В. А. Веселов
 ПРОЕКТИРОВАНИЕ ОСНОВАНИЙ И ФУНДАМЕНТОВ
 (основы теории и примеры расчета)
 Издание третье, переработанное И Дополненное
 Допущено Государственным комитетом СССР
 по народному образованию в качестве учебного пособия для студентов
 Строительных специальностей высших учебных заведений
 а
 Москва Стройиздат 1990

ББК 38.58 В 38
 УДК 624.15.04(075.8)
 Рецензент — канд. техн. наук О. И. Игнатова Редактор — Г. А. Лебедева
 Веселов В. А.
 В 38 Проектирование оснований и фундаментов: (Основы теории и примеры расчета): Учеб. пособ. для вузов. — 3-е изд., перераб. и доп. — М.: Стройиздат, 1990. — 304 с.: ил.
 Приведены основные положения проектирования оснований и фундаментов по предельным состояниям. Даны примеры их расчета. Рассмотрено сооружение фундаментов в особых грунтовых условиях. Освещены вопросы реконструкции фундаментов и усиления оснований. В третьем издании отражены последние достижения в области фундаментостроения и добавлен материал о структурно-неустойчивых грунтах* Первое издание вышло в 1970 г., второе — в 1978 г.
 Для студентов строительных вузов и факультетов, обучающихся по специальности «Промышленное и гражданское строительство».
 ISBN 5-274-01525-5
 ББК 88.58
 ISBN 5-274-01525-5
 (£) Стройиздат, 1978 © В. А. Веселов, 1990 с изменениями

ПРЕДИСЛОВИЕ
 Предлагаемое учебное пособие является третьим значительно переработанным и дополненным изданием. Первое издание под названием «Расчет фундаментов и оснований» было опубликовано в 1970 г., второе — под тем же названием, что и настоящее, в 1978 г. После выпуска второго издания появились новые публикации и данные по проектированию и возведению оснований и фундаментов, утверждены новые ГОСТы, Строительные нормы и правила, Технические условия и Рекомендации. Все изменения, связанные с фундаментостроением, внесены В. А. Веселовым в третье издание книги. Включен в нее и новый материал, содержащий данные о строительстве на некоторых структурно-неустойчивых грунтах и об усилении фундаментов.
 Владимир Алексеевич Веселов скончался, завершив работу над рукописью этой книги. Труд по подготовке ее к изданию взял на себя один из товарищей В. А. Веселова по кафедре «Механика грунтов, основания и фундаменты» МИСИ им. В. В. Куйбышева кандидат технических наук доцент В. В. Знаменский.
 В. А. Веселов начал преподавательскую деятельность, пройдя большую школу проектно-изыскательской работы в строительстве. Высокая научная и техническая эрудиция в сочетании с приобретенным практическим опытом способствовали его становлению как одного из ведущих преподавателей кафедры. Владимир Алексеевич сознавал большую роль фундаментостроения в развитии отечественного строительства и в своей профессиональной деятельности сумел найти связи, объединяющие практику проектирования с достижениями механики грунтов. Постоянно совершенствуя методику и содержание читаемых им курсов, он до последних дней своей жизни был требователен и к себе, и к своим коллегам.
 Большой талант педагога позволил В. А. Веселову создать предлагаемое учебное пособие. Популярность всех предыдущих изданий этого пособия среди студентов всегда была очень высока. Многие тысячи нынешних инженеров-строителей с благодарностью вспоминают ее автора, труды которого помогли им освоить искусство проектирования оснований и фундаментов.
 Коллектив кафедры механики грунтов, оснований и фундаментов МИСИ. считает, что третье издание данного учебного пособия, по которому будут и впредь учиться многие и многие студенты, явится лучшей памятью о В. А. Веселове — их коллеге и товарище.
 Д-р техн. наук проф. С. Б. Ухов

ВВЕДЕНИЕ
 1. 	ДИСЦИПЛИНА «ОСНОВАНИЯ И ФУНДАМЕНТЫ»
 «Основания и фундаменты» — это строительная дисциплина, целью которой является изучение вопросов проектирования, устройства фундаментов и их оснований для различных сооружений, возводимых в разнообразных Реологических и гидрогеологических условиях. От правильно выбранного основания и конструкции фундамента, а также от качественного их устройства во многом зависит нормальная эксплуатация зданий и сооружений.
 Проектирование оснований и фундаментов заключается в выборе основания, типа, конструкции и основных размеров фундамента и в совместном расчете основания и фундамента как одной из частей сооружения. Эта, на первый взгляд, простая задача имеет ряд особенностей, значительно осложняющих ее решение.
 Основание, фундамент и наземная конструкция неразрывно связаны между собой, взаимно влияют друг на друга и должны рассматриваться как единая система. Деформации и устойчивость грунтов основания зависят от особенности приложения нагрузки, от размеров и конструкций фундамента и всего сооружения. В свою очередь, основные размеры, конструкция фундамента и конструктивная схема сооружения назначаются в зависимости от геологического строения строительной площадки, сжимаемости слагающих ее грунтов, а также от давлений, которые грунты могут воспринять. Задача осложняется еще и тем, что на выбор оснований и фундаментов кроме конструктивного решения зданий и сооружений большое влияние оказывают особенности строительной площадки и условия производства работ по устройству основания и возведению фундаментов, причем на одной и той же площадке могут быть правомочны несколько вариантов проектных решений оснований и фундаментов.
 Проектировщики ведут авторский надзор за строительством, участвуют в комиссиях по приемке котлована, устанавливают соответствие природных условий услови* ям, принятым в проекте, дают разрешение вести дальнейшее строительство. Если в процессе производства работ возникают непредвиденные осложнения и изменения
 4

(например, несоответствие природных условий принятым в проекте; наличие частей старых сооружений; прорыв подземных вод в котлован; наличие карста; деформации возведенных частей сооружений; прочие аварийные ситуации), проектировщики вместе с геологами, строителями и другими специалистами выясняют причины, вызвавшие осложнение строительства, и разрабатывают мероприятия для быстрого их устранения.
 Все это требует от строителей хороших знаний не только дисциплины «Основания и фундаменты», но и других строительных и некоторых естественных дисциплин.
 2. 	ОСНОВНЫЕ ПОНЯТИЯ И ОПРЕДЕЛЕНИЯ
 Грунтами называют раздробленные горные породы, состоящие из различных по форме и крупности (менее 200 мм) минеральных частиц, пустоты между которыми заполнены водой (раствором) или водой и воздухом (газом). В несвязных грунтах (песчаные грунты) связи между минеральными частицами ничтожно малы, в связных грунтах (глинистых) прочность этих связей значительно больше, но во много раз меньше прочности самих частиц.
 Грунты обладают большой сжимаемостью и малой прочностью, что необходимо учитывать при возведении на них сооружений.
 Основания — это ограниченные по глубине и простиранию массивы грунтов, на которых возводят сооружения и которые от собственного веса, приложенных нагрузок и других воздействий претерпевают вертикальные и горизонтальные перемещения. Считается, что перемещения происходят только за счет перегруппировки и деформации скелета грунта (частиц вместе со связанной водой), а сами минеральные частицы несжимаемы. Основания делятся на естественные и искусственные. Первые используют в условиях природного залегания или после несложной предварительной подготовки, а вторые предварительно улучшают различными способами.
 Основание, состоящее из одного слоя грунта, называют однородным, а. из нескольких пластов — слоистым. „Слой, на котором возводят фундамент, называют несущим, а слои, расположенные ниже,— подстилающими. Прочность основания обусловливается прочностью несущего и подстилающих слоев грунта.
 5

Рис. 1. Схемы оснований и фундаментов
 а — слоистое основание; б — однородное основание; 1 — надземная часть сооружения; 2 — фундамент; 3 — граница рабочей части основания; 4 — несущий слой основания; 5 — подстилающие слои; DL — отметка планировочной поверхности; NL — отметка природного рельефа; FL — отметка подошвы фундамента; ВС — отметка яижней границы сжимаемой толщи; d, dn — глубина заложения фундамента соответственно от отметки планировки и природного рельефа; Л/ — высота фундамента; Нс — сжимаемая толща; о — на1 пряжение; е — относительная деформация грунтов
 Фундаментом называют расположенную ниже спланированной поверхности земли часть сооружения, воспринимающую нагрузку от наземной части и передающую ее на основание (рис. 1). Поверхность фундамента, на которую опирается конструкция, и поверхности уступов называют обрезами; поверхность опирания фундамента на основание — подошвой; расстояние от спланированной отметки земли до подошвы — глубиной заложения фундамента. В некоторых инженерных сооружениях фундамент составляет одно целое с сооружением и не может быть выделен в самостоятельную конструкцию (например, подпорные стены). В этих случаях основание рассматривается для всего сооружения.
 В пределах объема грунта, нагруженного вертикальной нагрузкой (см. рис. 1,а и б) и называемого рабочей
 6

Рис. 2. Схемы фундаментов
 а — мелкого заложения в открытой котловане; б — глубокого заложения; R, и Rf — сопротивления грунта по подошве фундамента и по боковой поверхности
 частью основания, развиваются напряжения и возникают деформации, вызывающие деформации сооружений. За пределами этого объема напряжения весьма малы и деформациями от них пренебрегают. Расстояние от подошвы фундамента до границы слоя, ниже которого деформации не учитываются, называют сжимаемой толщей. Если в пределах сжимаемой толщи залегает скала, то мощность этой толщи ограничивается поверхностью скалы.
 Объем грунтов, которые входят в рабочую часть основания, зависит от конструктивных решений, глубин заложения и размеров фундаментов, от формы их подошв, от особенностей приложения, интенсивности и направления нагрузок, от напластования и свойств грунтов основания, от других природных условий. Объем грунтов основания устанавливают применительно к каждому конкретному случаю для всего сооружения, отдельного фундамента или группы фундаментов, если они оказывают влияние друг на друга. Под каждым фундаментом, даже одного сооружения, эти объемы могут быть разными.
 Фундаменты, в зависимости от условий их возведения, особенностей работы и передачи нагрузки на основание, подразделяются на фундаменты, возводимые в открытых котлованах (их часто называют фундаментами мелкого заложения), и фундаменты глубокого заложения (рис. 2).
 з. 	Проектирование основания, фундаментов
 И НАЗЕМНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
 Основания, фундаменты и наземные конструкций работают совместно и должны проектироваться как одна составная конструкция. Для проектирования такой конструкции следует оценить особенности работы всей сис¬
 7

темы и каждой из ее составных частей в отдельности. Нужно уметь предвидеть, каким образом изменения в одной из частей системы скажутся на условиях работы других частей.
 Например, изменение жесткости-гибкости несущих конструкций (усиление конструкции, замена шарнирного опирания колонн на заделку, или наоборот, и т. д.), их размеров, условий нагружения, эксплуатации и пр. повлечет за собой изменение условий нагружения фундамента и как следствие напряженно-деформированного состояния грунтов основания. В свою очередь, изменение условий на строительной площадке под влиянием природных и антропогенных (деятельность человека) воздействий, изменит физические, механические и другие свойства грунтов, а следовательно, приведет к изменению деформаций оснований и фундаментов. Если при этом фундаменты сооружений будут иметь разные деформации, то произойдет перераспределение внутренних усилий в наземных конструкциях, в том числе и перераспределение нагрузок на фундаменты.
 Следует иметь в виду, что объем и очертание рабочей части оснований изменяются в процессе возведения и эксплуатации зданий и сооружений. Основание начинает формироваться с начала разработки котлована. Выемка грунтов уменьшает нагрузку на лежащие ниже грунты, они разуплотняются и дно котлована поднимается. По мере возведения фундаментов, наземных конструкций, монтажа оборудования и пуска объекта в эксплуатацию грунты уплотняются — формируется основание. Уплотнение грунтов основания протекает во времени. В глинистых грунтах это может продолжаться годы.
 Сформировавшийся объем и очертание основания под фундаментом могут меняться в результате изменений условий эксплуатации, от периодического действия временных нагрузок, в результате изменения природных условии в районе строительства и на отдельных строительных площадках и т. д. Деформации фундаментов и конструкций, находящихся под землей, обнаруживаются по дефектам в наземных конструкциях. Наибольшее затруднение при совместном проектировании оснований, фундаментов и наземной конструкции возникает в оценке работы грунтов оснований, выборе расчетных моделей основания и назначении расчетных характеристик грунтов, поскольку грунты по гЛу¬
 8

бине и простиранию имеют различное залегание. На одной строительной площадке на небольшом расстоянии могут встретиться совершенно разные инженерно-геологические условия. Кроме того, свойства грунтов непостоянны. Их физические и механические характеристики могут изменяться в процессе строительства и эксплуатации сооружения.
 Совместные методы проектирования оснований, фундаментов и наземных конструкций практически не разработаны. Исключение составляют расчеты конструкций на упругом (сжимаемом) основании. Однако эти расчеты трудоемки и не позволяют учесть все особенности составной конструкции. Из-за отсутствия простых приемов совместного проектирования систему «основание—фундамент—наземная конструкция» рассматривают как состоящую из двух частей: 	«основание — фундамент» и
 «фундамент—наземная конструкция».
 Проектирование части «основание—фундамент» ведется следующим образом. Применительно к инженерногеологическим, природный и другим условиям строительной площадки и с учетом особенностей зданий и сооружений выбирают тип и предварительную конструкцию фундамента — фундамент в открытом котловане или глубокого заложения. Для фундаментов в открытых котлованах выбирают тип основания (естественное или искусственно улучшенное), а для фундаментов глубокого заложения — глубину погружения. Устанавливают условия залегания грунтов и определяют расчетные характеристики. Используя существующие расчетные схемы и формулы, применительно к выбранным типам оснований и фундаментов, определяют внешние размеры фундаментов, глубину их заложения, размеры и форму подошвы в плане, а затем и возможные их деформации. Значения деформаций сопоставляют с предельно допустимыми перемещениями конструкций проектируемых зданий и корректируют.
 При проектировании части «фундамент — наземная конструкция» уточняются принятые размеры и конструкция фундамента. Фундамент рассчитывается как отдельный конструктивный элемент сооружения совместно с наземной конструкцией. Расчеты ведутся с учетом всех комбинаций нагружения и определяются наибольшие значения перемещений фундамента, которые сопостарлгются с деформациями основания при тех же сочетаниях
 , 9

нагрузок. В процессе проектирования размеры и конструкции фундамента и наземной части сооружений могут быть откорректированы.
 В итоге при проектировании последовательными расчетами надо добиться, чтобы деформации основания и перемещения фундамента были близки между собой и не превышали допустимые перемещения наземных конструкций.
 4. 	СВЯЗЬ КУРСА «ОСНОВАНИЯ И ФУНДАМЕНТЫ»
 С ДРУГИМИ ДИСЦИПЛИНАМИ
 Дисциплина «Основания и фундаменты» является как бы связующим звеном между естественными и техническими дисциплинами.
 Знание геоморфологии, инженерной геологии, гидрогеологии, климатологии и пр. позволяет оценить существующие природные условия строительной площадки и прЪгнозировать возможные их изменения под влиянием развития естественных процессов и антропогенных воздействий. Знание архитектуры, строительной механики, строительных конструкций, технологии, организации, экономики строительства и др. позволит всесторонне оценить особенности проектируемого здания или сооружения, его конструктивные решения и чувствительность к деформациям, наметить мероприятия для уменьшения этих деформаций и увеличения устойчивости конструкций, выбрать рациональный способ устройства основания и возведения фундаментов, а также наиболее экономичное решение всей системы.
 Ошибки, допущенные в оценке существующих и возможных изменений природных условий на строительной площадке, неправильная общая оценка особенностей зданий и сооружений и взаимодействия их конструкций с грунтами оснований могут повлечь за собой развитие недопустимых деформаций отдельных частей либо всего здания или сооружения и даже привести к авариям.
 Напряжения, деформации, устойчивость грунтов основания определяют с использованием закономерностей и теоретических решений прикладной механики грунтов (сыпучей среды).
 Курс прикладной механики грунтов является разделом общей механики, рассматривающей механические свойства грунтов как дисперсных (мелко раздроблен-
 10

них) тел и условия их работы под влиянием различных воздействий. Решения механики грунтов базируются на законах теории упругости, пластичности, ползучести и на закономерностях, присущих грунтам как дисперсным телам.
 В механике грунтов для решения практических задач, как и в других разделах механики, действительные условия работы грунтов заменяют расчетными схемами и моделями. В этих схемах и моделях принимают различные допущения и предпосылки, позволяющие использовать в решении математический аппарат, в том числе и ЭВМ.
 Для получения решений в замкнутом виде в математические выкладки часто вводят дополнительные упрощения. В результате рассчитываются не сами конструкции, а их расчетные модели. Достоверность решений зависит от соответствия расчетных схем или моделей действительным условиям работы грунтов оснований.
 В строительном деле решения механики грунтов используются для проектирования самых различных сооружений. Они применяются в промышленном и гражданском строительстве, гидротехническом, железнодорожном и автодорожном строительстве, строительстве аэродромов, космодромов, в горном деле и т. д.
 Используемые в курсе «Основания и фундаменты» решения механики грунтов отвечают простым расчетным схемам оснований со сравнительно простым залеганием грунтов по глубине и простиранию. Для более сложных напластований грунтов в расчетные схемы вводят дополнительные упрощения и поправки. Выбор расчетной схемы или модели и уточнение пределов их применимости являются важным этапом проектирования.
 Несмотря на некоторую условность расчетов, пренебрегать решениями механики грунтов не следует. С ич помощью можно, если не количественно, то качественно оценить особенности работы грунтов и серией последовательных расчетов с различными данными установить диапазон возможных изменений искомой величины.

Глава 1. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ ОБ ОСНОВАНИЯХ И ФУНДАМЕНТАХ
 § 1. СТРОИТЕЛЬНЫЕ СВОЙСТВА ГРУНТОВ
 Строительные свойства грунтов обусловливаются их раздробленностью и связями между минеральными частицами. Грунты практически не работают на растяжение и сопротивляются только сжимающим и сдвигающим усилиям.
 Сжимаемость грунтов оснований от нагрузок и других воздействий оценивается уплотнением минеральных частиц (более плотным их сложением), а прочность — сопротивлением их сдвигу (силами трения и сцепления между частицами и агрегатами частиц). Показатели сжимаемости и сдвига зависят от напряженного состояния грунта и, кроме того, от размеров, формы, плотности сложения минеральных частиц, влажности, температуры грунтов и прочих факторов.
 Сцепление глинистых грунтов обусловливается наличием первичных — водно-коллоидных и вторичных — кристаллизационных структурных связей между частицами. В песчаных грунтах связи малы и часто не учитываются; сопротивление этих грунтов сдвигу оценивается силами трения и зацепления между частицами. При нарушении естественной структуры первичные связи восстанавливаются практически сразу, а вторичные очень медленно (десятки и сотни лет), поэтому прочность грунтов в нарушенном состоянии всегда меньше прочности их в естественном состоянии.
 Под влиянием внешних воздействий грунты претерпевают деформации, которые подразделяются на два вида: деформации от внешней нагрузки (осадки, просадки, горизонтальные перемещения) и деформации от природных изменений и антропогенных воздействий, вызывающих вертикальные и горизонтальные перемещения поверхности грунтов (подъемы и опускания, оседания, горизонтальные смещения).
 Осадки — это деформации уплотнения грунта, которые происходят в результате небольших, преимущественно вертикальных перемещений его твердых частиц, без коренного нарушения структурного строения и выдавливания грунта из-под фундамента. Грунт сжимается за Счет уплотнения частиц, что приводит к упрочнению
 i2

и улучшению его строительных свойств. Для устойчивости (прочности) оснований сжатие грунтов безопасно.
 Просадки — это деформации, которые происходят в результате значительных вертикальных, а иногда и горизонтальных перемещений частиц грунта с коренным изменением его структуры и часто сопровождаются выдавливанием грунта из-под фундамента. Просадки развиваются не только под влиянием внешних нагрузок и собственного веса грунта, но и от дополнительных воздействий. Например, в структурно-неустойчивых грунтах они развиваются при нарушении связей между частицами (деформация лессовых грунтов при замачивании; мерзлых грунтов при оттаивании и т. д.). Просадочные грунты имеют свою специфику, которую необходимо учитывать при проектировании и строительстве.
 Горизонтальные деформации — сдвиг грунта — происходят в результате значительных, необратимых наклонных и горизонтальных перемещений частиц грунта, когда горизонтальные составляющие напряжений превышают сопротивление грунтов сдвигу. Сдвиг происходит от действия на основание горизонтальных и наклонных нагрузок, а иногда при значительных вертикальных перемещениях поверхности основания, например у фундаментов на сильно сжимаемых грунтах. Сдвиг сопровождается изменением сложения грунта, перемещаются отдельные, в ряде случаев большие объемы грунта, нарушается его сплошность, происходит местная или общая потеря его устойчивости.
 Подъемы и опускания — эти деформации связаны с изменениями объема некоторых грунтов при изменении их влажности (набухание или усадка) и при замерзании воды или оттаивании льда в порах грунта (морозное пучение и оттаивание).
 Оседания — деформации земной поверхности, вызываемые разработкой полезных ископаемых, изменением уровня подземных вод, карстово-суффозионными процессами.
 Для определения деформаций первого вида используют решения механики грунтов, которые приводятся в курсах «Основания и фундаменты».
 Прогнозировать вероятные размеры деформации второго вида довольно сложно, кроме использования отдель- ных решений механики грунтов требуется тщательный анализ местных условий, возможных изменений этих ус-
 13

6
 Ряс. 1.1. Кривая для* тельной прочности
 исследований. На размеры этих деформаций оказывает влияние и собственный вес грунта.
 Деформации грунтов развиваются во времени. Они продолжаются и после прекращения нагружения при действии постоянной нагрузки. Грунтам, особенно глинистым, свойственны явления последействия: ползучесть (увеличение деформации во времени при постоянной нагрузке) и релаксация (уменьшение напряжений при постоянной во времени деформации — «расслабление»).
 Увеличение осадки во времени при постоянной нагрузке объясняется постепенным отжатием воды из пор грунта в процессе уплотнения минеральных частиц (фильтрационная консолидация) и ползучестью скелета грунта, т. е. минеральных частиц с прочно связанными водноколлоидными оболочками (вторичная консолидация). Оба процесса протекают одновременно, но в большинстве случаев можно выделить преобладающий процесс и рассматривать его отдельно. Деформации ползучести постепенно затухают, если напряжения не превышают предела прочности (порог ползучести), и приводят к разрушению грунта при превышении этого предела.
 С явлениями ползучести и релаксации связаны понятия мгновенная аМгп, временная оВр (по Н. А. Цытовичу) и длительная <хдл прочность грунтов (рис. 1.1). Мгновенная прочность соответствует началу приложения нагрузки, временная соответствует любому времени действия нагрузки и развитию деформаций. Временная прочность стремится к постоянному значению — пределу прочности или просто длительной прочности.
 14

