y2{a0) J’ и2“Л2(«0)’
где G, v - модуль сдвига и коэффициент Пуассона грунта;
а0 - безразмерная частота колебаний, равная а0 = rco-jp/G;
Н^\ Н® - функции Ганкеля второго рода нулевого и второго порядков;
Л, Л, I о, У2 - функции Бесселя первого и второго рода нулевого и второго порядков.
Расчетные формулы для параметров жесткости и демпфирования сдвиго-
вращательных колебаний одиночной сваи при показанных на рис. 19.20 гра-
ничных условиях (жесткая заделка сваи в ростверке и условное шарнирное
закрепление нижнего конца) имеют вид:
-В. Д!.2.3-4). _ EI /-(1,2,3,4). — 3 /11.1 > Схх — 2tz /11.2 ’ Г Г К1
тА _ // /-(1,2,3,4). /X _ EI /-(1,2,3,4). Лх<р - 3 /20.1 ’ ('ир “ 2тл /20.2 г г jA _ EI /-(1,2.3.4). /4 _ El „(1,2.3.4). “ ^2 -'9.1 ’ C<P‘ — ry /9.2 >
(19.67)
rX _ El /-(1,2,3,4). /4 _ El „(12,3,4) ri Jia - ry -'7-2
в которых Я.,2,3,4) =^fij^) . AU.3,4) Д&ЕЖ 7111 (//r)3 ’ 7112 C7o(//r)3 ’ /(1,2,3,4) ^’1’3,4)(^) . /-(1,2,3,4) ^20.2,3’4)(^) . •/20.1 /j j x3 ’ -^20.2 /7 / \3 {Hr) a0{l/r) 77(1,2,3,4) /z \ 77(1,2,3,4) zn \ /(1,2,3,4) _ T9 1 (A) /-(1,2,3,4) _ f 9 2 . 791 ” {Hr)2 ' 792 ” a0{l/r)2 ' 77(1,2,3,4) /n \ 77(1,2,3,4) /7 \ XI,2.3,4) _ T7 1 (A) /-(1,2,3,4) _ f7 2 JTA z7/\2 5 Л 7.2 /7 / \2 {Hr) a0{Hr) (19.68)
Для удобства практического применения в расчетах используются функ-
/’fl 2 3 41 XI 2 3 41 XI 2 3 41 XI 2 3 41
ции /7 , у9 , /1 j ’ ’ и 720’ ’ ’ , которые для сваи в однородном грунте
зависят только от безразмерных параметров:
939
Рис. 19.21. Расчетная схема вертикальных
колебаний одиночной сваи:
а — свая-стойка; б - висячая свая
йо - относительная частота
колебаний;
Иг - отношения длины сваи к
радиусу ее поперечного сечения
(г = у]А/к - приведенный ради-
ус);
К/Кв - отношения скорости
поперечной волны в грунте к ско-
рости продольной волны в свае;
р/рсв - отношения плотности
грунта к плотности материала
сваи.
Для сваи, в пределах глуби-
ны погружения которой находит-
ся несколько слоев грунта с раз-
ными свойствами (п = 1... 4 - ко-
личество слоев обозначено в
верхнем индексе функций в
скобках 4(и))’ эти безразмерные
параметры имеют вид:
Л.2.за/г — отношения толщины каждого слоя (сверху вниз) к радиусу попе-
речного сечения сваи;
^i.s2.s3.s4/Kb ~ отношения скоростей поперечной волны в каждом слое
грунта к скорости продольной волны в свае;
P1.2.3.4/P - отношения плотности каждого слоя грунта к плотности материа-
ла сваи.
После вычисления функции корректируются с у четом скорости попе-
речной волны в грунте, размеров и модуля упругости материала сваи.
Нижние индексы функций fkn^ соответствуют номерам к соответствую-
щих функций комплексного переменного Fk(F) = Fkx(F) + iFk2(F), которые
совпадают с номерами выражений, аппроксимированных В. Колоушеком [4]
для концевых усилий колеблющихся стержней при аналогичном закреплении
концов. В данном случае для однородного грунта:
Я7(1)(Х) = X
2shXsinX
ch Xsin X - sh Xcos X
F9(1)(X) = -X2
ch Xsin X + sh Xcos X
ch Xsin X - sh Xcos X ’
(19.69)
x;(i1)(x) = x3
2chXcosX
ch Xsin X - sh Xcos X ’
F«(X) = F«(X).
Однако в отличие от выражений [4] аргументом функций (19.69) является
комплексный параметр частоты колебаний, учитывающий сопротивление
грунта:
X = I |уиа2 - G5'ul - i(ca> + GS^El. (19.70)
940
Выражения для функций F^'^tk) при наличии нескольких слоев грунта в
пределах глубины погружения сваи получены Л.В. Нуждиным и М И. Забыли-
ным.
Параметры жесткости К\г и демпфирования С\г вертикальных колебаний
одиночной сваи определяются из рассмотрения продольных колебаний стерж-
ня, показанных на рис. 19.21. Их уравнение имеет вид:
„.B2w(z,t) — B2w(z,t) B2w(z,t) „ , . _
-EA-----+ m------------------5-^+5 w(zJ =0. (19.71)
&2 dt2 8t 14
Для сопротивления грунта перемещениям стержня также можно использо-
вать зависимости, полученные В.А. Барановым для заглубленного фундамента:
Sw = G(Swl+iSw2y,
е Л («иУц(«0) + Г1 («и)Г,(«и) .
(19.72)
и'2 ./2(о0) + Г02(о0)'
Для свай-стоек с учетом невозможности вертикальных перемещений ниж-
него конца и нумерации функций по таблицам [4] получены:
тЛ _ /'(1,2,3,4). хч1 _ EA Х1,2,3,4).
Azz — 718.1 ’ Czz — TZ 718.2
Г К
f(1,2,3,4)m> XI,2,3,4), .а
/•(1,2,3,4) _ А8 1 . /•(1,2,3,4) _ 718 2 1A-> . (19 73)
718 1 i / 5 -'18.2 i / 5 * ' '
I / r aol I r
F^\A) = F^(A)+z<)2(A) = A ctg A,
где А = /^шсо2 -GSvl-i(c(£> + GSv2)^EA. (19.74)
Для висячих свай параметры жесткости и демпфирования определены ис-
ходя из равенства продольной силы на нижнем конце стержня N(l) реакции
упругого полупространства на перемещение штампа равного радиуса Rz:
где
zzl _ /-(1,2,3,4). дЯ _ ЕА ^.(1.2,3,4).
Azz — 7191 > Czz — т, 719.2 ’
Г К
(19 75)
тД1,2,3,4) z /(1,2,3,4)/дч V '
•(1,2,3,4) _ *19.1 . /'(1,2,3,4) _ 719.2 (AJ .
19 1 — ’ 719.2 — ; ’
I / r aol / r
F^\A) = F^(A)+iF^(A) =
Л /f'AsinA+ (7d +z77i2)cosA (19.76)
K’A cos A + (F„j + iFz2 ) sin A ’
FA
K' =------; R = G()r(F, +iFAw;
G1 ? Z U ' Zl ZZ' ’
0/r
Fzi и F-2 - функции жесткости и демпфирования основания штампа, выраженные
через известные аналитические зависимости О.Я. Шехгер.
941
Выражения для функций 7^(2,3’4)(Л) при наличии нескольких слоев грунта
в пределах глубины погружения сваи получены Л.В. Нуждиным и М.И. Забы-
линым.
Обычно параметры жесткости и демпфирования свайного основания оп-
ределяются суммированием соответствующих значений, определенных для
каждой отдельной сваи в кусте. Однако волновые модели позволяют рассмат-
ривать волновое взаимодействие между сваями - динамический кустовой эф-
фект. Функции жесткости и демпфирования свайного основания с учетом
взаимодействия свай в кусте аппроксимированы Л.В. Нуждиным и П.А. Гензе.
Также возможно учитывать влияние на колебания свайного фундамента взаи-
модействия заглубленного ростверка с грунтом, его формы в плане, больших
статических нагрузок и др. Расчетные формулы для этих случаев получены в
работах Л.В. Нуждина и А.О. Колесникова, Л.В. Нуждина и А.В. Лесина и др.
19.2.2.4. Нормативные рекомендации по заданию параметров
жесткости и демпфирования свайного основания
В нормативных документах последнего периода СНиП 2.02.05-87 и СП
26.13330.2012 [11] расчет свайных фундаментов проводится по тем же форму-
лам, что и для фундаментов на естественном основании, но вместо значений
жесткости, массы и моментов инерции массы используются приведенные зна-
чения.
Для вертикальных колебаний свайных фундаментов приведенная жест-
кость Kzred определяется как
К red = Kz'ed , (19.77)
z,rea г ’ ' '
j । ^z,recrb
*EbAp
где
= NEbApfi Pth(pZ) + cz (19.78)
p + ath(p/)
в которых
А — число свай;
Eb - модуль упругости материала свай. кПа;
/ — глубина погружения сваи в грунт, м;
/0 — расстояние от подошвы ростверка до поверхности грунта (для низкого рост-
верка 10 = 0), м;
Ар - площадь поперечного сечения сваи, м2;
и - периметр поперечного сечения сваи, м;
Сг - коэффициент упругого равномерного сжатия грунта на уровне нижних кон-
цов свай, который определяется так же. как для фундаментов на естественном ос-
новании по (19.60) при площади подошвы фундамента А, равной площади наи-
942
большего поперечного сечения нижнего конца сваи. кН/м (значение коэффициен-
та Ьо в (19.60) для забивных сваи удваивается);
к - коэффициент, принимаемый равным: 2 - для сплошных железобетонных
свай, 2,5 - для полых железобетонных свай, 3,5 - для деревянных свай,
СМ — удельное упругое сопротивление грунта на боковой поверхности сваи в к-ом
слое, принимаемое по табл. 19.7 и 19.8;
с0 - коэффициент, равный 10000 кН/м3;
А,, Ау* — номера слоев грунта, отсчитываемые от поверхности грунта до глубины,
равной соответственно / и / = 0,2[1 + 4111(10//)]/;
4 — толщина А:-го слоя грунта;
th — гиперболический тангенс.
Таблица 19.7
Показатель текучести глинистых грунтов 1L Удельное сопротивление ср, кН/м3
0,5 <Д <0,75 0,25 <Д <0,5 0 </£ <0,25 1,5104...0,5104 ЗЮ4... 1,5104 4,5104...3-104 6104...4,5-104
Примечания:
1. Для промежуточных значений IL значение ср определяется интерполяцией.
2. Для просадочных грунтов значения удельного упругого сопротивления ср следует опре-
делять как для глинистых грунтов с показателями текучести IL, соответствующим природ-
ной влажности, или с учетом возможного замачивания в соответствии с требованиями СП
24.13330.
Таблица 19 8
Пески Удельное упругое сопротивление ср, кН/м3, грунтов различной влажности
водонасыщенных влажных маловлажных
Средней крупности: рыхлые 1,5-104 2-Ю4 3-104
средней плотности 3-104 4-104 5-104
Мелкие: рыхлые 1-104 1,5-104 2,5-104
средней плотности 2-Ю4 3-104 4-104
Пылеватые: рыхлые 0,5-104 1-Ю4 1,5-104
средней плотности 1-Ю4 1,5-104 2,5-104
Примечание. Удельное упругое сопротивление для плотных песчаных грунтов следует
принимать на 50% выше, чем наибольшее из значений ср, указанных в табл. 19.8 для данно-
го вида грунта.
При уменьшении расстояния между сваями от 5d до 2d значение Kz red сле-
дует уменьшать в 2 раза, а для промежу точных расстояний - определять ин-
терполяцией.
943
Для горизонтальных колебаний свайных фундаментов приведенная жест-
кость Kx>red определяется как
где I — момент инерции площади поперечного сечения сваи, м4;
а — коэффициент упругой деформации системы «свая—грунт», определяемый по
форм} ле
а = 2ае, (19.80)
в которой а, - коэффициент деформации, определяемый в соответствии с указа-
ниями СП 24.13330 при ус = 3.
Для свай, жестко заделанных в ростверк:
J9 = ^+77^R[(W-So]+-^k+^L (19.81)
Q I ZqCC I Э 'I J I
а для свай, шарнирно сопряженных с ростверком:
/? = Лс,+2В[)/[)а + С[)(/[)а)2+^^-. (19.82)
В (19.81) и (19.82): Л,, Во, Со - коэффициенты, зависящие от приведенной глуби-
ны погружения сваи /' = а/ и условий опирания ее нижнего конца, определяются по
указаниям СП 24.13330.
Для горизонтально-вращательных колебаний приведенная жесткость K^red
свайного основания
(19.83)
7V ,=1
где г/,, - расстояние от оси z-й сваи до горизонтальной оси, проходящей через центр
тяжести подошвы ростверка, перпендикулярно плоскости колебаний.
Для вращательных колебаний приведенная жесткость K^red свайного осно-
вания
К , w
(19.84)
JV 1=1
где rvd - расстояние от оси z-й сваи до вертикальной оси, проходящей через центр тя-
жести подошвы ростверка.
Относительное демпфирование для свайного основания рекомендуется
определять, как правило, по результатам испытаний. При отсутствии экспе-
риментальных данных относительное демпфирование при вертикальных
колебаниях свайных фундаментов допускается принимать равным 0,2 (для
установившихся колебаний) и 0,5 (для неустановившихся колебаний). Значе-
ния ^<р, предлагается назначать аналогично фундаментам на естествен-
ном основании:
^ = 0,6^; ^ = 0,5^; ^=0,3^.
В расчетах колебаний свайных фундаментов также должны приниматься
приведенные значения массы:
944
N N
mz,red = mr +Pzif\p (19-85)
1=1 1=1
mx,red = mr +P*2Mp +2M0;
7=1 7=1
p:=o,25p:;
m^red ^^red ^x^red
и соответственно приведенные значения моментов инерции массы:
N N
^.red = %,Г +КТ.т,,РГ^ (19-86)
7=1 7=1
®q>O,red = ®<p,red +^2Wr j
%,.red = %,.r +YmiSrt,i,
1= I 1=1
где in, — общая масса ростверка с установленной на нем машиной, т;
mjp — масса части /-й сваи, заглубленной в грунт, т;
mi 0 — масса части z-й сваи выше поверхности грунта, т;
6<р,»- — момент инерции массы ростверка и машины относительно горизонтальной
оси, проходящей через их общий центр тяжести перпендикулярно плоскости ко-
лебаний, т-м2;
0v>r - момент инерции массы ростверка и машины относительно вертикальной
оси, проходящей через центр тяжести ростверка, т-м2;
/г2 - расстояние от центра тяжести массы ростверка и машины т, до подошвы ро-
стверка.
79.2.2.5. Конечно-элементные модели грунтового основания
При построении моделей с большим числом степеней свободы из неог-
раниченного массива основания выделяется некоторая конечная подобласть,
называемая на научном жаргоне «ящиком» (рис. 19.22). Эта подобласть рас-
сматривается как пространственная или плоская среда, а ее дискретизация
осуществляется численными методами, обычно с использованием МКЭ. При
этом перед расчетчиком возникают проблемы исключения отражения волн от
границы ящика и задания жесткостных характеристик грунтового основания.
Рис. 19.22. Выделение расчетной области основания
945
Рис. 19.23. Схема расстановки
демпферов по боковой границе
вырезанной области основания
Для исключения отражения волн от услов-
ной границы на ней устанавливаются демпфе-
ры, в которых должно поглощаться столько
энергии, сколько уносится на бесконечность
упругими волнами (рис. 19.23). Такая граница
получила название акустической, или лисме-
ровой (по имени одного из разработчиков ме-
тодики задания параметров демпферов -
I. Lysmer и F.E. Richart). При этом затухание
на единицу площади границы определяется по
формуле
bz=Jfy; bx = jE^. (19.87)
При моделировании границы конечными
элементами в узлах элементов боковой грани-
цы устанавливаются демпферы с коэффициен-
том вязкого демпфирования
b = (19.88)
Наиболее просто указанный подход реализуется в случае, когда основание
подстилается скальной породой. Тогда низ «ящика» располагают на границе
подстилающей скалы. В противном случае задание условий на нижней грани-
це вызывает определенные трудности. Это связано с тем, что акустическая
граница не имеет жесткости и не может поддерживать нижнюю границу
«ящика». Для выхода из такого положения возможны два пути.
Первый путь основан на определении функции Грина для отброшенной
части основания и, как правило, решении задачи в частотной области. Деталь-
ное описание практических подходов к решению рассматриваемой задачи в
такой постановке дано в монографии J.P. Wolf и С. Song [18]. Реализация этих
методов встречает две принципиальные трудности. Во-первых, функции Грина
известны для сравнительно простых оснований, например, основания из па-
раллельных слоев. Во-вторых, для того чтобы воспользоваться известным ре-
шением, надо знать геологию на глубину 3...4 размеров фундамента, т.е. на
150...250 м. Эта информация обычно отсутствует даже для таких сооружений,
как АЭС, не говоря уже об объектах массового строительства. Во-вторых, дан-
ная методика не регламентирована Российскими нормами и не включена в па-
кеты наиболее распространенных программных комплексов, таких как SCAD,
ЛИРА, COSMOS, MicroFE и др. Это ограничивает возможности ее применения
расчетами АЭС и других особо ответственных и дорогостоящих сооружений.
Второй путь ориентирован на применение распространенных программных
комплексов и проведение инженерных расчетов сооружений совместно с грун-
товым основанием. Для этого дно «ящика» моделируется винклеровым основа-
нием или основанием с двойным коэффициентом постели (рис. 19.24). Парамет-
ры такого основания должны подбираться исходя из соображений, аналогичных
соображениям, которые положены в основу назначения моделей с малым чис-
лом степеней свободы. Обоснование моделей основания, моделирующего грун-
товую среду по низу «ящика», является важной инженерной задачей.
946
Расчетная область основания,
моделируемая конечными элементами
Рис 19 24. Приближенная замена отброшенной части неограни-
ченного основания системой пружин и демпферов
Задание упругих характеристик грунтового массива представляется более
сложным, чем это кажется проектировщику на первый взгляд. Сложность во-
проса связана с существенно нелинейной работой грунта при нагружении.
Диаграмма «напряжение-деформация» при нагружении нескального грунта
показана на рис. 19.25.
Как видно из рисунка, грунт можно в первом приближении охарактеризо-
вать четырьмя упругими характеристиками: начальным модулем упругости
Е^ = tgOy, условным пластическим модулем Епл = tga,IIH модулем общей де-
формации Ео = tgcio и модулем упругости при разгрузке Еу = tgap. Задача ус-
ложняется тем, что указанные характеристики существенно зависят от напря-
женного состояния, прежде всего - статического давления в грунте. Модули
упругости существенно возрастают с глубиной.
Несмотря на столь сложный характер работы реальных грунтов, в боль-
шинстве расчетов ограничиваются его моделированием как упругого тела с
гистерезисом. В соответствии с методическими рекомендациями П-01-72/Н.Д.
такое моделирование допускается даже для столь ответственных сооружений,
как большие плотины. Это решение обусловлено несколькими причинами.
Для статических расчетов обычно имеет значение конечного состояния
сооружения при максимальном расчетном загружении. Для этого можно ис-
пользовать модуль общей деформации Ео.
Для динамических расчетов следует отметить следующее.
Во-первых, основным расчетом для большинства сооружений является
расчет на ПЗ (проектное землетрясение).
При этом работа грунтового массива в
большой мере определяется величиной E(ym =
= tgoty. Во-вторых, при циклическом динами-
ческом нагружении пластическая компонен-
та деформации грунта (если грунт не нахо-
дится в предельном состоянии) уменьшается
и работа массива определяется величиной
Er = tgOp. Обе указанные величины близки
между собой Еу0-1 ~ Ev = Е, но существенно
отличаются от модуля общей деформации Ео.
Основной и единственной характери-
стикой упругости грунта в наших нормах
является модуль общей деформации грл нта
Ео. Однако само значение модуля деформа-
Рис. 19.25. Характерная
диаграмма «о—е» для грунта
947
ции Ео существенно зависит от напряженного состояния грунта, и для оценки
этой зависимости в работе А.Г. Тяпина была предложена формула
^o=-~^V)(\+V)-2,3-—-о = р-2,3-—-о. (19.89)
(1 - v) а а
Статическое обжатие грунтовой толщи возрастает с глубиной:
о = yz. (19.90)
Нормативные значения Ео относятся к грунтам на глубине порядка 2...3 м.
При необходимости работать с толщей грунта модуль деформации и модуль
упругости рекомендуется увеличивать с глубиной. В частности, нормы учиты-
вают указанное изменение при расчете свай СП 50-102-2003 [12]. В соответст-
вии с формулой (19.89) для учета изменения модуля деформации с глубиной z
следует использовать формущу
1 + р
Ео = 2,3pgz-—— Р, (19.91)
а
где р - плотность грунта;
е - коэффициент пористости, составляющий для материала засыпки величину по-
рядка 0,6;
а - коэффициент компрессионного сжатия, равный примерно 0,04 для свежеуло-
женного уплотненного грунта и 0,02 - для грунта после 2... 3 -летней эксплуатации.
Для проведения расчетов на сейсмические нагрузки необходимо перейти
от модуля деформации к модулю упругости. Коэффициент такого перехода
обозначается в литературе через г] , т.е. Е = Г[-Ео. Оценка величины г]2 для по-
лупространства с линейно возрастающим модулем упругости приведена ранее,
в (19.58).
В заключение краткого анализа конечно-элементных моделей основания
хотелось бы сделать одно замечание. В инженерной практике часто приходит-
ся сталкиваться с мнением о том, что использование детальной конечно-эле-
ментной модели с несколькими тысячами степеней свободы обеспечивает вы-
сокуто надежность расчетов. Здесь следует помнить, что МКЭ позволяет учесть
только неоднородность грунтовой толщи, и то лишь в меру той геологической
информации, которой располагает проектировщик. Для учета нелинейных
свойств грунта, зависимости его упруго-демпфирующих характеристик от сте-
пени обжатия, водонасыщенности и других реальных свойств необходимы
дальнейшие серьезные исследования. В настоящее время выполнены только
отдельные разработки по этим вопросам, затронутые, в частности, Л.Р. Став-
ницером. В связи со сказанным, так же как и при использовании моделей с ма-
лым числом степеней свободы, возникает необходимость широкого варьиро-
вания динамических свойств грунта для обоснования проектных решений.
19.2.3. Задание расчетной динамической нагрузки
Для решения первой проблемы - задания сейсмического воздействия на
систему по известной акселерограмме на свободной дневной поверхности в
настоящее время разработан принцип декомпозиции. В отечественной литера-
туре этот принцип был сформулирован в книге В.М. Лятхера и Ю.С. Яковлева
[] J, работах В.Н. Ломбардо и др. В соответствии с этим принципом при расче-
948
те сооружения с точечным опиранием на грунт движение системы представля-
ется в виде суммы двл х движений (рис. 19.26).
Рис. 19.26. Представление сейсмической нагрузки в виде суммы двух составляющих
В первом движении к массам сооружения прикладывается инерционная
нагрузка ту0 (здесь у0 - акселерограмма на свободной дневной поверхности),
а к границе вырезанной области - неизвестные напряжения в грунте, вызван-
ные прохождением сейсмических волн. При такой нагрузке сооружение пере-
мещается как жесткое целое по закону у0 (J), основание смещается как при от-
сутствии сооружения, а реакция основания равна 0. Поскольку сооружение
смещается как жесткое целое, усилия в нем отсутствуют.
Второе движение дополняет первое до полного. Для этого к сооружению
прикладывается компенсирутощая нагрузка Ф = -ту0, а основание оказывается
свободным от нагрузки.
В первом движении усилия в соору женин отсутствуют, поэтому нас инте-
ресует только вторая составляющая движения. В качестве внешнего воздейст-
вия при этом выступают только силы инерции Ф от ускорений свободной
дневной поверхности.
Изложенный подход позволяет рассчитать сооружение, но в основании
можно получить только картину^ напряжений и перемещений, вызванных об-
ратным воздействием сооружения на основание.
19.3. Динамическое взаимодействие сооружения с основанием.
Расчеты сооружений с грунтовым основанием
19.3.1. Определение параметров колебаний сооружений,
силы реакции грунтового основания, контактных напряжений
и параметров колебаний окружающего грунта
Возможны различные математические формулировки задачи о совместных
колебаниях двух различных систем - сооружения и грунтового основания:
1) использование единой расчетной схемы, объединяющей обе системы в
одну*, и решение задачи о колебаниях этой единой более сложной системы;
2) решение задач о колебаниях каждой из систем без связи с другой и за-
тем использование условий совместности для решения задачи о связанных ко-
лебаниях, что и отвечает смыслу слова «взаимодействие».
Первый путь часто применяют, когда используют численные методы ре-
шения задачи — конечных разностей, конечных элементов и др., и здесь не об-
949
суждается. Второй путь используют при теоретическом и инженерном анали-
зе, поскольку он позволяет лучше понять механическую картину взаимодейст-
вия, изучить качественные особенности и получить количественные результа-
ты. Динамические свойства каждой из систем могут быть описаны различны-
ми способами — линейными дифференциальными уравнениями, заданием
передаточных или импульсных переходных функций и др. Выбор способа опи-
сания динамических свойств, а также условий совместимости колебаний каж-
дой из систем влечет за собой разнообразие математических формулировок
Рис. 19.27. Поясняющая расчетная
схема для оценки взаимодействия
сооружения с основанием
задачи о взаимодействии.
Ниже приведена постановка задачи,
когда колебания сооружения определя-
ются линейным дифференциальным
выражением, а динамические свойства
основания описываются передаточной
либо импульсной переходной функци-
ей. Постановка задачи дана для верти-
кальных колебаний, а поясняющая рас-
четная схема показана на рис. 19.27.
Сооружение опирается на основание
через невесомый абсолютно жесткий
штамп, имеющий в плане две оси сим-
метрии.
Нестационарные колебания под действием нагрузки q(t), t > 0. При t < 0
нагрузка отсутствует и сооружение находится в состоянии статического рав-
новесия. Колебания сооружения определяются дифференциальным выражени-
ем Ас(й). Вертикальное перемещение невесомого штампа, лежащего на по-
верхности грунтового основания, при действии на штамп в центре симметрии
мгновенного сосредоточенного единичного импульса определяется ИПФ и’(1|||(/)
Для описания совместных колебаний сооружения и основания В.А. Ильи-
чевым предложена система интегро-дифференциальных уравнений:
<и'ш(о = |га-енП1(еж
о
(19.92)
Начальные условия - нулевые. Неизвестными являются перемещения w(f)
и сила реакции r(f) между сооружением и грунтом. В (19.92) щш(Д - перемеще-
ние подошвы сооружения. Динамические характеристики фундамента - его
масса и податливость в вертикальном направлении входят в LQ(w).
Система (19.92) может быть аналитически решена применением преобра-
зования Лапласа по времени, что оказывается практически возможным для
некоторых частных случаев функции Wom(t) и простых операторов /с(и). Ре-
шение системы (19.92) можно также получить численными методами, напри-
мер, заменяя дифференциальное выражение конечно-разностным, а интеграл
конечной суммой.
Примеры записи системы (19.92) для различных сооружений. Расчет-
ные схемы сооружений приведены на рис. 19.28, <7, б:
950
Рис. 19.28. Расчетные схемы сооружений
а) массивный фундамент под машину, жесткое сооружение, деформация-
ми которого можно пренебречь по сравнению с его перемещением:
<72w , ч , ч
dt
t
НО = р(/-е>ош(еж
о
(19.93)
б) виброизолированный фундамент под машину, П-образная рама:
d2w, , (dw, dw?") . .
rai—^ + 6- -4--^ +^-(w1-w2) = ^(0;
dt V dt dt )
d2w7 , б/ил dw7
\m2—rr~b\—тг Чи, - и2) = 6/2(0 - л'(0; (19.94)
dt \ dt dt )
W2(0 = jra-e)Woin(e)C/e.
0
Гармонические колебания рассматриваемой системы по предложению
В.А. Ильичева и В Г. Таранова определяются уравнениями:
ГаРм(Ж) = р-7?;
с v (19.95)
1Кш=Л-/ош(со),
rae^pM(lh = Zc(w)-e-“f;
Уош(ю) — ПФ, соответствующая ИПФ ir<>HI(/), и учтено, что при гармонических ко-
лебаниях, вызванных нагрузкой q(t)=Q-e"'-
w(t) = W-eiat; r(t) = R eiat; wni=Wni-eia>t. (19.96)
Из второго уравнения (19.94) можно найти R, и тогда для определения пе-
ремещений получим уравнение
/7М(1Т) + 7С^(И)^„ +£(со)Жш = Q, (19.97)
951
где
£(to) = 2 ^(Ю)2---------;
Z2(“) + /22(®)
b(v>) =-----------------
,А2(Ю) + /22(Ю)
(19.98)
(19.99)
Таким образом, при изучении взаимодействия сооружения с основанием
в гармоническом режиме колебаний можно основание заменить упругой
пружиной и вязким демпфером, характеристики которых зависят от частоты
колебаний
После определения перемещений сооружения, в том числе и перемещения
Wm, можно найти силу реакции 7?(<») из второго уравнения (19.95):
и/
= Г, А ШГ/ А = [/С*) +/ГИ • • <19'100)
/j(co) + z/2(co)
Существует связь между системами уравнений (19.92) и (19.95). Система
(19.95) получается из (19.92) применением к выражению (19.92) преобразова-
ния Лапласа по времени t и последующей заменой параметра преобразований
Лапласар на /со. Обратная связь также верна. Если нужно определить переме-
щения сооружения и его основания при действии произвольной нагрузки q(f),
но с обязательным условием использованияУоШ(со), то решение системы (19.95)
можно рассматривать как ПФ и перемещения и(/) под действием нагрузки q(t)
найти по формулам свертки:
и(/) = J ^(со)/о(со)егюгс/со. где (?(<») = J q(t)f0(<s>)e~,atdt (19.101)
—оо -со
И
t
w(/) = J^(/-e)w0(e)c7e. (19.102)
о
Здссь 4) и и;0- ПФ и ИПФ рассматриваемой системы.
О передаточных и импульсных переходных функциях для невесомого
штампа. ПФ Д,ш(<») и ИПФ woni(/), предполагаемые известными при решении
систем уравнений (19.92) и (19.95), следует находить предварительно из реше-
ния контактной задачи о действии гармонической либо импульсивной нагруз-
ки на невесомый штамп, лежащий на упругом основании, которое моделирует
грунт. В результате решения такой задачи кроме УоШ(<») и иО|||(/) должны быть
также определены контактные напряжения о0(х, У, <») и о0(х, у, I) соответствен-
но при единичной гармонической и импульсивной нагрузках на невесомый
штамп. Некоторые точные решения контактных задач приведены выше. Там
же даны приближенные выражения для /оШ(<») и woin(/) при вертикальных гори-
зонтальных и вращательных колебаниях штампа.
Распределение контактных напряжений. При необходимости найти
распределение контактных напряжений под подошвой фундамента после ре-
шения задачи о динамическом взаимодействии сооружения с грунтом можно
использовать следующие формулы, аналогичные формулам (19.14) и (19.15):
952
c(x,yj) = j 7?(<в)-ст0(х,y.o>)-e,atdo>, (19.103)
-CO
где
7?(co) = j r(t)-e'atdt, o(x,y,t) = ^r(t-Q)-o0(x,y,Q)dQ. (19.104)
—CO 0
Схема решения задачи о динамическом взаимодействии сооружения с
грунтом. Исходная информация. Известны расчетная схема сооружения, т.е.
его математическая модель /с(й) и ИПФ wom(/) невесомого штампа, совпа-
дающего по форме с отпечатком подошвы фундамента сооружения. Функция
wom(0 может быть получена теоретически либо экспериментально в натурных
условиях. Нагрузка на сооружение q(t) задана. Записывают систему уравнений
(19.92), в результате решения которой определяют перемещения системы и (/)
и силу реакции грунтового основания г(/). Если в исходной информации вме-
сто и’ош(0 задана f01п(со), то записывают систему уравнений (19.95). Из ее реше-
ния определяют комплексные амплитуды колебаний и силы реакции по по-
дошве фу вдамента. Для произвольной нагрузки q(f) решение в этом случае
может быть получено по формуле (19.14). При необходимости распределение
контактных напряжений находят по формуле (19.103) или (19.104).
Определение параметров колебаний грунта, вызванных волнами на-
пряжений, распространяющимися от источников колебаний. Из предыду-
щего изложения известно решение задачи о распределении контактных на-
пряжений о(х, у, f) под подошвой фундамента сооружения или сила реакции
r(t). Пусть известно также решение задачи о перемещении точек поверхности
уттругой среды, моделирующей груттт, при действии на поверхность сосредо-
точенного импульса или гармонической силы. Обозначим это решение через
go(x, у, i), где под go понимают перемещение в направлении любой координат-
ной оси. Тогда перемещения поверхности грунта, вызванные волнами, кото-
рые распространяются от колеблющегося сооружения, определятся формулой
g (х, у, t) = J J J а(х - у - г], z - С>, t - 6) • g0 (^, г], Qd^d^dQ, (19.105)
Ой
где О - область, занимаемая штампом; функции g0(x, У, f) приведены в следующем
пункте.
Формула (19.105) по структуре аналогична формуле (19.16), ng0(x, у, t) яв-
ляется ИПФ или ядром рассматриваемой динамической модели основания.
Иногда контактные напряжения представляют в виде
а(х, у J) = Е (х, у) • гк (0. (19.106)
&=0
где
Гк (t) = J r(t - 6) • ик (0)d0; (19.107)
о
Т*(х,у) - заданные функции, по которым производят разложение;
г/ц7) - функция, определяющая изменение во времени составляющей %(х, у) кон-
тактных напряжений в задаче о действии импульса на невесомый штамп.
953
Кроме того, пусть известна ИПФ И^х, у, f), которая определяет перемеще-
ния в некотором направлении точки поверхности с координатами х и у при
действии распределенной нагрузки Tfc(x, у), изменяющейся во времени, как
5-функция. Тогда перемещение этой точки в том же направлении под действи-
ем волн от колеблющегося сооружения определится формулой
g(x, у J) = £ J rk (t - 6) • hk (х, у, 6)dQ. (19.108)
*=1 0
Функции h^x, у, t) приведены выше для некоторых распределений Т'Дх, у).
На некотором удалении от фундамента сооружения детали распределения
контактных напряжений мало влияют на колебания грунта, поэтому закон рас-
пределения контактных напряжений можно принять одинаковым для всего
процесса колебаний, например, как Ч'сХх, у). Тогда вместо (19.108) можно ис-
пользовать формулу
t
g(x,y,t) = Jr(t - 6) • h0(x,y,Q)dQ. (19.109)
0
Для больших расстояний от фундамента, превышающих несколько длин
излучаемых волн, можно считать источник колебаний точечным и использо-
вать для оценки уровня вибраций формулу
g(x,y,t) = \r(t-e)-go(x,y,e)de. (i9.no)
о
19.3.2. Передача воздействия через грунт
Передаточные и импульсные переходные функции для задачи о рас-
пространении волн в грунте от колеблющихся сооружений. ПФ и ИПФ для
задачи следующего типа: задана нагрузка, действующая на некоторый участок
полупространства; нужно определить перемещение точек поверхности полу-
пространства вне области, занимаемой нагрузкой. Полупространство исполь-
зуют как модель грунта.
Рис. 19.29. Приложение равномерной вертикальной (а)
и горизонтальной (б) нагрузки на основание сооружения
Плоская задача. На участок полуплоскости шириной 2a приложена рав-
номерная вертикальная а и горизонтальная Т нагрузки (рис. 19.29, а, б) изме-
няющиеся во времени как 5-функция.
954
Перемещение точек поверхности определяется формулами, аппроксими-
рованными В М Сеймовым [10]. При действии вертикальной нагрузки - вер-
тикальное перемещение:
v(x,0j) = —5—
7tp
' /7-2 2 а Г~2 2
-я4-±.1п[М4)]+|^-1
Q-F(Q Jo rpFOl)
+ 4Jn(TL ln[Mx,ri)]jTi
v /Ol)F(ri)
•ln[7V(x,r])]c/r] +
>; (19.111)
горизонтальное перемещение:
) = [//(, |i-^) //(, ркф;)]1 +
-------- ---- (19.112)
q J \1 I/ V [/
При действии горизонтальной нагрузки вертикальное перемещение опре-
деляется формулой (19.112), в которой нужно заменить о на т и изменить знак:
-7Г^ ln[7V(x,O] + J^1~П
j (2П -1)71-П_.lnri)]cfn
I nAn)-F(n) L J
В формулах (19.111)...(19.113) обозначено:
та
u(x,0,t) = —\
71 Ц
•1п[.У(х.т])р7т] +
>. (19.113)
МхЛ) =
F(r]) = (2Г]2 -1)2 - 4T]2A/n2-9f2 л/1”1!2;
/(n) = (2n2 -1)2 + 4r]2 a/^-^a/1-1!2;
W.
TV2(x,0 ’
^(x^) = x42-a + ^)2;
N2(x£) = x2£,2-(t-&,
(19.114)
Hfg) - единичная ступенчатая функция Хевисайда;
- корень, уравнения /'(г|) = 0; /' '(Q =
Перемещение полуплоскости от импульсивных нагрузок, распределенных
по полиномам Чебышева, рассмотрено в [10].
Осесимметричная задача. Импульсная нагрузка распределена по площа-
ди круга по закону
Фо (р)=(х - р2 )
фЛрН-р2)^-
(19.115)
955
ИПФ, определяющая соответствующие вертикальные перемещения точек
поверхности полупространства вне крута р = ria > 1, была построена В.А. Ильи-
чевым. График, иллюстрирующий распространение волн от нагрузок (р0 и epi
для полупространства, у которого v = 0,25, представлен на рис. 19.30. ПФ, оп-
ределяющая перемещения поверхности полупространства при действии гар-
монической во времени нагрузки, равномерно распределенной на площади
круга, найдена в работах ГБ. Муравского и О .Я. Шехтер.
Рис. 19.30. Графики вертикальных смещений со при распространении
волн от импульсных нагрузок срС1(р) и cpi(p), распределенных по кругу
на поверхности полупространства при v = 0,25
Рис. 19.31. Схема приложения
к поверхности полупростран-
ства гармонической нагрузки,
равномерно распределенной
по прямоугольнику
Нагрузка, распределенная по прямо-
угольнику (рис. 19.31), была рассмотрена
Л.И. Сретенским. Нагрузка интенсивностью
р равномерно распределена по поверхности
полупространства по площади прямоуголь-
ника со сторонами 2а*2Ь и изменяется во
времени по гармоническому закону. Ком-
плексные амплитуды колебаний поверхно-
сти, соответствующие вкладу рэлеевских
волн, преобладающих на больших расст-
ояниях, определяются следующими форму-
лами:
956
• для смещения в направлении радиуса-вектора
е 4 '
иг = ^- (2£ + \)pG(£) • $(а.0)-------
г
(19.116)
• для смещений в направлении, перпендикулярном радиусу-вектору, и(. = 0;
• для смещений в направлении оси z (вертикальных)
---------- -it ar-ot----------
72-/?2 е 1
^+^^-G(O-s(a,6)---------г-----. (19.117)
х Vr
Смещения в направлении оси х равны и = wrcos6, смещения в направлении
оспу равны: v = wrsin6.
В формулах (19.116) и (19.117) обозначено:
Х2=4’ ^=4; ад = (2^ + 1)-4^ + 1)^ (19.118)
сг G V X
£(%') = 0; £' = 0,183 для случая X = р.
Скорость волн Рэлея:
6(0 = +1/ • Е'(О • - (оХ/ ] ’;
•$(а,Р)
sin (аа cos 0) • sin (ba • sin 0)
sin 0-cos 0
г - радиус-вектор.
Из вышеприведенных форму’л видно, что линии равной фазы смещения иг
или w, представляя собой окружности, распространяются в бесконечность с
радиальной скоростью волн Рэлея. Амплитуда этих смещений неограниченно
уменьшается с увеличением радиуса линии равной фазы. Вдоль каждой линии
равной фазы амплитуда смещений изменяется в зависимости от угла 6 и, если
числа аа и Ьа достаточно велики, то для ряда углов 6 эти амплитуды будут об-
ращаться в ноль, и в таком случае вся картина распространения упругих волн
по поверхности может быть уподоблена равномерно расширяющейся сектори-
альной шахматной доске, состоящей из неравных клеток.
Если же числа аа и Ъа будут очень малыми, то вдоль линий равной фазы
значения смещений не будут существенно зависеть от угла 6 и формулы
(19.116) и (19.117) перейдут в обычные формулы распространения круговых
волн Релея. Таким образом, устанавливаемая формулами (19.116) и (19.117)
зависимость смещений иг и w от утла 0 объясняется конечными размерами об-
ласти, находящейся под нагрузкой.
Сосредоточенная сила, действующая на поверхность полупространст-
ва. Принцип взаимности. Пользуясь принципом взаимности, предложенным
К.И. Огурцовым, И.И. Успенским и И.И. Ермиловой, можно уменьшить число
вычислений и заменить один эксперимент друтим
957
Выберем по точке О и О' соответственно на плоскостях z=0nz=h>0n
будем считать, что в одной из них приложено воздействие, а в другой регист-
рируется составляющая поля смещений. Обозначим через <7о(^), w0(h) смеще-
ния в точке О', которая находится на плоскости z = h, возбужденные нормаль-
ной силой fkx, приложенной к точке О, взятой на плоскости z = 0. Через ^(Л),
P\(h) и wx(h) обозначим составляющие смещения в точке О', возбужденного
касательной силой f\, приложенной в точке О, а через <?о(0), гг’о(О) и <7,(0),
/?i (0), w 1(0) - составляющие поля смещений в точке О, возбужденного прило-
женным в точке О' соответственно нормальной fk} и касательной fi} силами
(рис. 19.32).
Тогда оказываются справедливыми равенства:
wo(h) = и’о(°); ^i(^) = ^i(0); а(^) = а(0);
q0(h) = -cos O-h’j(O); wx(h) = -cosG-q0(h), (19.119)
где q, p,w — радиальная, тангенциальная и вертикальная компоненты смещения
Перемещения точек поверхности при действии внезапно приложен-
ной силы, остающейся затем постоянной. Переход к воздействию произ-
вольного вида
U(r,z,t) = j u(r,z,t-Q)-f'(Q)dQ, (19.120)
о
если w(r,z,?) — есть решения для воздействия
, , Г1 при^>0;
(0 при^<0.
Смещения на границе полупространства обозначены:
а) при действии вертикальной силы: w - вертикальная составляющая; q -
горизонтальная составляющая;
б) при действии горизонтальной силы: w - вертикальная составляющая;
q - горизонтальная составляющая.
958
Формулы для указанных смещений получены К.И. Огурцовым для произ-
вольных значений коэффициентов Пуассона материала полупространства.
Ниже приведены частные случаи формул, когда X = р, что соответствует
v = 0,25:
3
w=------
8яр.г
1
w=------3—
8яр.г
S (19.121)
। 5
А1^2-Лз?
при Э<%<1
qr =---- при 0 < % < Э
2ярг
cosO , (З-^)Д, r 1
и =----1—i
2^ [ 6 ^2-Д3
(3-^)A, 1
cos 0 6 -Аз
Qr =----
2W (3-л/з)А2 1 Зу/з
6 7a4-^+74^F
3sin0
9е=
8яр.г
sinO
16ярг
(19.122)
sin О
% = --— з-
8яцг
при 9<%<]
(19 123)
В формулах (19.121)...(19.123) обозначено:
^=—; А.=л/2л/3-3; Д2=л/2л/3 + 3; Д3=2-^; Д4=2+^. (19.124)
с2 у/3 у/3
Результаты вычислений по формулам (19.12!)...(19.123) представлены на
рис. 19.33. Кроме того, на рис. 19.34 даны графики аналогичных функций при
v = 0,467, что соответствует C2/Ci = 0,25.
959
б)
С2 / С] = 1 Л/з (вертикальная сила)
б)
0,4
0,2
0
0,2
S Статическое
। состояние
__________Р S|A_________________с* = 1/^
Ttprfg
0,2
о
0,2
0,4
PC SR
<* = !/£
тщгд,
Статическое
состояние
C2/Cj= 1А/3, sinO = 1 (горизонтальная
С2 / С\ = 1/дАз (вертикальная сила)
С2/С[ cos0 = 1 (горизонтальная
сила)
Рис. 19.33. Графики функций вертикальной со и горизонтальных q составляющих
перемещений поверхности полупространства при действии внезапно приложенных
вертикальной (а, г) и горизонтальной (б, в) сил, остающихся затем постоянными
при v = 0,25, C2/Ci = pjl
0,4
0.2
0,25
0,2 -
С2 / Ci = 0,25, sinO = 1 (горизонтальная
С2/С] = 0,25, cos0 = 1 (горизонтальная сила)
Рис. 19.34. Графики функций вертикальной со и горизонтальных q составляющих
перемещений поверхности полупространства при действии внезапно приложенных
вертикальной (а, г) и горизонтальной (б. в) сил, остающихся затем постоянными
при v = 0,467, С2/С] = 0,25
С2/С] =0,25 (вертикальная сила)
960
19.4. Динамические свойства грунтов и методы их оценки
Расчет и проектирование фундаментов, эксплуатирующихся в условиях
динамических воздействий, требуют проведения специальных работ при вы-
полнении инженерно-геологических изысканий на площадке. Помимо стан-
дартного инженерно-геологического описания грунтов основания необходима
оценка их динамических свойств. Для анализа динамического поведения фун-
даментов требуются данные о динамических характеристиках грунтов, скоро-
стях поперечных и продольных упругих волн. Также могут определяться и
оцениваться данные о коэффициентах жесткости грунтов основания, характе-
ристики виброползучести грунтов, снижение сдвиговой прочности и несущей
способности грунтов при динамическом нагружении и др.
Исследованиями грунтов установлено, что при действии динамических
нагрузок может происходить изменение их механических свойств, и в первую
очередь - прочности. Однако это происходит не из-за изменения «истинных»
показателей прочности грунта ср и с, а благодаря кратковременным или перио-
дическим изменениям его напряженного состояния при динамических воздей-
ствиях (совместном действии статических и динамических нагрузок).
Динамические свойства грунтов зависят не только от вида грунта, но и в
значительной степени от уровня его деформирования, который определяется
характером воздействий. Принято выделять три вида.
Первый - очень малые уровни деформаций грунта (ниже 10 5... 10 б) при
относительно слабых динамических воздействиях, которые, как правило, име-
ют место при работе машин с динамическими нагрузками («промышленной
сейсмике»), транспортных нагрузках, распространении упругих волн и т.п. Это
чисто упругие обратимые деформации, при которых не происходит нарушение
структуры грунта и изменение его плотности.
Второй — средние величины деформаций грунта (от 10 4 до 10 3) от сильных
динамических нагрузок, которые имеют место при землетрясениях, а также
при работе всевозможных машин и механизмов, применяемых для искусст-
венного уплотнения грунта и забивки свай. При этом поведение грунтов явля-
ется у пругопластическим и характеризуется развитием необратимых деформа-
ций. На этом уровне происходят существенные осадки фундаментов и могут
возникать трещины в массиве грунта. Для изучения изменения механических
характеристик грунтов при подобных воздействиях следует пользоваться
приемами статической физики, применяющимися для исследования поведения
жидкости.
Третий — большие деформации грунта (более 10 2) от сверхсильных дина-
мических воздействий, например, вызванных взрывом. При этом происходит
полное разрушение грунта в определенной области, обрушение откосов, уп-
лотнение или разжижение массивов несвязных грунтов.
19.4.1. Динамические характеристики грунтов
Необходимые для расчетов колебаний фундаментов динамические харак-
теристики грунтов определяются в зависимости от применяемых условных
моделей оснований.
В упрощенных моделях они выражаются в виде обобщенных коэффици-
ентов (параметров) жесткости грунтового основания (Сг, Сх, С<р), соответст-
961
вующих формам колебаний (z, х, ср), и обобщенного демпфирования, выражен-
ного через коэффициенты поглощения затухания т], неупругого сопротивле-
ния среды у и др. Эти характеристики зависят не только от свойств грунта ос-
нования, но и от параметров всей динамической системы (формы, размеров и
массы фундамента, формы, вида и частоты колебаний). Они могут определять-
ся с помощью полевых испытаний специальных виброштампов и опытных
фундаментов, но обычно принимаются приближенно по таблицам или эмпи-
рическим зависимостям. Поскольку использовать указанные обобщенные мно-
гофакторные параметры для других динамических систем очень затрудни-
тельно, в ряде моделей предложены условные константы (например. Со и Ф - у
О.А. Савинова [8, 9]) или обобщенные характеристики жесткости грунта, свя-
занные с модулем упругости Е и коэффициентом Пуассона V. Эти аппроксима-
ции существенно влияют на получаемые результаты, однако не всегда отвеча-
ют требованиям необходимой точности.
В упруго-инерционных моделях, отражающих волновой характер динами-
ческих деформаций в грунтовом полупространстве, используются «истинные»
характеристики упругости грунта: Е - модуль уттрутости (упругого сжатия),
G - модуль сдвига (упругого сдвига), v - коэффициент Пуассона.
Как было отмечено выше, динамические характеристики грунта зависят от
уровня деформаций: при увеличении деформаций сдвига от 10 6 до 10 4 моду-
ли упругости грунта существенно уменьшаются. Влияющим фактором являет-
ся скорость воздействия динамических нагрузок на грунт. Сопротивляемость
грунта деформациям повышается с увеличением скорости нагружения, однако
это не проявляется при малых деформациях (пороговым значением считаются
сдвиговые деформации 10-3).
Модули упругости зависят также от действующих в грунте напряжений.
При увеличении статических напряжений, в том числе по глубине массива
грунта, модули упругости возрастают в соответствии со степенной функцией с
показателем 0,15... 0,20 (по другим данным - до 0,5).
Коэффициент Пуассона также зависит от действу ющих напряжений,
правда, его возрастание с увеличением статических напряжений незначитель-
но (менее 10%). Следует отметить, что на величину коэффициента Пуассона
оказывают влияние изменение физических характеристик грунтов, и прежде
всего степени влажности и показателя консистенции.
Характеристики демпфирующих свойств грунтов (коэффициенты погло-
щения, декременты затухания и др ) также снижаются при увеличении стати-
ческих напряжений.
19.4.2. Методы определения динамических характеристик
В большинстве случаев для динамических испытаний грунтов требуется
применение сложного специального оборудования, практически отсутствую-
щего в отечественных изыскательских организациях. Экспериментальное оп-
ределение динамических характеристик грунтов производится только единич-
ными специализированными лабораториями.
Лабораторные методы в ряде случаев позволяют достаточно легко и про-
сто определить те или иные динамические характеристики грунтов, однако их
точность очень сильно зависит от параметров и качества подготовки образцов
(геометрических размеров, формы, ненарушенности структуры и т.д.).
962
Полевые методы испытаний являются более достоверными, но в то же
время и трудоемкими. В результате большинства полевых испытаний опреде-
ляются только косвенные показатели (требующие специальных градуировоч-
ных данных), или интегральные параметры основания, а не «истинные» дина-
мические характеристики грунтов.
Наиболее приемлемыми методами получения «истинных» динамических
характеристик грунтов являются волновые, физическая сущность которых
близка к явлениям, происходящим при динамическом нагружении фундаментов.
В ходе динамических испытаний грунтов для оценки их динамических
свойств могут определяться следующие основные характеристики:
• динамические модули деформации грунта (модули упругости: сжатия Е и
сдвига G);
• коэффициент Пуассона v;
• параметры затухания и поглощения (декремент затухания 5, модуль зату-
хания Ф и др.):
• скорости распространения поперечных Vs и продольных Vp волн в грунте;
• обобщенные характеристики жесткости и демпфирования (Сг, Сх, СД;
• параметры сдвиговой прочности в зависимости от скорости деформирова-
ния, силовых и временных показателей динамической нагрузки (амплиту-
ды напряжений, частоты, ускорения и др.), количества циклов воздействия;
• параметры прочности на разрыв, срез, одноосное сжатие, изгиб и кручение -
в зависимости от тех же факторов;
• зависимости распределения напряжений и деформаций грунта в исследуе-
мом объеме («активной зоне основания» - модели основания);
• общий характер и скорость деформирования или разрушения грунта;
• характеристики разжижаемости грунтов (изменение циклических напря-
жений, циклическая и пороговая деформации, избыточное поровое давле-
ние) и др.
19.4.2.1. Лабораторные методы испытаний
Основным принципом лабораторных динамических испытаний грунтов
является обеспечение с помощью лабораторной установки условий корректно-
го моделирования динамического воздействия на произвольный объем грунта,
выделенный в массиве. Наиболее широкое распространение на практике полу-
чили следующие методы.
Динамическое трехосное сжатие. Подготовленные образцы цилиндри-
ческой формы (чаще нарушенного сложения) после изотропной или анизо-
тропной консолидации подвергаются воздействию динамической нагрузки,
изменяющей отношение главных напряжений на момент окончания консоли-
дации.
Динамические испытания по схеме простого сдвига. Эти испытания
наиболее близко соответствуют условиям нагружения элементарного объема
грунта в массиве при сейсмическом (волновом) воздействии. Концепция таких
испытаний и первая аппаратура для ее реализации появились уже в середине
XX в. В настоящее время выделяют два основных типа приборов простого
сдвига - Кембриджский и Норвежского геотехнического института Образец
грунта в резиновой оболочке помещают в трубу из тефлоновых колец и под-
вергают действию циклической или динамической нагрузки.
963
Динамический крутильный сдвиг. Метод динамических испытаний в
режиме крутильных сдвиговых колебаний был разработан в стремлении изба-
виться от ряда недостатков других способов. Испытания проводятся на образ-
цах в форме сплошного цилиндра, чаще - высокого кольца грунта определен-
ной толщины. В ходе воздействия грунт испытывает деформации простого
сдвига. Поскольку/ распределение деформаций в любом поперечном сечении
образца грунта характеризуется практической однородностью, данные испы-
тания принято считать более удачными и достоверными.