§ 2. УСЛОВИЯ РАБОТЫ ГРУНТОВ В ОСНОВАНИИ СООРУЖЕНИЙ
 Основания сооружений следует рассматривать применительно к условиям пространственной задачи. Грунты оснований от собственного веса и внешних нагрузок находятся в сложном напряженно-деформируемом состоянии. Любая точка или небольшой элемент грунта подвергается всестороннему действию сил, в результате чего в грунте возникают напряжения и деформации.
 Для всего массива грунта сооружение или отдельные фундаменты являются местной нагрузкой. Напряжения и деформации в основании зависят от размеров и формы подошвы фундаментов, интенсивности внешней нагрузки, положения рассматриваемой точки. Работа грунтов основания должна оцениваться применительно к пространственной, плоской или одномерной задаче. Грунты находятся в трехосном напряженном состоянии, но с различными значениями составляющих напряжений и размерами деформаций. В пространственной задаче деформации развиваются во всех направлениях, в плоской — в одной плоскости и в одномерной — только в вертикальном направлении.
 Во избежание ошибок при проектировании оснований необходимо предварительно уточнять особенности и условия работы грунтов и применительно к ним изучать и определять механические характеристики, используемые в расчетных формулах* Размеры и направления главных нормальных напряжений зависят не только от размеров подошвы фундамента, величины и направления действующих нагрузок, но и от положения элемента грунта в массиве. Поэтому в ряде случаев опытные образцы грунтов в приборах нужно ориентировать так, чтобы загружаемые плоскости совпадали с направлением главных напряжений. Особое значение это приобретает при определении прочностных характеристик в срезных приборах, где направление сдвига фиксированно. Поверхность сдвига грунтов основания имеет сложное очертание и на различных ее участках направления нормальных и касательных напряжений будут разными.
 § 3. ВЛИЯНИЕ УСЛОВИЙ НАГРУЖЕНИЯ НА ОСАДКУ ФУНДАМЕНТА
 При непрерывном возрастании давления на жесткий штамп (фундамент) неглубокого заложения, (dcQ>56)
 15

0
 Рис. 1.2. Зависимость осадки от давлений на штамп
 а — при непрерывном возрастании нагрузки; б — при разных условиях нагружения; в — при перерыве в нагружении; г — при цикле «нагружение - разгружение-нагружение»; 1 — для слабых грунтов; 2 — для плотных песков и твердых глин; 5—при ма* лых ступенях нагрузки; 4 — при одновременном приложении полной нагрузки; 5 — для пластичных пылевато-глинистых грунтов; 6 — для песков
 с постоянной скоростью (рис. 1.2, а) на графике нет четко выраженных значений предела пропорциональности Рпроп между осадкой (деформацией) и разрушающей нагрузкой рразр. Предел пропорциональности рпроп принимается условно на границе, где график имеет небольшую кривизну и может быть заменен прямым участком, а рразр — равной нагрузке, при которой происходит выпирание грунта из-под штампа или резкое увеличение осадки (более 10 см). В слабых, сильно сжимаемых грунтах граница между этими давлениями практически отсутствует, и грунт следует рассматривать как нелинейно деформируемое тело (кривая 1). В плотных же грунтах (кривая 2) интервал между давлениями рпроп и рразр бы-
 16

вает небольшой, что следует учитывать при назначении расчетного сопротивления грунта R.
 Увеличение осадок, особенно в глинистых грунтах, зависит также от характера приложения нагрузок (давления). При одинаковых давлениях наименьшие осадки будут при нагружении фундамента (штампа) небольшими ступенями нагрузок, с полным затуханием осадки от каждой ступени (рис. 1.2,6; кривая 3), наибольшие осадки — при одновременном приложении полной нагрузки (кривая 4). Это надо иметь в виду при возведении сооружений из укрупненных тяжелых блоков, надвижке готовых конструкций на фундаменты, больших временных нагрузках и в других подобных случаях. Вообще с увеличением скорости приложения нагрузки размеры осадки возрастают и чем медленнее возрастают нагрузки, тем большее давление можно приложить к фундаменту.
 В случае перерыва в приложении нагрузки осадка фундамента продолжается (рис. 1.2,б — отрезок аа\). В песчаных грунтах осадка затухает быстро (кривая 6), а в глинистых—медленно (кривая 5). При дальнейшем увеличении давления в некотором интервале (отрезок аф) осадка происходит медленнее, чем при непрерывном нагружении (отрезок ab).
 При последовательном нагружении-разгружении фундамента кривые нагрузки и разгрузки не совпадают, причем вторичное нагружение вызывает приращение осадки As (рис. 1.2, г). Кривая при этом имеет петлю гистерезиса, и полная осадка s складывается из упругой (восстанавливающейся) Synp и остаточной sOCr осадки. При многократном нагружении-разгружении фундамента постепенно уменьшаются остаточные осадки, а восстанавливающиеся деформации при этом стремятся к полной упругой осадке.
 На кривой зависимости осадки от размеров штампа можно выделить три участка (рис. 1.3): первый для малых штампов площадью А 400 см2—деформация происходит преимущественно за счет выпирания грунта изпод штампа; второй для штампов площадью Л=400-г,-г2000 см2; третий для штампов площадью А 2000 см2— деформации происходят в основном от уплотнения грунтов. Для штампов площадью до 10—15 м2, а иногда и более на третьем участке осадку можно считать пропорциональной площади фундамента.
 2—585
 17

Если в пределах третьего участка процесс разрушения грунта под узким н широким фундаментом принять одинаковым, то прочность основания последнего будет больше, так как в процесс сдвига вовлекается больший объем грунта, и предельному давлению будет соответствовать большая величина абсолютной осадки.
 У глубоких фундаментов характер осадки зависит от условий и глубины погружения. С увеличением глубины заложения осадка уменьшается; кривые зависимости s=f(p) становятся более пологими, на многих из них нет явно выраженных значений /7проп и рразр.
 § 4. ОЦЕНКА ПРОЧНОСТИ ГРУНТОВ ОСНОВАНИЙ
 По данным наблюдений деформации и потеря устойчивости оснований, сложенных плотными и средней плотности песками, под небольшими неглубокими фундаментами (ds0,5b) от вертикальных давлений р происходят в следующем порядке. В начале нагружения грунты основания сжимаются в результате небольших перемещений частиц вниз с незначительным отклонением от вертикали (рис. 1.4,а). Зона деформации по глубине превышает ширину фундамента. Чем плотнее грунт, тем большую глубину захватывает эта зона.
 При увеличении давлений у краев фундамента образуются области местного сдвига грунта (рис. 1.4,6), которые развиваются и захватывают все большие и большие участки. Одновременно под фундаментом за счет трения грунтов по его подошве формируется уплотненное грунтовое ядро, которое перемещается вместе с фундаментом и отделяется от окружающего грунта поверхностями скольжения или разрыва. При опускании ядро расклинивает окружающий грунт, способствует развитию областей сдвига и перемещению грунта по направлению наименьшего сопротивления — в сторону и вверх. В нто-
 18

Рис. 1.4. Схема развития деформаций в грунтах основания
 а — при уплотнении; б — при развитии местных областей сдвига; в — при потере устойчивости от центрально приложенной нагрузки; г— то же, от внецентреино приложенной нагрузки; 1 — зона сдвига; 2 — уплотненное ядро
 ге возникают поверхности скольжения, которые выходят за пределы подошвы; происходит выпирание грунта изпод фундамента — потеря устойчивости грунтов основания. Вследствие этого происходит резкое опускание фундамента, его смещение и поворот (рис. 1.4, в,г).
 Под фундаментами средней глубины заложения (d 2Ь) характер деформаций основания примерно такой же, но поверхность скольжения имеет S-образное очертание (рис. 1.5), а призма выпирания — более крутой наклон. При этом за счет перемещения большого объема грунта рпроп и рразр увеличиваются.
 В рыхлых песках разрушение происходит при небольшом давлении и больших осадках. Кривая s=f(p) имеет плавное криволинейное очертание, рпроп выражено неявно. Минеральные частицы уплотняют окружающий грунт и при патере устойчивости выпирание его на поверхность может не происходить. С увеличением плотности песка увеличивается значение р„роп, разница между Рпроп и Рразр уменьшается, потеря устойчивости наступает при малых осадках и больших значениях давления (см. рис. 1.2,а).
 2*
 19

Рис. 1.5. Схема развития деформаций в грунтах при различной глубине заложения фундаментов
 В основаниях из пластичных глинистых грунтов процессы деформации близки к рассмотренным. Потеря устойчивости оснований происходит в результате вязкопластичного выдавливания грунта и зависит от скорости приложения нагрузки: чем больше скорость ее приложения, тем при меньших давлениях будет происходить потеря устойчивости. При быстром нагружении глинистый грунт не успевает уплотниться, поэтому сопротивление его сдвигу невелико.
 В твердых глинистых грунтах картина разрушения основания примерно такая же, как и в плотных песках. Разрушение происходит в результате перемещения грунта после преодоления сопротивления сдвигу.
 Под фундаментами глубокого заложения (d>2b) в начале нагружения также происходит уплотнение грунта в условиях ограниченного бокового расширения и образование уплотненного ядра, однако перемещению минеральных частиц из-под фундамента в сторону и вверх препятствует пригрузка грунта, залегающего выше подошвы фундамента, вне его контура. Чем глубже заложен фундамент, тем большая сила необходима для смещения этого объема грунта. Выпора грунта на поверхность не
 20

происходит, области предельного равновесия развиваются в замкнутом объеме (см. рис. 1.5), частицы перемещаются, уплотняя окружающий грунт, и явной потери устойчивости грунта не наблюдается. Предельное давление на основание устанавливается по нарастанию осадки, когда фундамент вместе с упругим ядром и некоторым объемом грунта вдавливается в лежащие ниже грунты.
 Связь между осадкой фундаментов неглубокого заложения и развитием деформаций грунтов основания установлена Н. М. Герсевановым. В начале загружения, когда преобладают деформации уплотнения грунта, осадка фундамента увеличивается медленно, примерно прямо пропорционально давлению. С увеличением давления, с развитием деформаций сдвига осадка нарастает быстрее, и к моменту потери устойчивости грунтов основания вертикальные деформации приобретают максимальные значения.
 При непрерывном увеличении вертикального давления возникают (по Н. А. Цытовичу) две фазы напряженного состояния грунтов: I фаза — уплотнения и локальных сдвигов (участок ОА, рис. 1.6, а), II фаза — развития значительных сдвигов (участок А В), Если в пределах участка ОА прекратить нагружение, то при любом давлении наблюдается затухание осадки (рис. 1.6,6).
 На графике затухания осадки во времени во II фазе (рис. 1.6,б) можно выделить три участка: на первом участке Оа скорость деформации постепенно уменьшается; второй участок характеризуется изменением осадки с постоянной скоростью; на третьем участке происходит либо постепенное затухание осадки, либо прогрессирующие деформации, которые приводят к полной потере устойчивости основания. Кривая длительной (временной) прочности, соединяющая точки 63, 64 и 65, показывает, при какой нагрузке и через какой промежуток времени произойдет потеря устойчивости основания.
 Прочность основания оценивается начальным критйческим давлением рНачкр и предельным давлением рпред. Начальное критическое давление соответствует границе между I и II фазами (точка А на рис. 1.6, а), до которой преобладают безопасные для прочности грунтов деформации уплотнения. Превышение этого давления вызовет местную потерю устойчивости грунтов.
 В I фазе в грунтах оснований преобладают деформации уплотнений, ни в одной точке не развиваются пласти¬
 21

В)
 Рис. 1.6. Кривые изменения осадки
 а —■ при увеличении давления; б — во времени в 1 фазе напряженного состояния грунтов основания; в — то же во II фазе
 ческие деформации, грунты находятся в устойчивом состоянии. В этой фазе полагают линейную зависимость между напряжениями и деформациями (Рначкр» Рпроп) I к ним применяют теорию линейно деформируемых тел.
 Во II фазе кроме уплотнения развиваются деформации сдвига, происходят местные потери устойчивости. С дальнейшим увеличением давления грунт переходит в состояние предельного равновесия, которое оценивается предельным давлением Рпред.
 Предельное давление рпреД соответствует полному использованию несущей способности основания (точка В на рис. 1.6,а). Незначительное его превышение вызовет потерю устойчивости основания, произойдет ла¬
 22

винный сдвиг большого объема грунта по поверхности, на которой действующие напряжения превысят предельные сопротивления сдвигу.
 Устойчивость основания рПреД и Рраэр оценивается по теории предельно напряженного состояния грунтов.
 В основу формулы для определения рНач.кр при действии вертикальных нагрузок положено теоретическое решение, полученное Н. П. Пузыревским для песков и развитое Н. М. Герсевановым для пылевато-глинистых грунтов:
 Рнач.кр = ctgqjjj — я/2 + фц (И d + 	+ 	гтах 	Vn)» 	0 	• 	О
 где Yii — усредненный удельный вес грунтов, залегающих выше подошвы (может быть засыпка пазух котлована); \и» фн. си—удельный вес, угол внутреннего трения и удельное сцепление (для песков— параметр линейности) грунта, залегающего под подошвой фундамента; d — глубина заложения фундамента; Zmax — максимальная ордината развития области предельного равновесия в грунте основания.
 Решение получено для условий плоской задачи при нагружении однородного основания вертикальной равномерно распределенной нагрузкой (ленточный фундамент). Напряжение уплотнения в основании определяется по формулам теории линейно деформируемого тела, а потеря устойчивости — по теории предельного напряженного состояния (II фаза).
 В расчетной схеме (рис. 1.7) приняты следующие допущения: фундамент находится на поверхности массива грунта; удельный вес грунта, залегающего выше подошвы, заменен пригрузкой q = y'ud\ трение грунта по подошве фундамента отсутствует; давление распределено по подошве фундамента равномерно и не зависит от его жесткости.
 Равномерное давление на основание, при котором зарождаются области предельного равновесия (по
 Н. 	П. Пузыревскому), будет при zmax=0. Это давление в механике грунтов принимается за предел пропорциональности между напряжениями и деформациями грунтов основания.. Давления, вычисленные по формуле (1.1), за счет принятых предпосылок и допущений получаются заниженными и, как показала практика, могут быть повышены.
 Нормативное сопротивление грунтов Rn определяют в предположении, что гта*=0,25&, а расчетное R — с
 23

Рис. 1.7. К определению начального критического давления на грунты основания
 1 — начало развития областей предельного разновесия в грунтах основания; 2 — допустимое развитие этих областей
 введением дополнительных коэффициентов, учитывающих свойства грунтов основания и расчетную схему сооружения.
 5. КОНТАКТНЫЕ ДАВЛЕНИЯ
 Взаимное влияние оснований и фундаментов в расчетах заменяют контактными давлениями по подошве фундамента и на поверхности основания (рис. 1.8). Контактные давления зависят от напряжения в основании, интенсивности и условий приложения нагрузки и жесткости конструкции.
 Абсолютно гибкая конструкция (например, слой сухого песка) следует за прогибом поверхности основания и не оказывает влияния на деформацию и распределение напряжений в грунтах. Эпюра контактных давлений под ней повторяет очертание приложенной
 24

Рис. 1.8. Схема действия контактных давлений
 1 — фундамент; 2 — основание; 3 — контактные давления
 Рис. 1.9. Схема действия эпюры контактных давлений при возрастании нагрузки на фундамент
 1 — очертание эпюры по теории упругости; 2 — очертание эпюрц при давлениях, меньших риач Кр‘, 3 — то же при давлениях, близких к предельным; 4 — эпюра средних значений контактных давлений
 нагрузки. Абсолютно жесткая конструкция изменяет деформацию поверхности основания. При центрально приложенной нагрузке она опускается равномерно, а при внецентренной — с дополнительным уклоном, что вызывает перераспределение контактных давлений.
 Под жестким штампом по теории упругости эпюра давлений в середине имеет минимальное, а по краям — бесконечно большие значения напряжений (рис. 1.9). По В. А. Флорину, очертание эпюры трансформируется в зависимости от развития областей предельно напряженного состояния в основании. При небольших давлениях ее очертание близко к теоретическому, но с конечными величинами по краям. С увеличением нагрузки (при зарождении областей предельно напряженного состояния грунтов под фундаментом) давления по краям уменьшаются, и эпюра контактных давлений приобретает седлообразное очертание. По мере увеличения нагрузки области предельно напряженного состояния развиваются, смещение частиц грунта из-под фундамента увеличлвается, напряжения в средней части возрастают быстре, чем по краям, и эпюра контактных давлений постепенно теряет седлообразное и приобретает параболическое и даже колоколообразное очертание
 25

Тем. рис. 1.9). Переход от седлообразной эпюры к параболической происходит примерно при средних давлениях, близких к Рнач.кр.
 Особенности развития контактных давлений под фундаментами глубокого Заложения изучены недостаточно. Можно предположить, что очертание этих эпюр меняется более плавно и даже при весьма больших давлениях близко к седлообразному.
 Для основания контактные давления являются местной нагрузкой. Осадка основания больше зависит от величины, направления и места приложения равнодействующей нагрузки к фундаменту, чем от условий распределения давлений по подошве. Поэтому при подборе основных размеров фундамента и расчете оснований эпюру контактных давлений условно принимают изменяющейся по линейному закону, а ее ординаты определяют по формулам сопротивления материалов для простого и сложного сжатия, т.е. считают ее такой же, как под гибкой конструкцией. При расчете конструкций фундаментов и их армирования замена очертания эпюры может существенно повлиять на результаты, поэтому следует учитывать влияние жесткости фундамента на распределение контактных давлений.
 § 6. НАПРЯЖЕНИЯ В ГРУНТАХ ОТ ВНЕШНЕЙ НАГРУЗКИ
 Напряжения в грунтах оснований от внешней нагрузки при давлениях, не превышающих значение /?, допускается определять по формулам теории линейно деформируемых тел. Напряжения, по этим формулам, соответствуют конечным осадкам. Из-за необратимости деформаций и изменения их во времени формулы, строго говоря, применимы для однократного приложения нагрузок. Поэтому принципом независимости действия сил можно пользоваться в тех случаях, когда все нагрузки приложены одновременно и определяются их суммарные напряжения. Суммировать напряжения от нагрузок, приложенных с интервалами, следует с учетом деформаций и изменений свойств грунтов от предыдущих нагружений.
 Напряженные состояния оснований для пространственной задачи (рис. 1.10) характеризуются тремя нормальными ах, <уу> сгz и шестью попарно равными между co6cfi касательными %гу=тУг> Txz=Tzx, хху=хух напря¬
 26

г
 Рис. 1.10. Составляющие напряжений в толще основания для пространственной задачи
 жениями; для плоской задачи (плоская деформация !) — двумя нормальными оу, oz и двумя равными касательными ту*=т*у напряжениями (рис. 1.11).
 Осадку грунтов основания в большинстве случаев определяют только от вертикальных нормальных напряжений огр, которые в любой точке основания, на любой глубине находят по формуле
 °zP s аРо» 	0-2)
 1 Примером плоской деформации могут служить подпорные стенки, ленточные фундаменты и другие конструкции, имеющие по длине постоянные площадь поперечного сечения, нагрузки и грунты.
 27

	у Рис. 1.11. Составляющие напряжений в толще основания для плоской задачи
 где ро — давление на подошве фундамента, вызывающее осадку; а — коэффициент рассеивания напряжений, зависящий от вида нагружения, формы подошвы фундамента и координат точки, в которой определяют напряжение.
 Для некоторых видов нагрузок значения а приведены в табл. 1.1—1.6 приложения I. Комбинируя эти нагрузки, можно найти суммарные напряжения для другие видов нагружения. Для тех нагрузок, которые не даны в таблицах, напряжения в основании можно определить методами угловых точек и элементарного суммирования напряжений.
 Метод угловых точек можно использовать для двух расчетных схем. Первую схему используют в тех случаях, когда загруженную площадь можно разделить на ряд прямоугольников, а вторую схему — если площадь делится на ряд прямоугольных треугольников. Существующие таблицы позволяют определить коэффициенты рассеивания напряжений а под угловыми точками Мс.
 Применяя первую схему, нагруженную площадь делят на ряд прямоугольников (I, II, III, IV) так, чтобы для каждого прямоугольника расчетная вертикаль и точка М, в которых определяются напряжения, были угловыми (рис. 1.12). Нагрузка на прямоугольных площадках может быть в виде прямоугольной, треугольной или трапецеидальной призмы. С помощью табл. 1.1 и 1.3 приложения I определяют напряжения в точке Мс от каждого нагруженного прямоугольника, а затем, пользуясь принципом независимости действия сил, суммируют их. Для точек, расположенных на вертикалях, находящихся в пределах контура прямоугольной нагруженной площади (см. рис. 1.12):
 :оот4ётствующего прямоугольника.
 28

Мс Ж
 Рис. 1.12. Членение площади нагружения на прямоугольники для определения напряжений методом угловых тбчек
 Рис. 1.13. Членение площади нагружения для определения напряжений методом угловых точек
 а — для точек, лежащих на оси, проходящей через контур нагруженного прямоугольника; б — то же на оси, расположенной вне нагруженного прямоугольника
 Для вертикалей, расположенных на контуре прямоугольной нагруженной площади, напряжения суммируются от двух прямоугольников I и II (рис. 1.13, а). Для точек вне нагруженной площади добавляют фиктивную нагрузку таким образом, чтобы вертикаль с точкой Ме совпадала с контуром новой прямоугольной нагруженной площадки (рис. 1.13,6). Напряжение в точке Мс определяют суммируя напряжения от прямоугольников I и II с действующей и фиктивной нагрузкой, а затем вычитая напряжения от прямоугольников III и IV с фиктивной нагрузкой:
 azP = а\Ро+ «" р0 + Р0 — Ро- 	<*• 	4>
 Вторую схему используют для определения сжимающих напряжений на оси, проходящей через любую точ-
 29

Уо
 ЛМ/Хд-'Уцо)
 Z
 Рис. 1.14. К определению напряжений элементарным суммированием
 ку М в пределах и вне площади многоугольника, от действия равномерно распределенной нагрузки. В этом случае площадь многоугольника делят на ряд прямоугольных треугольников так, чтобы один из острых углов совпадал с точкой М, через которую проходит расчетная вертикаль.
 Для определения напряжений на оси, проходящей через острый угол прямоугольника, составлены соответствующие таблицы и дальнейший расчет ведется так же, как и по первой схеме.
 В приложении I приведена также табл. 1.5, позволяющая определить напряжения в точке М, расположенной в центре тяжести равнобедренного треугольника.
 По методу элементарного суммирования можно приближенно определить напряжения для любой нагрузки. Для этого нагруженную площадь делят на элементарные, преимущественно квадратные, площадки конечных размеров. Распределенную нагрузку на каждой площадке заменяют сосредоточенной силой, приложенной в центре тяжести нагрузки (рис. 1.14). Напряжение в любой точке основания определяется как сумма напряжений от этих сосредоточенных сил:
 i=n 	i=n 	р
 2Х- ~jr - 	os)
 где Pi — сосредоточенная сила, приложенная на элементарной, пло-
 30

щадке; г — расстояние от поверхности приложения силы до рассматриваемой точки; Ki — табличный коэффициент, зависящий от отношения т/г (см. табл. I. 6 приложения I); /- — горизонтальное расстояние от точки, где приложена сила, до оси, на которой определяют напряжения.
 Для устранения искажений результатов расчета от замены распределенной нагрузки на элементарной площадке сосредоточенной силой напряжение следует определять начиная с глубины, вдвое большей ширины данной площадки (zi2bt).
 Точность расчета зависит от числа элементарных площадок. По сравнению со строгим решением ошибка от замены распределенной нагрузки сосредоточенной силой с удалением от места ее приложения уменьшается. Так, например, величина этой ошибки в зависимости от отношения IJr (h — длина элементарной прямоугольной площадки) составляет:
 Цт ... 	1/2 	1/3 	1/4
 ошибка, % 	6 	3 	2
 Для облегчения вычислений напряжений элементарным суммированием от нагрузки, приложенной на площади со сложным очертанием, можно пользоваться разработанными графиками.
 Приведенные выше формулы и способы определения напряжений распространяются не только на однородные, но и на слоистые основания. Исключение составляют основания, подстилаемые на небольшой глубине скальными породами. В этих случаях в толще основания происходит концентрация напряжений.
 Напряжения в толще основания изображаются в виде эпюр по вертикальным и горизонтальным осям (рис. 1.15) и кривых равных напряжений (рис. 1.16). При симметричных нагрузках напряжения тоже симметричны и определяются для половины основания.
 Для построения эпюр определяют напряжения в точках, для которых в таблицах приложения I приведены коэффициенты а, откладывают их в выбранном масштабе и соединяют плавной кривой. Наибольшее изменение напряжений происходит в зоне, примыкающей к подошве фундамента. В этой зоне расстояние между точками берется через 0,2—0,4 ширины или диаметра фундамента (расстояния соответствуют интервалам в таблицах). С удалением от подошвы эти расстояния можно увеличить.
 31

Hb
 2Ъ
 яиш'лш
 S 2Ъ
 /
 W
 щ
 '0,19Ро 1(
 /
 V
 0,31
 !
 1
 \0,з J 0,21/
 \
 ОЩ '
 0,2
 0,16
 0,Що
 V
 0,13
 p,12pj
 \
 X
 ,0.11 А
 0,09Ра
 Рис. 1.15. Эпюры распре деления напряжений под полосовой нагрузкой
 а — по вертикальной оси; б — по горизонтальным осям
 0,06рв 0,08р0 0,11 р» 0,1 ро
 0,09Ро
 0,1 Ро
 Рис. 1.16. Кривые одинаковых вертикальных напряжений (изобары) под полосовой нагрузкой

Рис. 1.17. Эпюры природных давлений
 а — при однородном основании; б — при слоистом основании; в — при наличии подземных вод на глубине h\ г — при наличии водонепроницаемого слоя; 1 — уровень подземных вод; 2 — водонепроницаемый грунт
 Линии одинаковых напряжений строят на прямоугольной сетке, в узловых точках которой определяются напряжения. Стороны квадратов назначают так, чтобы отношение их длин к размерам фундамента соответствовало табличным, для которых приведены значения коэффициентов а. Если в этих точках значения напряжений получились дробными, то на вертикальных и горизонтальных линиях находят положение точек с напряжениями, выраженными целыми числами. Точки с одинаковыми напряжениями соединяют плавными кривыми.
 § 7. ПРИРОДНОЕ ДАВЛЕНИЕ ГРУНТОВ
 Природным (бытовым) давлением называют напряжения от веса лежащих выше грунтов в естественных условиях (рис. 1.17).
 Природное давление в однородном грунте на глубине h
 Vzg = Vh. 	(1.6)
 а 	на 	контакте слоев п и м+1 в неоднородных 	основа¬
 ниях
 <**gn = ?1 ht + у2 h2 +...+ Уп hn, 	(1.7)
 где Yu 	Y2> 	•=•» 	Уп — удельные веса лежащих выше 	слоев грунта; hlt
 пг,fin — мощности слоев этих грунтов
 Эпюра природного давления в первом случае изо¬
 8—585
 33

бразится прямой, проходящей через начало, координат (см. рис. 1.17,а), а во втором — ломаной линией с точ* нами перегиба на границах слоев (см. рис. 1.17,6).
 Удельные веса грунтов, залегающих ниже уровня подземных вод, определяются с учетом взвешивания твердых частиц:
 Т,ь=(Т.-1У/(1+в). 	0-8)
 где у» и V® — удельные веса минеральных частиц грунта и воды; е — коэффициент пористости.
 Если удельный вес грунта у определен в естественном состоянии с заполнением всех пор водой (степень влажности 5,= 1), то во взвешенном состоянии ySb = =у—у w.
 Природное давление в этом случае определяют по формуле (1.7), рассматривая пласт с подземными водами, состоящим из двух слоев с разным удельным весом
 V 	и ySb■ Эпюра природного давления на уровне подземных вод имеет резкий перелом, ниже которого линии эпюры более отвесны (см. рис. 1.17,в).
 Если в толще основания находится водонепроницаемый слой — глина и суглинок в твердом состоянии, то на его кровлю передается давление от грунта и подземных вод (см. рис. 1.17,г). Тогда формула (1.7) запишется в виде:
 &гв ~ аг8(п—1) (Ysb "Ь Yce>) Лш* 	0-9)
 Природное давление определяют от природной поверхности земли, исключение составляют площадки со свежеотсыпанными насыпями. Под этими площадками естественные грунты еще не уплотнились, и природное давление следует определять от естественной поверхности, которая была до отсыпки.
 Глава 2. ПРЕДЕЛЬНЫЕ СОСТОЯНИЯ ОСНОВАНИЙ И ФУНДАМЕНТОВ
 § 8. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ
 Напряженно-деформированные состояния, при которых конструкции сооружений и их оснований перестают удовлетворять установленным нормативными документами требованиям, в результате чего становятся непри¬
 34

годными к эксплуатации, называют предельными состояниями и подразделяют на две группы. Первая группа по потере несущей способности — потеря устойчивости или формы, всевозможные виды разрушений, ползучесть или текучесть материала, чрезмерное раскрытие трещин и другие подобные дефекты всего сооружения или отдельных конструкций. Вторая группа по непригодности к нормальной эксплуатации — недопустимые перемещения трещины, колебания, затрудняющие нормальную эксплуатацию всего здания и сооружения или отдельных участков.
 Проектирование оснований вместе с фундаментом по предельным состояниям заключается в выборе таких типов оснований и в назначении таких размеров фундаментов, которые обеспечат нормальную эксплуатацию зданий или сооружений. Деформации наземных конструкций от самого невыгодного сочетания нагрузок должны быть близки предельным значениям, но не превышать их. Проектирование следует вести с учетом природных особенностей строительной площадки, особенностей конструктивных решений и требований эксплуатации зданий или сооружений, производства работ. Обеспечить все эти требования можно только при совместном расчете основания и фундамента как единой системы. Такие расчеты практически отсутствуют, поэтому систему расчленяют по контакту «основание — подошва фундамента» (см. рис. 1.8) и рассчитывают отдельно основание (с учетом особенностей фундамента и наземных конструкций) и отдельно фундамент (с учетом особенностей оснований и наземных конструкций). Последовательными расчетами необходимо добиваться, чтобы перемещения грунтов основания не вызывали предельных состояний в сооружении в целом и в отдельных конструкциях. Эти требования наиболее полно удовлетворяются при проектировании оснований по предельным состояниям.
 Предельные состояния оснований существенно отличаюуея от предельных состояний строительных конструкций. Это объясняется различными условиями работы материалов в строительных конструкциях и грунтов в основаниях, разными их физико-механическими свойствами, разными критериями оценки прочности и деформативности оснований и возводимых на них фундаментов и наземных конструкций.
 в*
 35

Чрезмерные осадки, сдвиги и выпирания грунта изпод сооружения не означают полную потерю несущей способности основания. Перемещение и перераспределение объемов грунта, восстановление первичных связей между частицами приводит к новым условиям равновесия. Грунты, даже после весьма больших перемещений, оказывают сопротивление внешним нагрузкам, т. е. обладают несущей способностью. Между тем развитие осадок и потеря устойчивости грунтов основания могут повлечь за собой недопустимые деформации, частичную или полную потерю устойчивости возводимых на них зданий, сооружений, отдельных конструкций. Поэтому предельные состояния оснований устанавливаются в результате анализа совместной работы основания (вместе с фундаментом) и наземной конструкции, сообразуясь с требованиями, предъявляемыми к проектируемым объектам. Перемещения грунтов основания не должны вызывать потерю устойчивости и недопустимые деформации сооружений. Определенных соотношений между устойчивостью и деформациями грунтов основания не существует, поэтому для проектирования оснований (вместе с фундаментом) устанавливаются два предель* ных состояния. Первое — по несущей способности, которое оценивает прочность, устойчивость грунтов основания вместе с фундаментом, второе—по деформациям, которое оценивает все возможные деформации оснований вместе с фундаментами для проектируемого здания или сооружения.
 Дополнительная надежность и безопасные деформации сооружений обеспечиваются введением нескольких расчетных коэффициентов.
 Большая сжимаемость грунтов под нагрузкой выдвигает на первое место по своей значимости расчеты оснований по второму предельному состоянию — по деформациям. Однако развитие деформаций менее опасно, чем потеря устойчивости, которая часто возникает внезапно и быстро выводит из строя здания и сооружения, тогда как деформации развиваются постепенно, и своевременное принятие мер позволяет их остановить.
 § 9. ПРЕДЕЛЬНОЕ СОСТОЯНИЕ ОСНОВАНИЙ ПО ДЕФОРМАЦИЯМ
 Проектирование по деформациям (второе предельное состояние) обязательно для оснований всех зданий
 36

и сооружений. Оно ведется из условия развития предельных деформаций (по прочности и эксплуатационным условиям) в конструкциях зданий и сооружений. Требования проектирования сводятся к ограничению осадок оснований и следующих за ними деформаций фундаментов и надфундаментных конструкций значениями, гарантирующими нормальную эксплуатацию зданий и сооружений. Осадки оснований не должны вызывать предельные состояния и недопустимые изменения проектных уровней и положений отдельных конструкций, элементов и всего здания или сооружения в период строительства и эксплуатации.
 При проектировании по деформациям определяют размеры и характер перемещений различных точек на контакте поверхности основания с фундаментом, устанавливают виды и предельные значения возможных деформаций проектируемых сооружений.
 Расчет по деформациям заключается в выполнении условця
 s<sut 	(2.1)
 т. е. все виды деформаций наземных частей зданий и сооружений (абсолютные и относительные осадки, крены, прогибы, выгибы и т.д.) в период строительства и эксплуатации s, возникающие в результате равномерных и неравномерных осадок грунтов основания при действии невыгодных комбинаций нагрузок, не должны превышать предельно допустимые значения su на рассматриваемое время.
 Левая часть неравенства (2.1) характеризует деформируемость основания; она учитывает общие инженерно-геологические условия площадки, особенности напластования и свойств грунтов основания, ожидаемые изменения геологических условий. Правая часть неравенства (2.1) учитывает особенности проектируемых зданий и сооружений, их конструктивные схемы, пространственную жесткость, условия работы и напряженные состояния наземных частей зданий или сооружений, чувствительность их к деформациям, предъявляемые эксплуатационные и технологические требования. Чем ближе будут совпадать левая и правая части неравенств, тем экономичнее будут запроектированы основание и фундамент.
 В зависимости от чувствительности зданий и соору¬
 37

жений к абсолютным и относительным осадкам, от предъявляемых технологических и эксплуатационных требований условия предельных состояний их оснований по деформациям будут различными.
 Предельные состояния по деформациям должны назначаться в результате комплексного анализа совместной работы основания и наземной конструкции сооружения с учетом их взаимодействия друг с другом, свойств основания и особенностей сооружения. При этом необходимо учитывать пространственную жесткость сооружения, влияние этой жесткости на величину деформаций, влияние неравномерных вертикальных перемещений отдельных частей сооружения или отдельных опор на перераспределение напряжений и изменение величин деформаций всего сооружения.
 На начальной стадии проектирования можно изменять значения взаимно связанных между собой правой и левой частей неравенства и рассматривать их изолированно. Например, зная предельную (допустимую) деформацию какой-либо конструкции, можно подобрать близкую к ней ожидаемую осадку основания, изменяя в нужном направлении конфигурацию и основные размеры фундамента и тем самым оказывая непосредственное влияние на левую часть неравенства. Зная примерные значения ожидаемых осадок, можно подобрать соответствующую конструктивную схему сооружения, увеличить его жесткость-гибкость, применить сплошные фундаменты, неразрезные, разрезные, шарнирные и другие конструкции, оказывая влияние на правую часть неравенства (2.1).
 Осадки основания могут привести к равномерным и неравномерным опусканиям отдельных фундаментов, группы фундаментов и вызвать различные деформации конструкций сооружения, что должно быть учтено при проектировании.
 Деформации оснований определяются методами механики грунтов с использованием теории линейно деформируемых тел.
 <0. ПРЕДЕЛЬНОЕ СОСТОЯНИЕ ОСНОВАНИЯ ПО НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ
 Надежность и прочность оснований обусловливаются их устойчивостью. Потеря устойчивости оснований
 38

Рис. 2.1. Основания сооружений, рассчитываемые на устойчивость
 а«— основание сооружения с постоянно действующей горизонтальной нагрузкой; б — основание сооружения, ограниченное откосом (штриховой линией показаны поверхности возможных потерь устойчивости грунтов)
 может быть вызвана выпиранием грунта из-под фундамента, оползанием, просадкой и другими причинами, что приводит к общей потере устойчивости основания вместе с сооружением, к недопустимым деформациям всего сооружения или отдельных его частей.
 Проектирование по устойчивости обязательно для зданий и сооружений, на основания которых передаются постоянные или периодически действующие горизонтальные нагрузки (подпорные стены, набережные, эстакады и пр.), а также когда основания ограничены откосами или ослаблены выработками, подземными сооружениями, коммуникациями (рис. 2.1).
 Проектирование по несущей способности сводится к назначению таких размеров подошвы фундаментов или сооружений, при которых от действия самых невыгодных комбинаций нагрузок обеспечивается устойчивость основания. Для этого должно быть соблюдено условие
 F<ycFu/Vn, 	<2.2)
 где F — расчетная нагрузка, действующая на грунт основания от всех наиболее невыгодных сочетаний нагрузок; Fu — предельное сопротивление грунтов основания в направлении действующей нагрузки; ус и уп — соответственно коэффициент условий работы и коэффициент надежности по назначению сооружения.
 Левая часть условия (2.2) учитывает специфику проектируемых зданий и сооружений, особенности действующих нагрузок эпюры контактных давлений. Значение F определяется статическим расчетом конструкции. Правая часть неравенства (2.2) учитывает особенности
 39

естественных оснований, напряженное состояние грунтов, прочностные свойства отдельных слоев и возможные их изменения. Значение Fu определяется методами теории предельного равновесия грунтов.
 Потеря устойчивости грунтов основания сопровождается резкими неравномерными осадками зданий и сооружений и вызывает недопустимые деформации или потерю устойчивости отдельных элементов, конструкций или всего сооружения. Предельные состояния сооружений и основания по устойчивости совпадают, поэтому они устанавливаются из условия потери устойчивости грунтов оснований.
 Устойчивость оснований обеспечивается снижением предельной нагрузки на грунты до безопасной, для чего в расчет вводятся коэффициенты, которые как бы уменьшают несущую способность основания по сравнению с действительной.
 На устойчивость грунтов основания оказывают влияние не только особенности сооружения, характер нагружения, размеры, форма и наклон его подошвы, но и прочностные' свойства грунтов, их напластования, уровень подземных вод и прочие факторы, поэтому заранее установить наиболее неблагоприятное сочетание нагрузок бывает трудно и требуется проведение последовательных расчетов для различных размеров и типов фундаментов.
 11. ПРЕДЕЛЬНЫЕ СОСТОЯНИЯ ФУНДАМЕНТОВ
 Предельные состояния и расчеты фундаментов рассматривают с двух позиций: из условия совместной работы их с наземными конструкциями и грунтами оснований; из условия совместной работы со зданиями или сооружениями. В первом случае они входят в состав ‘системы «основание — фундамент — наземная конструкция» и учитываются в проектировании основания 'по предельным состояниям. Во втором случае они рассматриваются и рассчитываются совместно с наземными конструкциями.
 Фундаменты проектируются по двум группам предельных состояний: первая — по несущей способности; вторая — по пригодности к нормальной эксплуатации. Предельные состояния фундаментов несколько отличаются от предельных состояний оснований.
 40

Расчет по первой группе предельных состояний выполняется, чтобы предотвратить:
 все возможные виды разрушения самого фундамента (хрупкого, вязкого и пр.) от наиболее невыгодных сочетаний силовых факторов и неблагоприятных воздействий, применительно к общим требованиям для строительных конструкций и материалов, из которых они изготовляются (железобетон, бетон, каменная кладка);
 все возможные потери устойчивости фундамента вместе со зданием и сооружением; проверке подвергается следующее: устойчивость фундамента вместе с основанием на глубинный сдвиг; устойчивость фундамента вместе с сооружением на плоский сдвиг в результате перемещения подошвы фундамента по грунту основания, когда сдвигающие силы превышают удерживающие; устойчивость против смешанного сдвига, когда под одной частью сооружения происходит плоский, а под другой (за счет развития местных пластических деформаций) глубинный сдвиг; устойчивость на опрокидывание сооружений с высоко расположенным центром тяжести (мачты, дымовые, трубы, водонапорные башни и другие подобные сооружения); устойчивость против всплывания при заложении фундамента ниже уровня подземных вод, в основном пустотелых конструкций (тонкостенные оболочки, подземные резервуары, водозаборные сооружения, заглубленные насосные станции и т. п.); такая проверка необходима, главным образом, во время производства работ, когда сооружение полностью не загружено, не замоноличены перекрытия и другие элементы конструкции.
 Расчет по второй группе предельных состояний выполняется для предотвращения образования чрезмерного или продолжительного раскрытия трещин, что особенно важно для фундаментов, которые находятся в неблагоприятных условиях, и в тех случаях, когда образование трещин может привести к интенсивной коррозии арматуры и сокращению срока службы фундамента.
 Расчеты по деформациям проводятся для ограничения чрезмерных перемещений (прогибов, углов перекоса, поворота и пр.) фундаментов с обязательным учетом влияния деформаций и устойчивости грунтов основания.
 41

4 12. ПОСЛЕДОВАТЕЛЬНОСТЬ ПРОЕКТИРОВАНИЯ ОСНОВАНИЯ И ФУНДАМЕНТОВ
 Рассмотренные условия работы грунтов позволяют сделать ряд выводов, которые необходимо учитывать при проектировании оснований.
 Прочность и устойчивость грунтов основания оценивается двумя показателями: расчетным сопротивлением R и предельным сопротивлением грунтов Fu. При подборе размеров подошвы фундамента и определении осадки значение расчетного сопротивления R в отдельных случаях может быть повышено, но с проверкой проектируемого основания на устойчивость. При давлении по подошве фундамента, меньшем расчетного сопротивления грунта, для определения напряжений и деформаций грунтов допускается применять теорию линейно деформируемых тел. Предельное сопротивление грунтов основания определяется для условий полной потери его устойчивости, надежность основания при этом гарантируется введением нескольких коэффициентов надежности.
 Проектирование оснований и фундаментов нельзя ограничить только определением по расчетным сопротивлениям размеров фундаментов, необходимо учитывать и другие, рассмотренные выше требования.
 По Б. И. Далматову, при проектировании и устройстве оснований и фундаментов необходимо комплексно учитывать три условия: что строится (чувствительность сооружения к равномерным и неравномерным осадкам), где строится (инженерно-геологические и другие природные условия строительной площадки), как строится (особенности производства работ по устройству фундаментов, выполнение земляных работ и строительство всего сооружения, мероприятия по сохранению природной структуры грунтов и охраны окружающей среды).
 Одновременно учесть все необходимые требования не представляется возможным, поэтому проектирование состоит из ряда последовательных этапов, которые включают в себя отдельные операции, прикидочные и проверочные расчеты. При выполнении каждого этапа надо учитывать требования других этапов, увязывая их между собой.
 Проектирование оснований и фундаментов целесообразно вести в следующем порядке.
 42

1. 	Оценка инженерно-геологических условий строительной площадки. Рассматривается общее строение площадки, характер напластования грунтов и их возраст, возможное течение геологических процессов и их влияние на деформируемость и устойчивость грунтов; определяются вид, физико-механические свойства и состояние отдельных слоев грунта; уточняются уровень подземных вод, их сезонное и многолетнее колебание, возможное изменение уровня при эксплуатации сооружения, агрессивность воды по отношению к строительным материалам и другие данные, характеризующие основание.
 2. 	Ознакомление с проектируемым зданием или сооружением. Выявляются особенности здания и сооружения; уточняются размеры, материал основных конструкций и элементов, конструктивные и расчетные схемы; анализируется жесткость принятых конструкций и их чувствительность к неравномерным осадкам, а также возможные деформации отдельных частей и элементов при осадке грунтов основания; выявляются особенности и требования технологического процесса, эксплуатационные условия, влияние их на грунты основания; устанавливается характер и допустимые предельные деформации конструкций.
 3. 	Определение нагрузок, действующих на основание, в результате статического расчета строительных конструкций или сбора нагрузок от элементов и конструкций, которые опираются на рассчитываемый фундамент. При расчете по двум предельным состояниям уточняются невыгодные условия загружения для каждого состояния и принимаются соответствующие расчетные коэффициенты. Нагрузки в зависимости от расчетной схемы суммируются на уровне спланированной отметки земли или подошвы фундамента.
 4. 	Предварительный выбор конструкции и основных размеров фундаментов в открытых котлованах (глубина заложения, размеры и форма подошв) и фундаментов глубокого заложения (тип и конструкция, отметка начала погружения, глубина и условия погружения) в зависимости от назначения и конструкции наземных частей зданий и сооружений, инженерно-геологических условий строительной площадки, условий производства работ.
 5. 	Проверочные расчеты оснований по деформациям.
 43

Для принятых размеров фундамента и сочетаний нагрузок определяют осадку оснований и сопоставляют ее, с допустимыми деформациями конструкций; при необходимости изменяют размеры или выбирают более рациональный тип фундамента.
 6. 	В необходимых случаях, указанных в п. 2.3 СНиП 2.02.01-83, проверочные расчеты оснований вместе с сооружением по несущей способности (устойчивости). Если по условиям устойчивости в конструкцию сооружения внесены изменения, их нужно увязать с требованиями проектирования по деформациям.
 7. 	Установление окончательных размеров фундамента, удовлетворяющих двум группам предельных состояний основания; расчет и конструирование фундамента.
 Глава 3. ИНЖЕНЕРНО-ГЕОЛОГИЧЕСКИЕ УСЛОВИЯ СТРОИТЕЛЬНОЙ ПЛОЩАДКИ И СВОЙСТВА ГРУНТОВ ОСНОВАНИЯ
 13. НЕОБХОДИМЫЕ МАТЕРИАЛЫ ИНЖЕНЕРНЫХ ИЗЫСКАНИЙ
 Инженерные изыскания являются важной и неотъемлемой частью строительства и предшествуют проектированию и производству работ по устройству оснований и фундаментов.
 Основания и фундаменты проектируются с учетом природных и других особенностей всего района, территории строительства и отдельных строительных площадок. Материал и данные, которые нужны для проектирования, приводятся в отчетных данных по инженерным изысканиям.
 В отчетах должны содержаться материалы, необходимые для выбора строительной площадки, типа основания, конструкции фундаментов, подземных и наземных частей зданий и сооружений, рекомендации по инженерной подготовке территории, улучшению грунтов основания, производству земляных работ, охране окружающей среды и пр.
 В материалах изысканий должны иметься следующие данные:
 геоморфология, геология, гидрогеология всей терри¬
 44

тории и отдельных площадок (рельеф, наличие оврагов, заболоченных участков, оползневых склонов, возможность затопления участков во время паводка);
 геологическое строение, особенности напластования и мощность пластов грунта на отдельных площадках;
 гранулометрический состав, физико-механические свойства грунтов, их основные классификационные показатели;
 деформативные и прочностные свойства отдельных слоев грунта;
 встреченные и установившиеся уровни подземных вод, их возможные колебания, агрессивность воды по отношению к бетону и растворам, возможность ее изменения за счет проникания в грунт химических реагентов в период эксплуатации предприятия;
 глубина сезонного промерзания грунтов, прогноз возможных изменений природных условий, вероятные проявления геологических процессов, которые необходимо учитывать при строительстве и эксплуатации сооружений;
 описания и результаты лабораторных и полевых исследований грунтов.
 Кроме того, должны быть приведены основные сведения: о климатических условиях района строительства, позволяющие установить удобное время для производства работ нулевого цикла; о мощности снегового покрова и нагрузке от него; о ветровой нагрузке и ее пульсирующих составляющих, что необходимо при проектировании оснований и фундаментов высотных зданий и особенно сооружений с высоко расположенным центром тяжести.
 Если на территории строительства уже имеются здания и сооружения, следует привести сведения о времени их строительства, о конструкции и размерах наземных частей и фундаментов, о их состоянии, возможных дефектах и деформациях.
 Материалы изысканий должны содержать топографический план участка с изображением ситуации, рельефа, горизонталей, существующих и проектируемых зданий и сооружений. На плане должны быть нанесены геологические выработки с высотными отметками, линии геологолитологических разрезов, разрезы колонок геологических выработок, геолого-литологические профили с указанием напластования, мощности и абсолютных отметок отдель¬
 45