Динамический кольцевой сдвиг. Испытания дисперсных грунтов на
кольцевой сдвиг, несмотря на широкую известность, применяются редко. Это
относится и к их динамическому’ варианту’. Характер деформирования грунта в
приборе — также простой сдвиг. Даже в крупногабаритных установках высота
образцов существенно меньше, чем для приборов крутильного сдвига, что уп-
рощает процесс подготовки грунта к испытаниям. Однако в процессе сдвига в
грунте возникают более резко выраженные краевые эффекты (в целом харак-
терные для приборов простого сдвига).
Малоамплитудные динамические испытания на «резонансных колон-
ках». «Резонансные» грунтовые колонки предназначены для определения ди-
намических модулей (сдвига и Юнга) и коэффициента вязкого затухания в
диапазоне малых и очень малых амплитуд деформаций сдвига ~ 0,001... 0,1 см,
соответствующих упругому (и отчасти упрутопластическому) деформирова-
нию грунта. Метод основан на достижении резонанса на разных частотах при
изменении уровня деформаций образца. Цилиндрический образец грунта в
приборе трехосного сжатия подвергается продольной вибрации или вибрации
кручения до появления резонансных явлений, после чего его оставляют в со-
стоянии свободных колебаний.
Динамические испытания грунтов на вибростендах. Под вибростен-
дами подразумеваются устройства, предназначенные для определения ка-
ких-либо параметров прочностных или деформационных свойств грунта
при одновременном возбуждении в нем волн напряжений. Они состоят из
двух основных частей: вибратора направленного действия; системы нагру-
жения грунта и измерения определяемых показателей физико-механических
свойств.
Ударные испытания. Данная группа методов применяется для изучения
реакции грунтов на кратковременные (иногда даже однократные) динамиче-
ские нагрузки высокой интенсивности. Мощность воздействия и ускорение
резко увеличиваются в результате передачи грунту’ значительной энергии за
чрезвычайно короткий промежуток времени. При этом моделируются нагруз-
ки, возникающие при взрывах, работе тяжелых машин ударного воздействия
или у дарной разработке прочных пород.
Лабораторные акустические методы. Акустические методы основаны на
определении ряда динамических характеристик грунтов по измеренным значе-
ниям скоростей распространения в образце ультразву ковых волн (колебаний с
частотами более 20 кГц) и их амплитуд. Скорость рассчитывается по времени
прохождения волн через образец грунта известной длины. Для возбуждения и
приема ультразвуковых колебаний используются пьезоэлементы. Излучение
упругих волн обычно ведется импульсами в резонансном для преобразователя
режиме, что позволяет увеличить интенсивность воздействия.
964
Статические испытания грунта в стабилометре или приборе трехос-
ного сжатия. Образцы грунта испытываются циклической статической на-
грузкой с заданием малых деформаций (до 0,001%), соответствующих пределл/
упругости. Для проведения экспериментов требуются высокоточные датчики
перемещения, чтобы обеспечить точность измерения осевой нагрузки, внутрь
камеры помещают мессдозу. Получаемые в этом диапазоне нагрузок значения
секущих модулей деформации практически совпадают со значениями каса-
тельных модулей и принимаются в качестве моду’лей у прутости грунта.
19.4.2.2. Полевые методы испытаний
Полевые методы испытаний позволяют оценивать свойства грунтов (в том
числе динамические) в естественном состоянии. Они являются наиболее досто-
верными. Динамические испытания грунтов можно разделить на три основные
группы: сейсмоакустичсскис (геофизические), вибрационные и геотехнические.
Все сейсмоакустические методы (преломленных или отраженных волн;
сейсмопросвечивание; сейсмокаротаж; поверхностных волн) основаны на вы-
числении динамических модулей, коэффициента Пуассона и характеристик
затухания грунта по измеренным скоростям волн, распространяющимся в
грунтовой среде.
Вибрационные методы (резонансных испытаний; исследования свободных
и вынужденных колебаний штампов; водяной пушки; взрыва «цилиндра в мас-
сиве») позволяют оценить динамические свойства грунта на основе анализа
взаимодействия грунтового основания с сооружением (или с его моделью).
Они основаны на изучении собственных и вынужденных колебаний массив-
ных фундаментов, блоков и штампов.
Геотехнические методы (стандартная и динамическая пенетрация; дина-
мическое зондирование; виброзондирование; динамические испытания свай) в
основном базируются на генерировании в грунте волн напряжений внедряю-
щимся конусом, зондом либо другим рабочим органом, которые зачастую од-
новременно являются и измерительными устройствами.
Метод преломленных или отраженных волн. В основном применяется
при наличии скальных пород или слабых поверхностных слоев грунта, под-
стилаемых более прочными и жесткими отложениями, путем измерения непо-
средственно на поверхности массива грунта параметров волн после их прохо-
ждения границ имеющихся слоев грунта.
Сейсмопросвечивание. Наиболее достоверный способ определения ди-
намического модуля сдвига на месте. Для проведения эксперимента устраива-
ют несколько (минимум 2) скважин, в одну’ из которых помещают источник
колебаний, в другие - приемники. Источник генерирует продольные или попе-
речные волны, распространение которых регистрируется в горизонтальном
направлении. Преимуществом метода является возможность определения
динамических моду/лей отдельных грунтов. Расстояния между/ скважинами
(обычно 2...5 м) должны исключать появление внешних преломленных волн
из соседних слоев грунта.
Сейсмокаротаж. Испытания проводятся в одной скважине, в которой на
заданных глубинах устанавливаются сейсмоприемники, либо один и тот же
приемник перемещают по стволу/ скважины. Источник сейсмических волн
располагается на поверхности массива вблизи скважины. В качестве источни-
965
ка часто используют закрепленный на трутне деревянный щит, по которому’
ударяют ручным молотком. При испытаниях получают данные о распростра-
нении продольных и поперечных волн в вертикальном направлении.
Метод поверхностных волн. Для определения динамического модуля
сдвига проводится спектральный анализ волн Рэлея (иногда — Лява), парамет-
ры которых измеряют в разных точках площадки. Источником волн являются
удары молота по поверхности грунта или работа вибратора с известной часто-
той. Это самый экономичный и быстрый метод. Однако данные по геологиче-
скому разрезу получают как средние значения по заданной глубине (завися-
щей от расстояния между датчиками), поэтому’ анализ тонких слоев грунта с
различными скоростями распространения волн невозможен.
Метод резонансных испытаний. Модель фундамента или опытный фун-
дамент известной массы с вибратором выполняется на исследуемой площадке
и испытывается в широком частном диапазоне до достижения резонанса. Воз-
можно проведение испытаний уже возведенного реального фундамента.
Исследование свободных и вынужденных колебаний виброштампов
разных размеров. Метод основан на изучении свободных и вынужденных
вертикальных и горизонтально-вращательных колебаний специальных сбор-
ных инвентарных виброштампов при разной частоте возбу ждения.
Также возможно проведение испытаний с возбуждением и регистрацией
свободных или вынужденных колебаний натурных фундаментов действующих
машин с динамическими нагрузками.
Водяная пушка. Динамическая жесткость гру нта оценивается сравнением
импульса воды, выброшенной из заполненной ею трубы при детонации заряда
в нижней взрывной камере, с вертикальной реакцией всей системы.
Взрывной метод «цилиндра в массиве». В исследуемом массиве грунта
с известным шагом по глубине и в радиальном направлении устанавливаются
акселерометры для регистрации вертикальных и радиальных ускорений. При
взрыве зарядов в центральной скважине на ее стенки передаются избыточные
давления. Измеренные параметры колебаний грунтов позволяют оценить их
динамические свойства.
Стандартная пенетрация. Заключается в определении количества ударов
N для погружения наконечника стандартных размеров на определенную глу-
бину (обычно 30 см). В основу метода заложены эмпирические зависимости
между значениями N и скоростью волн в грунте либо зависимость между N и
критическим соотношением касательного и нормального эффективного цик-
лических напряжений, вызывающих разжижение грунтов.
Динамические пенетрационные испытания. В грунте при внедрении
зонда генерируются волны напряжений, параметры которых регистрируются
специальной виброизмерительной аппаратурой и обрабатываются по состав-
ленным градуировочным зависимостям.
Динамическое зондирование. При динамическом зондировании измеря-
ется количество ударов N молота определенной массы, необходимое для по-
гружения зонда на фиксированную величину'. Величины N являются ком-
плексной косвенной характеристикой состава, состояния и свойств (в данном
случае - динамических) грунта.
Виброзондирование. По принципу' воздействия на грунты и получаемым
данным этот метод является вариантом динамического зондирования. Он за-
966
ключается в погружении в грунт конуса зонда под действием вибрации (с ре-
гистрацией и обработкой параметров колебаний, необходимых для погруже-
ния).
Динамические испытания свай. Используются в основном для оценки
несущей способности свай (при статических нагрузках), однако позволяют
оценить динамические реакции грунтов в процессе добивки (или погружения)
свай.
Кроме того, определение динамических характеристик основания (систе-
мы «свая—грунт») может выполняться по данным динамических испытаний
натурных свай на вертикальные и горизонтальные гармонические нагрузки,
создаваемые смонтированным на голове сваи вибратором с регулируемой час-
тотой и интенсивностью динамической нагрузки.
Статические испытания опытных фундаментов. Для определения ха-
рактеристик жесткости основания используются результаты по определению
упругой осадки опытных фундаментов при многократном статическом нагру-
жении возрастающими ступенями с последующей разгрузкой. Испытания тре-
бу ют высокой точности измерений.
19.4.3. Подходы к назначению динамических характеристик
Экспериментально определить динамические характеристики грунтов за-
частую не представляется возможным из-за отсутствия специального оборудо-
вания или средств, необходимых для выполнения сложных полевых исследо-
ваний. В этом случае для предварительного анализа динамического поведения
фундаментов в инженерной практике используются эмпирические зависимо-
сти или поправочные коэффициенты, позволяющие вычислить значения дина-
мических характеристик для разных видов грунтов в зависимости от модуля
общей деформации или их физических характеристик.
Так, результаты многочисленных исследований показывают, что отноше-
ние динамического модуля деформации (модуля упругости) к модулю общих
деформаций изменяется от 7 до 10. По данным Г.Г. Болдырева, разница между’
ними может составлять от 5... 10 раз. Эти соотношения позволяют задаваться
ориентировочными значениями модулей упругости грунтов. Существует це-
лый ряд более сложных корреляционных зависимостей между модулями де-
формации грунтов, полученных по экспериментальным данным. Например,
для взаимосвязи динамического модуля у пругости Е и компрессионного моду-
ля общей деформации EfJ четвертичных глинистых грунтов Е.В. Пиоро пред-
ложено
Е0=5,85-е°’001г (19.125)
Некоторые другие подходы к назначению динамических характеристик
грунтов приведены в п. 19.2.2.5.
Коэффициенты Пуассона с известной степенью погрешности могут при-
ниматься по табличным данным (различающимся между собой). Например,
для вычисления модуля общей деформации по результатам штамповых испы-
таний ГОСТ 20276-2012 рекомендовано принимать значения коэффициента
Пуассона v равным 0,27 для крупнообломочных грунтов; 0,30 - для песков и
супесей; 0,35 — для суглинков; 0,42 — для глин.
967
Заслуживают внимание эмпирические зависимости, определяющие связь
динамических характеристик грунта с его физическими характеристиками и
действующими напряжениями. Так, в монографии К. Ишихара [3] приведены
зависимости модуля сдвига G от коэффициента пористости е и величины дей-
ствующих напряжений о в различных видах грунтов (водонасыщенный песок,
бентонитовая глина и др.), полученные разными авторами при циклических
испытаниях грунтов в стабилометре и испытаниях на «резонансных колонках».
Наибольшей достоверностью обладают эмпирические зависимости, свя-
зывающие динамические характеристики грунта, определяемые через скоро-
сти распространения поперечных Vs и продольных Vp волн, с простейшими
физическими характеристиками и статическими напряжениями ост. Например,
в результате исследований широкой номенклатуры грунтов на ультразвуковом
стенде (конструкции М.И. Забылина) с образцами ненарушенной структуры
были получены исходные характеристики упругости - скорости поперечных Vs
и продольных Vp волн, по которым из известных теоретических зависимостей
определялись модули упругого сдвига G, упругого сжатия Е и коэффициент
Пуассона v:
О = рГ,1 2;
E = 2pK,’(l+v) = pF’(l+v)(l-2v)/(l-v); (19.126)
2-2(Г./Г,)’'
На основе систематизации значительного объема экспериментальных дан-
ных по виду грунта, его напряженному’ состоянию и физическим характери-
стикам Л.В. Нуждиным были получены выражения для вычисления скорости
распространения поперечной волны Vs (м/с) и моду ля сдвига G (кПа) по дан-
ным стандартных инженерно-геологических изысканий:
• для глинистых грунтов:
K=530[l-6,85w(l-2w)-0,Зу/1-0,4у£,+0,01пст)+2,47/1+0,4у/]; (19.127)
С=28,7-10\
1+w
1+е
1-10 у
l-6,85w(l-2w)+----—
1+е
+ 0,17/25,5+^
1+е)
-^—26,8+0,03(7
1+е
,(19.128)
• для песчаных грунтов:
К = 27,6(у.-9,85)<Г;
1 / \2
G = 77,65y,—М*—9,85 о'/3,
1+ell+e J
(19.129)
(19.130)
в которых yd и y.s. - удельные веса скелета грунта и твердых частиц грунта (кН/м3);
я- и е - весовая влажность и коэффициент пористости грунта (в долях единицы);
ост — статические напряжения в грунте.
968
Ранее похожие зависимости между простейшими физическими и динами-
ческими характеристиками грунтов был предложены М.И. Забылиным и
Е.К. Мойсейчик.
19.5. Фундаменты под машины с динамическими нагрузками
19.5.1. Требования к работе фундаментов машин
с динамическими нагрузками
Фундаменты под машины с динамическими нагрузками включают фунда-
менты: машин с вращающимися частями, машин с кривошипно-шатунными
механизмами, кузнечных молотов, формовочных машин для литейного произ-
водства, формовочных машин для производства сборного железобетона, коп-
рового оборудования бойных площадок, дробильного, прокатного, прессового
оборудования, мельничных установок, металлорежущих станков и вращаю-
щих печей и т.п.
К работе этих фундаментов предъявляются традиционные и дополнитель-
ные требования.
К обычным требованиям относятся:
• обеспечение прочности, устойчивости и выносливости, определяющие
первое предельное состояние конструкции;
• ограничение осадок и деформаций фундамента, нарушающих его нор-
мальную эксплуатацию.
К дополнительным требованиям относится ограничение вибраций по ус-
ловиям обеспечения нормальной эксплуатации самих машин и производствен-
ного процесса в целом, безопасности для окружающей застройки и оборудова-
ния, безопасности для здоровья людей и экологической безопасности. Напри-
мер, повышенные высокочастотные вибрации ведут к преждевременному
старению краски на картинах, и в музеях принимают меры по снижению виб-
раций от работы кулеров.
Расчет фундаментов машин включает проверку среднего давления под по-
дошвой от статических нагрузок для футщаментов на естественном основании
(или несущей способности свайного основания), расчет осадок, проверку’
прочности элементов конструкции фундамента и расчет колебаний фундамен-
тов (или их отдельных элементов).
Традиционные требования обычно выполняются для подавляющего боль-
шинства фундаментов. Это связано с тем, что по условиям размещения маши-
ны размеры фундамента оказываются значительными и среднее давление по
подошве, как правило, не превосходит 0,6 МПа. Кроме того, современные ма-
шины имеют устройства, существенно снижающие динамическое воздействие
на фундамент, например, магнитную подвеску, демпфирующее покрытие кор-
пуса и т.п. Поэтому основной проверкой следует считать проверку на ограни-
чение амплитуд колебаний фундамента. Тем не менее нормативные требова-
ния предусматривают проверку на ограничение среднего статического дав-
ления по подошве фундамента р'.
p^7co-7crR, (19.131)
где усо - коэффициент условий работы, учитывающий характер приложения нагрузки
от машины (по СП 26.13330.2012), приведенный в табл. 19.9;
969
ус1 - коэффициент условий работы, учитывающий поведение грунтов при динами-
ческом нагружении (ус1 = 0,7 для мелких и пылеватых водонасыщенных грунтов и
для глинистых грунтов текучей консистенции, а также для маловлажных и влаж-
ных мелких и пылеватых песков, подверженных ударным нагрузкам, если масса
ударной падающей части превышает 10 т: в остальных случаях ус1 = 1);
R - расчетное сопротивление грунта основания, определяемое как для обычных
фундаментов в соответствии с требованиями СП 22.13330.
Таблица 19.9
Машины Коэффициент условий работы ус0
С кривошипно-шатунными механизмами, прессы, металлорежу- щие станки, вращающиеся печи, прокатное оборудование 1,0
С вращающимися частями, дробилки, мельничные установки 0,8
Кузнечные молоты, формовочные машины, оборудование бойных площадок, для которых фундаменты выполняются в виде короба 0,5
Для фундаментов, воспринимающих динамические нагрузки через грунт
(случай кинематического возбуждения), должно выполняться условие
p<TciR- (19.132)
Это условие для фундаментов зданий и сооружений, окружающих источ-
ники вибраций, должно выполняться в пределах активной зоны, где скорость
колебаний vs на поверхности грунта от импульсных источников более 15 мм/с,
а от источников периодического действия и со случайными нагрузками - бо-
лее 2 мм/с:
К = <7X0,
где со - угловая частота вынужденных колебаний для машин с периодическими на-
грузками или собственных колебаний - для машин с импульсными или случай-
ными нагрузками;
as - амплитуда вертикальных (или горизонтальных) колебаний поверхности грун-
та при соответствующих колебаниях фундаментов машин в точке, расположенной
на расстоянии г от источника волн в грунте.
11 о 2 -I
----------^ + —;-----(19.133)
5[1 + (5-1)2] (52 +1)^35 J
здесь «о — амплитуда свободных или вынужденных вертикальных (горизонталь-
ных) колебаний фундамента - источника волн в грунте на уровне его подошвы,
определяемая по формулам п. 19.5.3 для различных видов машин (в расчетных
формулах h\ следует заменить на минус /ь);
5 = г/г0;
г - расстояние от вертикальной оси фундамента-источника до точки на поверхно-
сти грунта, для которой определяется амплитуда колебаний;
- приведенный радиус подошвы фундамента-источника,
970
Определение осадок и других деформаций (прогибов, кренов и т.п.)
фундаментов машин с динамическими нагрузками производится полностью
аналогично расчетам фундаментов на статические нагрузки, при значительных
динамических воздействиях - с учетом статического действия нормативных
динамических нагрузок F„.
Расчет прочности элементов конструкций фундаментов различных ти-
пов машин допускается производить на статическое действие расчетных ди-
намических нагрузок, определяемых по форму’ле
Ц? = )ут]Ц„ (19.134)
где ту и 1] - коэффициенты соответственно надежности по нагрузке и динамичности,
принимаемые по табл. 19.10;
F„ - нормативное значение динамической нагрузки, соответствующее нормаль-
ному эксплуатационному7 режиму’ работы машины или особому силовому’ воздей-
ствию, которое задается в технологическом задании или в паспорте на машину.
Таблица 19.10
Машины Коэффициент надежности по нагрузке уу Коэффициент динамичности т] для нагрузок
вертикальных горизонтальных
С вращающимися частями: а) нагрузки, создаваемые движущи-
мися частями машины, при частоте вращения, об./мин:
менее 500 4 3 2
от 500 до 1500 4 3...6* 2
от 1500 до 2000 4 6... 10* 2
свыше 2000 4 10 2
б) нагрузки от момента короткого 1 2
замыкания
С кривошипно-шатунными механиз- мами при частоте вращения, об./мин:
до 600 2 1 1
свыше 600 1 4 2
Дробилки щековые, конусные 1,3 1,2 1,2
Дробилки молотковые 4 1 1
Мельницы 1,3 — 1
Прессы 1,5 2 2
Прокатное оборудование 1,2 2 2
Вращающиеся печи 1 (2**) 1 1
Для промежуточных значений частоты вращения значения коэффициента динамичности
определяются интерполяцией.
Для крайних опор фундамента к горизонтальной нагрузке, действующей поперек оси
печи (при числе опор более двух)
Расчет массивных фундаментов на прочность, за исключением ослаб-
ленных сечений, консольных участков и пр., как правило, не производит-
971
ся. При расчете прочности элементов конструкций фундамента на основе
прямого динамического расчета коэффициент динамичности ц не учитыва-
ется.
Основным требованием к современным фундаментам под машины являет-
ся ограничение уровня вибраций фундамента и окружающего грунта.
В соответствии с СП 26.13330.2012 [ 11] эта проверка имеет вид:
а<аи, (19.135)
где а - наибольшая амплитуда колебаний фундамента, определяемая расчетом;
аи — предельно допустимая амшштуда колебаний фундамента, устанавливаемая
заданием на проектирование, а при ее отсутствии в задании принимаемая по табл.
19.11.
Таблица 19.11
Машины Предельно допустимая амплитуда колебаний аи, мм
горизонтальных вертикальных
С вращающимися частями при частоте вращения, об./мин: менее 500 от 500 до 750 от 750 до 1000 от 1000 до 1500 свыше 1500 0,2 0,2...0,15 0,15...0,1 0,1... 0,05 0,05 0,15 0,15...0,1 0,1...0,06 0,06
С кривошипно-шатунными механизмами при частоте вращения, об./мин: менее 200 от 200 до 400 от 400 до 600 свыше 600 Для первой гармоники 0,25 0,25...0,15 0,15...0,1 0,1 Для второй гармоники 0,15 0,15...0,1 0,1...0,05 0,05
Дробилки конусные и щековые Дробилки молотковые 0,3 Как для машин с вращающимися частями
Кузнечные молоты 1,2 (0,8*)
Прессы 0,25
Формовочные машины 0,5 или по ГОСТ 12.1.012 (при распо- ложении на фундаментах рабочих мест)
Мельницы 0,1"
При возведении фундаментов на всех водонасыщенных песках, а также на мелких и пы-
леватых песках малой и средней степени водонасыщения.
Среднеквадратическое значение амплитуды колебаний.
Примечания:
1. Для промежуточных значений частоты вращения предельно допустимая амплитуда оп-
ределяется интерполяцией.
2. Для машин с частотой вращения 200 об./мин и менее при высоте фундаментов более 5 м
предельно допустимая амплитуда увеличивается на 20%.
972
19.5.2. Общий подход к расчету машин с динамическими
нагрузками
Действующие нормативы допускают различные способы оценки ампли-
туд колебаний фундаментов. В СП 26.13330.2012 [11] приводятся детальные
методики и расчетные формулы определения амплитуды вертикальных и го-
ризонтальных колебаний фундаментов различных типов при различных на-
грузках. Все эти формулы базируются на трех расчетных схемах: вертикаль-
ные колебания жесткого тела на основании, моделируемом системой с 1/2
степени свободы; горизонтальные колебания твердого тела на основании,
моделируемом системой с 1/2 степени свободы; горизонтальные колебания
двухмассной механической системы на основании, моделируемом системой с
1/2 степени свободы.
Вертикальные колебания жесткого тела на основании, моделируемом
системой с 1/2 степени свободы. Рассматриваемая схема описывают верти-
кальные колебания всех типов фундаментов. Уравнение колебаний имеет вид:
Р
q + qkq + k q =—sin of, (19.136)
m
где q - вертикальное смещение фундамента;
т - частота вертикальных колебаний фундамента;
= CZF— вертикальная жесткость фундамента;
С2 - коэффициент упругого равномерного сжатия, определяемый по формуле (19.60);
F- площадь подошвы фундамента;
т - масса фундамента;
Р - амплитуда возмущающей силы;
со - частота возмущения;
уг = 2£,г - коэффициент неупругого сопротивления, - вычисляется по формуле
(19.62).
Амплитуда колебаний при этом имеет вид:
(19.137)
где qst = PIK2 - статическое смещение
фундамента
Г оризонтальные колебания
твердого тела на основании, моде-
лируемом системой с 1/2 степени
свободы (рис. 19.35). Эта схема мо-
жет быть использована для описа-
ния горизонтальных (точнее, гори-
зонтально-поворотных или сдвиго-
вращательных) колебаний жестких
фундаментов при горизонтальной
или моментной нагрузке.
Рис. 19.35. Расчетная схема
для описания горизонтально-поворотных
колебаний массивного фундамента
973
Для полускальных и скальных оснований в расчетной схеме можно ис-
пользовать вязкие демпферы с характеристиками затухания для упру-
гого полупространства. Для нескальных оснований приходится использо-
вать рекомендации СП 26.13330.2012 [11]. Потери энергии учитываются гис-
терезисом в соответствующих пружинах. При этом матрицы инерции М, же-
сткости С и гистерезисного демпфирования, по Е.С. Сорокину, Вс принима-
ют вид:
т m-h } (К, 0 \ (Ку,
„ ; С= ; В, =
m-h J + m-h2 ) 0 K^J 0
° 1
(19.138)
где т - масса фундамента;
h - расстояние от подошвы до центра масс фундамента;
J - момент инерции фундамента относительно оси, проходящей через центр масс
подошвы фундамента;
Кх. К,р, ух. Уу - сдвиговая и поворотная жесткости основания и соответствующие
им коэффициенты неупругого сопротивления.
В принятых на рисунке обозначениях К„, = KL2/2. Это соотношение опре-
деляет расстояние между опорами L.
Для анализа гармонических колебаний удобно использовать уравнения,
рассмотренные А.А. Долгой, А.В. Индейкиным и А.М. Уздиным в комплекс-
ной форме
Mq* + /Bcq* + Cq* = Psino/, (19.139)
где q* = q +zq, q - функция, сопряженная c q.
Если представить неизвестный вектор q в виде
q = Ccos(Df + Ssin<»r = х coso>f + х I sin сП,
yc<pj V<pJ
то искомые амплитуды сдвиговых и поворотных колебаний определятся по
формулам:
Неизвестные векторы С и S вычисляются по следующим формулам [17]:
S = Г(С-Аю2) + В-(С-Ао2)”'-в1 Р; С =(С-А®2)‘-B-S. (19.140)
Несколько сложней обстоит дело с негармонической нагрузкой. В этом
случае возникает необходимость перейти от матрицы гистерезисного демпфи-
рования к матрице эквивалентного вязкого ВЭКЕ, определенной А.А. Долгой,
А.В. Индейкиным и А.М. Уздиным как
Вэкв=ВсХ0Л02Х01,
(19 141)
где Xq и Ло - матрицы собственных векторов и собственных чисел недемпфированной
системы (матрицы М-1 С).
В результате получается уравнение
Mq + B3KBq + Cq = Psina>f. (19.142)
974
Первая форма колебаний фундамента пред-
ставляет собой поворот вокруг точки О], распо-
ложенной ниже подошвы фундамента, а вторая -
поворот вокруг точки Ог, расположенной вы-
ше подошвы фундамента (рис. 19.36).
Для рамных фундаментов расчетная схема
включает три степени свободы. К смещению и
повороту фундамента добавляется смещение
верхней плиты рамы относительно подошвы
Рис. 19.36. Формы колебаний
массивного фундамента
фундамента. При этом матрицы инерции М. же-
сткости С и гистерезисного демпфирования, по
Е.С. Сорокину, Вс принимают вид:
<СА 0 0 ' 'C^fr 0 0 '
с= 0 Кх 0 ; вс = 0 кхУх 0
< 0 0 . 0 0 ^ф,
где М- масса нижней фундаментной плиты;
т - масса верхней фундаментной плиты;
НиЬ- расстояния от подошвы фундамента соответственно до центров тяжести
верхней и нижней фундаментных плит;
Cfi- - жесткость рамной части фундамента;
yfr - коэффициент неупругого сопротивления рамной части фундамента; по дан-
ным СП 26.13330.2012 > = 0,06.