ных слоев грунта, существующего уровня и возможных колебаний подземных вод.
 Состав, содержание, объем и точность инженерных изысканий устанавливаются строительными нормами и правилами (в отдельных случаях региональными) в зависимости от сложности геологических условий и особен* ностей проектируемых зданий и сооружений.
 Квалифицированные, в необходимом объеме прове» денные изыскания, надлежащая обработка и анализ полученных материалов, подробно составленный отчет по изысканиям позволяют уже на первом этапе проектирования предварительно выбрать тип основания, конструкции фундаментов и других частей сооружения.
 § 14. ПОКАЗАТЕЛИ ФИЗИЧЕСКОГО СОСТОЯНИЯ И КЛАССИФИКАЦИЯ ГРУНТОВ
 Физическое состояние и состав грунтов оценивается сопоставлением характеристик, полученных при изысканиях, с нормативными значениями. Физические характеристики определяются опытным путем и вычислениями.
 Опытами определяют плотность грунтов р — отношение массы грунта, включая массу воды в его порах, к занимаемому этим грунтом объему; плотность частиц грунта — отношение массы сухого грунта (исключая массу воды в его порах) к объему твердой его части (в среднем для песков ps=2,65 т/м3, для пылевато-глинистых грунтов ps=2,7 т/м3); природную влажность w — отношение массы воды, содержащейся в грунте, к массе сухого грунта, выраженное в процентах или в долях единицы. Для пылевато-глинистых грунтов дополнительно определяют влажность на границе текучести Wl — влажность, при увеличении которой пылевато-глинистый грунт переходит из пластичного состояния в текучее, и влажность на границе пластичности ш? — влажность, при уменьшении которой грунт из пластичного состояния переходит в твердое.
 В практике проектирования в большинстве случаев вместо характеристик плотности р и ps пользуются характеристиками грунта у и Vs, где т=Р£— удельный вес грунта, кН/м3, ys=psg — удельный вес частиц грунта, кН/м3, g — ускорение свободного падения.
 Опытами определяют также гранулометрический (зерновой) состав грунта, выделяя- в нем содержание
 46

группы (фракции) частиц, близких по размерам и свойствам. Для каждой группы определяют массу грунта в процентном ее содержании от массы всего грунта.
 По гранулометрическому составу грунты разделяют на крупнообломочные и песчаные. Для крупнообломочных грунтов дополнительно определяют коэффициент выветрелости
 Кв.к=(К1-К»)/К1,
 где Ki — отношение массы частиц размером менее 2 мм к лассе частиц размером более 2 мм после испытания грунта на истирание во вращающемся полочном барабане; Ко — то же, до испытания на истирание.
 Характеристики, приведенные ниже, определяются вычислением.
 Плотность сухого грунта — отношение массы сухого грунта (исключая массу воды в порах) к занимаемому этим грунтом объему определяется по формуле ра= =р/(1 + ш).
 Коэффициент пористости — отношение объема пор в грунте к объему минеральных частиц
 « = (р«/р) (1 +“) — 1; 	е = (Vj/yHI + ®) — 1 • 	(3.1)
 Коэффициент пористости используют для оценки плотности сложения песков, свойств некоторых глинистых грунтов, расчетного сопротивления грунта.
 Степень влажности — отношение природной влажности к влажности при полном водонасыщении грунта.
 Sr = wQs/(epw); 	Sr = tt*Ys/ (*Yw). 	(3 2)
 где ры, — плотность воды; yv — удельный вес воды.
 Показатель Sr используют для определения разновидностей крупнообломочных и песчаных грунтов и классификации некоторых глинистых грунтов.
 Число пластичности IP=wL—wP — интервал влажности, в котором перемятый глинистый грунт находится в пластичном состоянии, используется для определения типа пылевато-глинистых грунтов.
 По показателю текучести
 il=(w — wp)I(wl “ 	wp) = (w — wp )flp 	(3.3)
 оценивается консистенция глинистых грунтов.
 Плотность глинистых грунтов, необходимая для оценки некоторых показателей, характеризуется 	коэффици¬
 ентом пористости е. Чем меньше коэффициент пористо¬
 47

сти, тем меньше в грунте пор, следовательно, грунт меньше сжимается под нагрузкой и его строительные свойства лучше.
 Грунты на строительной площадке, по существу, являются «строительным материалом» основания, поэтому их физико-механические свойства перед началом строительства должны быть тщательно изучены.
 (Согласно ГОСТ 25100—82 «Грунты. Классификация» груйты (класс грунтов без жестких структурных связей) по происхождению подразделяются на осадочные несцементированные и искусственные. Каждая из этих групп на основании лабораторных исследований их состояния и по ведущим признакам разделяется на подгруппы, в которых дополнительно выделяются типы, виды и разновидности грунтов.
 Подгруппа биогенных грунтов (озерные, болотные, сапропели, торфы и др.) и искусственные грунты (случайно отсыпанные, насыпные или намывные по проекту) имеют свои особенности, требуют специальных методов исследования и оценки их свойств, условий строительства и рассматриваются отдельно.
 Подгруппа обломочных грунтов включает в себя следующие грунты: крупнообломочные — несцементованные грунты, содержащие более 50 % по массе обломков кристаллических и осадочных пород с размерами частиц более 2 мм; песчаные — сыпучие в сухом состоянии грунты, не обладающие свойствами пластичности (7я<1), содержащие менее 50 % по массе частиц, крупнее 2 мм; глинистые — связанные грунты, для которых число пластичности /р> 1. Крупнообломочные и песчаные грунты в зависимости от содержания в них частиц различной крупности подразделяются на несколько типов Дтабл. 3.1).
 Для установления типа грунта последовательно суммируются проценты содержания в нем частиц: сначала — крупнее 200 мм, затем — крупнее 10 мм, далее — крупнее 2 мм и т. д. Тип грунта принимается по первому удовлетворяющему показателю в приведенном в табл. 3.1 порядке их расположения по вертикали.
 Песчаные грунты дополнительно подразделяются по неоднородности гранулометрического состава — по коэффициенту неоднородности Cu=deo/dio, т. е. по отношению диаметров частиц, меньше которых в грунте соответственно содержится 60 и 10 % по массе. Если Си<3, то
 48

Таблица 3.1. Классификация крупнообломочных и песчаных
 грантов по гранулометрическому составу
 Грунт
 Тип грунта
 Содержание частиц по массе
 Крупнообло¬
 мочный
 Валунный (при преобладании неокатанных частиц — глыбовый) Щебенистый (при преобладании окатанных частиц — галечниковый) Дресвяный (гравийный)
 Крупнее 200 мм — более 50%
 Крупнее 10 мм — более 50%
 Крупнее 2 мм — более 50%
 Песчаный
 Гравелистый
 Крупный
 Средней крупности
 Мелкий
 Пылеватый
 Крупнее 2 мм — более 25%
 Крупнее 0,5 мм —более 50%
 Крупнее 0,25 мм — более 50 %
 Крупнее 0,1 мм —более 75%
 Крупнее 0,1 мм — менее 75%
 к типу грунта добавляют «однородный», если См3, то — «неоднородный». Содержание массы частиц deo и d\o определяют аналитически или по кривой однородности (рис. 3.1). По горизонтальной оси откладывают логарифмы диаметров частиц, а по вертикали — их процентное содержание. Пересечения полученной кривой с линиями, которые соответствуют содержанию частиц d60 и d[0i дают искомые значения диаметров.
 Крупнообломочные грунты оцениваются:
 1. 	По составу заполнителя. Если песчаного заполнителя более 40 % или пылевато-глинистого более 30 % общей массы абсолютно сухого грунта, то к названию грунта добавляется наименование заполнителя. Тип заполнителя устанавливают по принятым для него показателям после удаления из образца крупнообломочных частиц крупнее 2 мм. Лучшими свойствами обладают грунты с песчаными заполнителями; примеси пылеватых и глинистых частиц ухудшают свойства грунтов. Большое содержание глинистых частиц придает крупнообломочным грунтам некоторые свойства глинистых грунтов.
 4—585
 49

Рис. 3.1. Кривая однородности грунта
 2. 	По выветрелости. Для частиц крупнее 2 мм указывается петрографический состав, а при их наличии более 10 % — коэффициент выветрелости. По этому коэффициенту они подразделяются на невыветрелые при 0< </Св.к0,5, слабовыветрелые при 0,5</Св.к<0,75 и сильновыветрелые при 0,75</Гв.к1. Разновидность крупнообломочных грунтов по насыщению водой оценивается степенью влажности Sr. Они подразделяются на маловлажные при 0<Sr<0,5, влажные при 0,5<5Г<[0,8 и насыщенные водой при 0,8<Srl.
 Песчаные грунты оцениваются:
 1. 	По плотности сложения (табл. 3.2). Плотность сложения песков допускается определять по результатам испытаний в полевых условиях статическим и динамическим зондированием, а также радиоизотопными и другими методами.
 2. 	По содержанию органических веществ. Пески подразделяются по относительному содержанию / от — ОТНОшение массы органических веществ к массе грунта в образце абсолютно сухого грунта. Эго отношение опреде-
 50

Таблица 3.2. Плотность сложения песчаных грунтов
 Коэффициент пористости для лесков
 Плотность
 сложения
 гравелистых, крупных, средней крупности
 пылеватых
 Плотные
 е<0,55
 0<О,6
 <?<0,6
 Средней плот¬
 0,55<<?<0,7
 0,6<е<0,75
 0,6<е<0,8
 ности
 Рыхлые
 e>0j
 е>0,75
 <?>0,8
 ляется как потеря массы грунта после его прокаливания. Если 0,03</От0,1, к названию песчаных грунтов добавляются слова — «с примесью органических веществ». При 10т>0,1 пески относятся к типу биогенных грунтов.
 Разновидность песчаных грунтов по водонасыщенности оценивается степенью влажности Sr по тем же показателям, что и крупнообломочные грунты.
 К пылевато-глинистым грунтам относятся глины, суглинки, супеси и некоторые структурно неустойчивые грунты. Типы этих грунтов определяются по содержанию глинистых частиц (d<0,005 мм), которое оценивается косвенным показателем — числом пластичности 1Р. При значениях 1</р<7 грунт относят к супесям, при 7</р< <17 — к суглинкам, при //>>17 — к глинам.
 Глинистые грунты оцениваются:
 1. 	По содержанию крупнообломочных частиц крупнее 2 мм. При наличии таких частиц 15—20 % по массе, грунты именуются: супесь, суглинок и глина с галькой (щебнем) или с гравием (дресвой); при содержании их более 25—50 % — супеси, суглинки и глины галечнико~вые (щебенистые) или гравелистые (дресвяные).
 2. 	По наличию органических веществ. При 0,05</0т< <0,1 к названию глин добавляются слова — «с примесью органических веществ». При /От>0,1, они, так же как и пески, относятся к типу биогенных грунтов.
 Разновидности глинистых грунтов оцениваются:
 i. 	По показателю текучести. Глины подразделяются на твердые при 7l<0, пластичные при 0<//.<1, текучие при 7l>1. Эти интервалы изменения показателя текучести 1L используются для оценки супеси. Пластичное состояние суглинков и глин соответствует большому диапазону влажности. В пределах границ пластичности их свойства существенно меняются, и по показа¬
 4*
 51

телю текучести они дополнительно оцениваются следующим образом:
 2. 	По просадочности при замачивании (лессы, лессовидные грунты). Глинистые грунты оцениваются по величине относительной просадочности е5/, определяемой в компрессионных приборах. При значении относительной просадочности es/0,01 глинистые грунты относятся к просадочным.
 3. 	По относительному набуханию esw. При набухании при замачивании без нагрузки пылевато-глинистые грунты классифицируются как слабонабухающие, средненабухающие и сильнонабухающие. Относительное набухание Esw определяется по данным испытаний в компрессионных приборах.
 4. 	По степени засоленности. Пылевато-глинистые грунты подразделяются на незасоленные, еСли в них процентное содержание легко- и среднерастворимых солей менее б % массы абсолютно сухого грунта, и засоленные, если в них содержится 5 % и более солей.
 К пылевато-глинистым грунтам относятся также илы — водонасыщенный современный осадок водоемов, образовавшийся при наличии микробиологических процессов. Илы имеют влажность, превышающую влажность на границе текучести Wu и коэффициент пористости: для ила супесчаного е0,8, ила суглинистого е0,9 и ила глинистого е1,2.
 В классификации грунтов должны быть приведены все их показатели.
 Например, песок с содержанием частиц по массе: крупнее 0,5 мм менее 50%, крупнее 0,25 мм — более 50%, степень неоднородности песка Си<2; степень влажности Sr=0,7; коэффициент пористости е =0,65; относительное содержание органических включений /от=0,04« Сопоставляя эти показатели с классификационными показателями, делаем заключение: песок средней крупности, однородный, влажный, средней плотности, с примесью органических включений.
 Для глинистого грунта с числом пластичности /я =10, с содержанием 16 % крупнообломочных частиц диаметром от 2 до 10 мм,
 Твердые
 Полутвердые
 Тугопластичные
 Мягкопластичные
 Текучепластичные
 Текучие
 0</l<0,25
 0,25</l<0,50
 0,50</l<0,75
 0,75</l<1
 Il> 1
 /L<0
 52

Рис. 3.2. Зависимость сопротивления срезу т от нормального напряжения а
 с относительным содержанием органических веществ /от=0,03 и показателем текучести 1ь=0,6 даем заключение суглинок с примесью гальки, без органических включений, мягкопластичный.
 § 15. МЕХАНИЧЕСКИЕ ХАРАКТЕРИСТИКИ ГРУНТОВ
 Для расчета естественных оснований необходимо знать показатели сопротивления грунтов сдвигу, сжимаемости и водопроницаемости грунтов. Как правило, механические характеристики определяются опытным путем. В виде исключения для зданий и сооружений III и IV класса разрешается принимать их значения по таблицам, составленным в результате статистической обработки большого числа испытаний.
 Предельное сопротивление грунта сдвигу в общем случае зависит от сил трения и сцепления грунтов и оценивается углом внутреннего трения ср и удельной силой сцепления в глинистых грунтах или параметром линейности в крупнообломочных и песчаных грунтах с:
 x = atgcp + c, 	(3.4)
 где a — действующее нормальное давление.
 Характеристики прочности <р и с определяются в лабораторных и полевых условиях по данным испытаний ненарушенных образцов грунта. Основными способами определения характеристик прочности в лабораторных условиях являются испытания образцов грунта в приборах одноплоскостного среза и в условиях трехосного сжатия грунта в стабилометре.
 При испытаниях в приборе одноплоскостного среза необходимо делать срез не менее трех образцов грунта при различном вертикальном напряжении. По полученным в опытах значениям сопротивления срезу т строят графики зависимости x=f(o) и находят угол внутреннего трения ф и удельное сцепление грунта с (рис. 3.2). Ис-
 53

Рис. 3.3. Круги Мора по результатам испытаний грунта в стабилометре
 пытания на срез могут проводиться по двум основным схемам: 	консолидированно-дренированное 	испытание
 (медленный срез предварительно уплотненного грунта); неконсолидированно-недренированное испытание (быстрый срез без предварительного уплотнения). Значения ср и с, полученные по первой схеме испытаний, используются для определения расчетного сопротивления грунта /?, а также в расчетах оснований по первому предельному состоянию. В результате проведения испытаний по второй схеме получают значения <р и с, которые используются для оценки несущей способности медленно уплотняющихся пылевато-глинистых грунтов, илов, заторфованных грунтов и торфов.
 При испытаниях грунтов в стабилометре образец грунта подвергается всестороннему гидростатическому давлению и добавочному вертикальному. Для определения ф и с проводят испытания при различных соотношениях указанных давлений. В результате проведения каждого опыта получают значения наименьшего аз (равного боковому давлению на образец грунта; поддерживается постоянным при проведении каждого опыта) и наибольшего (Ti главного напряжения. Используя главные напряжения, строят круги Мора (рис. 3.3). Общая касательная к кругам Мора удовлетворяет уравнению (3.4) и позволяет определить характеристики фис.
 Наряду с лабораторными испытаниями возможно определение характеристик прочности грунтов непосредственно на площадке строительства (полевые испытания). Основными методами определения характеристик прочности при проведении полевых испытаний являются: испытания на кольцевой срез; испытания на поступательный срез; испытания с помощью крыльчатки.
 Испытания по двум первым методам проводят в пробуренных в грунте скважинах; испытания с помощью крыльчатки — как в шурфах, так и в скважинах, пройденных в исследуемых грунтах.
 54

В методе кольцевого среза используется распорный штамп с продольными лопастями, в методе поступательного среза — с поперечными лопастями. Лопасти штампов вдавливаются в скважины и создают нормальное давление на ее стенки. Грунт срезается в результате приложения крутящего момента в кольцевом срезе и выдергивающей силы в методе поступательного среза. В результате обработки опытных данных строят графики зависимости т=/(а) (см. рис. 3.2), по которым определяются угол внутреннего трения ср и удельное сцепление с.
 При проведении испытаний с помощью крыльчатки последняя вдавливается в массив грунта или в забой скважины. После этого к крыльчатке прикладывается возрастающий крутящий момент. По величине максимального крутящего момента определяют предельное сопротивление грунта срезу т. Для слабых водонасыщенных пылевато-глинистых грунтов, илов, заторфованных грунтов и торфов, имеющих малое значение угла внутреннего трения (ф«4—7°), можно принимать предельное сопротивление срезу равным удельному сцеплению, т. е. х~с.
 Сжимаемость (уплотняемость) грунтов оценивается коэффициентом относительной сжимаемости mv или модулем деформации Е. Эти характеристики определяются в лаборатории или в полевых условиях (испытания жесткими штампами).
 По материалам лабораторных испытаний в одометре строят график зависимости коэффициента пористости от давления — компрессионную кривую (рис. 3.4). Коэффициент сжимаемости определяют в интервале давлений Р=Р2—Ри полученную кривую заменяют прямой. Угол наклона этой прямой характеризует сжимаемость грунта, тангенс угла а принимают за коэффициент сжимаемости то:
 tg а = т0 = (е, — е2)/(р2 — р*), 	(3.5)
 где еt я £г — коэффициенты пористости, соответствующие давлениям Pi и р2 *
 Значение коэффициента сжимаемости зависит от принятых значений pi и р2- Давление pi принимают равным природному давлению в середине рассматриваемого слоя грунта, а р2 — полному давлению (природному и дополнительному) на той же глубине.
 65

Рис. 3.4. Зависимость коэффициента пористости от давления
 Р\ и рг — давления, для интервала которых определяется коэффициент сжимаемости т0; В\ и ег — коэффициенты пористости, соответствующие этим давлениям
 0 0,10,2 0£ 0,6 Ofip.MlJi
 В расчетных формулах пользуются коэффициентом относительной сжимаемости—относительной деформации ъг = s/ho, приходящейся на единицу давления Др: тв = т0/(1 + ев)=ег/Ьр, 	(3.6)
 где ея — коэффициент пористости грунта, соответствующий начальному давлению (еа=е0).
 Модуль деформации Е — характеристика, аналогичная модулю упругости тел, — представляет собой коэффициент пропорциональности между напряжениями и общими (восстанавливающимися и остаточными) деформациями грунтов:
 Е = (\ + ен)/т0 = ?>/т0, 	(3.7)
 где 	р=1— 2v2/(l—v2) — безразмерный коэффициент, 	зависящий от
 коэффициента Пуассона v:
 для крупнообломочных грунтов 	v=0,27; Р=0,8
 » 	песков и супесей 	v=0,3; 6=0,74
 » 	суглинков 	v=0,35; р=0,62
 * 	глин 	v=0,41; р=0,43
 Модуль деформации можно определить по данным полевых испытаний грунтов с помощью жесткого круглого штампа статическими нагрузками. На участке графика (рис. 3.5), где зависимость осадки штампа от давления близка к линейной (интервал давлений от 0 до рпроп). модуль деформации определяется по формулам теории линейно деформируемых тел:
 £ = со(1 — v2)<*Ap/As, 	(3.8)
 где 	d — диаметр 	штампа; Ар— приращение давления 	на 	штамп
 (в пределах линейной зависимости осадки от давления) в интервале между природным и средним давлениями по подошве фундамента;
 56

Рис. 3.5. Зависимость осадки от давления, построенная по результатам испытания грунтов пробной статической нагрузкой
 ю — безразмерный коэффициент, зависящий от жесткости и формы подошвы штампа и принимаемый равным 0,8.
 Коэффициент относительной сжимаемости в этом случае можно вычислить по формуле
 mv = As//i3 Др,
 где As— приращение конечной осадки, соответствующее принятому интервалу давления; hd — мощность эквивалентного слоя; h3=Ao)d (здесь Лео — безразмерный коэффициент, равный для песков и супесей 1, а для суглинков и глин 1,4).
 Показатели, полученные в результате полевых испытаний, надежнее.
 Числовые значения коэффициента относительной сжимаемости в интервале давлений 0,05—0,2 МПа позволяют судить о сжимаемости грунтов основания: при то»
 1 МПа**1 — грунт сильносжимаемый; при то« «0,1 МПа-1 — среднесжимаемый и при т0«0,01 МПа-1 — малосжимаемый. В качестве естественных оснований можно использовать грунты средней и малой сжимаемости.
 Водопроницаемость грунтов оценивается коэффициентом фильтрации k. Этот коэффициент используется в расчетах при определении затухания осадки оснований во времени. В связи с тем, что движение воды вызывается давлением от сооружения, коэффициент фильтрации следует определять в зависимости от соответствующего напора.
 16. НОРМАТИВНЫЕ И РАСЧЕТНЫЕ ХАРАКТЕРИСТИКИ ГРУНТОВ
 Физико-механические свойства грунтов одного и того же пласта непостоянны вследствие его естественной не-»
 ьъ

Однородности и изменения геологических условий. Для получения наиболее достоверных значений нормативных и расчетных характеристик грунтов по ограниченному числу испытаний в различных точках пласта прибегают к статистической обработке данных лабораторных или полевых испытаний.
 Математическая статистика дает возможность бесчисленное множество отобранных образцов рассматривать как статистический коллектив, подмножество образцов, позволяющих сделать какие-либо выводы о характеристиках грунтов, — как генеральную совокупность коллектива, один образец—как член этого коллектива, а конечное число отобранных образцов или испытаний — как выборочную совокупность или выборку.
 Проведение большого числа испытаний практически невозможно, поэтому пользуются несколькими частными определениями — выборкой.
 Наиболее распространенной статистической характеристикой, отражающей основные черты всей совокупности, является среднее арифметическое X из п одиночных определений Хг.
 Статистическая обработка опытных данных начинается с исключения минимального или максимального чаетного значения Xt, что позволяет избежать грубых ошибок при определении характеристик грунтов. При исключении значений Xi должно выполняться следующее условие:
 I X-Xi I >vsdls, 	(3.10)
 где X — среднее арифметическое значение искомого показателя; v— статистический критерий, зависящий от числа определений:
 п. 	6 	7 	8 	10 	12 	14 	18 	20 	25
 V* 	2,1 	2,2 2,3 	2,4 2,5 2,6 	2,7 2,8 	2,9
 5dis —смещенная оценка среднего квадратического отклонения:
 Средним арифметическим пользуются для определения нормативных показателей, однозначно или линейно зависящих от варьирующих величин, т. е., по существу,
 П
 (3.9)
 (3.11)
 58