Далее справедливы все формулы, приведенные для системы с двумя сте-
пенями свободы.
Отметим, что уравнения (19.139), (19.142) допускают, как правило, при-
ближенное разложение по формам колебаний недемпфированной системы.
При этом выделяют диагональные элементы матрицы ХО М ВСХО. Если обо-
значить эти элементы через то коэффициенты неупругого сопротивления по
формам оцениваются величиной у,- = yjk~. Выражение для вычисления у, через
координаты собственных векторов приведены ниже, в и. 19.5.3 настоящего
справочника. Указанный подход приемлем, если ух < 0,3 (менее 15% от крити-
ческого значения). В противном случае возникает необходимость учета влия-
ния демпфирования на формы колебаний.
Для свайных фундаментов жесткость основания, а также расчетная масса
фундамента задаются в соответствии с и. 19.2.2.4. Здесь следует отметить, что
важным является распределение реакции между7 плитой ростверка и сваями. Для
высокочастотных вибраций с относительно малой амплитудой, характерной для
фундаментов под машины, плита ростверка играет существенную роль в работе
фундамента, особенно при горизонтальных колебаниях. Что касается демпфи-
рования, то в нормативной литературе рекомендуется определять его экспери-
ментально. Для предварительных расчетов допускается принимать = 0,2 для
975
установившихся и = 0,5 для неустановившихся колебаний. Значения Е,х, ^(р,
определяются так же, как и для фундаментов с плоской подошвой.
19.5.3. Особенности расчета колебаний фундаментов машин
на различные нагрузки
19.5.3.1. Расчеты на периодические нагрузки массивных и стенчатых
фундаментов
Динамические периодические нагрузки полностью определяются перио-
дом, фазой и амплитудой, которые зависят от кинематики машины. Машины,
развивающие периодические или гармонические нагрузки, являются наиболее
распространенными. Это машины с вращающимися частями и кривошипно-
шатунными механизмами. Различают два типа машин периодического дейст-
вия - конструктивно уравновешенные и конструктивно неуравновешенные.
К первым относятся различные электрические машины, турбоагрегаты, цен-
трифуги, вентиляторы, дымососы, молотковые дробилки и т.п. Кинематика
конструктивно неуравновешенных машин определяется наличием значитель-
ных инерционных сил, это компрессоры, лесопильные рамы, щековые и ко-
нусные дробилки и др.
Амплитуды горизонтально-вращательных колебаний верхней грани мас-
сивных и стенчатых фундаментов относительно горизонтальной оси щ7(р, м,
определяются по формуле
Ц2+4^2(ы/Хх)2О2’
(19.143)
где
Т1=1у1+р^з; т2=52+р-^4,
и. к
в которых
^=(i+P)Мч +P(i+x)-
s2 =(1 + Р)^ф-+Р(1 + Х);
/ \2~
S.=i+k 1- — ;
(19.144)
(19.145)
(19.146)
54 = 1+Аг; (19.147)
976
him к - M
6 ' ” ГЛ ’
ср х п 2
\х, \> -угловые частоты колебаний фундамента, с-1, соответственно горизонталь-
ных и вращательных относительно горизонтальной оси, проходящей через центр тя-
жести подошвы фундамента перпендикулярно плоскости колебаний:
K(9=K(f-mgh2,
(19.148)
Кхи Ку — коэффициенты жесткости естественного (или свайного) основания при
упругом равномерном сдвиге и упругом неравномерном сжатии, кН/м и кН-м;
9фо _ момент инерции массы всей установки (фундамента с машиной и засыпкой
грунта на его обрезах и выступах) относительно оси, проходящей через центр тяжести
подошвы фундамента перпендикулярно плоскости колебаний, т-м2,
e^=e^+mhl-, (19.149)
Оф — момент инерции массы всей установки относительно оси, проходящей через
общий центр тяжести перпендикулярно плоскости колебаний, т-м2:
т - масса всей установки (фундамента с машиной и засыпкой грунта на его обре-
зах и выступах), т;
Fh - расчетная горизонтальная составляющая возмущающих сил машины, кН;
М - расчетное значение возмущающего момента, кН-м, равного сумме моментов
от горизонтальных составляющих возмущающих сил при приведении их к оси, прохо-
дящей через центр тяжести установки перпендикулярно плоскости колебаний, и воз-
мущающему моменту' машины;
/?1, /?2 — расстояния от общего центра тяжести установки соответственно до верх-
ней грани фундамента и до подошвы фундамента, м.
Главные собственные частоты колебаний установки X|2, с”1, находятся из
соотношения
(19.150)
где
Z = (l + P)
Амплитуды горизонтальных ах, м, и вращательных aSf, рад, колебаний мас-
сивных и стенчатых фу'ндаментов вычисляются по формуле (19.143), прини-
мая при определении ах - 53 = S4 = 0, а при определении citl, — .S', = >S'2 = 0 и /?, = 1.
Амплитуды горизонтально-вращательных колебаний верхней грани фунда-
мента м, при действии только момента М (когда горизонтальные силы
Fh = 0) рассчитываются по формуле
_ W {1+(W[1 -(“Ю2]}2 +4^(®Ю2[1+(/?1/л2)]2
Q12+4^(co/Ax)2Q2
977
Амплитуды вертикальных колебаний массивных и стенчатых фундамен-
тов ап м, с учетом вращения относительно горизонтальной оси, перпендику-
лярной плоскости колебаний, определяются как
av=az+a'z, (19.152)
где
az =---. Fv : (19.153)
^^1-(ы/\)2]2+<(ы/\)2
a\- амплитуда вертикальной составляющей вращательных колебаний фундамен-
та относительно горизонтальной оси, проходящей через центр тяжести установки пер-
пендикулярно плоскости колебаний, определяемая при действии горизонтальных сил F/,
и моментовМ, включая моменты от вертикальных и горизонтальных сил, по формуле
а при отсутствии горизонтальных сил (/'/, = 0) по формуле
J-.2
['-«УУ] (19154)
где atf - амплитуда вращательных колебаний фундамента относительно горизонталь-
ной оси (угол поворота), рад, вычисляемая по формуле (19.143);
Fv - расчетная вертикальная составляющая возмущающих сил машины, кН;
М- расчетное значение возмущающего момента, включающее моменты от верти-
кальных и горизонтальных сил, кН-м;
Kz - коэффициент жесткости естественного (или свайного) основания при упру-
гом равномерном сжатии, кН/м;
Хг — утловая частота собственных вертикальных колебаний фундамента, с-1, опре-
деляемая по формуле
(19.155)
V т
- относительное демпфирование естественного (или свайного) основания при
вертикальных колебаниях фундамента;
If - расстояние от вертикальной оси, проходящей через центр тяжести установки,
до края верхней грани фундамента в направлении действия сил и моментов, м.
Амплитуды горизонтальных колебаний массивных и стенчатых фунда-
ментов при вращении относительно вертикальной оси (например, у оппозит-
ных компрессоров) ah^, м, определяются как
^=^тах, (19 156)
где /тах - расстояние от вертикальной оси. проходящей через центр тяжести установ-
ки, до наиболее удаленной точки фундамента, м:
- амплитуда вращательных колебаний фундамента относительно вертикальной
оси, проходящей через центр тяжести установки (угол поворота), рад, рассчиты-
ваемая по формуле
М
nv=---- (19.157)
^[1-(со/Ч)2] +<(«/Ч)2
978
здесь AYV - расчетное значение возмущающего момента, кН-м, относительно верти-
кальной оси, проходящей через центр тяжести установки;
КХ} - коэффициент жесткости естественного (или свайного) основания при упру-
гом неравномерном сдвиге, кН-м;
— относительное демпфирование естественного (или свайного) основания для
вращательных колебаний фундамента относительно вертикальной оси;
- угловая частота вращательных колебаний фундамента относительно верти-
кальной оси, проходящей через центр тяжести установки, с-1, определяемая по
формуле
(19.158)
где 0V — момент инерции масс всей установки (фундамента с машиной и засыпкой
грунта на его обрезах и выступах) относительно вертикальной оси, проходящей через
центр тяжести установки, т-м2.
19.5.3.2. Расчет колебаний рамных фундаментов
Рамные фундаменты по сравнению с массивными и стенчатыми более
экономичны и обладают значительными преимуществами по компоновке и
эксплуатации машин. Вместе с этим они представляют собой сложные меха-
нические системы, большое влияние на колебания которых оказывают дина-
мические свойства основания, характеристики фундаментной плиты и верхне-
го рамного строения, конструкция самой машины. Сравнительно высокая по-
датливость отдельных элементов рамных фундаментов не позволяет
применять их для слабо уравновешенных машин (низкочастотных компрессо-
ров, щековых дробилок, и т.п.) и всех видов машин ударного действия.
Амплитуды горизонтально-вращательных колебаний относительно верти-
кальной оси верхней плиты рамных фундаментов ah^, м, рассчитываются по
формуле
(19.159)
где ах - амплитуда горизонтальных колебаний центра тяжести верхней плиты, м, опре-
деляемая по формуле
сгх = . ax’st ; (19.160)
^1-(ш/Хх)2]2+4(^)2(щ/Хх)2
av - амплитуда вращательных колебаний верхней плиты относительно вертикаль-
ной оси, проходящей через ее центр тяжести (угол поворота), рад, вычисляемая по
форм} ле
, У ; (19-161)
^[1-(со/Ч)2] +4(^rnv
со - частота вращения машины, с-1, со = 0,105-щ;
пг - частота вращения машины, об./мин;
axst, a^t - соответственно перемещение, м. и угол поворота, рад, центра тяжести
верхней плиты при статическом действии силы Fh и момента Л/г, определяемые по
формулам:
979
здесь Fh - расчетное значение горизонтальной составляющей динамической нагрузки, кН;
Л/г — расчетное значение возмущающего момента относительно вертикальной оси,
проходящей через центр тяжести верхней плиты. кН-м: для машин с вращающимися
частями следует принимать Л/г = Fh lbH'.
Sx, - коэффициенты жесткости системы «фундамент-основание» соответствен-
но в горизонтальном направлении, перпендикулярном оси вала машины кН/м, и при
повороте в горизонтальной плоскости, кН-м, вычисляемые по формулам (19.162) и
(19.163);
£ у - составляющие относительного демпфирования системы «фундамент-
основание», определяемые по формулам (19.164) и (19.165);
7^, - угловые частоты горизонтальных и вращательных колебаний фундамента
относительно вертикальной оси, проходящей через центр тяжести верхней плиты, с-1,
рассчитываемые по формулам (19.166) и (19,167);
4 - расстояние от центра тяжести верхней плиты до оси наиболее удаленного
подшипника машины, м.
Коэффициенты жесткости конструкции фундамента с учетом упругости
основания Sx, кН/м, и Sv, кН-м, вычисляются по формулам:
Sx= —--------77------ПТ (19.162)
(1Ю+(л2Х)+(1/^)
S = —-----1 , 0 (19.163)
v (i/^)+c/C>
Здесь И - высота фундамента, м;
Кх, Кч, Ку — коэффициенты жесткости естественного (или свайного) основания со-
ответственно при упругом равномерном Кх и неравномерном сдвиге, неравномер-
ном сжатии Ку,
Sm - сумма коэффициентов жесткости всех поперечных рам фундамента в гори-
зонтальном направлении, перпендикулярном оси вала машины. кН/м (N — число попе-
речных рам),
N
8х=^г-
>=1
- сумма коэффициентов жесткости всех поперечных рам при повороте верх-
ней плиты в горизонтальной плоскости относительно ее центра тяжести, кН-м.
где е, - расстояние от плоскости /-й поперечной рамы до центра тяжести верхней пли-
ты, м.
Коэффициент жесткости одноэтажных поперечных рам с жесткими узла-
ми Si, кН/м. находится по форму’ле
2£Л,,(1 + 6*,)
' ^(2+3^,) ’
где Еь - модуль упругости материала рам верхнего строения, кПа;
980
<4, ’
Ihi, hi ~ моменты инерции поперечных сечений соответственно стойки и ригеля
рамы м4;
/?,. /, - соответственно расчетная высота стойки и расчетный пролет ригеля /-й по-
перечной рамы, м.
Расчетную высота’ стойки /?, допускается принимать равной расстоянию от
верхней грани нижней плиты до оси ригеля (проходящей через центр тяжести
площади его сечения), а расчетный пролет ригеля равным 0,9 расстояния меж-
ду осями колонн.
Составляющие относительного демпфирования системы «фундамент-ос-
нование» и определяются по форму’лам:
V-' — V V- 1 I 'У
Ъц/ '-’у Ъц/ v Э о0 ’
(19.164)
(19.165)
где £ф, - относительное демпфирование естественного (или свайного) основания
для горизонтальных и вращательных и колебаний фундамента;
у - коэффициент поглощения энергии при колебаниях, принимаемый для железо-
бетонных конструкций равным 0,06, для стальных конструкций — 0.02.
Угловые частоты колебаний фундамента и с-1, находятся по форму-
лам:
(19.167)
где т - масса системы, включающая массу всей машины, верхней плиты, продольных
балок и поперечных ригелей рам, примыкающих к верхней плите, и 30% массы
всех колонн фундамента, т;
0ф - момент инерции массы in относительно вертикальной оси, проходящей через
центр тяжести верхней плиты (горизонтальной рамы), т-м2; величину 0V допуска-
ется определять по формуле
ёф = о,1щ/2,
где / - длина верхней плиты, м.
19.5.3.3. Расчет фундаментов на импульсные нагрузки
Импульсные нагрузки возникают при работе машин ударного действия с
падающими и неравномерно движущимися массами. К машинам с импульс-
ными нагрузками относятся различные молоты, прессы, копры, формовочные
машины литейного производства, а также прокатные станы, испытательные
разрывные машины и др.
981
(19.168)
Амплитуду вертикальных колебаний фундамента при центральной уста-
новке машины az, м, вычисляют по форму’ле
а __ Q +
г (1 + 1,67^)\ш’
где £ - коэффициент восстановления скорости удара, определяемый по заданию на
проектирование или равный для формовочных машин, прессов при холодной
штамповке и штамповочных молотов 0,5; для прессов при горячей штамповке и
ковочных молотов £ = 0,25;
Jz - импульс вертикальной силы, кН-c, определяемый по паспорту машины:
Л = mov,
/и0, v - масса, т, и скорость, м/с, падающих (рабочих) частей в начале удара;
т, — масса всей установки, т, и угловая частота собственных вертикальных ко-
лебаний фундамента, с-1, определяемая по формуле (19.155).
Амплитуду вертикальных колебаний фу’ндамента с учетом вращения от-
носительно горизонтальной оси, перпендику’лярной плоскости колебаний, av,
м, рассчитывают по форму’ле
(19.169)
в которой az определяется по формуле (19.168), а а': - по формуле
(19.170)
где If - расстояние от вертикальной оси фундамента до края верхней грани в направ-
лении действия импульса, м;
— амплитуда вращательных колебаний фундамента относительно горизонталь-
ной оси, перпендикулярной плоскости колебаний (угол поворота), рад, вычисля-
ется по формуле
(1+Ю4
(19.171)
(1+1,б7^ф)хфеф0’
здесь ./ф — импульс момента сил относительно горизонтальной оси фундамента,
перпендикулярной плоскости колебаний. кН-с-м. определяемый по паспорту ма-
шины:
е - эксцентриситет удара, м;
9фо, \р - момент инерции массы всей установки, т-м2, определяемый по формуле
(19.149), и угловая частота вращательных колебаний, с-1, определяемая по фор-
муле (19 148).
Амплитуды горизонтальной составляющей горизонтально-вращательных
колебаний фундамента ah(f, м, и вращательных ah ф, м, соответственно относи-
тельно горизонтальной и вертикальной осей, проходящих через центр тяжести
установки перпендикулярно плоскости колебаний, рассчитываются по формулам:
clh№=cl^
4nax ’
где h - расстояние от подошвы до верхней грани фундамента, м;
ач - амплитуда вращательных колебаний фундамента относительно вертикальной
оси (угол поворота), рад, определяется по формуле
982
а (1 + г)^
(1 + 1.67^)\Д/
Jv - импульс момента относительно вертикальной оси. проходящей через центр
тяжести установки, кН-с-м;
Xv, 0V, /тах - угловая частота вращательных колебаний, с-1, определяемая по фор-
муле (19.167), момент инерции массы всей установки относительно вертикальной
оси, т-м2, и расстояние от вертикальной оси до наиболее удаленной точки фунда-
мента, м.
19.5.3.4. Расчет фундаментов на случайные динамические нагрузки
К машинам, нагрузки от которых имеют явно случайный характер, отно-
сятся, например, барабанные мельницы, окорочные барабаны, смесители и т.д.
Под сл\"чайными динамическими нагрузками понимаются нагрузки типа «бе-
лого шума». В этом случае фундаменты совершают случайные колебания, ко-
торые, как любой случайный процесс, можно охарактеризовать среднеквадра-
тичным отклонением от среднего значения и корреляционными моментами
случайных величин (математическими ожиданиями произведений отклонений
случайных величин от их математического ожидания). Расчет колебаний в це-
лом проводится аналогично случаю действия периодических нагрузок, однако
вместо них рассматриваются дельта-коррелированные случайные нагрузки q(t)
типа «белого шума».
Амплитуды горизонтальных колебаний верхней грани массивных и стен-
чатых фундаментов машин (например, мельниц) м, рассчитываемых на
случайные динамические нагрузки, определяются по формуле
п [Ж^Л2)Р1][1 + (М&)Р1]. ло |7?1
^л[1+(Р17Р)]^
Sq - спектральная плотность случайной нагрузки, кН2-с, находится по
формуле
(аш'с/)2со3
—---------
ГР1
где Ио - расстояние от центра тяжести установки до оси вращения барабана мельни-
цы, м;
т' - масса загрузки барабана мельницы, т;
со - угловая частота вращения барабана, с-1;
d - диаметр барабана, м;
а - коэффициент, зависящий от типа машины и принимаемый: для стержневых
мельниц а = 0,015, а для остальных типов машин а = 0.001;
g - ускорение свободного падения, g = 9.81 м/с2.
Обозначения р, т, hx, h2, К, /ч - те же, что ив формулах (19.147)...(19.150).
983
Амплитуды горизонтальных колебаний рамных фундаментов машин a;,,v,
м, рассчитываемых на случайные динамические нагрузки, вычисляются по
формуле
ah,v = ax+a^ (19.174)
где h - расстояние от центра тяжести верхней части фундамента до оси наиболее уда-
ленного подшипника мельницы, м;
о,., ач — амплитуды соответственно горизонтальных колебаний верхней части
фундамента, м, и вращательных колебаний относительно вертикальной оси, про-
ходящей через центр тяжести верхней части фундамента (угол поворота), рад, оп-
ределяются по формулам:
1 l^x^q .
2^ ’
е
2^ ’
(19 175)
(19 176)
где Sq - рассчитывается по формуле (19.173);
е - расстояние в плане от центра тяжести верхней части фундамента до середины
длины барабана, м.
Обозначения^, Sv, - те же, что ив формулах (19.164)...(19.167).
19.5.3.5. Расчет фундаментов от кинематического возбуждения
Под кинематическим возбуждением понимаются случаи, когда колебания
фундаментов (приемников) возникают за счет воздействия упругих волн в
грунте, распространяющихся от колеблющихся фундаментов (источников).
В качестве источников, как правило, рассматриваются машины с динамиче-
скими нагрузками. Однако колебания фундаментов-приемников могут возбу-
ждаться движением транспорта, поездов метрополитена, забивкой свай, удар-
ной разработкой грунта, промышленными взрывами и др. Случай кинематиче-
ского возбуждения колебаний обычно учитывается для фундаментов
высокоточного чувствительного к вибрациям оборудования и при групповом
размещении машин с динамическими нагрузками. Однако нередко возникает
необходимость оценки кинематического возбуждения колебаний фундаментов
зданий и сооружений, расположенных поблизости от мощных машин с дина-
мическими нагрузками (например, низкочастотных горизонтальных компрес-
соров, кузнечных молотов с большой массой падающей части и т.д.).
Амплитуду горизонтально-вращательных колебаний верхней грани фун-
дамента-приемника при кинематическом возбуждении от одного фундамента-
источника рассчитывают по формуле
kin
%
Ц2+4^(ы/Хх)2О1
(19.177)
где
Фх=ад-4^>дх)2ад);
984
тх = 52(М+ад);
^=ЗД) + 53(^).
Значения S\(k^, S2(k^, S^k^), для к= 1; 2 вычисляются по формулам
(19.144)...(19.147) при значениях
Р К Ч
Расчет следует выполнять для каждого из значений ±%.
Выше, в (19.177), asx - амплитуда горизонтальных колебаний точек по-
верхности грунта в месте установки фундамента-приемника от горизонталь-
ных колебаний фундамента-источника, определяемая по формуле (19.133):
(19.178)
где - амплитуды вертикальных колебаний поверхности грунта в точках, соот-
ветствующих крайним точкам стороны фундамента-приемника linj от вертикаль-
ных колебаний фундамента-источника, рассчитываемые по формуле (19.133):
linf - размер стороны подошвы фундамента-приемника, в направлении которой
рассматриваются горизонтальные колебания:
со - угловая частота колебаний фундамента-источника
ОбозначенияЛь /?2, Р- О,, Q2, -тс же. что в формулах (19.147)...(19.149).
Амплитуду вертикальных колебаний фундамента-приемника с учетом
вращения при кинематическом возбуждении от одного фундамента-источника
находят по формуле
(19 179)
(19.180)
здесь If- обозначения те же. что в формуле (19.155).
При расчете колебаний фундамента-приемника от кинематического воз-
буждения от нескольких фундаментов-источников следует суммировать зна-
чения о™ (или а^п), вычисляемые соответственно по формулам (19.177) или
(19.179) для каждого источника колебаний.
985
19.5.4. Особенности проектирования фундаментов
различного вида машин
Вопросы расчета и проектирования фундаментов машин относятся к наи-
более сложным в фундаментостроении. Это связано как с их конструктивными
особенностями, так и своеобразием действующих нагрузок.
Фундаменты под машины с динамическими нагрузками подразделяются
на массивные, стенчатые, рамные. Они могут также устраиваться комбиниро-
ванной конструкции, например, рамными (стоечными) с диафрагмами в виде
стен. Массивные фундаменты выполняются в виде блока или плиты с необхо-
димыми технологическими приямками, колодцами и отверстиями. Они могут
быть подвальными (с помещениями для пропуска конвейера и обслуживания
оборудования - как правило, на высоту нижнего этажа здания) и бесподваль-
ными. Стенчатые фундаменты состоят из нижней плиты, системы стен и верх-
ней плиты (или горизонтальной рамы). Рамные фундаменты представляют со-
бой пространственную конструкцию, состоящую из верхней плиты или систе-
мы балок, опирающихся через стойки на нижнюю плиту. При этом верхняя
плита может выполняться жесткой или гибкой. Обычно фундаменты машин
изготавливаются из монолитного железобетона или бетона (без армирования),
сборными, сборно-монолитными и стальными (металлическими). Монолит-
ными могут выполняться фундаменты под все виды машин, а сборными и
сборно-монолитными, как правило, под машины периодического действия.
Применение металлических фундаментов требует специального обоснования и
ограничивается исключительно установкой наиболее высокочастотных, хоро-
шо уравновешенных машин (рис. 19.37). Устройство отдельных элементов
фундаментов из металла кроме значительного снижения материалов и улуч-
шения объемно-планировочных технологических решений выполняет функ-
цию его виброизоляции. По компоновке машин фундаменты могут возводить-
ся отдельными под каждую машину или групповыми под несколько машин.
Для снижения уровня вибраций в фундаментах под машины может устраи-
Рис. 19.37. Стале-железобетонный
фундамент
ваться виброизоляция. Виброизоляция
обычно вводится в опорные узлы ма-
шин или реже в конструкцию самих
фундаментов (рис. 19.45, рис. 19.46, б).
Основными нагрузками на фунда-
менты машин являются силы, возни-
кающие при работе машины от дви-
жения ее частей. Эти силы, быстро
меняющиеся во времени (от несколь-
ких до тысяч циклов в минуту) по ве-
личине и направлению, приводят к
возникновению вибраций (относи-
тельно малых колебаний) фундамен-
тов и распространению волн в грунте
на значительные расстояния. Послед-
ние способны вызывать колебания
расположенных вокруг фундаментов
зданий и сооружений (случай кинема-
тического возбуждения).
986
Колебания фундаментов при определенных условиях могут служить при-
чиной преждевременного износа машин и нарушения технологических про-
цессов, выводить из строя высокоточные станки и контрольно-измерительное
оборудование, отрицательно влиять на самочувствие и здоровье людей. Ино-
гда колебания способствуют росту- осадок и деформаций как самих фундамен-
тов машин, так и конструкций окружающих сооружений. Известны случаи ин-
тенсивного развития под влиянием колебаний трещин в стенах и существенно-
го повреждения зданий. Поэтому- при проектировании фундаментов машин
помимо выполнения традиционных требований к эксплуатационной пригод-
ности фундаментов необходимым является ограничение параметров колеба-
ний для недопущения отмеченных выше явлений.
При проектировании футщаментов машин следует по возможности рас-
сматривать их наиболее простую форму-. Размеры и форму верхней части фун-
даментов назначают в соответствии с технологическими требованиями зада-
ния, обусловленными конструкцией машины.
Подошва фундамента, как правило, выполняется на одной отметке прямо-
угольной (или близкой к ней) формы. Глубина заложения зависит от конст-
рукции машины и других технологических требований (наличия приямков,
каналов, длины анкерных болтов и др.), глубины заложения соседних фунда-
ментов и от инженерно-геологических условий (на открытых площадках - от
глу’бины сезонного промерзания грунтов). При устройстве свайного основания
для фундаментов машин с ударными нагрузками должны применяться желе-
зобетонные сваи сплошного сечения, для других машин — возможно примене-
ние свай любого вида. Расстояние между- сваями в кусте принимается как у
фундаментов, работающих на статические нагрузки, в соответствии с СП
24.13330, но не более 10с/.
При конструировании фундаментов машин следует стремиться к совме-
щению на одной вертикали центра тяжести подошвы фундамента и линии дей-
ствия равнодействующей статических нагрузок от веса машины, фундамента и
грунта на его обрезах и выступах. Для свайного основания из висячих свай
нужно стремиться к совмещению равнодействующей статических нагрузок с
центром тяжести плана свай. При этом эксцентриситет не должен превышать
3...5% от соответствующей стороны фундамента. Для оснований, сложенных
скальными грунтами, и при применении свай-стоек значение эксцентриситета
обычно не нормируется.
В стенчатых фундаментах стены должны располагаться вдоль линии дей-
ствия горизонтальных динамических нагрузок. Для рамных фундаментов же-
лательно соблюдать симметрию как по общей геометрической схеме, так и по
форме элементов; располагать ригели поперечных рам симметрично по отно-
шению к осям стоек; принимать минимальные вылеты консолей: избегать
приложения нагрузок на ригели, балки и стойки с эксцентриситетом.