для определения всех физических и механических характеристик грунтов, за исключением показателей сдвига; при этом Хп=Х. Среднее арифметическое не характеризует искомую величину полностью. Она не дает представления о степени разброса частных определений, пределах их колебаний, отклонении среднего значения от истин* ного.
 При статистической обработке данных испытаний степень разброса отдельных определений Xt вокруг среднего X и отклонение результатов частных определений от истинного значения оценивается средним арифметическим или средним квадратическим отклонением. Определение показателей грунтов характеризуется небольшим числом испытаний и большим разбросом частных определений. Поэтому при статистической обработке пользуются значениями среднего квадратического отклонения 5 и коэффициента вариации V, которые характеризуют изменчивость искомых показателей грунта. Среднее квадратическое отклонение имеет ту же размерность, что и искомый показатель грунта, и определяется по формуле
 Для удобства расчета среднее квадратическое отклонение может быть выражено в долях единицы от среднего арифметического. Это отношение носит название коэффициента вариации:
 Точно определить искомую величину при статистической обработке данных нельзя, поэтому нужно знать хотя бы величину ее максимального отклонения от истинного значения, ее вероятностную достоверность. Последняя оценивается доверительной вероятностью а. Доверительная вероятность означает, что результат измерений не выходит за пределы доверительного интервала. Задать величину доверительного интервала и точность, с которой должно быть вычислено среднее значение искомой величины, можно с помощью показателя точности
 где коэффициент, принимаемый по табл. 3.3 в зависимости от заданной вероятности а и числа степеней свободы £,
 V 	= S/Xn.
 (3.13)
 6 = tav/yn,
 (3.14)
 59

Таблица 3 3. Значения коэффициента ta при односторонней доверительной вероятности а
 Число степеней свободы 1 для р и 2 ДЛЯ ф не
 ta при а
 0,85
 0,95
 2
 1,34
 2,92
 3
 1,25
 2,35
 4
 1,19
 2,13
 5
 1,16
 2,01
 10
 1,10
 1,81
 15
 1,07
 1,75
 20
 1,06
 1,72
 60
 1,05
 1,67
 Изложенная методика статистической обработки опытных данных применяется для определения физических характеристик и модуля деформации грунтов.
 Сопротивление грунтов сдвигу линейно зависит от двух показателей — угла внутреннего трения <р и удельного сцепления с. При нахождении характеристик прочности грунтов методика статистической обработки опытных данных имеет свою особенность, заключающуюся в том, что нормативные значения tg <рп и сп определяются как параметры линейной зависимости сопротивления срезу от давления и вычисляются методом наименьших квадратов для всей совокупности опытных величин тt при общем числе определений п.
 Вычисления нормативного значения определяемых характеристик и среднего квадратического отклонения производятся по формулам: для коэффициента трения
 для удельного сцепления
 сп*= (2 	tg<P/i2 а*)/л; 	(ЗЛ7*
 \f~i 	<=i /
 60

sc= ST |ol/[n| о?-(s °i)‘] • 	(318)
 Средние квадратические отклонения величин сопротивления грунта срезу, входящие в формулы (3.16) и (3.18), находятся из выражения
 л f п
 S.-V S (0<tg фп 	+ СП - Ti)2/(« 	- 2) • 	(3-19>
 r i=i
 В формулах (3.15)—(3.19) приняты следующие обозначения: с,- — вертикальное давление, при котором проводилось t'-e испытание; т, — сопротивление срезу в i-м испытании; п — число определенных значений т
 Коэффициенты вариации <р и с вычисляются по формуле (3.13), а показатели точности — по выражениям:
 «te<p = 'aVW, 	6£ = <сЛ. 	(3.20)
 По найденным значениям 	показателя 	точности опре¬
 деляется коэффициент надежности по грунту
 Те = 1/(1 	±8). 	(3.21)
 Знак в знаменателе формулы (3.21) перед показателем точности 6 принимается тот, который в расчетной схеме устойчивости или деформации обеспечивает ббльшую надежность основания или фундамента. В отдельных схемах для одной части грунтовых характеристик формула (3.21) принимается со знаком плюс, для другой части характеристик — минус. Например, в расчетах на устойчивость сооружения для части грунта, которая оказывает активное давление на сооружение, б следует принимать со знаком плюс, а для части грунта, оказывающей пассивное давление, 6 следует принимать со знаком минус.
 Значения расчетных характеристик грунтов в расчетах по несущей способности (I группа предельных состояний) вычисляются с коэффициентом доверительной вероятности a=0,95. Характеристики грунтов в этом случае обозначаются: pi, -yi, фь ci и т. д.
 В расчетах оснований фундаментов по деформациям '(И группа предельных состояний) грунтовые характеристики вычисляются с коэффициентом доверительной вероятности а=0,85 и обозначаются: рц, уи, <ри, сц и т. д.
 61

Расчетные значения физических характеристик грунтов, кроме плотности грунта, допускается принимать равными нормативным. При этом коэффициент надежности по грунту v«=l-
 Число частных определений п, по которым вычисляются нормативные и расчетные значения характеристик грунтов, зависит от неоднородности грунтов основания и требований, предъявляемых к проектируемому зданию или сооружению. Для того чтобы можно было провести статистическую обработку полученных результатов испытаний, по требованиям норм число определений для одной характеристики должно быть не менее 6. Таким образом, для вычисления нормативных и расчетных характеристик значений <р и с должно быть проведено минимум шесть определений сопротивления срезу тг для каждого выбранного значения вертикального давления а,.
 Число испытаний грунтов штампами в полевых условиях для нахождения нормативного значения модуля деформации грунта в соответствии с рекомендациями СНиП должно быть не менее трех. Допускается уменьшение числа испытаний до двух, если найденные значения модуля деформации грунта отклоняются не более чем на 25% от среднего значения модуля. За расчетное значение модуля деформации грунта допускается принимать величину, равную нормативной, т. е. при коэффициенте надежности по грунту уг = 1*
 § 17. ОСОБЕННОСТИ ЗАЛЕГАНИЯ ГОРНЫХ ПОРОД СТРОИТЕЛЬНЫХ ПЛОЩАДОК
 Строительные свойства оснований нельзя оценивать только по результатам определения физических и механических показателей по отдельным образцам грунтов. Для выбора строительной площадки, типа основания, конструктивного решения всего сооружения и отдельных фундаментов, условий производства строительных работ, инженерной подготовки территории нужно установить особенности сложения, формирования, залегания отдельных пластов грунтовой толщи, подгруппу, тип, вид слагающих их грунтов, наличие различных включений, уровень подземных вод, возраст и условия происхождения в основном четвертичных отложений. Особенности строительной площадки оцениваются по материалам инженерно-геологических изысканий.
 62

Крупнообломочные грунты. Строительные свойства и устойчивость этих грунтов зависят от условий образования, характера залегания пласта, минералогического состава, степени выветрелости и окатанности, плотности сложения и материала заполнения пор.
 Чем выше коэффициент выветрелости, тем меньше прочность крупнообломочных грунтов; в них будут возникать деформации не только от перемещения, но и от разрушения частиц. Грунты, образовавшиеся из твердых кристаллических пород, обладают лучшими свойствами, чем грунты из осадочных пород. С увеличением окатанности частиц снижаются их прочность и устойчивость.
 Наилучшими свойствами обладают грунты с песчаными заполнителями. Примеси пылеватых и глинистых частиц ухудшают свойства заполнителей. Большое количество глинистых частиц в заполнителе придает крупнообломочным грунтам некоторые свойства глинистых грунтов.
 При общей оценке крупнообломочных грунтов следует учитывать условия их залегания. Наклонное залегание пластов и встречающиеся в их толще прослойки (особенно глинистые) снижают общую прочность и устойчивость основания. При наклонном залегании по прослойкам могут образовываться поверхности скольжения.
 По происхождению крупнообломочные грунты подразделяются в основном на элювиальные, делювиальные, пролювиальные, морские и моренные.
 Элювиальные отложения—это отложения, которые после выветривания остались на месте. Кроме крупнообломочных в них содержатся песчаные и пылевато-глинистые частицы, которые неравномерно распределены по глубине и простиранию. В зависимости от соотношения частиц они могут квалифицироваться как крупнообломочные грунты с примесью песка, глины, гравелистых песков, глинистых со щебнем, дресвой и т. д. Из-за неоднородного состава и разной степени их уплотнения они могут давать неравномерные осадки. При плотном однородном сложении эти грунты могут быть хорошими основаниями. При выборе строительного участка необходимо установить, что он не находится в оползневой зоне и что в результате строительства и эксплуатации объекта не произойдет развития оползней.
 Делювиальные отложения образовались на склонах гор в результате перемещения и накопления на них грун¬
 63

тов различной крупности. Они имеют рыхлое сложение, Обладают малой устойчивостью. Проведенйе на них строительных работ может вызвать перемещение большого объема грунта и оползни. При необходимости строительства на таких участках необходимо предусмотреть противооползневые мероприятия, защиту от снежных лавин.
 Пролювиальные отложения образовались у подножия склонов из различного грунтового материала. В результате его перемещения по делювиальным склонам, развития селей и конусов выноса в пролювиальных отложениях содержатся как большие глыбы, так и пылевато-глинистые частицы. Использование площадок с этими отложениями требует проведения специальных исследований.
 Морские отложения из крупнообломочных грунтоз, образовавшиеся в результате волновых воздействий, состоят из частиц округлой формы. Сопротивление их уплотняющим нагрузкам значительно выше, чем сдвигающим. Они хорошо отсортированы, обладают высокими коэффициентом пористости и водопроницаемостью.
 Моренные крупнообломочные грунты — это отложения, накопленные и сформированные движением ледников, вспахиванием их ложа и таянием льда. Состоят они из разнообразного материала от самых крупных валунов до самых тонких частиц. Их особенностью является неоднородность состава, отсутствие слоистости и сортировки частиц грунта. В одних случаях в них могут преобладать глина и суглинок с включением крупных обломков древесины, щебня, валунов, в других — смесь крупнообломочных материалов с глинистыми или песчаными частицами. Под воздействием ледниковых и атмосферных вод материал моренных отложений перемещается, образуя водно-ледниковые отложения.
 Песчаные грунты. Строительные свойства песков зависят от плотности сложения, водонасыщения, формы, однородности, размеров и минералогического состава частиц. С увеличением содержания крупных частиц и плотности сложения их свойства улучшаются. Деформации в песках после окончания нагружения затухают тем быстрее, чем крупнее песок.
 В общем случае гравелистые, крупные и средней крупности пески плотной и средней плотности Сложения малосжимаемы, хорошо сопротивляются сдвйгу, фундаменты на них претерпевают незначительные деформации.
 64

При этом чем однороднее пески, тем меньше они сжимаются и тем выше их сопротивление сдвигу.
 Сопротивление сдвигу горных песков с угловатыми частицами за счет большего зацепления выше, чем у песков с окатанными частицами. Кварцевые пески прочнее и менее сжимаемы, чем другие пески. Примесь к пескам частиц слюды увеличивает их сжимаемость и уменьшает водопроницаемость. С увеличением содержания слюды сжимаемость песка приближается к сжимаемости глин.
 Рыхлые пески при нагружении дают большую осадку и недостаточно устойчивы, применение их в качестве основания должно быть специально обосновано.
 Насыщение водой гравелистых и крупных песков практически не оказывает влияния на их прочность, прочность же мелких и пылеватых песков снижается по мере заполнения пор водой, особенно при содержании в песках некоторого количества глинистых и органических коллоидных частиц, равномерно распределенных в их толще.
 По происхождению пески подразделяют в основном на аллювиальные, флювиогляциальные, морские и пр.
 Аллювиальные пески — это речные отложения равнинных рек. Пески руслового аллювия отлагаются в руслах рек после спада паводковых вод. Они обладают горизонтальной или с небольшим наклоном слоистостью, хорошо отсортированы, имеют различный гранулометрический состав. Размеры зерен вниз по течению реки меньшаются и повышается однородность зерен. Строительство на этих песках не вызывает особых трудностей.
 Пойменные отложения формировались во время паводков при временном затоплении речных террас. Эти отложения отличаются почти горизонтальной слоистостью, с малой мощностью слоев и линзообразными выклиниваниями, имеют неоднородный гранулометрический состав как отдельных слоев, так и каждого слоя, иногда с наличием слюдяных частиц, могут иметь почвенные прослойки. Иногда на таких площадках требуется проведение дополнительных исследований.
 Старичный аллювий — грунты, отложенные при паводках в старицах рек и превращенные в замкнутые заболоченные понижения, которые заполнены иловато-глинистым материалом и содержат много органических остатков. Эти грунты находятся в текучем и текучепластичном состоянии, неустойчивы, обладают большой сжимаемостью.
 Б—585
 65

Строительство на основаниях из таких грунтов весьма затруднено. Часто требуется проведение дополни* тельных исследований.
 Флювиогляциальные пески — водно-ледниковые отло* жения, вынесенные талыми водами ниже края ледника на различные расстояния. Пески имеют различный гранулометрический состав, но с преобладанием средних и мелких фракций, обладают высокой пористостью. Прочность их зависит от плотности сложения и гранулометрического состава. Строительство на площадках, сложенных такими грунтами, не встречает затруднений.
 Некоторые виды песчаных грунтов при определенных условиях приобретают плывунность и ведут себя как тяжелые жидкости. Такие грунты называют плывунами. Разработка их может вызвать оплывание откосов, стенок котлованов, прорыв в подземные выработки, самоуплотнение (особенно при динамических нагрузках) и просадки. Плывунность грунтов может быть вызвана разными условиями.
 Ложные (фильтрующие) плывуны переходят в плывунное (разжиженное) состояние под воздействием гидродинамического давления (разности напоров) фильтрующей воды в толще грунта, при условии, что грунты находятся во взвешенном состоянии и их удельный вес равен гидравлическому градиенту. В этих условиях в плывунное состояние могут переходить разной крупностр пески и другие грунты, обладающие высоким коэффици ентом пористости. Явление плывунности в этих грунтах может проявляться на большом расстоянии.
 Истинные тиксотропные плывуны характеризуются содержанием глинистых частиц и пылеватых частиц песка, коллоидных и тонкодисперсных фракций. В них при естественной влажности отсутствуют контакты между зернами, где находится высокодисперсная масса, которая значительно снижает их сопротивление трению. Эти грунты отличаются высокой естественной влажностью (20—50 %) и высокими коэффициентами пористости (е 0,7). Истинные плывуны обладают тиксотропными свойствами. Под влиянием механических воздействий (встряхивания, перемешивания, вибрации, толчков) они теряют свою структуру, «разжижаются» и при определенных условиях приобретают плывунные свойства, начинают течь. После прекращения внешних воздействий грунт приобретает прежнюю структуру.
 66

В полевых условиях плывунные (тиксотропные) свойства можно выявить встряхивая образцы грунта на ладони или в чашке. Минеральные частицы грунта осядут на дно, сверху появится вода. Такой же эффект можно получить, если в грунте сделать лунку вращением лома или палки.
 Дополнительную подвижность истинных плывунов вызывают возникающие в результате жизнедеятельности микробов пузырьки газа, которые создают в поровой воде дополнительное давление. Кроме того, микроорганизмы как бы «поедают» органические и минеральные вещества и обращают обычный водонасыщенный песок в истинный плывун.
 Перемещение плывунов происходит быстро, носит лавинный характер и может повлечь за собой катастрофические деформации и даже аварии объектов. Поэтому строительство на плывунных грунтах возможно только в том случае, если предварительно будут проведены мероприятия цо сохранению грунтов в природном состоянии и исключению возможности их прорыва в траншеи, котлованы и другие выработки.
 Пылевато-глинистые грунты. Строительные свойства пылевато-глинистых грунтов во многом зависят от особенностей их происхождения, формирования, влажности, гранулометрического и минералогического состава часчтиц. Эти грунты кроме песчаных и глинистых частиц содержат в том или ином количестве частицы глинистых минералов каолинитовых, иллитовых (гидрослюдовых), монтмориллонитовых групп, которые по-разному взаимодействуют с водой.
 Наиболее распространены пылевато-глинистые грунты с каолинитовой группой минералов. При увлажнении они практически не набухают, но изменяется их консистенция. Повышение влажности этих грунтов происходит за счет увеличения толщины пленки связанной воды.
 Глинистые грунты с преобладанием минералов монтмориллонитовых групп наиболее активно взаимодействуют с водой. Минералы этой группы имеют подвижную решетку. Вода, проникая в частицы, расклинивает их, что приводит к набуханию грунта. Такие грунты называются набухающими. На практике по цвету их часто называют «шоколадные глины».
 К набухающим при замачивании относятся только те глинистые грунты, которые набухают под давлением. На¬
 5*
 67

бухающие грунты являются надежным основанием только в естественном состоянии. При замачивании они увеличиваются в объеме, в результате чего возникают деформации в зданиях и сооружениях. Характерной особенностью набухающих грунтов является большое число пластичности и естественная влажность, близкая к границе раскатывания. При строительстве на них требуется проведение специальных мероприятий.
 Глинистые минералы иллитовой группы обладают незначительной набухаемостью.
 Прочность глинистых грунтов с водно-коллоидными связями в первую очередь зависит от их влажности и консистенции. С увеличением влажности увеличивается их сжимаемость, уменьшается сопротивление сдвигу, ухудшаются строительные свойства. При проектировании следует принимать показатели с учетом возможного изменения влажности грунтов основания. Плотность глинистых грунтов косвенно определяют по коэффициенту пористости е. Чем меньше коэффициент пористости, тем меньше в грунте пор, грунт меньше сжимается под нагрузкой, его строительные свойства лучше.
 В твердом состоянии глинистые грунты малосжимаемы и являются надежным основанием. В пластичном состоянии они относятся к среднесжимаемым грунтам и могут быть использованы в качестве оснований, если осадка возведенных на них сооружений не превысит д пустимую.
 Глинистые грунты в текучем состоянии, а при давлениях более 0,15 МПа и в текучепластичном относятся к сильносжимаемым. Они могут выдавливаться из-под фундамента, и использование их в основании сооружений должно быть технически обосновано.
 Деформации глинистых грунтов отстают во времени от приложения нагрузки, протекают они годы и даже десятилетия.
 Прочность и строительные свойства глинистых грунтов зависят от прочности, условий происхождения и существования структурных связей. Если структурные связи невелики, разрушаются от внутренних или внешних воздействий и, как правило, не восстанавливаются, то такие грунты следует приравнивать к грунтам с водно-коллоидными связями.
 Вообще, чем древнее грунт и чем больше он уплотнен, тем больше его структурные связи, плотность сложения
 68

и прочность. Например, моренные глинистые грунты, обжатые толщей ледников, прочнее современных отложений, формирование которых происходило только под давлением лежащей выше толщи грунта. Иногда встречаются древние грунты менее плотные, но более прочные (за счет быстрого образования структурных связей), чем лежащие выше; их относят к структурным грунтам.
 В глинистых грунтах, как отмечалось, выделяют структурно-неустойчивые грунты: набухающие, древние и современные илы, озерно-ледниковые ленточные глины, лессы и лессовидные грунты, а также все виды заторфованных грунтов. Они дополнительно оцениваются по нормативным показателям. Особенностью структурных грунтов является резкое уменьшение или полная потеря прочности при разрушении структурных связей. Возможность использования структурных грунтов в качестве основания устанавливается специально поставленными исследованиями. При строительстве на них необходимо предусматривать сохранность структурной прочности.
 По происхождению пылевато-глинистые грунты подразделяются на осадочные, оставшиеся на месте выветривания или перенесенные и отложенные в другом месте.
 Элювиальные грунты относятся к осадочным отложениям, которые остались на месте выветривания. В них содержатся угловатые минеральные частицы различной рупности (начиная с пылеватых частиц до крупных обломков). Глинистые грунты в этих отложениях могут иметь различную консистенцию. Вследствие наличия глинистых частиц эти грунты могут быть подвержены морозному пучению.
 В зависимости от процентного содержания крупнообломочных частиц супеси, суглинки и глины могут быть причислены к одному из видов глинистых грунтов.
 Аллювиальные пылевато-глинистые отложения имеют широкое распространение в долинах рек. Они состоят в основном из глинистых минералов каолинитовой группы и находятся преимущественно в мягкопластичном состоянии со значительным содержанием органики. Эти грунты близки к аллювиальным пескам и часто чередуются с ними, особенно в старичных отложениях. Возможности строительства на аллювиальных пылевато-глинистых отложениях должны решаться индивидуально.
 Моренные глины и суглинки образовались в результате переноса и переработки ледниками разрушенных
 69

горных пород. Эти отложения не отсортированы, не имеют слоистости. Они состоят из смеси глины, песчаных и гравелистых частиц и разной крупности валунов. По сбоим свойствам моренные глины близки к моренным пескам. Древние моренные отложения под воздействием больших давлений уплотнены и, как правило, являются хорошими основаниями.
 Прочностные свойства илов зависят главным образом от структурных связей, а последние — от возраста и степени уплотнения ила. Возможность строительства на них решается в каждом случае индивидуально.
 Озерно-ледниковые ленточные глины состоят из тончайших (измеряемых долями миллиметра и редко превышающих 1 см) чередующихся слоев глины и пылеватых песков. Эти глины образовались при таянии ледников в результате переноса и отложения в водоемах частиа грунта. Летом при интенсивном таянии откладывались песчаные частицы, зимой при медленном таянии — глинистые. Эти грунты обладают анизотропными свойствами. Строительство на них возможно только при сохранении структуры и природной слоистости, что достигается особыми условиями производства земляных работ.
 Лессы и лессовидные (макропористые) глинистые грунты обладают в природном сложении видимыми невооруженным глазом порами (макропорами), значительно превосходящими размеры минеральных частиц, из коч рых состоит грунт. Они обладают большим коэффицией том пористости (е>1) и малой плотностью (р = 1,2 ч-S-1,5см/м3). В природном состоянии эти грунты имеют высокую прочность, но при замачивании размокают, теряют связность и дают просадку с изменением структуры. Строительство на просадочных грунтах требует проведения специальных мероприятий.
 "Биогенные грунты (заторфованные и торфы) содержат органические вещества. К заторфованным относятся Пески, пылеватые глинистые грунты, содержащие от 10 до 50 %: (по массе) органических веществ. Торф относится к органоминеральным грунтам, образовавшимся в результате естественного отмирания и неполного разложения болотных растений в условиях повышенной влажности при недостатке кислорода, и содержащим 5() % и более органических веществ.
 Свойства заторфованных грунтов и торфов зависят от содержания растительных остатков, степени их минера¬
 70

лизации (разложения), структурной прочности, условий залегания (открытые или погребенные слои) и т. п. Биогенные грунты обладают, как правило, большой сжимаемостью. Осадки заторфованных грунтов, залегающих под водой, протекают продолжительное время. С понижением уровня подземных вод происходит интенсивная минерализация этих грунтов, что вызывает увеличение и ускорение процесса сжимаемости. Использование таких грунтов в качестве оснований сооружений требует специальных исследований.
 Засоленные грунты содержат легко- и среднерастворимые соли. Эти грунты при длительном замачивании и фильтрации через них воды или растворов могут давать суффозионную осадку. При строительстве на засоленных грунтах необходимо предусмотреть комплекс мероприятий, включающий водозащитные и конструктивные мероприятия.
 Насыпные грунты и их строительные свойства имеют свои особенности. По условиям и времени формирования, плотности сложения, составу и другим признакам они существенно отличаются от естественных грунтов и друг от друга.
 Планомерно отсыпаемые или намываемые грунты укладываются по проекту слоями из заданного в проекте грунта с уплотнением каждого слоя до требуемой плотости и контролем при укладке. Такие грунты можно ричислить к искусственно улучшенным грунтам с заданными физическими и механическими свойствами и использовать их в качестве оснований сооружений.
 Насыпные грунты, образовавшиеся из отвалов производства, хвостохранилищ, терриконов, состоят из грунтов, шлака, золы, формовочной земли и т. д. Отдельные частицы таких грунтов со временем могут слипаться, цементироваться, в них могут возникать первичные и вторичные структурные связи. Плотность сложения насыпных грунтов различна. Использование их в основании сооружений должно быть технически обосновано.
 Насыпные грунты, образовавшиеся в результате свалки грунтов, мусора, бытовых и производственных отходов, использовать в качестве основания не рекомендуется. Из-за неоднородности, различной плотности и неравномерного залегания они при нагружении дают разные осадки, а разложение часто встречающихся в них органе* ческих включений способствует увеличению осадки и вы-
 71

\а I b
 Рис. 3.6. Естественные основания а — однородное; б — слоистое с согласным залеганием слоев; в, г — слоистое с несогласным залеганием слоев при их выклинивании и значительном наклоне пластов; а — а — сечение с выклинивающимся глинистым грунтом; b — b — сечение с выклинивающимся песчаным грунтом
 агБгвает деформацию построенных зданий и сооружений. Возможность использования этих грунтов должна быть подтверждена специальными исследованиями.
 § 18. ОЦЕНКА ГРУНТОВОЙ ТОЛЩИ БУДУЩЕГО ОСНОВАНИЯ
 Проектирование оснований и фундаментов начинается с изучения и общей оценки всей толщи и отдельных входящих в нее пластов грунта. Оценка производится п геологическим картам, разрезам, колонкам, которые при водятся в отчетах по инженерно-геологическим изысканиям.
 В разрезах и колонках приведены напластования грунтов с литологическим описанием пород, физическими и механическими характеристиками, мощностями каждого пласта; с абсолютными отметками устья основания, отметками кровли и подошвы каждого слоя; с отметками появления и установившегося уровня подземных вод.
 По условиям напластования грунтов основания обычно подразделяют на однородные, сжимаемая толща которых включает только один грунт (рис. 3.6,а), и слоистые с различными по составу, свойствам и сжимаемости грунтами, с согласным (рис. 3.6, б) и несогласным (рис. 3.6, в, г) их залеганием* К слоистым с согласным Залеганием относят основания, у которых простирание отдельных слоев близко к горизонтальному (уклон менее
 72

1—2 %), а к слоистым с несогласным залеганием — основания, пласты которых залегают невыдержанно, имеют наклон, выклиниваются и пр. Большой уклон пластов наблюдается при косогорном рельефе, особенно если они повторяют очертание рельефа (рис. 3.6,г). На таких площадках возможна потеря устойчивости грунтов вместе с сооружением.
 На практике грунты основания условно разделяют на прочные и слабые.
 К прочным относят грунты, которые могут служить основанием сооружений и обеспечивают их нормальную эксплуатацию: 	крупнообломочные 	грунты,
 плотные и средней плотности пески, твердые и пластичные пылевато-глинистые грунты. К слабым относят грунты, которые дают под нагрузкой большие деформации, неустойчивы и не могут служить основаниями сооружений: рыхлые пески, текучие пылевато-глинистые грунты, некоторые структурно-неустойчивые грунты. Иногда к слабым относят грунты, у которых модуль деформации £<5 МПа.
 Наиболее надежными являются однородные основания и слоистые с согласно залегающими малосжимаемыми грунтами. Из слоистых оснований предпочтительнее те, у которых сжимаемость грунтов с глубиной увеличивается. Основания, в которых сжимаемость с глубиной уменьшается, менее благоприятны для возведения зданий, особенно зданий и сооружений на сплошных плитах и с различными по площади и глубине заложения фундаментами.
 Особо сложные условия проектирования и устройства фундаментов возникают в тех случаях, когда в толще оснований залегают слабые грунты. Рекомендовать для них конкретные решения практически невозможно. Необходимо индивидуальное проектирование с учетом особенностей напластований грунтов основания, глубины, мощности, условий залегания слабых грунтов, их прочностных, деформационных и других свойств. Следует также учитывать конструктивные и эксплуатационные особенности зданий и сооружений, их чувствительность к неравномерным осадкам. Кроме того, нужен полный прогноз всех возможных изменений грунтовых условий под влиянием природных и антропогенных воздействий. Если не учесть все эти особенности и не принять надлежащих мер, в процессе возведения и эксплуатации зданий и са-
 73

оружений могут возникнуть недопустимые деформации и даже аварии.
 Ниже приведены некоторые соображения и условные схемы, которыми в зависимости от особенностей залега* ния слабых грунтов, в какой-то мере, можно воспользо* ваться при проектировании.
 1. 	Слабый грунт залегает непосредственно с поверх* ности и подстилается прочными грунтами. В зависимо* сти от мощности этого слоя его можно закрепить, заложить фундаменты на прочном грунте в котловане с закрепленными стенами, пройти слабый грунт фундаментами глубокого заложения.
 2. 	Слабые грунты залегают в виде пластов в толще прочных грунтов. В зависимости от глубины залегания и мощности этих пластов, как и в предыдущем случае, можно закрепить эти грунты, прорезать фундаментами, заложить в толще прочного грунта с обязательной проверкой прочности и деформации слабого подстилающего слоя.
 3. 	Прочный грунт залегает непосредственно с поверхности и подстилается мощным слоем слабого грунта. Это наиболее сложный случай в фундаментостроении, который требует индивидуального решения фундаментов и наземных конструкций с учетом влияния всех природных и антропогенных воздействий. В определенных ус« ловиях можно применить решения, рассмотренные для первых двух случаев. Если фундаменты прорезают и передают нагрузку только на слабые грунты, то обязательно должны быть предусмотрены мероприятия, обеспечивающие допустимые равномерные и неравномерные осадки сооружений.
 Предварительную оценку общей сжимаемости основания в пределах площади здания и сооружения можно провести в результате анализа и сопоставления модулей деформации Е или коэффициентов относительной сжимаемости т0 всех слоев по глубине заложения и простиранию.
 Указанная оценка должна производиться применительно к проектируемому зданию или сооружению с учетом того, что осадка протекает во времени и зависит не только от грунтов основания, но и от размеров и формы подошвы, типа фундамента, давления и условий загружения, а допустимая осадка — от конструктивных и других'особенностей возводимых зданий и сооружений. Под
 74

разными фундаментами на одной и той же строительной площадке в рабочую часть основания могут входить различные напластования грунтов. Следует учитывать, что характеристики сжимаемости определяются на полностью уплотненных грунтах и не позволяют оценить затухание осадки во времени. Затухание осадки можно оценить путем логических предпосылок. Например, если в сечении с—а основания, приведенного на рис. 3.6, в, выклинивающимся слоем является глина, а в сечении b—b — песок и их коэффициенты сжимаемости примерно равны, такое основание нельзя считать равномерно сжимаемым. Осадки грунтов в сечении b—b закончатся во время строительства, а в сечении а—а они будут продолжаться и после сдачи сооружений в эксплуатацию и, в конечном результате, разность осадок может оказаться недопустимой.
 Следует отметить, что чем больше сжимаемость грунтов, тем больше их абсолютные и, как правило, относительные осадки.
 Степень изменчивости сжимаемости грунтов основания в пределах контура здания и сооружения можно оценить по приведенным значениям модулей деформации Е„р, которые вычисляют в различных сечениях площадки по формулам (3.7) и (3.8):
 Епрп = 2 “*/(g )• 	(3.22)
 где ЕпрП —приведенный модуль деформации в сечении п—п\ coi — площадь эпюры дополнительных давлений в пределах /-го слоя в рассматриваемом сечении; £/ — модуль деформации и го слоя.
 Чем меньше разница в значениях Епр в отдельных слоях, тем однороднее по сжимаемости основание.
 Такая оценка достаточно объективна, но трудоемка. Она требует построения эпюр давлений, определения сжимаемых толщ проектируемых фундаментов и не оценивает сжимаемость грунтов во времени.
 Пример 3.1. Оценить инженерно-геологические условия строительной площадки N° 1. Геологический профиль площадки представлек ва рис. 3.7; данные о грунтах приведены в табл. 3.4*.
 *Для оценки грунтовых условий необходимо значительно большее число лабораторных исследований образцов, отобранных из каждого слоя, и проведение статистической обработки результатов испытаний. В рассматриваемом примере условно считаем, что одни образец полностью характеризует весь пласт как по высоте, так и по простиранию.
 75

С кВ N1
 С к 6. N2
 Рис. 3.7. Геологический профиль строительной площадки № 1
 I — растительный слой (упв18 кН/м3); 2 — песок средней крупности; 3 — песок пылеватый; 4 — супесь; 5 — глина (черными квадратами обозначены места отбора образцов)
 Решение. По классификационным признакам, приведенным по ГОСТ 25100—82*. определим: подгруппу, тип, вид и разновидность отдельных слоев горных пород, слагающих площадку. Отметим: все горные породы площадки относятся к классу, группе и подгруппе осадочных, обломочных пород без жестких структурных связей, т. е. к грунтам.
 Образец 1. Грунт отобран из скважины № 1 с глубины 1,3 м.
 Подгруппа грунта. При числе пластичности /p=Wl— ~ш«=0<1 % и при содержании частиц крупнее 2 мм (4,38+9,18=» -13,55 %) менее 25 % грунт относится к пескам.
 Тип песка. 1. По гранулометрическому составу: содержание частиц крупнее 0,5 мм 13,56+25,96=39,52% (менее 50%), крупнее 0,25 мм 39,52+18,69=58,21 % (более 50%)—песок средней крупности. 2. По степени неоднородности гранулометрического со-
 76

Таблица 3.4 Данные результатов лабораторных исследований грунтов
 Содержание частиц,
 %, размером, мм
 х
 Я
 Я
 0)
 со
 £
 4
 | Номер образца
 Номер скважины
 ъ
 •
 со
 S
 S
 о
 >*
 ч
 U
 О
 Д
 о
 7
 (N
 0,5—2
 0,25-0,5
 0,1-0,25
 0,05-0,1
 0,01-0,05
 0,005—0,01
 <0,005
 Количество растт осадков по массе,
 % -7®
 Э0,
 S
 н
 to
 а
 ъ
 а
 §
 &
 я
 С
 X
 С*
 Е, МПа
 о
 S
 О
 Л*
 Площадка № 1
 1
 1
 1.3
 4,38
 9,18
 25,96
 18,69
 24,35
 7,68
 5,12
 3,42
 1,22
 2,66
 1,91
 20
 26°30'
 4
 15
 2
 1
 3,5
 —
 —
 1,8
 14,27
 34,29
 27,8
 15,75
 4,1
 1,99
 1,8
 —

 2,65
 1,92
 22
 22J
 8
 5
 3
 2
 6
 —
 —
 5,25
 12,42
 18,74
 17,84
 18,85
 14,63
 12,27
 19
 15
 2,72
 1,96
 17
 20°
 12
 10
 4
 2
 8,7
 0,7
 0,2
 1,28
 15,42
 18,72
 21,68
 42
 —
 54
 22
 2,73
 1.96
 28
 16°
 25
 12
 Площадка № 2
 5
 3
 2,5
 1,02
 3,11
 5,99
 20,76
 30,24
 19,21
 19,67
 8,12
 32
 18
 2,57
 1,61
 42
 6
 3
 4,5
 —
 —
 1,27
 7,33
 10,62
 11,98
 23,05
 21,83
 23,92

 34
 17
 2,69
 1,58
 48




 7
 **4
 3
 8,5
 2,85
 26,2
 48,15
 12,5
 4,05
 5,15
 1,1
 "
 “
 2,61
 1,93
 28
 24°
 2
 10
 6-10—*

става: последовательно суммируем содержание частиц, начиная с са* мых мелких:
 Крупность
 частиц, мм, 	л
 менее 0,005 0,01 0,05 	0,1 	0,25 0,6 	2 	10 	10
 Содержание
 частиц,% 	1,22 	4,64 9,76 17,44 41,79 60,48 86,44 95,62 100
 Строим кривую однородности (см. рис. 3.1) и находим значения d60=0,49 мм и dio=0,055 мм, что соответствует коэффициенту неоднородности Си«бо/1ож9>3 — песок неоднородный.
 Вид песка. 1. По плотности сложения: при коэффициенте пористости [см,формулу (3.1)] е=26,6(1 +0,01 -20)/19,1—1=0,67 (0,6-С <е<0,8) — песок средней плотности. 2. По относительному содержанию органических веществ: /0т=0 — без примесей органических веЙеств. 3. По насыщению водой — степени влажности [см. формулу
 (3.2)1 Sr= (26,6/10) (0,2/0,67) =0,79 (0,5<Sr<0,8) — песок, насыщенный водой.
 Рассматриваемый грунт — песок средней крупности, неоднородный, средней плотности, насыщенный водой.
 Образец 2. Грунт отобран из скважины № 1 с глубины 3,5 м.
 Подгруппа грунта. При числе пластичности /р<0,01 и при отсутствии частиц крупнее 2 мм грунт является песком.
 Тип песка. 1.По гранулометрическому составу: частиц крупнее 0,5 мм содержится 1,8 % (менее 50 %), крупнее 0,25 мм — 16,07 %' (менее 50 %), крупнее 0,1 мм — 50,36 % (менее 75 %) — песок пылеватый. 2. По степени неоднородности гранулометрического состава: Си=deo/dю=0,12/0,04=3 — песок неоднородный.
 Вид песка. 1. По плотности сложения: при коэффициенте пористости е =? 26,5(1 +0,01 *22)/19,2—1 = 0,68 (0,6<е<0,8)—песок средней плотности. 2. По относительному содержанию органических веществ: 10т = 0,018<0,03 — без примеси органических включений. 3. По насыщению песка водой — степень влажности Sr= (26,5/10) X X (0,22/0,68) =0,86>0,8 — песок, насыщенный водой.
 Рассматриваемый грунт — песок пылеватый, неоднородный, средней плотности, насыщенный водой.
 Образец 3. Грунт отобран из скважины № 2 с глубины 6 м.
 Подгруппа в тип грунта. При числе пластичности /р=4 грунт является глинистым. При значении 1</р<7 грунт относится к супеси.
 Вид супеси. 1. По содержанию частиц: крупнее 2 мм частиц нет — супесь без крупных включений минеральных частиц. 2. По относительному содержанию органических веществ: отсутствуют.
 Разновидность супеси Консистенцию грунта определяем по показателю текучести [см. формулу (3.3)]: Il= (17— 15)/( 19— —15) =0,5 (0</l<1)—супесь пластичная. Коэффициент пористости е27,2(1 +0,01 • 17)/19,6—1 = 0,62.
 Рассматриваемый грунт — супесь, без крупных включений минеральных частиц, без оргайических веществ, пластичная.
 Образец 4. Грунт отобран из скважины № 2 с глубины 8,7 м.
 Подгруппа грунта. При числе пластичности /р=54— •—22=32>17, грунт является глиной.
 Вид глины 1. По содержанию частиц: крупнее 2 мм частиц нет — глина без крупных включений минеральных частиц. 2. По относительному содержанию органических веществ: отсутствуют,
 78

Рис. 3.8. Геологический профиль строительной площадки № 2
 1 — растительный слой (уп=18 кН/м3); 2 — суглинок; 3 — ил| 4 — песок мелкий (черными квадратами обозначены места отбора образцов)
 Разновидность глины Консистенцию глины выделяем по показателю текучести: Il= (28—22)/(54—22) =0,21 (0</l<0,25) глина полутвердая. Коэффициент пористости е=27,3(1+0,01 -28)/ /19,6—1=0,78.
 Рассматриваемый грунт — глина, без крупных частиц, без примесей органических веществ, полутвердая.
 Общая оценка строительной площадки № /. Судя по геологическому профилю, площадка (см. рис. 3.7) имеет спокойный рельеф с абсолютными отметками 110,50—110,60. Грунты имеют слоисто* напластование с выдержанным залеганием пластов. Все они могут служить естественным основанием. Наличие на глубине 2—2,2 м пылеватых песков ухудшает условия устройства фундаментов, поэтому размеры фундаментов следует определять с учетом этого слабогб слоя. Фундаменты зданий с небольшими нагрузками можно заложить в пределах второго слоя, но с проверкой прочности подстилающего пылеватого песка. При больших нагрузках на фундамент в качестве рабочего слоя лучше использовать супесь. Использовать щ* сок средней крупности можно при условии, что пылеватые пескй будут упрочнены. Если в основании будут сохранены пылеватые пески в естественном состоянии, могут возникнуть неравномерные осадки фундаментов с различными размерами и формами подошв и однотипных фундаментов с различными давлениями на грунт. Подземные воды залегают на абсолютной отметке 104,05 и не будут влиять на устройство оснований, возведение неглубоких фундаментов и эксплуатацию зданий.
 Пример 3.2. Оценить инженерно-геологические условия строительной площадки № 2. Геологический профиль представлен на рис. 3.8, данные о грунтах приведены в табл. 3.4.
 Решение. Оценка отдельных слоев грунта должна проводиться
 79

в той же последовательности идо тем же показателям, как для площадки № 1.
 Образец № 5. Грунт отобран из скважины № 3 с глубины 2,5 м. При числе пластичности /*,=32—18=» 14 (7</р<17) грунт относится к суглинкам.
 Грунт содержит 8,12 % органических веществ, т. е. больше 5 % и меньше 10 % — грунт с примесью растительных остатков.
 Коэффициент пористости е=25,7(1+0,01 *42)/16,1—1 *= 1,27> 1 •
 Показатель текучести /*,= (42—18)/14=1,71>1.
 Рассматриваемый грунт — ил суглинистый в текучем состоянии, с содержанием растительных остатков.
 Образец № 6. Грунт отобран из скважины JSfe 3 с глубины 4,5 м.
 При числе пластичности /*>=34—17=17 грунт относится к суглинкам.
 Коэффициент пористости е=26,9(1 +0,01 *48)/15,8—1 = 1,52>1,5.
 Показатель текучести /L= (48—17)/17= 1,82>1.
 Рассматриваемый грунт — ил суглинистый, в текучем состоянии.
 Образец № 7. Грунт отобран из скважины № 3 с глубины 8,5 м.
 При числе пластичности /р=0 грунт относится к пескам. Частиц крупнее 0,5 мм — 2,85 %, крупнее 0,25 мм — 29,05 %, крупнее
 0,1 мм — 77,2 % Таким образом, частиц размером крупнее 0,1 мм более 75 % — песок мелкий.
 Коэффициент пористости е = 26,1 (1 + 0,01 -28)/19,3—1 = 0,73 (0,6<е<0,8).
 Степень влажности Sr= (26,1/10) (0,28/0,73) = 1.
 Рассматриваемый грунт — песок мелкий, средней плотности, водонасыщенный.
 Общая оценка строительной площадки М 2. Два первых слоя грунтов являются илами в текучем состоянии и не могут служить естественным основанием. Третий слой — песок мелкий, средней плотности, водонасыщенный, может быть основанием. При строительстве на этой площадке должны быть приняты фундаменты глубокого заложения.
 Пример 3.3. По данным лабораторных испытаний в одометре определить коэффициент сжимаемости глины (см. пример 3.1, образец № 4) в интервале давлений 0,05—0,2 МПа;
 р, МПа 	0 	0,05 	0,1 	0,2 	0,4 	0,8
 е. 	 0,785 	0,779 	0,774 	0,769 	0,753 	0,738
 Решение. По приведенным данным строим компрессионную кривую, наносим на графике соответствующие точки и соединяем их плавной кривой линией (см. рис. 3.4). Кривая может пройти не через все экспериментальные точки; при построении производится гра-
 ?>ическое уравновешивание результатов испытаний. По формулам 3.5) и (3.6) определяем коэффициенты сжимаемости и относительной сжимаемости:
 т0 ~ (0,779 — 0,769)/(0,2 — 0,05) = 0,067 МПа-*; пг0 = 0,067/(1 +0,785) =0,038 МПа—*.
 Согласно условной классификации (см. стр. 57), рассматриваемый грунт имеет среднюю сжимаемость.
 Модуль деформации грунта (глины) при коэффициенте р=0,43 (см. стр. 56) по формуле (3.7) будет:
 80

£ = 0,43/0,038= 11,3 МПа.
 Пример 3.4. По данным полевых испытаний пробными статическими нагрузками в шурфе жестким плоским штампом диаметром d=80 см, площадью А«5000 см2 определить модуль деформации песка в интервале давлений 0,05—0,2 МПа:
 Давление р
 МПа ! 	0 	0,05 	0,1 	0,15 	0,2 	0,25 	0,3 	0,35
 Осадка штампа s, мм 	0 	0,85 	2 	3,45 	4,85 	6,95 	9,45 	12,55
 Решение. Строим график зависимости осадки штампа от давления По ГОСТ 20276—85 принимаем масштаб для р=0,1 МПа равным 10 мм, а для 	s = l 	мм равным 	10 мм 	(см. рис. 3.5).
 Через четыре 	опытные точки, 	начиная с давления 	р=0,05 	МПа
 и кончая р=0,2 МПа, проводим осредняющую прямую, что допустимо из-за малого разброса точек (в других случаях пользуются методом наименьших квадратов).
 В заданном интервале давлений, принимая для песка v=0,3 и Р=0,74, определяем модуль деформации по формуле (3.8):
 Е = 0,8-80 (1 —0,32)0,15/0,4 = 22 МПа; коэффициент относительней сжимаемости по формуле (3.7) будет: т0 = 0,74/22 = 0,034 МПа-1.
 Согласно приведенной классификации, по полученным значениям заключаем, что грунт малосжимаемый.
 Пример 3.5. По результатам 18 лабораторных испытаний на плоский срез при вертикальных давлениях 100, 200 и 300 кПа определить характеристики прочности суглинка. Данные испытаний приведены в табл. 3 5.
 Решение. Прежде чем приступить к вычислению нормативных и расчетных значений <р и с, следует выполнить проверку на исключение грубых ошибок в определениях т< при каждом значении нор-
 Таблица 3.5. Данные испытаний
 »
 о=
 =100 кПа
 о=200 кПа
 о=300 кПа
 П
 0>
 о
 о
 СО
 &
 2
 с
 ы
 н*
 и*
 , 1
 С
 X
 и**
 И*
 1
 С
 X
 •м
 И
 н*
 1
 Ё
 Н*
 li
 W
 и*
 li
 'it
 н*
 li
 1
 68
 2
 4
 95
 9,17
 84,09
 125
 3,33
 11,09
 2
 71
 —1
 1
 100
 4,17
 17,39
 120
 8,33
 69,39
 3
 72
 —2
 4
 105
 -0,83
 0,69
 135
 —6,67
 44,49
 4
 70
 0
 0
 110
 —5,83
 33,99
 140
 -11,67
 136.19
 5
 69
 1
 1
 100
 4,17
 17,39
 120
 8,33
 69,39
 6
 70
 0
 0
 115
 —10,83
 117,29
 130
 —1,67
 2,79
 2
 420
 —
 10
 625
 —
 270,84
 770
 —
 333,24
 6-585
 81

мативного давления а<, т. е. проверить условие (3.10). Все вспомо гательные вычисления к проверке условия (310) приведены в табл. 3 6. Значение статистического критерия для п=6 принято v=2,07.
 Среднее значение предельного сопротивления грунта сдвигу т, смешенная опенка среднего квадратического отклонения Sdts и vSdIs будут:
 для а= 100 кПа
 т = 420/6 = 70 кПа; Sdis = Ю/6 = 1,29; vSdjse2,67 кПа;
 для а=200 кПа
 т = 625/6= 104,17 кПа; Sdis = 270,84/6 = 6,7; v5dis= 13,87 кПа;
 для а=300 кПа
 i = 775/6 = 128,33 кПа; Sd!s — 333,24/6 = 7,45; v5di6 = 15,42 кПа.
 В результате проведенной проверки получено, что_при всех значениях нормального давления а выполняется условие |т—Ti|<vSdis9 т. е. опытные данные не содержат грубых ошибок.
 Вычисления промежуточных величин к определению норматив* ных и расчетных значений <р и с сведены в табл. 3 6. При вычисление ях <р и с знаменатель в формулах (3.15), (3.16) и (3.18) обозначаем буквой А и получаем: Л = 18x840 000—3600*=2 160 000.
 Нормативные значения tg <рп и сп определяем по формулам (3.15) и (3.17):
 tg<P л = (18*398 000— 36 000.1815)/2 160 000= 0,2917;
 <pn=16°15'; 	(1815 	— 	0t2917-3600)/18 	= 	42,5 	кПа.
 После заполнения двух последних граф табл. 3.6 находим сред* ние квадратические отклонения:
 по формуле (3.19)
 ST = 714,44/(18—2) = 6,68 кПа;
 по формуле (3.15)
 s ф = 6,68У18/2 160 000 = 0,01628;
 по формуле (3.18)
 Se = 6,6f* V840 000/2 160000 = 4,1657 кПа.
 Значения коэффициентов вариации для tg ср п с определяем по формуле (3.13):
 Vlg ф = 0,01928/0,2917 = 0,0661;
 Vc= 4,1657/42,5 = 0,098.
 Определяем расчетные значения фп и сц для расчета оснований по деформациям (II группа предельных состояний). Для а*
 82