Класс бетона монолитных и сборно-монолитных фундаментов должен
быть не ниже В 12,5 (для монолитных неармированных — не ниже В7,5), а
сборных — не ниже В15. Армирование массивных фундаментов выполняется
конструктивно по подошве и местно под станинами машин и в местах резкого
изменения размеров сечения. Исключением являются массивные фундаменты,
рассматриваемые как балка или плита на упругом основании. Армирование
элементов стенчатых и рамных фундаментов производится по расчету сетка-
987
ми, плоскими и объемными каркасами с шагом стержней не более 200...300
мм и замкнутыми хомутами. При наличии ударных нагрузок рекомендуется
применение вязаной арматуры.
Фундаменты машин с динамическими нагрузками желательно максималь-
но удалять от объектов, чу вствительных к вибрациям, — высокоточного обо-
рудования, жилых и общественных зданий. Между фундаментами машин и
смежными фундаментами здания, сооружения, другого оборудования, а так-
же конструкцией пола желательно устройство сквозного шва шириной не
менее 100 мм.
Машины с вращающимися частями. К ним относятся: различного рода
турбомашины (энергетические, нефте- и газоперекачивающие турбоагрегаты,
турбокомпрессоры, турбовоздуходувки, турбонасосы), электрические машины
(электродвигатели, мотор-генераторы и синхронные компенсаторы), центри-
фуги, центробежные насосы, дымососы, вентиляторы и тому подобные маши-
ны. Эти машины достаточно хорошо уравновешены. Они могут выполняться
любой конструкции (рамными, стенчатыми, массивными или облегченными).
Облегченные фундаменты, например для центробежных насосов, могут пред-
ставлять собой опорные железобетонные плиты, устанавливаемые непосредст-
венно на подстилающий слой пола.
Для высокочастотных машин (например, турбоагрегатов) проектируются
рамные фундаменты из монолитного железобетона (рис. 19.38) или сборно-
монолитные (рис. 19.39).
Рис. 19.38. Рамный монолитный фундамент
под турбоагрегат мощностью 50 МВт
Рис. 19.39. Рамный сборно-монолитный фундамент
под турбоагрегат мощностью 100 МВт
988
Их вибрации в большинстве случаев являются незначительными, а гори-
зонтальные колебания меньше вертикальных. Повышенные вибрации носят
местный характер и наблюдаются на отдельных элементах (подшипниках)
системы. Причинами этого обычно являются разбалансировка роторов или
нарушение качества строительных работ. Для турбоагрегатов высокой мощно-
сти (300... 1200 МВт и более) обеспечение надежности фундамента требует
комплексного анализа и взаимоувязки всей системы «турбоагрегат — фунда-
мент — основание» на основе специальных экспериментальных исследований.
При проектировании рамных фундаментов больших низкочастотных ма-
шин (мотор-генераторов и др.) необходима проверка возможности появления
резонансных явлений с последующим изменением при необходимости разме-
ров нижней плиты и стоек поперечных рам.
Динамические нагрузки от машин с вращающимися частями принимаются
по технологическому заданию равными возможному максимальному воздей-
ствию их на фундамент, приложенными через подшипники к поддерживаю-
щим элементам (ригелям, балкам, стенам) на уровне закладных деталей. Это
вертикальные и горизонтальные (преимущественно поперек оси вращения)
силы, определяемые в зависимости от веса ротора и частоты вращения, мо-
ментная нагрузка, соответствующая моменту’ короткого замыкания (как произ-
водная мощности электрической машины), и сила тяги ваккума в конденсато-
ре. Расчет колебаний всех видов машин с вращающимися частями сводится к
определению максимальной амплитуды горизонтальных (поперечных) колеба-
ний верхней грани массивных и стенчатых фундаментов или верхней плиты
рамных фундаментов. Вертикальная составляющая колебаний рассчитывается
только при наличии специальных требований в техническом задании.
Машины с кривошипно-шатунными механизмами имеют неуравнове-
шенные силы и моменты нескольких гармоник. Это поршневые компрессоры,
дизели, мотор-компрессоры, лесопильные рамы, локомобили и т.п. Фундамен-
ты этих машин обычно выполняются массивными или стенчатыми, в исклю-
чительных случаях (например, для машин с вертикально расположенными
кривошипно-шатунными механизмами) они могут устраиваться рамными.
Расчет амплитуд колебаний фундаментов должен выполняться на норма-
тивные динамические нагрузки (равнодействующие возмущающих сил и мо-
ментов всех частей машины) первой и второй гармоник. Для горизонтальных и
оппозитных машин (рис. 19.40, а) допускается производить расчет только в
направлении, параллельном движению поршней Для вертикальных машин
(рис. 19.41) должны рассчитываться амплитуды вертикальных колебаний фун-
даментов от вертикальной составляющей возмущающих сил и амплитуды го-
ризонтальных колебаний — для направления, перпендикулярного главному’ ва-
лу’ машины. Для фундаментов машин с угловым расположением цилиндров
(рис. 19.40, б) расчет амплитуд колебаний необходимо выполнять с учетом
вертикальной и горизонтальной составляющих возмущающих сил и моментов
для плоскости, перпендикулярной главному’ валу7 машины.
Лесопильные рамы относятся к машинам с кривошипно-шатунными ме-
ханизмами. Благодаря техническим преимуществам они получили очень ши-
рокое распространение. Современные лесорамы создают значительные дина-
мические нагрузки (до 300 кН с частотой около 5 Гц), действующие в двух
989
(вертикальном и горизонтальном) направлениях. Они выпускаются одноэтаж-
ными и двухэтажными.
Рис. 19.40. Массивные монолитные фундаменты под оппозитный (я) и угловой (б)
компрессоры
Рис. 19.41. Рамный сборный (сборно-разборный) фундамент
под вертикальный крейцкопфный компрессор 40 м3/мин
Рис. 19.42. Массивный монолитный
фундамент под двухэтажную
лесопильную раму
Рис. 19.43. Стенчатый монолитный
фундамент под двухэтажную
лесопильную раму
990
Под одноэтажную лесораму обычно выполняется фундамент, состоящий
из плиты и бетонного куба под двигатель, а под двухэтажную - из ступенчатой
плиты с постаментом в виде усеченной пирамиды с отверстием для удаления
опилок и примыкающей к ней массивной тумбы под электродвигатель (рис.
19.42). Армирование фундамента осуществляется сетками.
В качестве альтернативных массивным фундаментам разработаны более
экономичные конструктивные решения стенчатых и рамных фундаментов
(рис. 19.43). Помимо экономии материалов их достоинством является удобство
организации технологического процесса.
Для обеспечения нормальной эксплуатации лесопильных рам необходима
расчетная проверка допустимости вертикальных амплитуд колебаний фунда-
мента от действия вертикальных составляющих динамической нагрузки пер-
вой и второй гармоник, и горизонтальной амплитуды — от действия горизон-
тальной составляющей.
Кузнечные молоты. Конструкция молотов состоит из системы падающих
частей (осуществляющих удар), шабота (стального массива, поддерживающе-
го боек или штамп с обрабатываемой деталью) и станины с подъемным меха-
низмом и приспособлениями для управления молотом. Станина штамповоч-
ных молотов (рис. 19.44, а) размещена непосредственно на шаботе, а у ковоч-
ных молотов станина и шабот устанавливаются на фундамент раздельно (рис.
19.44, б). Фундаменты молотов проектируют в виде монолитных блоков или
массивных жестких плит. Толщина подшаботной части фундамента зависит от
массы падающих частей и принимается не менее 1,0 м (при < 1 т) - 3,0 м
(при /«о > Ют). Молоты с массой падающих частей до 3 т допускается уста-
навливать в ряд на одном общем фундаменте. Обычно фундаменты армируют
Рис. 19.44. Массивные монолитные фундаменты под штамповочный (а)
и ковочный (б) кузнечные молоты
991
конструктивно. Как показали специальные экспериментальные исследования
М.И. Забылина, в фундаментах молотов при ударах кроме сжимающих возни-
кают растягивающие напряжения. Поэтому они должны армироваться гори-
зонтальными сетками с ячейками 100x100 мм в несколько рядов в зависимости
от массы падающих частей. Кроме этого выполняется конструктивное армиро-
вание верхней части фундамента под шаботом и станиной и у граней выемки.
Между шаботом кузнечных молотов и бетоном фундамента устраивается
деревянная прокладка из дубовых брусьев, стянутых болтами. В последнее
время для повышения упругости прокладки в ее состав включают резинотка-
невые слои.
Расчет амплитуд вертикальных колебаний фундаментов молотов одиноч-
ного действия производится на импульс вертикальной силы Jz, определяемый
по технологическому заданию на проектирование через массу падающих час-
тей и скорость движения в начале удара. Для молотов двойного действия им-
пульс вертикальной силы J, должен учитывать паспортную энергию удара или
давление пара (воздуха) в цилиндре. При установке молота на фундаменте с
эксцентриситетом необходим учет вращательной составляющей колебаний от
импульса момента сил J9.
Для уменьшения колебаний фундаментов молотов и вредного влияния их
на окружающие объекты и обслуживающий персонал рекомендуется устрой-
ство виброизоляции (рис. 19.45). Если основание фундаментов сложено мел-
кими и пылеватыми песками для молотов с массой падающих частей более 1 т
применение виброизоляции обязательно.
Прессы. Долгое время прессы считались условно уравновешенными ма-
шинами. Однако повышение их мощности, массы и скорости движения рабо-
чих частей привело к существенному возрастанию динамических нагрузок.
Наиболее распространенными сейчас в промышленности являются винтовые,
Рис. 19.46. Массивный (а) и виброизоли-
рованный с подфундаментным коробом (б)
фундаменты под штамповочные прессы
Рис. 19.45. Виброизолированный
фундамент под ковочный молот с
установкой станины на фундаментный
блок в подфундаментном коробе
992
кривошипные и гидравлические прессы. Это вертикальные кузнечно-штампо-
вочные машины. Помимо ковки и штамповки они могут выполнять вырубку
обрабатываемых деталей. При этом рабочие усилия могут достигать несколько
тысяч тонн (у гидравлических прессов). Фундаменты прессов, как и кузнечных
молотов, обычно проектируют в виде монолитных блоков или массивных же-
стких плит (рис. 19.46).
Как показывают натурные исследования, уровень колебаний фундаментов
прессов в значительной степени зависит от выполняемой технологической
операции. При операциях штамповки или ковки расчет амплитуд вертикаль-
ных и горизонтальных колебаний фундаментов производится на импульс вер-
тикальной силы Jz и импульс крутящего момента которые определяются по
технологическому заданию (экспериментально или соответственно через ско-
рость движения и массу поступательно движущихся частей, частоту вращения
и момент инерции вращающихся рабочих частей). При операциях вырубки
рассчитываются только амплитуды вертикальных колебаний от импульса вер-
тикальной силы J,, задаваемого по заданию на основе экспериментальных дан-
ных или определяемого через номинальное усилие пресса и угловую частоту
свободных колебаний станины.
Формовочные машины литейного производства предназначены для из-
готовления литейных форм ударным уплотнением формовочной смеси в опо-
ке. Масса формуемых деталей (грузоподъемность машин) изменяется от 0,2 т
до 20 т. Формовочные (встряхивающие) машины делятся на машины без амор-
тизации и с амортизацией ударов. Динамическая нагрузка может передаваться
на фундамент центрально или эксцентрично. Воздействие на фундамент при
работе машины представляет собой серию периодических импульсов. Фунда-
менты формовочных машин литейного производства обычно выполняются в
виде массивного блока из монолитного железобетона с выемками, каналами и
отверстиями для размещения механизмов и коммуникаций. Однако, как пока-
зали экспериментальные исследования, фундамент можно выполнить коробча-
тым с набетонками на нижней плите для встряхивающих механизмов и рамами
для вытяжного и поворотного механизмов (рис. 19.47). Под станиной формо-
вочной машины устраивается упругая над фундаментная прокладка из дубовых
брусьев и листовой резины. В фундаментах машин грузоподъемностью более
10 т на мелких и пылеватых водонасыщенных песках следует предусматривать
виброизоляцию.
Армирование фундаментно-
го блока производится конст-
руктивно горизонтальными сет-
ками, количество которых непо-
средственно под станиной
встряхивающего механизма за-
висит от его грузоподъемности.
Вдоль наружных боковых гра-
ней фундамента устанавливают-
ся вертикальные сетки. Наруж-
ные стены короба, ограждающие
формовочную машину, армиру-
ются двойными сетками.
Рис. 19.47. Коробчатый монолитный фунда-
мент с внутренней рамой и набетонками под
формовочную машину литейного производства
993
Динамическую нагрузку на фундаменты формовочных машин принимают
по технологическому заданию в зависимости от скорости и суммарной массы
падающих частей. Амплитуды вертикальных колебаний фундаментов опреде-
ляются в зависимости от соотношения угловых частот свободных колебаний
машины на упругой надфундаментной прокладке со и всей установки с фунда-
ментом на грунте k'z, которые рассчитываются через коэффициент жесткости
упругой прокладки к и упругого равномерного сжатия основания фундамента
К:. В общем случае амплитуды вертикальных колебаний должны рассчиты-
ваться с учетом вращательной составляющей.
Формовочные машины производства сборного железобетона различа-
ются по характеру колебаний формы с бетонной смесью. Это машины вибра-
ционного, ударно-вибрационного и ударного действия. Фундаменты формо-
вочных машин всех типов выполняются массивными в виде прямоугольных
блоков (плит) с размерами в плане 4...6*10...18ми высотой около 2 м, на ко-
торые на упругих опорах устанавливаются площадки (вибрационные, вибро-
ударные или ударные со свободным падением движущихся частей). Другой
конструкцией формовочных машин являются стационарные или скользящие
виброштампы, также устанавливаемые на упругих опорах на фундаментном
блоке. Фундаменты следует проектировать таким образом, чтобы линия дейст-
вия равнодействующей возмущающих сил вибратора или удара располагалась
на одной вертикали с центром тяжести площади подошвы фундамента и цен-
тром жесткости упругих опор. Эксцентриситет не должен превышать 1...3%
от стороны подошвы фундамента, в направлении которой смещается равно-
действующая. В фундаментах под ударные и виброударные площадки требу-
ется устройство виброизоляции.
При расчете колебаний определяется максимальное значение амплитуд
вертикальных колебаний верхней грани фундамента. Для фундаментов сколь-
зящих виброштампов необходим учет их вращения относительно горизон-
тальной оси.
Дробилки широко используются в производстве для дробления различ-
ных материалов. Это щековые, конусные (гирационные) и молотковые (удар-
ные) дробилки.
Фундаменты дробилок традиционно устраивают стенчатыми из монолит-
ного железобетона с двумя стенами (для щековых дробилок - расположенны-
ми вдоль движения подвижной щеки), нижней и верхней плит. Верхняя плита
может заменяться двумя поперечными ригелями. В сборно-монолитном ис-
полнении фундаменты дробилок выполняют рамными (рис. 19.48) или стенча-
тыми (рис. 19.49). Подошва фундаментов принимается прямоугольной формы,
а для конусных дробилок — желательно квадратной. Помимо отдельных фун-
даментов под дробилки выполняются групповые стенчатые фундаменты с пар-
терным (одноярусным) или каскадным (двух- или трехъярусным) расположе-
нием машин (рис. 19.50). Толщина стен в таких фундаментах достигает 2 м
при общей высоте фундамента до 24 м.
Величины динамических нагрузок от дробилок задаются технологическим
заданием. Для щековых дробилок учитывается только горизонтальная состав-
ляющая инерционной силы от подвижной дробящей плиты, для конусных
дробилок - от вращающихся валов, конуса, эксцентрика и противовесов. Для
молотковых дробилок как конструктивно уравновешенных машин в расчет
994
принимается гармоническая нагрузка от центробежной силы при вращении
молотков. Расчет колебаний фундаментов дробилок сводится к определению
наибольшей амплитуды горизонтальных колебаний верхней грани фундамен-
та. Конусные дробилки рассчитываются в направлении меньшего размера по-
дошвы фундамента.
Рамные фундаменты дробилок необходимо проверять по прочности на
статическое действие от расчетного значения веса всех элементов, включая вес
материала и силу, заменяющую динамическое воздействие машины. Для мо-
лотковых дробилок следует учитывать возможность отрыва молотка.
Рис. 19.48. Рамный сборно-монолитный
фундамент под щековую дробилку
Рис. 19.49. Сборный стенчатый
фундамент с каналами для монтажа
напрягаемой арматуры под конус-
ную дробилку (на плане монолит-
ная набетонка не показана)
Рис. 19.50. Групповые стенчатые монолитные фундаменты для каскадной
двухуровневой (я) и трехуровневой (б) установки конусных дробилок
995
Мельницы. Измельчение материала в мельницах происходит за счет
дробления мелющими телами и вследствие истирания его при перекатывании
в мельничном барабане При вращении мельниц измельчаемый материал и ме-
лющие тела сначала поднимаются на определенную высоту, а затем отделяют-
ся от барабана и падают вниз. Таким образом, в каждый момент времени часть
заполнения барабана вращается вместе с ним, а другая перемещается относи-
тельно ее. Мельницы подразделяются на трубчатые (с длиной барабана более
трех его диаметров) и установки с коротким барабаном (стержневые, шаровые,
рудно-галечниковые и др.). Динамические нагрузки от мельниц значительные
по величине определяются как случайные.
Фундаменты мельниц с коротким барабаном выполняются рамными или
стенчатыми с массивными плитами на поперечных рамах или стенами из
сборно-монолитного (рис. 19.51) или монолитного (рис. 19.52) железобетона.
Рамные фундаменты под отдельные мельницы для снижения уровня вибраций
желательно объединять поверху общей плитой. Фундаменты трубчатых мель-
ниц проектируются в виде ряда поперечных (к оси мельницы) П-образных рам
или стен, опирающихся на отдельные плиты. Двигатель и редуктор мельницы
должны у станавливаться на общем фундаменте с одной из мельничных опор.
При расчете колебаний проверяются амплитуды горизонтальных колеба-
ний верхней грани фундаментов от действия случайных нагрузок. При этом
угловая частота собственных колебаний установки должна отличаться не ме-
нее чем на 25% от угловой частоты крутильных колебаний вала электродвига-
теля мельницы. Расчет прочности элементов фундамента производится на дей-
ствие от расчетного значения веса всех элементов, включая вес материала, и
горизонтальную составляющую расчетной динамической нагрузки (для труб-
чатых мельниц — приходящуюся на рассчитываему ю опору).
Случайные нагрузки от вращающихся с обрабатываемыми материалами
барабанов, кроме мельниц, создают условно близкие к ним по конструкции
смесители, окомкователи, грануляторы и окорочные барабаны. Фундаменты
этих машин также выполняются рамными или стенчатыми (рис. 19.53).
Рис. 19.51. Рамный сборно-монолитный фундамент под шаровую мельницу
996
Рис. 19.52. Монолитный фундамент
стоечного типа с поперечными диа-
фрагмами под стержневую мельницу
Рис. 19.53. Стенчатый сборно-монолитный
фундамент под окорочный барабан
Прокатное оборудование. Под основное и вспомогательное прокатное
оборудование могут выполняться массивные монолитные фундаменты с необ-
ходимыми выемками, каналами и отверстиями или стенчатые и рамные фун-
даменты из монолитного или сборно-монолитного железобетона. Их верхняя и
нижняя плиты, соединенные стенами и стойками (или массивными опорами),
должны быть отделены швами от рабочих площадок и здания. При этом рабо-
чую и шестеренную клети, редуктор и приводной двигатель необходимо уста-
навливать на общем фундаменте, а в становых пролетах могут устраиваться
общие или местные технические этажи и подвалы.
Основное оборудование среднесортных и крупносортных станов должно
размещаться над несущими опорами (стенами или стойками). Под рабочие и
шестерные клети тяжелых станов необходимо устройство массивных опор.
Оборудование мелкосортных, штрипсовых и проволочных станов может уста-
навливаться в пролетной части верхней плиты. Фундаменты, разделенные от-
крытыми проемами и глубокими каналами, должны быть связаны между собой
поверху железобетонными распорками через 3...6 м.
Армирование стоек, балок и верхней плитной части фундаментов выпол-
няется объемными каркасами. Армирование массивных фундаментов произ-
водится конструктивно, в верхней части сетки укладываются только под ста-
нинами оборудования с динамическими нагрузками. При наличии ударных
нагрузок под станинами устанавливаются 2...3 сетки. Сетками также армиру-
ются вертикальные грани фундаментов, подверженные температурным воз-
действиям от лучистой энергии.
Расчет колебаний массивных фундаментов прокатного оборудования не
требуется.
Вращающиеся печи. Фундаменты вращающихся обжиговых печей пред-
ставляет собой достаточно сложное инженерное сооружение, состоящее из
нескольких отдельно стоящих опор. Основным элементом печи является
стальной цилиндрический корпус с внутренней футеровкой из огнеупорного
материала. Корпус устанавливается с небольшим уклоном (до 4%) в сторону
997
горячего конца, куда при вращении печи перемещается обжигаемый материал.
Печи диаметром 3...8 м могут иметь длину от 50 м до 250 м. Основной причи-
ной появления вертикальных и горизонтальных динамических нагрузок (пер-
пендикулярных к оси печи) является вращение печи с искривленной по длине
осью из-за температурных воздействий и возможных монтажных погрешно-
стей. Кроме этого при сползании печи вниз и возвращении ее в исходное по-
ложение с помощью гидроупоров возникают горизонтальные динамические
нагрузки (вдоль оси печи).
Фундаменты вращающихся печей устраивают в виде отдельных опор рам-
ной (рис. 19.54) или стенчатой (рис. 19.55) конструкции из монолитного или
сборно-монолитного железобетона. Фундамент, на котором совместно с одной
из опор устанавливают приводное оборудование, выполняют стенчатым со
стенами в двух взаимно перпендикулярных направлениях.
Расчетной схемой установки (печи и фундаментов) является неразрезная
балка, шарнирно опирающаяся на упругие опоры. Конструкцию опор подби-
рают исходя из требуемой жесткости, превышающей жесткость корпуса печи.
При этом первые частоты собственных вертикальных и горизонтальных коле-
баний установки должны отличаться не менее чем на 25% от частоты зацепле-
Рис. 19.54. Рамный сборно-монолитный фундамент
под одну из опор вращающейся печи
Рис. 19.55. Стенчатые сборно-монолитные фундаменты из предварительно
напряженных панелей под опоры вращающейся печи
998
ния зубьев привода печи, принимаемой по технологическому заданию в зави-
симости от частоты ее вращения и количества зубьев венцовой шестерни. На-
грузки на опоры определяют с учетом их совместной работы. Горизонтальные
продольные нагрузки допускается передавать на опору с приводным оборудо-
ванием с помощью стальных распорок на уровне верха опор. Максимальные
значения динамических (циклических) поперечных нагрузок определяют, за-
даваясь возможным эксцентриситетом оси печи на каждой опоре 20 мм (для
коротких печей с количеством опор до четырех — 10 мм). Площадь подошвы
каждой опоры назначают из условия допустимости отрыва фундамента от ос-
нования не более чем на 25% ширины подошвы.
Оборудование копровых бойных площадок. Бойные копры используют-
ся для дробления металлического скрапа, разделки крупногабаритного метал-
лургического лома и чу гунных изделий перед переработкой. Это производится
сбрасыванием стальной бабы массой до 15...20 т с высоты до 20...30 м. Воз-
никающее при этом динамическое воздействие очень значительно, поэтому
расстояния до фундаментов окружающих объектов на нескальном основании
не должны быть меньше 30... 100 м (в зависимости от вида грунтов и массы
ударной части). Конструкции основания (фундамента) копровых бойных пло-
щадок назначают в зависимости от энергии ударной части копра и табличного
значения расчетного сопротивления грунтов Ro по СП 22.13330.
Рис. 19.56. Фундаменты (основания) бойной площадки из металлической шаботной
плиты (7), мелкого битого скрапа с металлической стружкой (2) и бракованных метал-
лических слитков (3), 4 - уплотненный песок; 5 — деревянные брусья, переслаиваемые
стальными листами и броневыми плитами с металлической стружкой; 6 - блюмсы
При энергии ударной части копра до 300 кДж в грунтах с Rq > 200 кПа
площадка устраивается в виде стальных плит (шабота), укладываемых по слою
болванок (бракованных металлических слитков) и мелкого скрапа, заполняю-
щих котлован глубиной не менее 2 м (рис. 19.56, а). При энергии до 300 кДж и
Ro < 200 кПа — под шаботом, болванками и мелким скрапом необходимо уст-
раивать подстплающу ю песчаную подушку толщиной не менее 1 м на железо-
бетонной плите (или в коробе) толщиной 1...1,5 м. Аналогично выполняется
основание площадок при энергии более 300 кДж и Ro > 200 кПа (рис. 19.56, б).
При энергии ударной части копра более 300 кДж в грунтах с /?0 < 200 кПа
бойная площадка выполняется в виде массивного монолитного железобетон-
ного корытообразного прямоугольного или круглого в плане фундамента, в
котором шабот из стальных блюмсов укладывается на многослойную про-
кладку из чередующихся слоев чугунной стружки и стальных листов по не-
999
скольким щитам из дубовых брусьев (рис. 19.56, в). Размеры фундамента бой-
ной площадки подбираются из расчета, чтобы амплитуды вертикальных коле-
баний не превышали 5 мм.
Металлорежущие станки. К ним относится широкий класс станков: то-
карные, фрезерные, строгальные, расточные, сверлильные, шлифовальные,
разрезные, долбежные, резьбообрабатывающие, зуборезные и др В зависимо-
сти от их массы (от < 1 т до > 100 т), конструкции и класса точности они могут
устанавливаться на усиленном полу, железобетонных плитах (или лентах) раз-
личной толщины или массивных фундаментах. На армированном полу допус-
кается установка станков нормальной и повышенной точности с жесткими
станинами массой до 10...15 т. Специальные фундаменты выполняются для
протяженных станков с нежесткими и составными станинами, а также при мас-
се станка более 10... 15 т и для высокоточных впброчувствительных станков.
Армирование фундаментов обычно выполняется конструктивно сетками с
шагом стержней 300 мм по нижней и верхней граням фундамента. В качестве
опорных узлов высокоточных станков рекомендуется применение комбиниро-
ванных упруго-жестких элементов, позволяющих переходить от виброизоли-
рованной (упругой) установки к жесткой.
Расчет колебаний фундаментов металлорежущих станков, как правило,
проводится только при устройстве виброизоляции, а также для уникальных
высокоточных станков и при наличии значительных динамических нагрузок
(например, для долбежных, строгальных и т.п.).
При установке станков на лентах или плитах необходима проверка их по
прочности на действие расчетных статических нагрузок, а в случае необходи-
мости - по жесткости.