Таблица 3 6. Значения промежуточных величин
 Номер
 опыта
 xi
 aib
 °i *w>n+
 °i t6(Pn+ +cn"Ti
 <ai п+
 +*n-Ve
 1
 2
 3
 4
 5
 6
 7
 8
 9
 10 11 12
 13
 14
 15
 16
 17
 18
 100
 100
 100
 100
 100
 100
 200
 200
 200
 200
 200
 200
 300
 300
 300
 300
 300
 300
 68
 71
 72 70
 69
 70
 95
 100
 105
 110
 100
 115
 125
 120
 135
 140
 120
 130
 10000 10 000 10 000 10 000 10 000 10 000
 40 000 40 000 40 000 40 000 40 000 40 000
 90 000 90 000 90 000 90 000 90 000 90 000
 6 800 7 100 7 200 6900 6900 7 000
 19 	000
 20 	000 21000 22000 20000 23 000
 37 500 36000 40 500 42000 36000 39 000
 71,67
 3.67 0,67
 —0,33
 1.67
 1.67
 1.67
 5,84 0,84 —4,16 —9,16 0,84 —14,16
 5.01
 10.01 —4,99 —9,99
 10,01
 0,01
 13,47
 0,449
 0,109
 2.79 7,129
 2.79
 34,106
 0,706
 17,306
 83,906
 0,706
 200,506
 25,1
 100,2
 24,9
 99,8
 100,2
 0,0001
 100,84
 130,01
 2
 3600
 1815
 840 000
 398 000
 —
 —
 714,4431
 =0,85 при k = 18—2 = 16 по табл. 3.3 /а=1,07. Тогда значения показателей точности по формулам* (3 20) для tgq>n и Сц будут: fitgq)= 1,07-0,0661 =0,0707; 	6 	= 	1,07 0,098 = 0.1049.
 Коэффициенты надежности по грунту находим по формуле
 (3.21):
 Y5(tgq» = 1 (1 -0,0707) = 1,076; yg(c) = 1/(1 -0,1049) = 1,117.
 Расчетные угол внутреннего трения и удельное сцепление будут: 1бфп = 0,2917/1,076 = 0,2707; фи = 15°9\
 ClI = 42,5/1,117 = 38,04 кПа.
 Определяем расчетные значения ф| и Ci для расчета оснований по нерущей способности (I группа предельных состояний). Для а= =0,95 при 6 = 18—2=16 по табл. 3.3 /а=1,75. Тогда значения показателей точности по формулам (3.20) для tg<pi и Ci будут:
 6tg<p= 1,75-0,0661 =? 0,1157;
 6С= 1,75.0,098 = 0,1715.
 6*
 83

Коэффициенты надежности по грунту находим по формуле
 (3.21):
 1/0- 0,1157)- 1,1308;
 Ув(с)= 1/(1 -0,1715) = 1,207.
 Расчетные угол внутреннего трения и удельное сцепление будутз lg<Pj = 0,2917/1,1308 = 0,2579; 	<р, 	= 	15°;
 с, = 42,5/1 ,207 = 35,21 кПа.
 Глава 4. ОБЩАЯ ОЦЕНКА ПРОЕКТИРУЕМЫХ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ
 § <9. ВИДЫ ДЕФОРМАЦИЙ ЗДАНИЯ И СООРУЖЕНИЙ
 Перед проектированием основания следует изучить конструктивную и расчетную схемы сооружения, оценить его жесткость, определить величины и условия передачи нагрузок на фундаменты и основания, установить характер и предельные значения возможных деформаций.
 При равномерных осадках основания подошва сплошного массивного сооружения или фундаменты отдельных конструкций в любой момент времени опускаются на одинаковую величину. Такие осадки не вызывают перераспределения усилий в конструкциях, но затрудняют нормальную эксплуатацию, предельные величины осадок ограничиваются эксплуатационными и технологическими требованиями.
 При неравномерных конечных осадках и неравномерном затухании их во времени основания массивных фундаментов, отдельных плит и ленточных фундаментов опускаются на разную величину, вызывая перераспределение усилий и деформации в наземных частях зданий и сооружений. Неравномерные осадки ухудшают эксплуатацию оборудования, изменяют условия устойчивости сооружений, вызывают перенапряжения в отдельных конструкциях и элементах. Поэтому предельные величины неравномерных осадок устанавливаются не только по эксплуатационным и технологическим требованиям, но и из условий прочности, деформаций и устойчивости сооружений.
 Полные деформации сооружения и его фундамента складываются из отдельных деформаций, которые про-
 84

■о) 	4
 fH
 I
 i
 I
 wm?77/
 L
 Рис. 4.1. Осадки массивного фундамента а — равномерная; б — неравномерная (крен)
 исходят от различных условий загружения и разных сочетаний нагрузок, и рассматривать их удобнее раздельно.
 1. 	Абсолютная осадка s основания отдельного фундамента характеризуется осадкой какой-либо точки подошвы сооружения, общей осадкой жесткого сооружения или отдельного фундамента (рис. 4.1, а).
 2. 	Средняя осадка 5 основания сооружения вычисляется по абсолютным осадкам не менее трех фундаментов или трех точек (в общем случае п точек) сплошного фундамента.
 3. 	Крен (наклон) фундамента или сооружения i характеризуется разностью абсолютных осадок двух крайних точек сплошных массивных сооружений или отдельных фундаментов, отнесенной к расстоянию между ними (рис. 4.1, б).
 4. 	Перекос здания или сооружения возникает в результате разности осадок As двух или нескольких фундаментов, расположенных на одной поперечной или продольной оси с расстоянием L между ними (рис. 4.2,а), и характеризуется отношением As/L.
 5. 	Относительный прогиб или выгиб f/L возникает при изгибе подошвы гибкой плиты или ленточного фундамента. При прогибе изогнутая поверхность основания обращена выпуклостью вниз, а при выгибе — выпуклостью бверх (рис. 4.2,6). Эти деформации оцениваются отношением стрелы прогиба (выгиба) / к длине изогнувшейся части здания или сооружения и кривизной изгибаемого участка. Прогиб и выгиб сооружения на отдельных
 85

Рис. 4.2. Неравномерные осадки основания, вызывающие деформации здания
 а — перекос; б — выгиб f2 и прогиб fi
 участках могут возникать одновременно. Их относительные величины определяют по абсолютным осадкам s, минимум трех отдельных фундаментов или по осадкам в стольких же точках сплошных фундаментов.
 6. 	Кривизна изгибаемого участка сооружения р — показатель, обратный радиусу искривления, наиболее полно характеризует напряженно-деформированное состояние жестких протяженных сооружений.
 7. 	Относительный угол закручивания О характеризует пространственную работу конструкции.
 8. 	Кручение фундамента или сооружения в горизонтальной плоскости возникает, например, в прямоугольной фундаментной плите, когда осадки под противоположными углами, расположенными по одной диагонали, меньше осадок под углами другой диагонали.
 9. 	Горизонтальное перемещение фундамента или сооружения в целом и обычно учитывается при действии на фундамент горизонтальных нагрузок,
 86 7

4 20. ЖЕСТКОСТЬ (ГИБКОСТЬ) ЗДАНИЯ И СООРУЖЕНИЙ
 Здания, сооружения и их отдельные элементы в зависимости от чувствительности к осадкам подразделяются на жесткие, относительно жесткие и нежесткие.
 Жесткие сооружения обладают большой вертикальной жесткостью (элеваторы, доменные печи, кирпичные и железобетонные дымовые трубы, водонапорные башни со сплошными стволами, массивные мостовые опоры и пр.). Они не изгибаются, а дают осадку как единый массив, при этом поверхность основания остается плоской. Осадка таких сооружений может быть равномерной и оценивается размерами абсолютной осадки или неравномерной, тогда она оценивается средней осадкой и креном сооружения в одном или в двух направлениях. Равномерная осадка жесткого сооружения или конструкции происходит на однородном или слоистом основании с согласным залеганием пластов от центрально приложенной нагрузки, от пригрузки соседними фундаментами, готовой продукцией, отходами производства и др. В слоистом основании с выклинивающимися слоями различной сжимаемости внецентренно приложенная нагрузка может увеличить или уменьшить крен.
 Относительно жесткие сооружения, деформируясь вместе с основаниями, оказывают влияние на величину осадок и частично их выравнивают. В конструкциях происходит перераспределение напряжений и изменение усилий, действующих на основание. К этой группе относят здания и сооружения с рамными и неразрезными железобетонными конструкциями с несущими стенами и жесткими железобетонными перекрытиями, кирпичные, крупноблочные и крупнопанельные здания. Они чувствительны к неравномерным осадкам, и при их расчете необходимо учитывать все возможные виды деформаций.
 Нежесткие — гибкие сооружения, передавая нагрузку на грунты, следуют за осадкой основания, при этом дополнительных напряжений в них не возникает. К этой группе относят здания и сооружения с цельнометаллическим каркасом, гибкие днища резервуаров, сооружения со статически определимой схемой несущих конструкций {например, эстакады и галереи с разрезными пролетными строениями). Осадки этих сооружений следуют за осадками -оснований и не вызывают значительных перераспределений напряжений в конструкции.
 87

Предельные деформации относительно жестких и нежестких сооружений назначаются из условий обеспечения их нормальной эксплуатации, прочности и устойчивости конструкций и отдельных элементов.
 При классификации сооружений в зависимости от конструктивной схемы все сооружение по жесткости может быть отнесено к одному виду, а его отдельные элементы могут быть отнесены к другому виду. Например, эстакаду с разрезными пролетными строениями на массивных опорах можно отнести к нежесткой конструкции, а ее массивные опоры — к абсолютно жестким; здание цеха, выполненное в металлических конструкциях с шарнирными соединениями и гибкими связями между элементами, можно отнести к нежесткой конструкции, а его монолитные фундаменты — к абсолютно жестким. В таких конструктивных схемах деформации всего сооружения и его отдельных частей оценивают раздельно.
 21. КОЭФФИЦИЕНТЫ НАДЕЖНОСТИ
 В расчетах по предельным состояниям определяют либо предельные деформации, либо предельную устойчивость оснований или сооружений, превышение которых недопустимо. Безопасные деформации и устойчивость оснований и сооружений гарантируются введением расчетных коэффициентов надежности, которые позволяют раздельно учесть особенности грунтов основания, конструктивных схем сооружений, действующих нагрузок и их сочетаний, малую вероятность одновременного нагружения фундамента всеми наибольшими временными нагрузками. В зависимости от проводимого расчета и принятой расчетной схемы вводятся коэффициенты.
 Коэффициент надежности по материалу ут учитывает возможность уменьшения сопротивления материала по сравнению с нормативным значением. Коэффициент учитывает неблагоприятные условия работы материала конструкции, несоответствие расчетных схем и расчетных формул условиям работы грунтов основания, особенности, которые нельзя непосредственно учесть в расчетах. Расчетное сопротивление материала определяют делением его нормативного значения на коэффициент надежности. В расчетах по несущей способности его принимают равным 1,1.
 Коэффициент надежности по грунту yg учитывает слу¬
 88

чайность выбора места отбора проб и образцов грунта, неточности определения расчетной характеристики, возможность разброса полученных результатов. Расчетные значения всех характеристик определяют делением их нормативных значений на коэффициент yg. Для прочностных характеристик (tg(рис) коэффициент надежности определяют в результате статистической обработки вычислением по методу наименьших квадратов. Для других характеристик его принимают равным единице, т. е. расчетные характеристики приравнивают к их нормативным значениям. Нормативные значения угла внутреннего трения грунта ф, удельного сцепления с и модуля деформации Е приведены в таблицах приложения 1 СНиП 2.02.01-83. При определении нормативных характеристик грунта по таблицам СНиП расчетные характеристики принимаются при следующих значениях коэффициента надежности по грунту:
 в расчетах оснований по деформациям 	Vg=l
 то же, по несущей способности:
 для удельного сцепления 	Yg(c) = l>5
 » угла внутреннего трения песчаных грунтов ?g((p) = l»l то же, пылевато-глинистых 	.7(ф) = 1,15
 Коэффициент надежности по назначению сооружения уп учитывает степень ответственности и капитальности зданий и сооружений, недостаточную изученность действительной работы и предельных состояний отдельных конструкций и оснований. На него либо делят предельные значения несущей способности основания, расчетные сопротивления грунтов, предельные деформации, либо умножают значения расчетных нагрузок, усилий или иные воздействия. Для сооружений I класса уп принимается равным 1,2, II класса — 1,15 и III класса — 1,1.
 Коэффициент условий работы ус учитывает' благоприятные и неблагоприятные условия работы всего основания в целом, а в ряде случаев, отдельных пластов грунта, влияющих на переход основания в предельное состояние, но не отраженных в расчетах прямым путем.
 Коэффициент надежности по нагрузке yf учитывает возможные отклонения в неблагоприятную сторону нагрузок, принятых в расчетах, от их вероятных значений и назначается в зависимости от вида конструкции и типа грунта.
 89

Для нагрузок от строительных конструкций значения коэффициента yf колеблются от 1,05 до 1,3; для нагрузок от стационарного оборудования yf принимается равным 1,05. Для грунтов в природном залегании принимают Yf = 1,1 и Для насыпных — Yf = 1,15. Этот коэффициент вводится в тех случаях, когда увеличение веса грунта ухудшает работу конструкций и оснований (грунт оказывает активное давление и способствует потере их устойчивости). Если же увеличение нагрузки от грунта улучшает работу конструкций и оснований, например способствует увеличению устойчивости в расчетах естественных оснований и ограждений, а также в расчетах сооружений на всплывание, скольжение и т. п., то коэффициент по нагрузке принимается равным 0,9. В расчетах по деформациям коэффициент надежности по нагрузке для всех видов нагружения принимают: yf = 1. В расчетах по устойчивости его назначают дифференцированно в зависимости от вида нагрузки. В расчетах оснований и фундаментов кроме коэффициента yf дополнительно вводится коэффициент сочетания нагрузок г|>, который учитывает условия приложения и действия нагрузок.
 22. НАГРУЗКИ И ВОЗДЕЙСТВИЯ НА ОСНОВАНИЯ
 При проектировании оснований и фундаментов нагрузки и воздействия, их классификация, вид, интенсивность, условия воздействия (приложения), возможные сочетания назначают в соответствии с требованиями СНиП 2.01.07-85, СНиП 2.02.01-85 и СНиП 2.03.01-84. В нормах приведены нормативные значения нагрузок. Расчетные значения определяют как произведение нормативных нагрузок на коэффициент надежности по нагрузке уf применительно к рассматриваемому предельному состоянию. В самих же расчетных формулах учитываются и другие коэффициенты надежности.
 Нагрузки и воздействия в зависимости от продолжительности действия разделяют на следующие группы: длительные — действующие в течение всего времени существования сооружения (вес всех его частей и элементов, вес и давление грунтов); длительные временные — действующие продолжительное время, но отсутствующие в отдельные периоды [вес стационарного оборудования, нагрузки на перекрытия от складированных материалов, вертикальные нагрузки от кранов, нагрузки от людей
 90

(с пониженными нормативными значениями), снеговые нагрузки (с понижением в зависимости от снегового района), а также воздействия, обусловленные деформациями основания, не сопровождающимися коренным изменением грунта]; кратковременные — действующие эпизодически [вес людей и ремонтных материалов, нагрузки от людей (с полными нормативными значениями), снеговые нагрузки (с полными нормативными значениями), ветровые нагрузки]. К особым нагрузкам относятся воздействия, обусловленные деформациями основания с коренным изменением структуры грунта (при замачивании просадочных грунтов), оседанием его в районах горных выработок и в карстовых районах, сейсмические, взрывные и другие аналогичные воздействия. Одновременное действие всех этих нагрузок маловероятно и нормы рекомендуют учитывать следующие их сочетания: основное, состоящее из постоянных длительных и кратковременных нагрузок, особое, в котором к основному сочетанию добавляется одна из особых нагрузок.
 СНиП 2.01.07-85 в сочетании нагрузок рекомендуют учитывать следующие положения.
 Временные нагрузки с двумя нормативными значениями (нагрузки от людей, снеговые нагрузки), когда их рассматривают как длительные, включать с пониженными, а когда как временные — с полными нормативными значениями.
 Равномерно распределенные временные нагрузки в расчетах рекомендуется принимать при полном нормативном значении менее 2 кПа с коэффициентом надежности по нагрузке Vf = l,3, а при 2 кПа и более с коэффициентом 47 = 1,2. В связи с малой вероятностью приложения и времени действия одновременно на всех этапах полных временных нагрузок СНиП рекомендуют снижать их введением коэффициентов сочетания и t|)„, на которые умножаются нормативные нагрузки. Коэффициент сочетания учитывает размеры грузовых площадей, а коэффициент сочетания ifn — число этажей над рассчитываемым элементом.
 В расчетах оснований для квартир, спальных комнат общежитий, санаториев, домов отдыха, палат больниц коэффициент сочетания нагрузок можно определять по упрощенной формуле 	_
 Ч>п1=0,3 + 0,бЛЛ«. 	(4.1)
 где п — число перекрытий, от которых нагрузка передается иа ос-
 91

нсвание (в том числе от чердачного и перекрытий над подвалом и подпольем).
 Для зрительных, читальных, обеденных залов и подобных помещений при гС2
 'Фп2 = 0,5 + 0,6/У~п. 	(4.2)
 Значения коэффициентов \|>л и \|для других видоз нагрузок приведены в СНиП.
 Применительно к основаниям (СНиП 2.02.01-83) расчёты по деформациям рекомендуется производить на основное сочетание нагрузок, по несущей способности — на основное сочетание, а при наличии особых нагрузок и воздействий — на основное и особое сочетание.
 Нагрузки на перекрытия и снеговые нагрузки при расчете по деформациям считаются длительными, а по несущей способности — кратковременными. Нагрузки от подвижного оборудования в обоих случаях считаются кратковременными.
 В основном сочетании нагрузок, включающем одну временную нагрузку, коэффициент надежности Yf принимают равным 1, а включающем две и более временных нагрузки — для длительных нагрузок yf = 0,95, а для кратковременных yf=0,9.
 В расчетах оснований необходимо учитывать пригрузку от складированного материала и оборудования, размещаемого вблизи фундаментов.
 Усилия от температурных воздействий в расчетах по деформациям можно не учитывать, если расстояние между температурно-усадочными швами не превышает значений, принятых для проектируемого сооружения.
 Необходимо отметить, что приведенные сочетания нагрузок отвечают главным образом условиям работы строительных конструкций, находящихся в пределах упругости, к которым применим принцип независимости действия сил; после снятия нагрузки остаточные деформации отсутствуют и конструкция принимает свое первоначальное положение.
 Для естественных оснований рекомендуемые сочетания нагрузок, строго говоря, применимы при одновременном, одноразовом приложении всех нагрузок, действующих постоянно. Эти условия имеют место в зданиях и сооружениях, в которых постоянные нагрузки значительно превышают временные и последние существенно не влияк& на общую осадку фундаментов.
 В тех случаях, когда временные нагрузки преоблада¬
 92

ют над постоянными, эти сочетания следует назначать с учетом изменения осадок во времени от различных на-* грузок. Поскольку осадки протекают во времени и складываются из остаточных и восстанавливающихся, к грунтам, особенно к глинистым, неприменим принцип независимости действия сил. Нельзя суммировать напряжения и осадки без учета изменения свойств грунтов, так как снятая нагрузка дает остаточную осадку.
 При определении суммарной осадки необходимо установить, какую осадку вызывает постоянная или временная нагрузка, а также последовательность приложения временных нагрузок и длительность их действия. Если вначале приложена и через некоторе время снята большая, а затем приложена и снята меньшая нагрузка, то в результате первоначального уплотнения грунтов осадка от приложенной в последующем меньшей нагрузки будет меньше, чем при обратной последовательности.
 Конечные осадки будут определены более достоверно, если сочетание нагрузок назначать дифференцированно, с учетом последовательности, времени приложения и действия каждой нагрузки.
 В зданиях и сооружениях со статически неопределимой схемой несущих конструкций неравномерные осадки отдельных опор приводят к перераспределению усилий в элементах и нагрузок на фундаменты и основания.
 По СНиП 2.02.01-83 перераспределение нагрузок на основания можно не учитывать в расчетах: оснований зданий и сооружений III класса; общей устойчивости массива грунта основания совместно с сооружением; средних значений деформаций основания; деформаций основания в стадии привязки типового проекта к местным грунтовым условиям.
 Если при проектировании основания принимают нагрузки, полученные в расчетах конструкции, то следует убедиться, что принятое сочетание нагрузок совпадает с неблагоприятным сочетанием нагрузок для основания. В противном случае нагрузки должны быть откорректированы.
 Основания и фундаменты часто проектируются раньше несущих конструкций, тогда на схеме здания или сооружения выявляют несущие элементы, грузовые площадки и приложенные к ним нагрузки. В этом случае нагрузки определяют как для разрезных конструкций без учета опор и перераспределения опорных реакций.
 93

Рис. 4.3. К определению нагрузок на фундаменты
 а — план; б — разрез здания; /, 2 — грузовые площади соответ» ственно для наружной и внутренней стены.
 Внецентренно приложенные нагрузки на стены и столбы, конструкции перекрытия и покрытий принимают, в соответствии с нормами проектирования каменных конструкций, приложенными по оси подошвы фундамента.
 В расчетах фундаментов подвальных, заглубленных и полузаглубленных помещений учитываются горизонтальные давления от грунта и нагрузки на поверхность.
 Нагрузки на основания от наземных частей сооружения в зависимости от их схемы определяются на уровне спланированной отметки земли, верхнего обреза или подошвы фундамента отдельно от вертикальных и горизонтальных сил. В бесподвальных зданиях и у наружных стен зданий с подвалом нагрузки удобно определять на уровне спланированной отметки земли; при передаче давления от колонн через железобетонные башмаки или металлические траверсы — на уровне верхнего обреза фундамента; для внутренних стен и колонн в заглубленных помещениях, в сооружениях, где фундаменты являются частью конструкции (стойки, рамы и каркасы, подпорные стенки), для фундаментов, на которые действуют одновременно вертикальные, горизонтальные силы и моменты — на уровне подошвы.
 В бескаркасных зданиях вся нагрузка от чердачного, междуэтажного перекрытия и покрытия передается на’ наружные и внутренние продольные стены или на наружные торцовые и внутренние поперечные стены (рис. 4.3). В каркасных зданиях с неполным каркасом нагрузки от перекрытий передаются на наружные стены и внутренний железобетонный или металлический каркас. Пристенных колонн здания не имеют, и их наружные стены будут несущими. В каркасных зданиях с полным каркасом вся нагрузка от перекрытий воспринимается только каркасом. Здания имеют как внутренние, так и наружные (пристенные) колонны. Наружные стены выполняются самонесущими или как дополнение каркаса с передачей на него веса стен. Поскольку стены здания передают нагрузку на фундамент по простенкам, нагрузка суммируется по длине, равной расстоянию между осями оконных проемов. В этом случае легко учесть уменьшение веса стены за счет оконных проемов.
 95