19.6. Оценка сейсмостойкости зданий с грунтовым
основанием
19.6.1. Основные принципы оценки сейсмостойкости зданий
и сооружений
В современной теории сейсмостойкости сложился многоуровневый под-
ход к расчету и проектированию сооружений. За рубежом этот подход обозна-
чается как PBD (Performance Based Designing), а в отечественной литературе -
как проектирование сооружений с заданными параметрами предельных со-
стояний. В соответствии с этим подходом сооружение рассчитывается на не-
сколько уровней воздействия при различных предельных состояниях. При от-
носительно частых и слабых воздействиях сооружение должно сохранять свои
эксплуатационные свойства, при землетрясениях умеренной силы допускают-
ся умеренные повреждения конструкции, а при редких разрушительных земле-
трясениях необходимо исключить гибель людей и потерю ценного оборудова-
ния. В настоящее время в большинстве стран проводится минимум два расчета —
на частые слабые и редкие сильные воздействия. Сильные воздействия с по-
вторяемостью примерно раз в 1000...5000 лет получили название «максимачъ-
ное расчетное воздействие» (MP3), а соответствующее ему предельное со-
стояние обозначается как ULS (Ultimate Limit State). Что касается слабого воз-
действия, то в бывшем СССР оно обозначалось как «проектное землетрясе-
ние» (ПЗ) и имело повторяемость примерно раз в 100 лет. Ему соответствует
1000
предельное состояние — «нарушение нормальной эксплуатации», которое обо-
значается как SLS (Serviceability Limit State). Однако в последнем выпуске СП
«Сейсмостойкое строительство» термин ПЗ применен к сильному воздейст-
вию, учитываемому при расчете зданий массовой постройки и имеющему по-
вторяемость раз в 500 лет. Это определение соответствует Еврокоду-8, где
землетрясение с такой повторяемостью рассматривается как MP3 для объектов
массового строительства и называется «design earthquake». В связи с изложен-
ным для исключения путаницы в терминологии ниже сохранены термин и обо-
значение MP3 для сильных воздействий, рассматриваемых с предельным со-
стоянием ULS, а для слабых воздействий используется сокращение СЗ. а соот-
ветствующее им предельное состояние - SLS.
Расчеты на СЗ являются прочностными и выполняются в упругой области
работы сооружения и основания, а нагрузку' следует рассматривать как нагруз-
ку дополнительного сочетания. Уравнение сейсмических колебаний обычно
представляется в виде
MY+RY+BY=-MY0, (19.181)
где Y - вектор обобщенных координат;
М, В и R - матрицы инерции, демпфирования и жесткости рассчитываемой сис-
темы;
Yo - вектор кинематического возмущения основания (акселерограмма землетря-
сения).
На основе системы (19.181) возможны как расчеты по расчетным динами-
ческим воздействиям, так и по линейно-спектральной методике (ЛСМ).
В динамическом расчете в качестве воздействия задается ускорение осно-
вания во времени. При этом расчет выполняется во временной области и в
процессе расчета анализируются максимумы напряжений и усилий в сооруже-
нии и основании, т.е. расчет является силовым.
В расчетах по ЛСМ используется принцип Даламбера, т.е. сначала вычис-
ляются силы инерции, а затем конструкция статически загружается этими си-
лами. Для многомассовой системы эта процедура осуществляется по каждой
форме колебаний. При этом сейсмическая инерционная нагрузка на массу /и,
по форме j определяется по формуле
(19.182)
где - сейсмическая нагрузка по j-й форме колебаний, действующая на массу т,,
Р(7}, 7j) ~ коэффициент динамики, зависящий в общем случае от периода колеба-
ний по j-й форме Tj, коэффициента неупругого сопротивления у, и вида воздейст-
вия (расчетной акселерограммы основания у0);
г],, - коэффициент формы, учитывающий распределение инерционных нагрузок по
формам колебаний.
----------------------------• (19.183)
iximt 1 Xximi
i=l i=l
Здесь частоты и x,j - собственные числа и собственные векторы мат-
рицы M-1R.
1001
Рис. 19 57. Диаграмма деформирования
сооружения за пределами упругости
Детальное обоснование и осо-
бенности расчета конструкций по
ЛСМ приводятся в монографии [16]
и учебнике [15]. Расчет на сейсмиче-
ские воздействия для пространствен-
ных систем были детально рассмот-
рены Ю.П. Назаровым и Н.А. Нико-
лаенко в монографии «Динамика и
сейсмостойкость сооружений».
Расчеты на редкие сильные воз-
действия исходят из упругопластиче-
ской работы конструкции, т.е. усло-
вие прочности заведомо не выполня-
ется. Цель расчета - обеспечить
жизнь людей и сохранить дорого-
стоящие фрагменты сооружения и
оборудования. С точки зрения меха-
ники необходимо исключить про-
грессивное разрушение или мало-
цикловую усталость несущих эле-
ментов. Для этого следовало бы
ограничить работу сил пластического деформирования, однако такой подход
находится пока в стадии разработки. Практически при расчете на сильные воз-
действия ограничивают перемещения сооружения. Таким образом, расчет на
сильное воздействие является кинематическим. Однако в нормах ему придают
вид силового. Этот прием проиллюстрирован на рис. 19.57. На нем представ-
лена диаграмма нагружения Прандтля. На участке 0-1 система работает упру-
го, и при смещении ит и нагрузке ST достигает предела у пругости. После этого
на участке 1-3-2 возникает площадка текучести, когда при постоянной силе
происходит рост смещений конструкции. В точке 2 система достигает пре-
дельных смещений г/тах. Текущее положение конструкции характеризуется
точкой 3 на диаграмме. При этом в процессе колебаний точка 3 не должна пе-
рейти точку 2. Если продлить линию упругих смещений вверх от точки 1 до
точки 4, то условие ограничения смещений можно записать в виде:
V^Cax)- <19184)
Учтем далее, что коэффициент пластичности ц
Тогда условие (19.184) можно записать в виде:
В этом условии заменяют величину’ условной нагрузки 5'усл значением уп-
ругой нагрузки на систему’ при том же воздействии. В общем случае такая за-
мена неправомерна, однако для зданий 4...6 этажей погрешность такой замены
оказывается приемлемой.
В результате фактически кинематическая проверка принимает вид сило-
вой:
1002
(19.185)
В этой формуле
g _ ^усл 1 ~ 1
Synp Iх Р
19.6.2. Особенности расчета сооружений на сейсмические
воздействия с учетом грунтового основания
Расчет сооружений с основанием на действие СЗ реализуется достаточно
просто. С этой целью основание моделируется либо системой с малым числом
степеней свободы, содержащей демпферы, либо конечно-элементной моделью
с демпфирующей границей. Демпфирующие элементы должны поглощать
столько энергии, сколько излучается в неограниченное основание упругими
волнами.
На рис. 19.58 приведена расчетная схема 4-этажного здания на податливом
основании. Боковая пружина обеспечивает горизонтальную жесткость фунда-
мента кх и соответствующее демпфирование, определяемое затуханием в долях
критического С,х. Вертикальную и поворотную жесткости л добно моделировать
двумя пружинами с жесткостью К:/2 и расстоянием между пружинами:
\1-К
h = (19.186)
В табл. 19.12 представлены спектральные характеристики системы. Формы
колебаний здания на нескальном основании показаны на рис. 19.59, а эпюры
перерезывающих сил и изгибающих моментов по высоте здания - на рис. 19.60.
Zcl = 15
Zc2 = 10
Zc3 = б
Zc4 = 3
Zc5 = 1
Zc6 0
О QI = 14 740 ZI = 16,9
О Q2 = 14 740 Z2 = 13,52
О Q3 = 14 740 Z3 = 10.14
0 Q4 = 14 740 Z4 = 6,76
О Q5 = 14 740 Z5 = 3,38
При отсутствии учета инерции поворота опоры на
нескальном основании последняя масса в расчете
не участвует и ее величину рекомендуется задавать
не более 1% от предыдущей массы
Рис. 19.58. Расчетная схема здания на податливом основании
1003
Спектральные характеристики системы
Таблица 19.12
Номер формы 1 2 3 4
Период Т, с 0,47 0,11 0,041 0,023
Частота к, 1/с 13,14 56,33 152,72 267,89
Коэффициент неупругого сопротивления 0,13 0,15 0,113 0,103
Поправки к сейсмическим силам Аф 1,07 1 1,15 1,21
Рис. 19.59. Формы колебаний здания на нескальном основании
Рис. 19.60. Эпюры перерезывающих сил и изгибающих моментов по высоте здания
1004
19.7. Оценка несущей способности основания
при сейсмических нагрузках
При землетрясениях фундаменты зданий часто оказываются заметно более
сейсмостойкими, нежели сами здания. Известны случаи, когда вместо полно-
стью разрушившегося здания новое возводили на старом фундаменте. Тем не
менее при сильных землетрясениях наблюдались крены зданий, вызванные
потерей несущей способности основания вследствие выпора или разжижения
грунта, а также из-за неравномерных осадок основания. Высокая несущая спо-
собность грунтового основания по сравнению с самим зданием обусловила
отставание разделов теории сейсмостойкости, связанных с оценкой несущей
способности грунтов. С конца 70-х гг. прошлого века этот пробел был запол-
нен исследованиями, выполненными в НИИОСП под руководством В.А. Иль-
ичева. Основополагающими в этой области являются работы Л.Р. Ставницера
[14], а также исследования свайных фундаментов, опубликованные в моногра-
фии В.А. Ильичева, Ю.В. Монголова и В.М. Шаевича [2]. Следует подчерк-
нуть, что все эти исследования базировались на анализе поведения грунтов
при сильных воздействиях. Их распространение на расчеты при многоуровне-
вом проектировании, включающем расчеты на частые слабые воздействия,
требует понимания и осторожности.
Учитывая упомянутый характер повреждений фундаментов при сейсмиче-
ских воздействиях, представляется необходимым анализировать:
• несущую способность фундамента;
• возможность разжижения грунта под фундаментом;
• возможность неравномерных осадок грунта под фундаментом.
Из указанных условий нормы регламентируют только первое. Возмож-
ность разжижения грунта достаточно хорошо изучена и выполняется в проект-
ных организациях при проектировании сооружений на разжижающихся грун-
тах. Что касается осадок фундамента при землетрясениях, то подходы к их
оценке изложены в монографии [14].
19.7.1. Оценка несущей способности фундамента с плоской
подошвой
Основной проверкой для оценки сейсмостойкости основания служит про-
верка давления по подошве фундамента. Ограничение давления должно ис-
ключить выпор грунта под подошвой фундамента.
Л.Р. Ставницером приводятся точное и приближенное решения рассматри-
ваемой задачи. Постановка этой задачи и ее точное численное решение методом
конечных разностей даны в [14]. В этой же книге приведено приближенное
аналитическое решение задачи, основанное на аппроксимации поверхности
скольжения двумя отрезками прямой и сопрягающим участком логарифмиче-
ской спирали. Вид принятой аппроксимации показан на рис. 19.61. Это реше-
ние дает приемлемые результаты при углах внутреннего трения в грунте
ср < 40° и является базовым для формул СП-50-101-2004.
Действующие нормы, основанные на исследованиях Л.Р. Ставницера,
предписывают следующий порядок расчетов:
1. Исходными данными являются нагрузки на фундамент: нормальная си-
ла - 7V, поперечная сила - Q и момент - М'. Yi и - удельный вес грунта ниже
и выше подошвы фундамента.
1005
Рис. 19.61. Аппроксимация поверхности скольжения двумя отрезками прямой
и сопрягающим участком логарифмической спирали
2. Задается угол наклона сейсмической нагрузки 5. По нормам это может
быть 0 (вертикальная и горизонтальная сейсмические нагрузки не сочетаются)
или 5 = ±0,464, что соответствует коэффициенту сочетаний вертикальной и
горизонтальной сейсмических нагрузок А" = 0,5. При наличии сейсмологиче-
ских данных значение 5 можно уточнять 5 = +arctg(/f). Чем больше гипонен-
тральное расстояние, тем меньше величина К.
3. Определяются коэффициенты соотношения сторон подошвы фундамента:
А А А
л =1+1,5—; п = 1 + 0,3 —; п =1-0,25—, (19.187)
у ’ J 7 ' 7 I 7 J' 7 X Z
где b и L - ширина и длина фундамента.
4. Определяется угол наклона к вертикали нагрузки на расчетный участок
основания:
8р = atan
О
N+-----
tan ср,
(19.188)
где ср - угол внутреннего трения грунта; с - сцепление грунта основания.
5. Определяется угол наклона к вертикали приведенной пригрузки на рас-
четный участок основания:
= <?tan
A -cosa
(19.189)
1 + А • sin а ч---------
у • d • tan ср ,
где А - пиковое ускорение сейсмического воздействия в долях ускорения силы тяже-
сти g,d-заглубление фундамента.
6. Вычисляются углы и г], определяющие вид аппроксимирующей кри-
вой на поверхности скольжения:
1006
= 0,5- 5р +6/sin
sinSp
sincp
; т] = 0,5- -59+<7sin
sin 5g
sincp
. (19.190)
7. Определяется вспомогательные коэффициенты Fb F2, F3, зависящие
только от угла внутреннего трения ср. В номах эти функции табулированы и
приведены в виде графиков. На практике это не всегда удобно. Ниже приво-
дятся аналитические выражения для этих функций согласно [14]. Они, в свою
очередь, выражаются через вспомогательные функции /],f2,f2.
| <р-л |-tg<p
где
Ф
. I 71 ф ) . ( 71 <р
Sin-----1----W -Sin----------hr)
^4 2 J ^4 2
/ 42 • (71 Cp
(cos cp) sin I — - у - Г] I
sin
71 <p
—+ —+ w
k4 2
(cos (p)2
sin
71 (p
— +------\p
4 2
„3 _ . ( 71 Cp ] ( 71 <P
A • btgip-sin ---+Ц +cosl--y + n
|^9-8(coscp)2^
•cosip
71 cp
_ ( 71 Ф . ( Л ffl
-jtgcp-cos----------w +sin-----------w
14 2 J 4 2
4 2
4 2
4 2
F,=fF 1 + sin(P ; F2 =/2 • (1 + sin cp); F3=/3-(l + sincp). (19.191)
l-sin(p-cos2r]
8 Определяется ординаты эпюр предельного давленияр0 иръ (рис 19.62):
Po=^qF^d + ^~X}c
tgip
(19.192)
A =
Ро + tyb(F2 ~A-F2), если ^y6(F2 - А • F2) > 0;
Ро, если ^yyb(F2 -AF2)<0.
(19.193)
1007
Рис. 19.62. Эпюра предельного давления по подошве фундамента
при внецентренном нагружении
9. Определяется эксцентриситет эпюры предельного давления:
_Ь-(Рь~Ро)
6-(Рь + Рь)
(19.194)
10. Определяется вертикальная составляющая силы предельного сопро-
тивления основанию:
N
и,eq
O,5bL(pb+po), если еа<еи;
—bLpb— еслиеа>е и е <Ь/б\
\+6{еа/ЬУ а и й ’
0,5Zft-(l,5-(6-2ea)), еслией>е,( иеа>Ь/6.
(19.195)
Здесь еа = MIN - эксцентриситет внешней нагрузки.
11. Определяется горизонтальная составляющая силы предельного сопро-
тивления основанию:
Oeg = 7Vtg(p + C7A (19 196)
12. Определяется максимальное расчетное давление по подошве фундамен-
та с учетом возможного отрыва подошвы от грунта согласно СП 22.13330.2011:
2N
Лтах”з/.(0,56-еи)'
13. Оценивается сейсмостойкость фундамента по условиям:
0<Ь£10„;
Y„ Y„
(19 197)
(19.198)
Здесь у с,eq~ сейсмический коэффициент условий работы, принимаемый равным 1;
0,8 и 0,6 соответственно для грунтов I, II и III категорий по сейсмическим свойствам;
у„ - коэффициент надежности по назначению сооружения (1.2; 1.15 и 1.1 соответст-
венно для сооружений I. II и III уровней ответственности).
К приведенному порядку расчета следует сделать одно замечание. В него
входит эффективный или видимый утол внутреннего трения (фактический
1008
утоп внутреннего трения не меняется, но сдвиг происходит благодаря измене-
нию напряженного состояния в окрестности точки, что приводит к кажущему-
ся изменению угла внутреннего трения). По нормам он снижается на 2° при 7
баллах, 4° - при 8 баллах и 7° - при 9 баллах. Эти данные получены при соот-
ветствующих испытаниях [14], ориентированных насильные воздействия При
многоуровневом проектировании приходится оперировать с воздействиями
разной силы, начиная с 5 баллов, и использовать дробные баллы или значения
пиковых ускорений [16]. При этом для снижения утла внутреннего трения Дер
(в градусах) можно предложить аппроксимацию
ОД 0,2
Дср = 0,12+ 0,954 е Т + 9,866е(19.199)
где И - пиковое значение расчетного ускорения.
Следует также отметить, что для больших фундаментов, например фунда-
ментов АЭС или сплошной фундаментной плиты под здание, проверки (19.198)
проходят с большим запасом, поскольку' в формулы несущей способности ос-
нования входит квадрат ширины футщамента. В этом случае Л.Р. Ставницером
рекомендуется делать дополнительнуто проверку устойчивости основания под
частью ширины фундамента (рис. 19.63). Проведение такой проверки должно
стать актуальным при общем переходе к многоуровневому проектированию в
расчетах на частые, относительно слабые воздействия, при которых рассмат-
ривается не разрушение сооружения вследствие полной потери устойчивости
основания, а нарушение нормальной эксплуатации, возможной при потере ус-
тойчивости основания под частью ширины фундамента.
Рис. 19.63. Потеря устойчивости основания
под частью ширины фундамента
19.7.2. Оценка несущей способности свайного фундамента
Свайные фундаменты начали широко применяться в сейсмостойком
строительстве с конца 70-х гг. прошлого века. Их расчет и проектирование де-
тально описаны в монографиях [2, 14]. Для грамотного расчета и проектирова-
ния свайного фундамента необходимо понимать особенности его работы при
землетрясениях. Основным фактором, определяющим работу фундамента, яв-
ляется осадка грунтового массива. При этом футщамент, опираясь на сваи, за-
деланные в плотных слоях грунта, не проседает вместе с грунтом и образует
зазор между' низом ростверка и поверхностью грунта (рис. 19.64), а также во-
ронку отлипания грунта в верхней части сваи.
В результате верхняя часть сваи длиной L выключается из работы и не
должна учитываться при определении несущей способности сваи. В соответ-
1009
ствии с СП 50-102-2003 [12] расчетную глубину h, до которой не учитывают
сопротивление грунта на боковой поверхности сваи, определяют по формуле
h =
а, (Н + аес/3М)
ьр\ — Ytg<₽,+c,
(19.200)
где «1, °2 и а3 - безразмерные коэффициенты, равные 1,5; 0,8 и 0,6 при высоком свай-
ном ростверке и для одиночных свай; 1,2; 1,2 и 0 - при жесткой заделке сваи в
низкий ростверк;
Н и М — горизонтальная сила и момент, действующие на сваю и приведенные в
уровень поверхности грунта;
[КК д, >
а, = - коэффициент деформации
8 \ EJ
(К - коэффициент пропорциональности для коэффициента постели по глубине
cz = Kz, bp - условная ширина сваи; EJ - погонная жесткость сваи);
у — удельный вес грунта;
ср/ и Cj - угол внутреннего трения и сцепление грунта, определяемые с учетом си-
лы землетрясения I.
Рис. 19.64. Характер осадок и деформаций грунта вблизи ростверка
при сильном землетрясении
Для значения ср7 справедливы соображения, высказанные в предыдущем
разделе, и формула (19.199).
С учетом сказанного расчет свайных фундаментов зданий и сооружений
на сейсмические воздействия прои вводится на особое сочетание нагрузок
(включая сейсмическое воздействие) по первому предельному состоянию и
преду сматривает:
а) определение несущей способности свай на вертикальную нагрузку;
б) проверку сечений свай по сопротивлению материала на совместное
действие расчетных усилий: нормальной силы, изгибающего момента и пере-
резывающей силы;
в) проверку устойчивости свай по условию ограничения давления, оказы-
ваемого на грунт боковыми поверхностями сваи.
При расчете несущей способности свай на вертикальную сейсмическую
нагрузку надо учитывать уменьшение сопротивления грунта вследствие цик-
1010
лических деформаций при прохождении сейсмических волн. Это уменьшение
учитывается введением коэффициентов условий работы грунта в сейсмике тс
и mci под нижним концом сваи и по боковой поверхности по табл. 19.13. полу-
ченной по экспериментальным данным.
Таблица 19.13
Значения коэффициентов тс и тс, для забивных (в числителе) и
набивных (в знаменателе) свай
Расчетная сейсмичность, баллы mci
мало- влажные песчаные грунты средней плотности и плотные глинистые грунты консистенции мало- влажные песчаные грунты средней плотности и плотные глинистые грунты консистенции
твер- дой полу- твердой и тугопла- стичной туго- пластич- ной мягко- пластич- ной текуче- пластич- ной
7 0,95 J_ 1 0,95 0,9 0,95 0,95 0,9 0,85 0,8 0,75 0,75
8 0,85 0,95 0,95 0,9 0,8 0,85 0,9 0,8 0,8 0,7 0,7 0,65
9 0,75 0,85 0,8 0,85 0,65 0,75 0,85 0,65 07 0,6 0,6 0,5
19.7.3. Оценка возможности разжижения грунтового
основания
В силу значимости рассматриваемого вопроса ему посвящено большое ко-
личество исследований в нашей стране и за рубежом. Это работы Л.Р. Ставни-
цера, А.М. Уздина, К. Ишихара, I.M. Idriss, Н.В. Seed и др. В качестве крите-
рия возможной опасности разжижения в литературе принимают отношение
величины порового давления к первому инварианту напряжений в один и
тот же момент времени. Это соотношение названо коэффициентом порового
давления и определяет соответствующие доли восприятия внешней нагрузки
поровой водой и скелетом грунта:
^<0.6. (19.201)
Если этот коэффициент приближается к единице - возможно виброразжи-
жение грунта и спонтанное падение его прочности. При значениях коэффици-
ента порового давления менее 0,6 виброустойчивость грунтов считается обес-
печенной со значительной степенью надежности.
При колебаниях грунта, возникающих при землетрясениях, динамические
добавочные напряжения будут передаваться через поровую воду, так как за
время землетрясения, исчисляемое секундами, фильтрация воды из пор не
сможет произойти. Следовательно, поровые напряжения во время колебаний
грунтовой массы будут равны добавочным динамическим напряжениям.
1011
Первый статический инвариант напряжений вычисляется по формуле
о +о +о
Jx=——\ (19.202)
где ог - верикальные напряжения, ох и <зу — горизонтальные напряжения.
Так как = о* то при расчете возможности разжижения водонасыщенной
грунтовой массы коэффициент порового давления, предложенный Л.Р. Став-
ницером, следует определять по формуле
^<0,6. (19.203)
•А
Близкий по смыслу и форме критерий имеется в монографии К. Ишихара
[3] и классических работах I.M. Idriss и Н.В. Seed:
к = ^<[к], (19.204)
где к — коэффициент циклического нагружения;
— динамические касательные напряжения от сейсмического воздействия;
<зх, — статические напряжения в грунте (бьповое давление) от веса грунта и соору-
жения;
[к] - допустимая величина коэффициента, определяемая экспериментально изме-
няется в пределах 0,5.. .0,7.
Во многих случаях оказывается возможным оценить величину [к] по описаниям
грунтов и их сопоставлению с литературными источниками. Многочисленные ва-
рианты площадок с разжижающимися грунтами описаны в книге [3]. В ответст-
венных случаях необходима экспериментальная оценка [к] [14]
19.8. Виброползучесть грунтового основания
при динамических воздействиях
Виброползучесть проявляется в том, что при динамических воздействиях
фундаменты машин - источников колебаний и фундаменты колонн каркаса
производственного здания получают дополнительные осадки — затухающие,
незатухающие, ускоряющиеся. При этом грунты не уплотняются, а осадки
происходят за счет сдвиговых деформаций в грунте.
Виброползучесть может иметь место в мелкозернистых, среднезернистых
водонасыщенных песках, особенно заиленных.
Осадки фундаментов вследствие виброползучссти наблюдались в кузнечных
цехах около невиброизолированных тяжелых молотов с массой падающих ча-
стей 10... 16 т, осадки ближайших колонн каркаса достигали —300 мм за 20 лет.
При работе шаровых мельниц осадки фундаментов самих мельниц и колонн
каркаса достигают за меньший срок эксплуатации примерно такой же величины.
Осадки фундаментов турбоагрегатов тепловых электростанций вследствие
виброползучести однажды привели к аварии, поскольку валопровод всей ма-
шины весьма чувствителен к искривлению вследствие появляющейся разности
осадок, неучтенных при проектировании.
В настоящее время в практической деятельности можно опираться, глав-
ным образом на рекомендации, полученные из результатов эксперименталь-
ных исследований. Приведем некоторые данные, которые могут быть полезны
1012
как с позиции понимания самого процесса виброползучести, так и с позиции
числовой оценки явления, особенно если грунты имеют широкие характери-
стики, описанные ниже.
Термин «виброползучесть» ввел О.А. Савинов [8], это явление в лаборатор-
ных условиях наблюдали П.Л. Иванов, М.Н. Гольдштейн, В.Н. Хайн и В.С. Бо-
голюбчик. Опыты с фундаментами проводили В.И. Керчман и О.Р. Филиппов,
В.С. Боголюбчик, М.Н. Гольдштейн и В.И. Хайн. Ниже кратко изложены ре-
зультаты работы В.А. Ильичева, В.Н. Керчмана, Б.И. Рубина, В.М. Пятецкого.
Была проанализирована ситуация и поставлены специальные эксперимен-
ты на горно-обогатительном комбинате, где вибрации вызывались шаровыми
мельницами
Основание сложено аллювиальными песками мелкими и средней крупно-
сти, мощность отложений 20 м. Модуль деформации Е = 230 кгс/см2, объем-
ный вес 1,95 т/м3, угол внутреннего трения ср = 28...30°.
Максимальная осадка фундаментов колонн за 7 лет эксплуатации достигла
280 мм, примерно такая же осадка фундаментов мельниц. Давление под по-
дошвой фундаментов колонн 2,5...3,0 кг/см2, амплитуда колебаний 20...25 мк
с превалирующими частотами от 6 до 10 Гц.
Осадка фундаментов колонн во времени возрастала (по аппроксимации
экспериментальных данных) по закону^ степенной функции
S(t)=A-t°’45, (19.205)
и эту формулу можно использовать для прогнозирования на исследуемом объ-
екте.
Специальные исследования на данной площадке заключались в следующем.
Был изготовлен фундамент-источник F-З конструкции В.М. Пятецкого,
который состоял из нижней плиты с вибратором, на нее через пружины пере-
давалась нагрузка от массивного блока, состоящего из нескольких плит, кото-
рые можно добавлять или убирать в ходе эксперимента. Такая конструкция
позволяет создавать под подошвой нижней плиты произвольные сочетания
статического и динамического давлений (рис. 19.65).
Рис. 19.65. Схема испытаний грунтового основания группой фундаментов
на виброползучесть
1013
Вокруг этого фундамента-источника были продавлены массивные блоки
F-1...F-7 разного размера и давления под подошвой, т.е. фундаменты-
приемники.
Опыты проводились с параметрами, схожими с параметрами промышлен-
ного объекта с отклонениями в обе стороны по статическому и динамическому
давлениям.
Осадки опытных фундаментов, если происходили, развивались также по
закон}' (19.205) с показателем степени 0,4.
Основной результат опыта заключен в графике на рис. 19.66: в осях
ust ~ Odyn отмечены кружком опыты, в которых не было осадок фундаментов, и
крестиком - опыты, где наблюдались осадки. Оказалось, что их разделяет
прямая линия, выше которой есть осадки, а ниже нет;
п., =а-о , „ =о*,
st ауп ’
где величина о* <R;R- предельная нагрузка; а = 20 по эксперимент}
Рис. 19.66. Результаты испытаний грунтового основания
на виброползучесть при динамических нагрузках
В принципе эти цифры могут служить ориентиром для инженеров при оп-
ределении возможности возникновения виброползучссти в аналогичных усло-
виях
Необходимо специально подчеркнуть, что явление виброползучести опре-
деляется не ускорением колебаний (что было проверено по данным этого экс-
перимента), а некоторым соотношением между статическими и динамически-
ми напряжениями под подошвой фундаментов, опирающихся на указанные
выше грунты.
Чем больше статическая нагрузка на фундаменты, тем при меньших дина-
мических контактных напряжениях возникает явление виброползучести, а при
больших статических давлениях скорость осадки и ее величина будут больше,
т.е. возникает существенная неравномерность осадок.
Виброползучесть оснований турбоагрегатов тепловых электростанций.
Поскольку данный вопрос чрезвычайно важен, то были проведены эксперимен-
тальные исследования и разработаны «Рекомендации по проведению полевых
испытаний виброустойчивости оснований фундаментов турбоагрегатов» [6].
Испытания проводятся для нижеперечисленных грунтов:
• водонасыщенные мелкие и пылеватые пески средней плотности и пла-
стичные супеси (независимо от мощности турбоагрегата);
1014
• водонасыщенные мелкие и пылеватые пески плотные, а также водонасы-
щенные пески крупные и средней крупности, средней плотности (при
мощности турбоагрегата 500 МВт и более)
Для проведения испытаний используется виброштамп и испытания прово-
дятся по одной из двух методик:
• под штампом задается проектное статическое давление и поэтапно увели-
чивается динадпиеское давление;
• задается динамическое давление и поэтапно увеличивается статическое
давление.
По результатам измерения осадок нижней плиты виброштампа, амплитуд
ее колебаний и т.д. для каждой ступени соотношения статических и динамиче-
ских давлений определяется коэффициент виброползучести, а затем и возмож-
ная дополнительная осадка фундамента вследствие вибрации за межремонт-
ный период эксплуатации турбоагрегата. Методика испытаний и обработки
результатов измерений представлена в [6].
Средства борьбы с длительными осадками фундаментов вследствие виб-
роползучести грунтов основания (они выбираются, естественно, исходя из ус-
тановленных факторов развития виброползучести):
1. Уменьшение статического давления под подошвой фундамента (ушире-
ние фундамента и т.п.). Возможно применение свайного фундамента при спе-
циальном обосновании.
2. Уменьшение динамического воздействия путем виброизоляции маши-
ны, стоящей на фундаменте-источнике (например, для штамповочных молотов
применить подшаботную пружинно-рессорную виброизоляцию вместо под-
шаботной прокладки и дубовых прутьев и др.).
3. Преобразование грунтов (инъекция, джет-граудинг, применение дрена-
жа и др.) или перенос площадки строительства при проектировании.
19.9. Мероприятия по снижению сейсмических нагрузок
на здания и основания
19.9.1. Искусственные основания в сейсмически опасных
районах
Особенности сейсмостойкого строительства на слабых грунтах. На
слабых грунтах, относящихся к третьей категории по сейсмическим свойствам,
имеет место рост повреждаемости сооружений. По этой причине действующие
нормы предписывают увеличивать расчетную сейсмичность сооружения на
площадках, сложенных грунтами III категории, на 1 балл. Это решение пред-
ставляется не просто ошибочным, но опасным. На слабых грунтах повышен-
ная повреждаемость сооружений связана с осадками и потерей устойчивости
грунтового основания. Повышение же расчетной сейсмичности приводит к
необходимости усиления и повышения жесткости сооружения. При этом на-
грузка на основание увеличивается, и сейсмостойкость системы падает. В рас-
сматриваемом случае вложение средств должно идти на усиление основания.
При этом надо ясно представлять, что инерционная нагрузка на сооружение
может возрасти, поскольку слабое основание является своего рода сейсмоизо-
лирующей и демпфирующей подушкой. В данном случае инженер должен ре-
шать комплексный вопрос обеспечения несущей способности основания и
1015
прочности сооружения. Эффективным средством для этого является устройст-
во искусственных оснований и сейсмоизолирующих фундаментов. В инженер-
ной практике при строительстве в 9-балльных районах на площадках, сложен-
ных грунтами третьей категории, достаточно широко применяются разного
рода искусственные основания в виде щебеночных свай, сплошной грунтовой
поду шки, свайного поля с промежуточной грунтовой поду шкой. Исследования
искусственных оснований сейсмостойких зданий были активно начаты в 80-
е гг. прошлого века в НИИОСП, Камцентре, НИСС Госстроя Туркмении и ря-
де других институтов.
Искусственное основание в виде уплотненной грунтовой подушки.
Наиболее простым решением здесь является создание искусственной грунто-
вой подушки из песчано-гравийной смеси. Формально при отсыпке подушки
толщиной более 5 м мы можем снизить расчетную сейсмичность сооружения
на 1 балл. По существу, вопрос о целесообразной толщине подушки и уровне
расчетного сейсмического воздействия остается нерешенным. В исследовани-
ях 1980-1990-х гг., описанных в [15] и др., показано, что подбор параметров
подушки существенно зависит от параметров взаимодействия сооружения с
основанием.
Для легких и/или гибких сооружений обратное воздействие сооружения на
основание несущественно. В этом случае эффективность подушки определяет-
ся снижением максимума расчетных ускорений на поверхности подушки. При
этом чем толще подушка, тем меньше нагрузки на сооружение. Расчеты пока-
зывают, что у края подушки возникают всплески ускорений (рис. 19.67). Для
подбора размеров подушки применительно к рассматриваемому случаю А.М.
Уздин и А.Б. Ильясов привели графики, также показанные на рис. 19.67.
Рис. 19.67. Характер ускорений поверхности основания в зоне грунтовой подушки
Для массивных жестких сооружений наблюдается совершенно иная карти-
на влияния подушки на поведение системы «сооружение-основание». Слабый
грунт выступает в этом случае амортизатором колебаний сооружения. Сейсмо-
стойкость сооружения определяется несущей способностью основания. Наличие
подушки приводит к росту' ускорений сооружения и увеличению сейсмических
нагрузок, поэтому7 чем тоньше подушка, тем лучше сооружению. Толщина по-
душки подбирается по условию обеспечения несущей способности основания.
К сожалению, двух рассмотренных крайних случаев недостаточно для ин-
женерной практики. Исследования эффективности уплотненной грунтовой
подушки для сооружений с различными параметрами взаимодействия с осно-
ванием до настоящего времени отсутствуют. В странах бывшего СССР только
1016
в Туркмении проводятся исследования эффективности сейсмостойкого строи-
тельства на искусственном основании в виде грунтовой подушки. В 2006 г.
бывший НИИСС Туркмении подготовил нормативный документ по использо-
ванию грунтовых подушек из песчано-гравийной смеси. Мало исследован во-
прос использования других типов уплотненных грунтовых подушек. Так, при
строительстве на вулканических пеплах производится вытрамбовка котлована
и засыпка его уплотненным грунтом, например, тем же пеплом. Его модуль
деформации в 3... 4 раза выше, чем пепла естественного залегания, но в 3... 4
раза ниже, чем у песчано-гравийной смеси. Распространенным и весьма эф-
фективным способом устройства уплотненного основания является создание
подушки из грунтобетона с использованием jet-технологий по описанию
Р.А. Мангушева, Р.А. Усманова и др.
Важнейшим для инженерной практики вопросом остается назначение рас-
четного уровня сейсмического воздействия на здание, возведенное на искусст-
венном основании. Этот вопрос практически не затрагивается в исследованиях
по механике грунтов и фундаментостроению. Некоторые рекомендации по на-
значению расчетных нагрузок были составлены А.М. Уздиным и А.Б. Ильясо-
вым. В последнем проекте норм Туркмении предлагается снижать расчетную
нагрузку на 1 балл, т.е. в 2 раза. Это в целом справедливо для легких сооруже-
ний. По графику на рис. 19.67 нагрузка снижается в 1,7 раза. Для массивных
сооружений расчетные ускорения основания при отсутствии сооружения сни-
зятся, но нагрузка на сооружение возрастет. Для ответа на поставленные во-
просы требуется серьезное развитие инженерных методов учета динамическо-
го взаимодействия сооружения с основанием.
Искусственное основание в виде свайного ростверка с промежуточной
грунтовой подушкой. Другим, весьма важным, а иногда единственным реше-
нием является устройство свайного ростверка с промежуточной грунтовой по-
душкой. Считается, что эта известная конструкция впервые применена амери-
канскими специалистами в конце 1950-х гг. при строительстве завода в г. Кон-
сепсионе в Чили и успешно перенесла землетрясение 1960 г. В бывшем СССР
эта конструкция была исследована НИИОСП и рекомендована к применению
в рамках СНиП «Свайные фундаменты» и детально описана в [14].
Следует отметить, что на самом деле такая конструкция фундамента была
применена в XV в. при строительстве дворца султана в Константинополе. Вид
дворца приведен на рис. 19.68. Дворец сооружен на месте заиленной бухты на
берегу пролива Босфор. При строительстве в дно бххты погружались 12-мет-
ровые дубовые сваи, а сверху укладывались послойно песчано-гравийная смесь
и циновки. Последние, по-видимому, должны были предотвратить располза-
ние смеси в илистое окружение. Строительство рассматриваемого типа фун-
даментов в таких грунтовых условиях до сих пор не рекомендуется, однако
согласно летописям дворец выдержал землетрясение силой около 8 баллов без
повреждений. Только с хрустальной люстры весом около 1,5 т осыпалось око-
ло 400 кг подвесок.
Детальное исследование фундаментов в виде свайного ростверка с про-
межуточной грунтовой подушкой, проведенное в НИИОСП. а также некото-
рые разработки других авторов, описанные О.Д. Тананайко, А.М. Уздиным,
С.А. Шульманом и М.А. Шварцем, позволили дать подробные рекомендации
по проектированию и расчету такого рода свайных фундаментов.
1017
Рис. 19.68. Дворец султана Сулеймана в Стамбуле, построен-
ный в XV в. на сваях с промежуточной грунтовой подушкой
По замыслу авторов, свайные фундаменты с промежуточной подушкой не
должны влиять на балльность строительной площадки и соответственно на
расчетную балльность для здания. Идея их применения заключается в сле-
дующем: сваи в данной конструкции не работают на горизонтальные нагрузки,
передаваемые на фундамент от здания при сейсмических колебаниях. Эти на-
грузки воспринимаются щебеночной подушкой, и далее работает массив грун-
та, армированный сваями. По оценкам грунт воспринимает примерно 85% го-
ризонтальной силы, а сваи 15%, и поэтому’ практически их можно не армиро-
вать дополнительно на изгиб при сейсмике. Вертикальные нагрузки
передаются на сваю почти полностью, около 85%, и это обеспечивает оголо-
вок, соответственно расчет вертикальной несущей способности сваи по грунту’
надо проводить как обычной сваи с учетом понижающих коэффициентов по
грунту, но без учета конуса отлипания наверху’ сваи, так как он практически не
образуется Здесь же надо добавить несущую способность грунта и подушки
между сваями и эта несу щая способность примерно равна уменьшению несу-
щей способности по грунту. Таким образом, в фундаментах с промежуточной
подушкой свая практически сохраняет свою несущую способность на верти-
кальную нагрузку как в статике, а на горизонтальную нагрузку ее не надо рас-
считывать. В этом смысл их применения.
Однако фактически в зоне расположения свайного фундамента с проме-
жуточной подушкой имеет место снижение пиковых ускорений грунта. При
этом практически отсутствуют данные для проектирования зданий на таких
фундаментах. Анализ имеющихся расчетов показывает, что ускорения на по-
верхности щебеночной подушки при отсутствии сооружения уменьшаются в
1,5... 1,8 раза по сравнению с ускорениями свободной дневной поверхности.
На рис. 19.69 показаны некоторые результаты расчета 4-этажного здания с пе-
риодом основного тона Т= 0,35 с при его возведении на вулканическом пепле
с модулем деформации Е ~ 10 КПа.
В заключение следует обратить внимание на важный вопрос. Авторы рас-
сматриваемого технического решения предусматривали устройство башмака
над каждой сваей фундамента (рис. 19.70). В практике проектирования появ-
ляются решения со сплошной плитой ростверка над фундаментом. Более того,
такие конструкции уже реализуются в строительстве. Здесь следует подчерк-
нуть, что это другое решение (!), и рекомендации норм СП 50-102-2003 [12]
на него не распространяются.
1018
Рис. 19.69. Характер снижения ускорений на дневной поверхности
(правый столбик) и верхнем этаже (левый столбик) 4-этажного здания
Рис. 19.70. Свайный фундамент с промежуточной подушкой:
7 — фундаментный блок; 2 — промежуточная подушка; 3 — железобетонный
оголовок; 4 — железобетонная свая; 5 — дно котлована
В принципе использование сплошной плиты ростверка в свайном фунда-
менте возможно. Однако при расчете свай следует учитывать, что при раз-
дельных оголовках расчетную глубину h, до которой не учитывают сопротив-
ление грунта на боковой поверхности сваи, следует считать от дневной по-
верхности, а в случае сплошной плиты ростверка (учитывая осадку грунта под
плитой ростверка) - от низа плиты ростверка. Это приводит к увеличению
числа свай примерно в 1,2... 1,4 раза.
19.9.2. Сейсмоизолирующие фундаменты
Устройство сейсмоизолирующих фундаментов признано во всем мире как
одно из основных средств обеспечения сейсмостойкости сооружений. Вопро-
сам расчета, проектирования и применения сейсмоизолированных фундамен-
тов посвящены фундаментальные работы отечественных и зарубежных спе-
циалистов. Обобщающие и обзорные данные по рассматриваемой тематике
были рассмотрены в [15, 16]. а также О.А. Савиновым, А.М. Уздиным и
А.А. Долгой, Г. Аводжоби и др.
1019
Важнейшим фактором применения систем сейсмоизоляции является нор-
мативная поддержка проектирования и устройства таких систем. Еврокод-8
содержит нормативные требования к устройству сейсмоизолирующих фунда-
ментов, аналогичные разделы имеются в нормах Японии и Армении [15].
В России, несмотря на большой объем выполненных исследований и значи-
тельный практический опыт, соответствующая нормативная база отсутствует.
Основным требованием, которое должно быть зафиксировано для проектиро-
вания сейсмоизолирующих фундаментов, является ограничение снизу пара-
метров демпфирования фундамента. Этот вопрос детально обсуждался в лите-
ратуре в конце 80-х гг. прошлого века О.А. Савиновым, А.М. Уздиным и др.
Однако в настоящее время приходится снова сталкиваться с мнением о необ-
ходимости небольшого демпфирования сейсмоизолирующих фундаментов.
Это обстоятельство требует вернуться к вопросу демпфирования сейсмоизо-
лирующих фундаментов.
Установить причину противоречивого отношения к необходимому уровню
демпфирования сейсмоизолирующего фундамента можно на основе простей-
шего анализа амплитудно-частотных характеристик (АЧХ) жесткого здания на
сейсмоизолирующем фундаменте с вязким трением. АЧХ строится для базо-
вой системы (без сейсмоизоляции) с периодом основного тона колебаний
Т= 0,3 с, коэффициентом нсупругого сопротивления у = 0,1, а также для двух
систем с сейсмоизоляцией при Т = 3 с и двух значениях коэффициента неупру-
гого сопротивления у = 0,2 и у = 1,2.
Обычная система имеет в диапазоне частот 10 < о <25 с’1 резонансный
пик, как показано на рис. 19.71. Этот пик расположен в опасной зоне вероят-
ных частот сейсмического воздействия. Как известно, задача сейсмоизоляции
состоит в том, чтобы уйти из указанной зоны частот в длиннопериодную об-
ласть. Однако при этом резонансный пик не снижается, а просто перемещается
в др\ гое место. Для рассматриваемого примера диапазон резонансных частот
сузился и составил 1,5 < со < 2,5 с '.
В диапазоне частот 10 < со <25 с 1 выгодно иметь слабо демпфированную
систему (в нашем случае кривая 2 на рис. 19.71). Так, повышение демпфиро-
Частота колебаний, со, с 1
Рис. 19.71. АЧХ опорной реакции здания:
а - в диапазоне частот от 0 до 30 с-1; б - фрагмент в диапазоне частот от 5 до 20 с-1; 1 -без сейс-
моизоляции; 2 -с сейсмоизолирующим фундаментом при Т = 3 си у = 0,2; 3 - то же при у =1,2
1020
вания в нашем случае при со = 12 с 1 приводит к повышению реакции основа-
ния в 6 раз — с 25 кН до 150 кН. Этот результат является основанием для ут-
верждений ряда авторов о целесообразности использования слабо демпфиро-
ванных систем сейсмоизоляции. Но в сл\ чае длиннопериодных колебаний
слабо демпфированная система оказывается в крайне неблагоприятных усло-
виях, поскольку взаимные смещения фундаментных плит Д превосходят 100
см, а амплитуда ускорений в уровне резонансного пика - 5 м/с2.
Имея достоверный прогноз высокочастотных воздействий, вообще говоря,
можно ставить слабо демпфированную систему’. В противном случае необхо-
димо повышать демпфирование в системе изоляции в ущерб ее эффективности
по ускорениям и нагрузкам на здание. Следует еще отметить, что во многих
случаях указанный проигрыш является лишь математическим, поскольку на-
грузки на здание остаются меньше эксплуатационных и материалоемкость
конструкций не меняется.
Приведенные результаты получены при вязком демпфировании в системе
сейсмоизоляции. Несколько более сложная ситуация имеет место для весьма
распространенной системы сейсмоизоляции с упругими опорами и демпфером
сухого трения (ДСТ). Очевидно, что при большом коэффициенте трения ДСТ
будет заклинен и сейсмоизоляция выключится из работы. Наоборот, при ма-
лом коэффициенте трения возможны значительная раскачка здания и большие
взаимные смещения фундаментных плит, опасные для сейсмоизолирующих
опорных элементов. В связи с этим встает вопрос об определении оптимально-
го коэффициента трения, обеспечивающего достаточно низкий уровень уско-
рений сооружения и допустимые взаимные смещения сейсмоизолированных
элементов. Данный вопрос подробно исследован и описан в [15]. Для рассмат-
риваемой задачи важно наличие установленного А.М. Уздиным и А.А. Долгой
оптимального трения fopt и критического периода сейсмоизоляции 7кр. Страте-
гия подбора демпфирования зависит от того, больше или нет период сейсмои-
золяции критического значения.
При 7И < 7'кр существует оптимальное трение. Уменьшение сил трения по
сравнению с оптимальным недопустимо, так как ведет к увеличению как вза-
имных смещений сейсмоизолированных частей сооружения, так и ускорений
сооружения (рис. 19.72). В случае 7И > 7’[<р нагрузки на здание падают с умень-
шением коэффициента трения, но при этом сильно растут взаимные смещения
фундаментных плит. Величина этих смещений, в свою очередь, зависит от час-
тоты воздействий. Так, по данным А.М. Уздина и А.А. Долгой, для землетря-
сения «Газли» с преобладающим периодом Т= 0,2 с смещение составляет 5 см.
Для землетрясения «Вернон» с преобладающим периодом Т = 0,5 с смещение
превышает 15 см, а для землетрясения «Инчерк» с преобладающим периодом
Т= 1,3 с смещение достигает 33 см. Поэтому^ уменьшение трения с целью уве-
личения эффективности сейсмоизоляции имеет смысл до тех пор, пока смеще-
ния системы не станут опасными.
Таким образом, для систем сейсмоизоляции с вязким трением или с ДСТ
при условии 7И > 7'|ф можно использовать слабо демпфированные системы
сейсмоизоляции при соблюдении условия ограничения взаимного смещения
фундаментных плит. Однако и в этом случае можно столкнуться с негативны-
ми эффектами работы слабо демпфированной системы сейсмоизоляции. Боль-
шинство систем сейсмоизоляции нелинейны, а при больших перемещениях
1021
практически все системы сейсмоизоляции работают в нелинейной области.
При этом скелетная кривая АЧХ искривляется. Для систем с гибкой нелиней-
ностью (системы с выключающимися связями, с многокаскадным демпфиро-
ванием и т.п.) она искривляется в область низких частот, что не опасно при
прогнозе высокочастотных воздействий. А для систем с жесткой нелинейно-
стью (системы сейсмоизоляции с ограничителями, на резиновых опорах и т.п.)
искривление скелетной кривой и соответствующей пиковой части происходит
в зоил’ высоких опасных частот. Как отметили А.М. Уздин и А.А. Долгая, это
может приводить к возникновению устойчивых колебаний с большой ампли-
тудой. Для исключения этого эффекта повышают демпфирование системы.
Сказанное ограничивает применение слабо демпфированных систем в сейсмо-
стойком строительстве.
Рис. 19.72. Зависимости абсолютного ускорения и взаимного смещения фунда-
ментных плит сейсмоизолирующего фундамента от относительного коэффициента
трения f=f!A (А - ускорение основания в долях ускорения силы тяжести g)
Относительны йкоэффициент
трения, f=f!A
Рис. 19.73. Траектория движения здания с сейсмоизолирующим скользящим
фундаментом на фазовой плоскости (а) и зависимость перемещений здания от
относительного коэффициента трения (б):
сплошная линия - односторонний унос, пунктир - амплитуда вибраций
1022
Частным случаем фундаментов с ДСТ являются фундаменты с сейсмоизо-
лирующим скользящим поясом, когда 7И —> ссВ этом случае при сейсмиче-
ском воздействии взаимное смещение фундаментных плит складывается из
двух составляющих: одностороннего уноса и вибраций относительно односто-
роннего уноса. Картина смещений на фазовой плоскости показана на рис.
19.73, а, а на рис. 19.73, б показана зависимость одностороннего уноса и ам-
плитуды вибрации в зависимости от относительного коэффициента трения
f = f IА. где А - ускорение основание в долях g. В идеале при/—> О инерци-
онные нагрузки сооружения обращаются в 0, однако взаимные смещения фун-
даментных плит и —> со, что не позволяет использовать фундаменты с малым
коэффициентом трения.
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ ПО ГЛАВЕ 19
1. Динамика сплошных сред в задачах гидротехники / Под ред. В.М. Лятхера,
Ю.С. Яковлева. - М.: Энергия, 1975. - 391 с.
2. Ильичев В.А., Монголов Ю.В., Шаевич В.М. Свайные фундаменты в сейсмических
районах. -М.: Стройиздат, 1983. - 144 с.
3. Ишихара К Поведение грунтов при землетрясениях / Пер. с англ.; под ред. А.Б. Фаде-
ева, М.Б. Лисюка. - СПб.: НПО «Георсконструкция-Фундаментпроект», 2006. - 384 с.
4. Колоушек В. Динамика строительных конструкций. - М.: Стройиздат, 1965. - 630 с.
5. Рекомендации по проектированию оснований и фундаментов зданий и сооруже-
ний, возводимых в сейсмических районах. - М.: Стройиздат, 1975. - 66 с.
6. Рекомендации по проведению полевых испытаний виброустойчивости оснований
фундаментов турбоагрегатов / В.А. Ильичев, В И. Керчман, В.Г. Таранов, В.Я. Хайн
- М.: НИИОСП, ДИИТ, 1986. - 30 с.
7. Руководство по проектированию фундаментов машин с динамическими нагрузка-
ми. - М.: Стройиздат, 1982. - 207 с.
8. Савинов О.А. Современные конструкции фундаментов под машины с динамиче-
скими нагрузками и их расчет. - Л.-М.: Стройиздат, 1964. - 345 с.
9. Савинов О.А. Современные конструкции фундаментов под машины с динамиче-
скими нагрузками и их расчет. Изд. 2-е, перераб. и доп. - Л.: Стройиздат. Ленингр.
отд., 1979. - 200 с.
10. Сеймов В.М. Динамические контактные задачи. - Киев: Наукова думка, 1976. - 283 с.
11. СП 26.13330.2012. Фундаменты машин с динамическими нагрузками. Актуализи-
рованная редакция СНиП 2.02.05-87. - М., 2012.
12. СП 50-102-2003. Проектирование и устройство свайных фундаментов. -М., 2004.
13. Справочник проектировщика. Динамический расчет сооружений на специальные
воздействия. - М.: Стройиздат, 1981. - 215 с.
14. Ставницер Л.Р. Сейсмостойкость оснований и фундаментов. - М.: Изд. АСВ, 2010. -
447 с.
15. Уздин А.М., Елизаров С.В., Белаш Т.А. Сейсмостойкие конструкции транспортных
зданий и сооружений: Учеб, пособие. - СПб.: ФГОУ «Учебно-методический центр
по образованию на железнодорожном транспорте», 2012. - 500 с.
16. Уздин А.М., Кузнецова И.О. Сейсмостойкость мостов. - Саарбрюкен (Германия):
Palmarium, 2014. - 450 с.
17 Wolf J.P. Foundation vibration analysis using simple physical models. - Prentice-Hall,
Englewood Cliffs, NJ 07632,1994. - 423 p.
18. Wolf J.P., Song C. Finite-element modeling of unbounded media. - Chichester, England,
JohnWiley & Sons, 1996. - 332 p.
1023
ЗАКЛЮЧЕНИЕ
Современная наука геотехника и практика фундаментостроения находятся в посто-
янном развитии и требуют от проектировщиков и практикующих инженеров в области
инженерной геологии, оснований, фундаментов и подземных сооружений не только глу-
боких и широких знаний, но и творческого отношения к этим важным областям, без ко-
торых невозможно успешное строительство.
Надежные изыскания по выявлению напластования основания площадки строи-
тельства, достоверные данные по характеристикам грунтов, правильно выбранные моде-
ли и верно используемые методы расчета являются необходимым, но недостаточным
условием для проектирования и устройства рациональных основании и фундаментов.
За последние 30 лет в отечественной строительной индустрии разработано и вне-
дрено в практику большое количество новых типов и конструкций фундаментов. Осо-
бенно отчетливо это проявилось в свайном фундаментостроении, и в первую очередь
при изготовлении свай в грунте.
Новые конструкции и технологии широко внедряются и при современном подзем-
ном строительстве в открытых котлованах. Расчетам глубоких выработок для подземно-
го строительства, технологиям их устройства в справочнике уделено особое внимание.
С внедрением в проектную практику современных компьютеров и вычислитель-
ных комплексов вопросы проектирования оснований и фундаментов становятся по
силам многим проектным организациям. При этом важным фактором является то, что
подготовка исходных данных и интерпретация результатов расчетов должны выпол-
няться подготовленными инженерами в области геотехники что отмечено в отдель-
ных главах настоящего издания.
Все большее значение в современной геотехнике приобретают вопросы технологии
и механизации работ. За последние годы в этой области появились новые технологии,
связанные с устройством буронабивных и буроинъекционных свай, гидроизоляцией
подземных сооружений и частей зданий, реконструкцией и усилением фундаментов и
др. Строительные организации оснащаются новым оборудованием и приспособлениями
для производства работ нулевого цикла, в том числе зарубежными станками и механиз-
мами. Соответствующие материалы по описанию ряда современных технологий, спра-
вочные материалы по станкам и оборудованию отражены в главах настоящего издания.
Однако до сих пор в практику современного строительства слабо внедряются но-
вые технологические методы по искусственному улучшению оснований, строительст-
ву на структурно неустойчивых грунтах и в условиях динамических воздействий на
грунты оснований. В ряде глав авторы постарались осветить эти важные проблемы.
В настоящем, втором издании справочника геотехника авторы постарались изло-
жить основные положения по проектированию, конструированию и технологии уст-
ройства основных видов фундаментов и искусственных оснований, снабдив ряд глав
численными примерами.
Особое внимание в справочнике уделено вопросам мониторинга и научного со-
провождения геотехнических работ, позволяющим безопасно проводить сложные ра-
боты нулевого цикла.
Несмотря на большой объем представленного материала, отдельное издание не по-
зволяет отразить все многообразие разработанных и используемых в современной прак-
тике типов фундаментов и методов их расчета и возведения, в том числе в региональных
условиях. Ссылки на рекомендуемую литературу, в первую очередь современную нор-
мативную, приведенные в конце каждой из глав, помогут пользователям справочника
самостоятельно дополнить знания и получить ответ на соответствующие вопросы.
Авторы и редакторы издания надеются, что представленное - второе, расширен-
ное издание справочника геотехника окажется полезным пособием для многих прак-
тикующих инженеров-строителей и поможет пользователям найти ответы на многие
возникающие в процессе работы вопросы в области геотехники.
1024
СВЕДЕНИЯ ОБ АВТОРАХ
ИЛЬИЧЕВ ВЯЧЕСЛАВ АЛЕКСАНДРОВИЧ
Академик Российской академии архитектуры и строитель-
ных наук (РААСН), доктор технических наук, профессор,
Заслуженный деятель науки Российской Федерации. Первый
вице-президент (РААСН), Почетный строитель России,
Почетный строитель Москвы, Академик Международной
инженерной академии, Президент Российского общества по
механике грунтов, геотехнике и фундаментостроению,
председатель Научного совета РААСН по геотехнике и ин-
женерным изысканиям.
Лауреат премии Совета министров РФ, им. И.М. Губкина.
Награжден орденом «Знак Почета», орденом преподобного
Сергия Радонежского III степени, медалями ВДНХ и ВВЦ,
РААСН, им. Н.М. Герсеванова, Н.А. Цытовича.
Автор более 220 научных работ в том числе двух моногра-
фий, пяти изобретений, четырех справочников.
МАНГУШЕВ РАШИД АБДУЛЛОВИЧ
Член-корреспондент РААСН, доктор технических наук,
профессор. Заслуженный работник высшей школы Россий-
ской Федерации, почетный работник высшего профессио-
нального образования РФ. Заведующий кафедрой геотехни-
ки Санкт-Петербургского государственного архитектурно-
строительного университета (СПбГАСУ).
Директор научно-производственного и консалтингового
центра геотехнологий СПбГАСУ.
Вице-президент Российского и член Международного об-
ществ по механике грунтов, геотехнике и фундаментострое-
нию (РОМГГиФ и ISSMGE). Член Международного техни-
ческого комитета ISSMGE по строительству на слабых
грунтах.
Зам. председателя научного совета РААСН по геотехнике и
инженерным изысканиям, член ученого совета Отделения
строительных наук РААСН. Лауреат премии Правительства
СПб.
Награжден медалями РААСН, им. Н М. Герсеванова. Н.А. Цы-
товича, знаком «Строительная слава» Российского союза
строителей.
Автор и соавтор более 250 научных печатных трудов, вклю-
чая 7 монографий, 10 авторских свидетельств на изобрете-
ния и патенты, 4 учебника и 8 учебных пособий.
БОГОМОЛОВ АЛЕКСАНДР НИКОЛАЕВИЧ
Доктор технических наук, профессор. Заслуженный работник
высшей школы РФ, проректор по научной работе, заведую-
щий кафедрой «Гидротехнические и земляные сооружения»
Волгоградского государственного архитектурно-строитель-
ного университета.
Член Международного и Российского обществ по механике
грунтов, геотехнике и фундаментостроению (ISSMGE и
РОМГГиФ), Советник РААСН.
Автор более 230 научных печатных работ.
БОЛДЫРЕВ ГЕННАДИЙ ГРИГОРЬЕВИЧ
Доктор технических наук, профессор кафедры «Геотехника
и дорожное строительство» Пензенского государственного
университета архитектуры и строительства.
Почетный строитель России, член РОМГГиФ.
Директор по науке и инновациям ООО «НИИ «Геотек».
Автор более 200 научных статей, 28 патентов на изобрете-
ния.
ГОТМАН АЛЬФРЕД ЛЕОНИДОВИЧ
Доктор технических наук, профессор, первый зам директо-
ра по науке института ГУП БашНИИстрой, главный инже-
нер. Вице-президент РОМГГиФ.
Заслуженный строитель Башкирии, Почетный строитель
России. Член докторских советов в МГСУ и в Тюменском
архитектурно-строительном университете. Лауреат Госу-
дарственной премии им. С. Юлаева Республики Башкорто-
стан. Награжден медалью им. Н.М. Герсеванова.
Автор 210 научных публикаций, включая 2 монографии и 12
изобретений.
ГОТМАН НАТАЛЬЯ ЗАЛМАНОВНА
Доктор технических наук, зав. отделом «Основания и фун-
даменты» ГУП институт БашНИИстрой (г. Уфа), профессор
кафедры «Прикладная математика и механика» Уфимского
нефтяного государственного университета, член Российского
общества по механике грунтов, геотехнике и фундамето-
строению, Заслуженный строитель Республики Башкорто-
стан.
Автор более 100 научных публикаций.
ЗНАМЕНСКИЙ ВЛАДИМИР ВАЛЕРЬЯНОВИЧ
Доктор технических наук, профессор кафедры механики
грунтов и геотехники Национального исследовательского
Московского государственного строительного университета
(НИУ МГСУ). Член Международного и Российского общест-
ва по механике грунтов, геотехнике и фундаментостроению
(ISSMGE и РОМГГиФ).
Автор более 80 научных печатных работ.
КАРАУЛОВ АЛЕКСАНДР МИХАЙЛОВИЧ
Доктор технических наук, профессор, заведующий кафедрой
«Геология, основания и фундаменты» Сибирского государ-
ственного университета путей сообщения, г. Новосибирск.
Автор более 100 научных работ.
КОРОЛЕВ КОНСТАНТИН ВАЛЕРЬЕВИЧ
Доктор технических наук, доцент кафедры «Геология, осно-
вания и фундаменты» Сибирского государственного уни-
верситета путей сообщения.
Основные направления научной деятельности: теория пре-
дельного равновесия грунтов, прикладные задачи нелиней-
ной механики грунтов. Автор 70 научных работ.
КРУТОВ ВЛАДИМИР ИВАНОВИЧ
Доктор технических наук, профессор НИИОСП им. Н.М. Гер-
севанова. Член Российского общества по механике грунтов,
геотехнике и фундаментостроению (РОМГГиФ).
Автор более 150 научных печатных работ.
МАЦИЙ СЕРГЕЙ ИОСИФОВИЧ
Доктор технических наук, профессор кафедры «Строитель-
ные материалы и конструкции» Кубанского государственно-
го аграрного университета, заслуженный строитель Кубани,
член РОМГГ иФ.
Автор более 220 научных работ, в том числе 4 монографий и
15 отраслевых дорожных методических документов.
МИРСАЯПОВ ИЛИЗАР ТАЛГАТОВИЧ
Доктор технических наук, профессор, советник РААСН,
заведующий кафедрой оснований и фундаментов, дина-
мики сооружений и инженерной геологии Казанского го-
сударственного архитектурно-строительного университета.
Член РОМГГиФ и ISSMGE, член Президиума РОМГГиФ,
член Научного совета РААСН по механике грунтов, основа-
ниям, фундаментам, геотехнике и инженерно-геологическим
и инженерно-экологическим изысканиям для строительства.
Автор более 300 опубликованных работ.
НЕВЗОРОВ АЛЕКСАНДР ЛЕОНИДОВИЧ
Доктор технических наук, профессор, заведующий кафедрой
инженерной геологии, оснований и фундаментов Северного
(Арктического) федерального университета, г. Архангельск;
член Российского общества по механике грунтов, геотехни-
ке и фундаментостроению (РОМГГиФ); член Научного со-
вета по механике грунтов, основаниям, фундаментам, гео-
технике и инженерно-геологическим и инженерно-экологи-
ческим изысканиям для строительства при РААСН.
Автор более 200 опубликованных работ.
НИКИФОРОВА НАДЕЖДА СЕРГЕЕВНА
Доктор технических наук, старший научный сотрудник,
профессор кафедры механики грунтов и геотехники Нацио-
нального исследовательского Московского государственно-
го строительного университета (НИУ МГСУ). Почетный
строитель РФ и Москвы, ведущий научный сотрудник
НИИСФ РААСН.
Автор более 110 опубликованных работ.
ПАРАМОНОВ ВЛАДИМИР НИКОЛАЕВИЧ
Доктор технических наук, профессор кафедры «Основания и
фундаменты» Санкт-Петербургского государственного уни-
верситета путей сообщения, технический директор институ-
та «Геореконструкция», член Президиума Российского об-
щества по механике грунтов, геотехнике и фундаменто-
строению, член Технического комитета № 212 «Фундамен-
ты глубокого заложения» Международного общества по
механике грунтов и геотехнике (ISSMGE).
Автор более 100 научных публикаций.
ПОЛИЩУК АНАТОЛИЙ ИВАНОВИЧ
Доктор технических наук, профессор. Заведующий кафед-
рой «Основания и фундаменты» Кубанского государствен-
ного аграрного университета (г. Краснодар). Заслуженный
строитель РФ. Почетный работник высшего профессиональ-
ного образования РФ.
Член Международного (ISSMGE) и член Президиума Рос-
сийского обществ по механике грунтов, геотехнике и фун-
даментостроению (РОМГГиФ). Член научного совета Рос-
сийской академии архитектуры и строительных наук
(РААСН) по механике грунтов, основаниям, фундаментам,
геотехнике, инженерным изысканиям. Награжден медалью
им. Н.М. Герсеванова.
Автор, соавтор 6 монографий, 2 региональных нормативных
документов, 5 учебных пособий, 30 патентов на изобретения
и более 200 научных печатных работ.
ПОНОМАРЕВ АНДРЕЙ БУДИМИРОВИЧ
Доктор технических наук, профессор, советник РААСН,
заведующий кафедрой «Строительное производство и гео-
техника» Пермского национального исследовательского по-
литехнического университета.
Почетный строитель России, Почетный работник высшего
образования РФ, лауреат знака «Строительная слава» Рос-
сийского Союза строителей, медали им. Н.М. Герсеванова.
Член Президиума РОМГГиФ, председатель российского
отделения Международного геосинтетического общества.
Автор более 220 научных и методических работ, в том числе
монографий, 7 учебных пособий.
hiA
ПОТАПОВ АЛЕКСАНДР ДМИТРИЕВИЧ
Доктор технических наук, профессор, Заслуженный геолог
РФ, Почетный строитель России, лауреат премии Прави-
тельства РФ в области образования, Почетный работник
высшего профессионального образования РФ, Почетный
работник науки и техники РФ, Почетный ученый Европы,
член Научного совета РАН по проблемам геоэкологии, ин-
женерной геологии и гидрогеологии, член Научного совета
РААСН по геотехнике и инженерным изысканиям, член На-
циональной группы IAEG, член РОМГГиФ, член ISSMGE.
Кавалер медали ордена «За заслуги перед Отечеством» II
степени. Награжден медалями: Ю.А. Гагарина, И. Лейбница,
А. фон Гумбольдта, Н.А. Цытовича.
Автор более чем 400 научных публикаций, из которых 9 учеб-
ников, 6 монографий, 30 учебных и методических пособий.
САХАРОВ ИГОРЬ ИГОРЕВИЧ
Доктор технических наук, профессор кафедры геотехники
Санкт-Петербургского государственного архитектурно-строи-
тельного университета, зам. директора института «Георе-
конструкция», член Российского общества по механике
грунтов, геотехнике и фундаментостроению, автор более
150 научных публикаций.
ТЕР-МАРТИРОСЯН ЗАВЕН ГРИГОРЬЕВИЧ
Доктор технических наук, профессор, Заслуженный деятель
науки РФ, Почетный строитель России и г. Москвы, почет-
ный энергетик РФ. Заведующий кафедрой механики грун-
тов, оснований и фундаментов Московского государствен-
ного строительного университета (МГСУ-МИСИ).
Автор и соавтор 5 монографий, 3 учебных пособий, более
240 научных работ и 39 изобретений.
УСМАНОВ РУСТАМ АЛИМДЖАНОВИЧ
Доктор технических наук, доцент, профессор кафедры
геотехники Санкт-Петербургского государственного архи-
тектурно-строительного университета. Отличник высшего
образования Республики Таджикистан.
Член Таджикского (ТГО), Российского (РОМГГиФ) и
Международного (ISSMGE) обществ по механике грунтов,
геотехнике и фундаментостроению; член Научного совета
РААСН по механике грунтов, основаниям, фундаментам,
геотехнике и инженерно-геологическим и инженерно-
экологическим изысканиям для строительства.
Автор и соавтор более 80 научных печатных работ, включая
одну монографию, 9 учебных и учебно-методических пособий.
УЗДИН АЛЕКСАНДР МОИСЕЕВИЧ
Доктор технических наук, профессор С.-Петербургского го-
сударственного университета путей сообщения.
Член Международного (ISSMGE) и член Российского об-
ществ по механике грунтов, геотехнике и фундаментострое-
нию (РОМГГиФ). Член Российской и Европейской ассоциа-
ций по сейсмостойкому строительству, член Американского
института сейсмостойкого строительства.
Автор более 270 научных печатных работ.
ШАШКИН АЛЕКСЕЙ ГЕОРГИЕВИЧ
Доктор геолого-минералогических наук, генеральный ди-
ректор группы компаний «Геореконструкция», член Прези-
диума Российского общества по механике грунтов, геотех-
нике и фундаментостроению.
Автор более 120 научных работ.
АНАНЬЕВ АНДРЕЙ АЛЕКСАНДРОВИЧ
Кандидат технических наук, доцент кафедры геотехники
Санкт-Петербургского государственного архитектурно-стро-
ительного университета.
Автор более 40 опубликованных научных работ.
БАРВАШОВ ВАЛЕРИЙ АЛЕКСАНДРОВИЧ
Кандидат технических наук, ведущий научный сотрудник в
НИИОСП им. Герсеванова. член Российского общества по
механике грунтов, геотехнике и фундаментостроению.
Автор более 100 публикаций в СССР/РФ и за рубежом,
7 патентов на изобретения.
ЗАХАРОВ МИХАИЛ СЕРГЕЕВИЧ
Кандидат геолого-минералогических наук, доцент. Член Меж-
дународной ассоциации инженер-геологов (IAEG), член
Президиума Охотинского общества грунтоведов.
Автор статей, трех методических указаний, шести учебных
пособий и одной монографии.
КЛЕВЕКО ВЛАДИМИР ИВАНОВИЧ
Кандидат технических наук, доцент кафедры «Строительное
производство и геотехника» Пермского национального ис-
следовательского политехнического университета.
Член ISSMGE и РОМГГиФ, член Международного геосин-
тетического общества (IGS) и Международной ассоциации
мостового и высотного строительства (IABSE).
Автор почти 100 научных публикаций. 8 методических по-
собий и 1 учебника.
КОНЮШКОВ ВЛАДИМИР ВИКТОРОВИЧ
Кандидат технических наук, доцент кафедры геотехники
Санкт-Петербургского государственного архитектурно-
строительного университета (СПбГАСУ). Главный специа-
лист научно-производственного и консалтингового центра
геотехнологий при СПбГАСУ. Член Российского общества
по механике грунтов, геотехнике и фундаментостроению
(РОМГГиФ).
Автор и соавтор 25 научных печатных трудов.
КОРОЛЕВА ИРИНА ВЛАДИМИРОВНА
Кандидат технических наук, старший преподаватель кафед-
ры оснований и фундаментов, динамики сооружений и ин-
женерной геологии Казанского государственного архитек-
т\ рно-строительного университета (КазГАСУ).
Член Российского и Международного обществ по механике
грунтов, геотехнике и фундаментостроению (РОМГГиФ и
ISSMGE).
Автор более 50 опубликованных научных работ.
КОШКИНА НАТАЛИЯ ВИКТОРОВНА
Кандидат геолого-минералогических наук, доцент кафедры
геотехники и дорожного строительства Пензенского госу-
дарственного университета архитектуры и строительства
(ПГУАС).
Награждена медалью первой степени «За заслуги в развитии
строительного образования и науки», медалью «Ветеран
труда».
ЛАНЬКО СЕРГЕЙ ВЛАДИМИРОВИЧ
Кандидат технических наук, инженер-геотехник, старший
преподаватель кафедры геотехники Санкт-Петербургского
государственного архитектурно-строительного университе-
та (СПбГАСУ).
Автор и соавтор 8 научных печатных трудов.
МАКОВЕЦКИЙ ОЛЕГ АЛЕКСАНДРОВИЧ
Кандидат технических наук, доцент, Пермского националь-
ного исследовательского политехнического университета,
Член Российского общества по механике грунтов, геотехни-
ке и фундаментостроению (РОМГГиФ), член Международ-
ного геосинтетического общества (IGS), лауреат премии
Ленинского Комсомола в области науки и техники, Почет-
ный строитель России.
НИКИТИНА НАДЕЖДА СЕРГЕЕВНА
Кандидат технических наук, профессор кафедры механики
грунтов и геотехники Московского государственного строи-
тельного университета (МГСУ-МИСИ). Директор издатель-
ства Ассоциации строительных ВУЗов. Почетный работник
высшего профессионального образования Российской Феде-
рации, победитель Российского конкурса «Менеджер года -
2005» в номинации «Издательская деятельность».
Автор более 45 опубликованных работ.
НУЖДИН ЛЕОНИД ВИКТОРОВИЧ
Кандидат технических наук, заведующий научно-исследова-
тельской лабораторией динамики оснований и фундаментов,
профессор кафедры инженерной геологии, оснований и
фундаментов, начальник Управления научных исследова-
ний, экспертизы, планирования и внедрения Новосибирско-
го государственного архитектурно-строительного универси-
тета (Сибстрин).
Действительный член Международного института инжене-
ров-строителей (CEng. MICE, Великобритания), член-
корреспондент Международной академии наук экологии,
безопасности человека и природы (IAEMNP), член ISSMGE,
IGS, UzGA, ASCE.
Автор более 320 научных публикаций, из которых более 75
опубликовано за рубежом или переведено на иностранные
языки, в том числе соавтор 4 монографий и 5 авторских сви-
детельств и патентов на изобретения.
ОСОКИН АНАТОЛИЙ ИВАНОВИЧ
Кандидат технических наук, доцент Санкт-Петербургского
государственного архитектурно-строительного университе-
та (СПбГАСУ), генеральный директор ЗАО «Геострой».
Заслуженный строитель Российской Федерации, почетный
строитель России. Лауреат премии Правительства СПб.
Член Международного (ISSMGE) и Российского обществ
по механике грунтов, геотехнике и фундаментостроению
(РОМГГиФ), член Международного института фундаментов
глубокого заложения (DFI).
Автор более 130 научных печатных трудов и 12 авторских
свидетельств на изобретения и патентов.
ОФРИХТЕР ВАДИМ ГРИГОРЬЕВИЧ
Кандидат технических наук, доцент кафедры строительного
производства и геотехники Пермского национального ис-
следовательского политехнического университета
Член Российского и Международного обществ по механике
грунтов, геотехнике и фундаментостроению (РОМГГиФ и
ISSMGE), Международного геосинтетического общества
(IGS). Секретарь Российского отделения Международного
геосинтетического общества (IGS).
ПЕРМИНОВ НИКОЛАЙ АЛЕКСЕЕВИЧ
Кандидат технических наук, доцент.
Член Петровской академии наук и искусств, член Комитета
по освоению подземного строительства НООСтрой (Моск-
ва), член международного Центра исследований в области
подземного строительства (Сингапур) и др.
Автор более 80 научных трудов, 7 авторских свидетельств и
патентов.
ТАРАСОВ АЛЕКСАНДР АЛЕКСАНДРОВИЧ
Кандидат технических наук, старший преподаватель кафед-
ры «Основания, фундаменты и испытания сооружений»
Томского государственного архитектурно-строительного уни-
верситета.
Автор 20 научных работ, в том числе трех изобретений.
ЧУНЮК ДМИТРИЙ ЮРЬЕВИЧ
Кандидат технических наук, доцент, заведующий кафедрой
механики грунтов и геотехники Национального исследова-
тельского Московского государственного строительного
университета (НИУ МГСУ). Член Международного и Рос-
сийского обществ по механике грунтов, геотехнике и фун-
даментостроению (ISSMGE и РОМГГиФ). Член Тоннельной
ассоциации России (ТАР).
Автор более 140 научных печатных работ.
НАСОНОВ СЕРГЕЙ БОРИСОВИЧ
Инженер-строитель, главный специалист-конструктор ОАО
«Моспроект», г. Москва.
САПИН ДМИТРИЙ АЛЕКСАНДРОВИЧ
Преподаватель кафедры геотехники Санкт-Петербургского
государственного архитектурно-строительного универси-
тета.
Автор и соавтор 7 опубликованных печатных работ и патен-
та на изобретение.
Принимали участие в подготовке отдельных разделов
«Справочника геотехника»
] Безголов Михаил Александрович, ведущий инженер кафедры «Строительное про-
изводство и геотехника» ПНИПУ. Участие в подготовке параграфа 6.3.
2. Безуглова Екатерина Вячеславовна доктор геолого-минералогических наук,
профессор кафедры «Строительные материалы и конструкции» Кубанского государст-
венного аграрного университета. Главный специалист проектного отдела ООО «НТЦ
ГеоПроекг» , г. Краснодар. Участие в подготовке параграфов 11.4 и 11.5.
3. Деревенец Филипп Николаевич, кандидат технических наук, доцент кафедры
«Основания и фундаменты» Кубанского государственного аграрного университета
(КубГАУ). Главный специалист проектного отдела ООО «НТЦ ГеоПроект» , г. Крас-
нодар. Участие в подготовке параграфов 11.4 и 11.5.
4. Коннов Артем Владимирович, инженер лаборатории «Основания, фундаменты и
подземные сооружения» НИИСФ РААСН. Участие в подготовке параграфа 13.3.
5. Коган Виталий Константинович, кандидат технических наук, НИИОСП им. Н.М.
Герсеванова. Участие в подготовке параграфа 9.5.
6. Ковалев Александр Семенович, кандидат технических наук. Участие в подготовке
параграфа 9.5.
7. Кузнецова Алла Сергеевна, ассистент кафедры «Строительное производство и
геотехника» ПНИПУ. Участие в подготовке параграфа 5.2.
8. Мащенко Александра Витальевна, ассистент кафедры «Строительное производ-
ство и геотехника» ПНИПУ. Участие в подготовке параграфа 5.1.
9. Сазонова Светлана Александровна, ассистент кафедры «Строительное производ-
ство и геотехника» ПНИПУ. Участие в подготовке параграфа 5.4.
10. Сурсанов Дмитрий Николаевич, ассистент кафедры «Строительное производст-
во и геотехника» ПНИПУ, член Российского общества по механике грунтов, геотехни-
ке и фундаментостроению. Участие в подготовке параграфа 6.6.
11. Сычкина Евгения Николаевна, ассистент кафедры «Строительное производство
и геотехника» ПНИПУ, член Российского общества по механике грунтов, геотехнике и
фундаментостроению. Участие в подготовке параграфа 5.1.
12. Шенкман Роман Игоревич, ассистент кафедры «Строительное производство и
геотехника» ПНИПУ, член Российского общества по механике грунтов, геотехнике и
фундаментостроению. Участие в подготовке параграфа 6.4.
13. Шутова Ольга Александровна, старший преподаватель кафедры «Строительное
производство и геотехника» ПНИПУ, член Российского общества по механике грун-
тов, геотехнике и фундаментостроению. Участие в подготовке параграфа 6.2.
14. Хусаинов Ильгиз Ильдусович, аспирант Пермского национального исследова-
тельского политехнического университета. Участие в подготовке параграфа 7.5.4.
15. Лобанов Александр Александрович, научный сотрудник кафедры «Основания,
фундаменты и испытания сооружений» Томского государственного архитектурно-
строительного университета. Участие в подготовке параграфа 16.5.2.
Справочное издание
Ильичев Вячеслав Александрович
Мангушев Рашид Александрович
Богомолов Александр Николаевич
Болдырев Геннадий Григорьевич
Готман Альфред Леонидович
Готман Наталья Залмановна
Знаменский Владимир Валерьянович
Караулов Александр Михайлович
Королев Константин Валерьевич
Крутов Владимир Иванович
Маций Сергей Иосифович
Мпрсаяпов Илизар Талгатович
Невзоров Александр Леонидович
Никифорова Надежда Сергеевна
Парамонов Владимир Николаевич
Полищук Анатолий Иванович
Пономарев Андрей Будимировпч
Потапов Александр Дмитриевич
Сахаров Игорь Игоревич
Тер-Мартиросян Завен Григорьевич
Уздин Александр Моисеевич
Усманов Рустам Алимджанович
Шашкин Алексей Георгиевич
Ананьев Андрей Александрович
Барвашов Валерий Александрович
Захаров Михаил Сергеевич
Клевеко Владимир Иванович
Конюшков Владимир Викторович
Королева Ирина Владимировна
Кошкина Наталия Викторовна
Ланько Сергей Владимирович
Маковецкий Олег Александрович
Никитина Надежда Сергеевна
Нуждин Леонид Викторович
Осокин Анатолий Иванович
Офрпхтер Вадим Григорьевич
Перминов Николай Алексеевич
Тарасов Александр Александрович
Чунюк Дмитрий Юрьевич
Насонов Сергей Борисович
Сапин Дмитрий Александрович
СПРАВОЧНИК ГЕОТЕХНИКА
Основания, фундаменты и подземные
сооружения
2-ое издание, дополненное и переработанное
Редактор: В. Ш. Мерзлякова
Компьютерная верстка: В. Ю. Алексеев
Компьют. дизайн обложки: Н. С. Кузнецова
Диапозитивы предоставлены издательством
Подписано в печать 16.08.2016. Формат 70x108 }/А6.
Бумага офсетная. Гарнитура «Таймс». Печать офсетная.
Усл. 65 п. л. Тираж 1000 экз. Заказ №
Лицензия ЛР №0716188 от 01.04.98.
Издательство Ассоциации строительных вузов (АСВ)
129337, Москва, Ярославское шоссе, 19, отдел реализации: оф. 12
тел., факс: +7(925) 084-74-24
Сайт: www.iasv.ru, e-mail: iasv@iasv.ru