Пример 4.1. Определить нагрузки на фундаменты наружной и внутренней стен шестиэтажного жилого дома с подвалом (см. рис. 4.3). Стены здания кирпичные. Толщина наружных стен первого этажа 64 см, остальных этажей 51 см, внутренних стен соответственно 51 и 38 см Высота этажа 3 м. Междуэтажные и чердачные перекрытия — из крупноразмерных железобетонных плит. Кровля плоская — из железобетонных плит по стропильным балкам.
 Постоянные нормативные нагрузки, кН/м2:
 покрытия (гидроизоляция, настил, балки) на 1 м2 про¬
 екции 		,1,8
 чердачного перекрытия 	. 	3,8
 междуэтажного »..« 		, 	3,6
 перегородок на 1 м2 (приведенная 	к 	1 	м2) 	1
 железобетонного карниза на 	1 м стены 	2,5
 кирпичной кладки 			18
 Временные нормативные нагрузки, кН/м2:
 на 1 м2 проекции кровли от 	снега 	1
 » чердачное перекрытие 	 . 	0,75
 » междуэтажные 	перекрытия 	1,5
 Решение. 1. Определяем нагрузки на наружную стену по оси Л. Грузовая площадь между осями оконных проемов А = 2,53x2,8—7 м2 (где 2,53 м —расстояние между осями; 2,8 м —половина расстояния в чистоте между стенами). Нормативные нагрузки на 2,53 м длины фундамента на уровне спланированной отметки земли, кН:
 постоянные нагрузки от конструкций: покрытия ... 	. 	•
 чердачного перекрытия * • шести междуэтажных перекрытий перегородок на шести этажах * карниза и стены выше чердачного перекрытия
 стены со второго и выше этажей на длине 2,53 м за вычетом оконных проемов
 цоколя и стены первого этажа на длине 2,53 м за вычетом оконных проемов
 Итого •
 609
 временные нагрузки: на кровлю • •
 » чердачное перекрытие «... » шесть междуэтажных перекрытий с коэффициентом фП1=0,545
 1-7=7
 0,75*7=5,3
 1,5.7-6-0,545=34,3
 1.8-7=12,6
 3.8-7=26,6 3,6-7.6=151,5 17.6=42
 (2,5+0,6-0,51.10Х XI,8).2,53=20,3
 0,51(3.2,53—1,58х XI,22)5-10.1,8=260
 0,64(4,05*2,53—
 —1,58-1,22)10* 1,8= =96
 Итого
 46,6

Неодновременное загружение шести этажей учитываем снижающим коэффициентом по формуле (4.1):
 - 0.3 + О,б/Кб = 0,545.
 Для рассматриваемого здания основным является расчет по деформациям, поэтому принимаем коэффициент перегрузки уп= 1. Расчетные нагрузки на 1 м наружной стены: постоянная
 609
 2,53
 временная
 46,6
 2,53
 2. 	Определяем нагрузки на внутреннюю стену по оси Б. Грузовая площадь (2,8+2,8) 1=5,6 м2 (по длине здания — 1 м, по ширине—половина расстояния в чистоте между стенами в двух пролетах).
 Нагрузки на фундамент на уровне спланированной отметки земли, кН/м2:
 постоянные нагрузки от конструкций:
 покрытия ... 	1,8-5,6=10,2
 чердачного перекрытия ... 	3,8-5,6=21,3
 шести междуэтажных перекрытий 	3,6-5,6-6=121
 перегородок на шести этажах 	 1*5,6-6=33,6
 стены первого этажа (объем дверных проемов условно принимаем
 7,5 % объема всей кладки) 	0,51-4,05-1-18-0,925=
 стены верхних этажей, включая чердак 	0,38-15,6-1 -18-0,925=
 =34,4
 0,38-
 =99
 Итого 	320
 временные нагрузки: на кровлю ... 	• 	1-5,6=5,6
 » чердачное перекрытие 	. 	. 	. 	0,75-5,6=4,2
 » шесть междуэтажных перекрытий с коэффициентом 	—0,545 	1,5-5,6*6«0,545=27,5
 Итого 	37,3
 Расчетные нагрузки на 1 м длины внутренней стены:
 постоянная
 ATfIn = 320-1 /1 = 320 кН;
 временная
 N?lB = 37* 1/1 =37 кН.
 7»—585

Глава 5. ОПРЕДЕЛЕНИЕ ОСНОВНЫХ РАЗМЕРОВ ФУНДАМЕНТОВ, ВОЗВОДИМЫХ В КОТЛОВАНАХ
 § 23. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
 Фундаменты являются ответственной частью зданий и сооружений. Они должны обеспечивать устойчивость, прочность, наиболее равномерную передачу давлений на грунт по подошве, возможность механизации и индустриализации работ по их устройству, должны быть экономичны и рационально сочетаться со стоимостью, условиями возведения и сроком службы сооружения. Поскольку фундаменты находятся в неблагоприятных условиях (окружены влажными грунтами, подвержены сезонному замораживанию и оттаиванию), они должны возводиться из влаго- и морозоустойчивых материалов.
 Сложность проектирования заключается в том, что основные размеры фундаментов определяются расчетом исходя из прочности и устойчивости грунтов основания, которые, в свою очередь, во многом предопределяются конструкцией, основными размерами и формой подошвы фундаментов.
 В процессе проектирования необходимо: выбрать наиболее экономичные и технически целесообразные типы конструкций, материал и количество фундаментов; установить для каждого фундамента расчетные давления на грунты основания; подобрать основные размеры — глубину заложения, форму и площадь подошв фундаментов, которые обеспечивали бы устойчивость основания и сооружения; разработать конструкцию; рассчитать каждый фундамент; предусмотреть такую организацию работ по устройству котлована и возведению фундаментов, при которой не нарушались бы природные свойства грунтов основания и не были повреждены объекты, расположенные рядом, обеспечивались экологические требования. Следовательно, фундаменты нужно проектировать индивидуально для каждого здания и сооружения. Фундаменты передают нагрузку на грунт, прочностные показатели которого значительно ниже прочности строительных конструкций, в том числе и фундаментов, поэтому они, как правило, уширяются к подошве.
 По материалу фундаменты подразделяются: на деревянные из антисептированных бревен хвойных пород (обычно используются для временных и небольших зда¬
 98

ний); каменные (бутовые) из камня марки 75, 100, 150, в особых случаях 200, в зависимости от грунтов основания и проектируемого сооружения; бетонные и железобетонные — их размеры и конструкции назначаются из расчета на прочность, устойчивость и деформативность основания. Каменные, бетонные и железобетонные фундаменты практически используются для любых зданий и сооружений и их выбор назначается проектировщиком.
 По условиям возведения различают фундаменты монолитные, возводимые непосредственно в котловане, и сборные, монтируемые из готовых элементов. Применение сборных фундаментов снижает сроки земляных работ, но увеличивает расход металла по сравнению с монолитными и часто требует мощного монтажного оборудования. Монолитные фундаменты чаще всего дешевле сборных. Монолитные фундаменты выполняются из тяжелого бетона марки не ниже В5, а сборные — не ниже В7,5. Сборнце фундаменты, работающие преимущественно на сжатие и выполняемые из каменной кладки, бетона и реже из железобетона, относятся к массивным жестким конструкциям; фундаменты, работающие на сжатие и изгиб и выполняемые из железобетона, — к гибким.
 По форме фундаменты разделяются: на сплошные (плиты под всю или часть сооружения); ленточные (под стены и колонны, расположенные по одной оси); из перекрестных лент (под сетку колонн) и отдельные (под одну колонну или столб).
 В зависимости от глубины заложения и условий передачи нагрузки на грунт фундаменты, как отмечалось ранее, подразделяются на возводимые в открытых котлованах без предварительной подготовки основания (их часто по традиции называют фундаментами мелкого заложения) и глубокого заложения, погружаемые с помощью специальных устройств.
 Фундаменты в открытых котлованах целесообразно применять в тех случаях, когда их глубина заложения не превышает 2—4 м при отсутствии или наличии вод типа верховодки с небольшим дебитом.
 В последнее время под крупными зданиями и сооружениями устраивают заглубленные этажи (гаражи, технические этажи и т. п.). При большой глубине котлована требуются дополнительные затраты времени и средств на крепление стенок, организацию водоотлива,, подготов¬
 7*
 99

ку дна котлована и другие виды специальных работ. Для снижения этих затрат применяют фундаменты глубокого заложения (например, «стена в грунте») или, как было на строительстве КамАЗа, сначала погружают на небольшую глубину буровые сваи, а затем под их защитой выполняют земляные работы и монтаж оборудования.
 Проектирование фундаментов включает два этапа: первый — определение глубины заложения, размеров и формы подошвы фундамента из условий работы грунтов основания и предварительный выбор конструкции фундамента; второй — расчет фундамента как строительной конструкции из соответствующего материала.
 Соблюдение выработанных правил конструирования массивных и сборных гибких фундаментов исключает проверку их прочности и позволяет ограничиться подбором основных размеров. Основные размеры отдельно стоящих и групповых железобетонных гибких фундаментов, подобранные из условий работы грунтов, принимаются за начальные в дальнейших расчетах фундаментов как конструкций на сжимаемом основании.
 Перед началом проектирования оснораний и фундаментов необходимо ознакомиться с проектом инженерной подготовки территории и материалами инженерногеологических изысканий. В проекте инженерной подготовки приводится вертикальная и горизонтальная планировка строительной площадки с абсолютными отметками; на план наносятся трассы будущих коммуникаций, места и абсолютные отметки вводов их в здания и сооружения, существующие и проектируемые объекты, а также абсолютные планировочные отметки проектируемого объекта. К этим абсолютным отметкам производится вертикальная привязка объекта на месте.
 § 24. ГЛУБИНА ЗАЛОЖЕНИЯ ФУНДАМЕНТОВ
 Глубина заложения фундаментов назначается в результате совместного рассмотрения инженерно-геологических условий строительной площадки, конструктивных и эксплуатационных особенностей зданий и сооружений, величины и характера нагрузки на основание.
 По инженерно-геологическим условиям глубина заложения фундаментов назначается в соответствии с особенностями напластования и свойствами отдельных пластов грунта строительной площадки, глубиной сезонного
 100

пппмеозания и оттаивания грунтов, уровнем подземных roh и его колебанием, рельефом строительной площадки.
 По материалам изысканий следует установить залегание и мощность отдельных пластов грунта; их стРОИтельные хвойства; уточнить, какие грунты могут быть рабочим "слоем, а какие будут подстилающими слоями Проектируемого основания; наличие подземных вод, их уповень дебит и возможные колебания.
 При наличии в толще основания слабых грунтов типы оснований и фундаментов выбираются в РезУль™™ технико-экономического сравнения варизито Слабые грунты могут быть упрочнены, заменены, пройдены фундаментами или в зданиях и сооружениях предусматриваются мероприятия, снижающие влияние на них нерав„ожрныхР осадок. Если слабые грунты сохранены В основании, необходимо проверить прочность подстилающего слоя.
 В слоистых основаниях все фундаменты предпочтительно возводить на одном уровне или на грунтах с одинаковой прочностью и сжимаемостью их во времени.
 В основаниях с выклинивающимися или несогласно залегающими пластами это условие часто невыполнимо.
 В этом случае размеры фундаментов выбираются главным образом из условий выравнивания их осадок.
 Подземные воды не оказывают непосредственного влияния на глубину заложения фундаментов. Однако заложения фундаментов ниже уровня подземных вод следует избегать, так как потребуется организация водоотлива в период разработки котлована и крепление его стенок. Дополнительные работы осложняют возведение Лунда ментов и устройство основания. Неправильная организация водопонижения может нарушить естественное залегание грунтов и ухудшить их свойства, в результате чего потребуется гидроизоляция заглубленных помещений По требованиям санитарно-технической инспекции в зданиях с подвалами и подземными помещениями уровень пола должен быть на 0,5—1 м выше уровня подзем-
 ных вод.
 В отдельных случаях требуется учитывать колебания
 уровня подземных вод. Повышение уровня подземных вод
 ухудшает условия эксплуатации сооружения, снижаются
 деформативные и прочностные характеристики грунтов.
 В некоторых пылевато-глинистых грунтах возможно их
 набухание. Развивающееся гидродинамическое давление
 101

оказывает взвешивающее действие не только на грунты, но и на сооружения. Уменьшается давление на основания и как следствие — устойчивость сооружения, что особенно важно в пустотных конструкциях и в конструкциях, которые воспринимают горизонтальные нагрузки. Подъем уровня подземных вод при отсутствии надлежащей гидроизоляции может привести к затоплению и быть дополнительным источником сырости в подземных помещениях. В прогнозе изменения уровня подземных вод надо учитывать возможное подтопление территории городов и промышленных предприятий.
 Понижение уровня подземных вод уменьшает взвешивание сооружений водой, увеличивается давление на основание, грунты уплотняются, что может привести к дополнительным и неравномерным осадкам.
 Глубина заложения фундамент-'з из условия промерзания грунтов назначается в зависимости от их вида, состояния, начальной влажности и уровня подземных вод в период промерзания. При промерзании грунты увеличиваются в объеме, в них развиваются силы пучения, которые в отдельных грунтах могут превысить давления по подошве фундамента и быть причиной деформации зданий и сооружений.
 Для развития морозного пучения недостаточно влаги, содержащейся в грунте. В результате сложных физикохимических процессов к фронту промерзания мигрирует ‘(подтягивается) влага из лежащих ниже водонасыщенных грунтов и водоносных горизонтов. Существенную роль в миграции влаги играет способность грунтов связывать воду, а также температурный режим. При низких температурах вода не успевает подтянуться к фронту промерзания и грунты замерзают при влажности, близкой к природной. При температурах, близких к О °С, создаются оптимальные условия для переувлажнения грунтов. Наибольшему пучению подвержены грунты, содержащие пылеватые и глинистые частицы.
 Различают нормативную df„ и расчетную df глубину промерзания грунтов.
 Нормативная глубина промерзания dfn — это среднее (за срок не менее 10 лет) значение максимальных глубин промерзания грунтов на открытой площадке, оголенной зимой от снега, а летом от растительного покрова. Нормативная глубина промерзания назначается по наблюдениям за сезонным промерзанием, по теплотехни»
 102

ческим расчетам в зависимости от средней температуры воздуха (СНиП 2.01.01-82) и по карте, приведенной на рис. 5.1. На карте нормативные значения приведены для глин и суглинков; для супесей, пылеватых и мелких песков они увеличиваются в 1,2 раза.
 Расчетная глубина промерзания
 df = khdfnt 	(5.1)
 где kh — коэффициент влияния теплового режима здания на промерзание грунтов у наружных фундаментов отапливаемых сооружений (рис. 5.2); назначается по табл. 5.1; для наружных и внутренних фундаментов неотапливаемых сооружений /гл =1,1.
 Таблица 5.1. Значения коэффициента
 Сооружение
 Коэффициент Лд при расчетной среднемесячной температуре воздуха в помещении, °С
 0
 5
 10
 15
 20
 Без подвала с полами:
 0,9
 по грунту
 0,8
 0,7
 0,6
 0,5
 па 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
 С подвалом или техническим подпольем
 0,8
 0,7
 0,6
 0,5
 0,4
 Значения коэффициента кн относятся к фундаментам с расстоянием от внешней грани стены до края фундамента менее 0,5 м, если это расстояние равно или более 1,5 м, значения кн повышают на 0,1. Для промежуточных расстояний — по интерполяции.
 Окончательная глубина заложения фундамента из условия промерзания грунтов назначается с учетом типа и состояния грунтов основания и уровня подземных вод dw во время промерзания по табл. 5.2.
 Глубину заложения фундаментов допускается принимать независимо от расчетной глубины промерзания dfy если соответствующие грунты, указанные в табл. 5.2, залегают до глубины не менее нормативной глубины промерзания dfn.
 Зависимость глубины промерзания грунтов df от положения уровня подземных вод, меньшего или большего, чем rfw+2M, объясняется следующим. Высота 2 м примерно соответствует предельному капиллярному подня-
 103

Зё 	<*д 	60
 Рис. 5.1. Схематическая карта нормативных глубин промерзания грунтов

"М /Ж77Л МЯ/Ж
 hr±
 а
 .м
 ■ оЪ
 - V ////// У// /// /// /// /'} №
 я,
 vwvhwMW
 17~
 Г/
 *■ FL
 Ш
 Рис. 5.2. К определению расчетной глубины промерзания грунтов
 1 — линия нормативного промерзания; 2 — линия расчетного про* мерзания
 Таблица 5.2. Глубина заложения фундаментов
 Грунты
 Глубина заложения фундаментов при уровне подземных В°Д <*и,«*/+2
 Пески мелкие и пылеватые
 Супеси с показателем текучести 1ь<0
 То же, /ь>0
 Суглинки, глины и крупнообломочные грунты с пылевато-глинистым заполнителем при показателе текучести грунта или заполнителя /ь>0,25 То йсе, /ь<0,25
 Не зависит от df То же Не менее df То же
 Не менее 0,5df
 Примечание. При уровне подземных вод с/«,<с//+2м глубина заложения фундаментов для всех грунтов принимается не менее df.
 тию воды в грунте. При этом расстоянии от уровня подземных вод до фронта промерзания дополнительное увлажнение промерзающих грунтов будет небольшим — в пределах точности расчета1.
 1 На глубину промерзания грунтов около здания оказывают также влияние климатические условия и экспозиция стен, около которых происходит промерзание. В суровых климатических условиях промерзание будет больше, чем в центральных районах европейской части СССР. Глубина промерзания у стен северной экспозиции за счет затенения будет несколько больше, чем у стен южной экспозиции. Эти условия еще мало изучены и не могут быть учтены в расчетах.
 105

Рис. 5.3. Глубина заложения фундамента в зависимости от отметки пола приямка
 1 — трубопровод; 2 — фундаментная плита; 3 — отметка пола приямка
 Глубину заложения наружных и внутренних фундаментов отапливаемых сооружений с холодными подвалами и техническими подпольями (имеющими отрицательную температуру в зимний период) следует принимать по табл. 5.2, считая от пола подвала или технического подполья. Глубина заложения наружных и внутренних фундаментов неотапливаемых зданий и сооружений назначается по табл. 5.2 и исчисляется при отсутствии подвала или технического подполья — от уровня планировки, а при их наличии — от пола подвала или технического подполья. Крупнообломочные грунты с песчаным заполнителем, пески гравелистые, крупные и средней крупности относятся к непучинистым грунтам, поэтому глубина заложения фундаментов в них не зависит от глубины промерзания в любых условиях.
 Наиболее часто из-за морозного пучения возникают деформации неэксплуатируемых зданий, а также при производстве работ зимой, когда не засыпаны и не утеплены пазухи котлованов, не отапливаются подвалы и подземные помещения.
 По конструктивным и эксплуатационным соображениям глубина заложения фундамента должна быть увязана с конструкцией самого фундамента, с заложением фундаментов всех несущих конструкций и оборудования зданий и сооружений, с отметкой пола в подвале и пристенных приямков (рис. 5.3), с отметками ввода коммуникаций (рис. 5.4), с отметками конструкций, тоннелей и каналов и расстоянием их от фундамента, с отметками заложения фундаментов и других конструкций рядом расположенных объектов, с заделкой в фундамент кре-
 106

Рис. 5.4. Глубина заложения фундамента в зависимости от отметки ввода коммуникации
 1 — стена; 2 — стеновые блоки фундамента; 5 —перемычка; 4 — фундаментная плита
 пЛт
 £
 ♦♦♦♦♦♦
 Рис. 5.5. К определению допустимой разности отметок рядом расположенных фундаментов
 пежных частей и, кроме того, из условий устойчивости всего сооружения или отдельных фундаментов.
 В зданиях с подвалом и полуподвалом, в заглубленных и полузаглубленных сооружениях (водозаборы, насосные станции, резервуары, бункеры), около приямков и каналов фундаменты закладываются на 0,2—0,5 м ниже отметки пола в этих помещениях (см. рис. 5.3 и 5.4), Фундаменты, примыкающие друг к другу, закладываются на одной отметке.
 Разность отметок заложения рядом расположенных фундаментов или фундаментов с каналами, тоннелями и пр. (рис. 5.5) при расстоянии в свету а между наиболее близкими Точками не должна превышать величину Aft:
 АЛ < a(tgфх +ct /р),
 (5.2)
 107

где р —среднее давление по подошве фундамента, расположенного выше.
 При этом условии исключается ослабление основания соседнего фундамента или опирание нового фундамента на насыпной грунт ранее засыпанного котлована (см. рис. 5.5).
 Подошва фундаментов должна быть заложена ниже ввода коммуникаций (труб водопровода, канализации и отопления, технологических трубопроводов, каналов с транспортерами и прочим оборудованием). При этом условии трубы не подвержены дополнительному давлению от фундамента; фундаменты не опираются на насыпной грунт траншей, вырытых для прокладки труб; в случае аварии уменьшается зона замачивания грунта, а при замене труб не будут нарушены грунты основания.
 Для сборных фундаментов глубина заложения дополнительно определяется принятой конструкцией и размещением по высоте фундаментных блоков и подушек, а для монтажных — прочностью сечения фундамента и конструктивными требованиями.
 В зависимости от уклона поверхности земли, различных грунтовых и других условий отдельные сечения ленточных фундаментов по длине и отдельные фундаменты одного здания и сооружения могут иметь различную глубину заложения. Глубина заложения и прочность фундаментов при необходимости проверяются из условия крепления закладных частей, замоноличивания анкерных болтов, мачт, оборудования и т. д.
 Следует учесть, что с заглублением фундаментов увеличивается расчетное сопротивление и устойчивость грунтов. Минимальная глубина заложения фундаментов по конструктивным требованиям принимается не менее 0,5 м от спланированной поверхности территории.
 При неблагоприятных условиях (большие горизонтальные нагрузки, наличие слабых грунтов, окружающих фундамент и пр.) глубина заложения фундаментов дополнительно рассчитывается из общей устойчивости системы «основание — фундамент — надземная конструкция» с учетом того, что с заглублением фундаментов увеличивается расчетное сопротивление и устойчивость грунтов. Минимальная глубина заложения фундаментов по конструктивным требованиям принимается не менее 0,5 м от спланированной поверхности территории.
 108

S 25. НОРМАТИВНЫЕ И РАСЧЕТНЫЕ СОПРОТИВЛЕНИЯ ГРУНТОВ ОСНОВАНИЯ ПРИ ОПРЕДЕЛЕНИИ РАЗМЕРОВ ПОДОШВЫ ФУНДАМЕНТОВ
 Для определения давлений на грунт, при которых осадки фундаментов допускается определять по теории линейно деформируемых тел, и для определения размеров подошвы фундаментов используются нормативные и расчетные сопротивления грунтов оснований.
 Нормативное сопротивление грунта /?„ определяют по формуле Н. П. Пузыревского (1.1) при гтах=0,256 (где b — ширина подошвы фундамента), т.е. допуская на эту глубину развитие под краями фундамента областей сдвига. Нормативное сопротивление учитывает только условия работы грунтов основания и определяется по нормативным значениям характеристик грунтов.
 Расчетное сопротивление R определяется с использованием расчетных характеристик грунтов и наряду с условиями работы грунтов основания учитывает и особенности проектируемых зданий и сооружений, их конструктивную схему и жесткость, перераспределение опорных реакций от неравномерных осадок, наличие заглубленных помещений, подвалов и пр.
 Прямого способа оценки конструктивных особенностей зданий и сооружений пока нет, поэтому при определении R они учитываются различными коэффициентами.
 Расчетное сопротивление грунта R определяется по той же формуле Н. П. Пузыревского, которая после ряда преобразований и введения в нее дополнительных коэффициентов, учитывающих особенности взаимной работы основания и сооружения, будет иметь вид1:
 Я = [му ttVn + Mq <dt + db) Yji - db v'u + Me cu], (5.3)
 где Yci и Yc2 — коэффициенты условий работы, учитывающие особенности работы разных грунтов в основании фундаментов и принимаемые по табл. 5.3; k — коэффициент, принимаемый: 6 = 1— если прочностные характеристики грунта (<р и с) определены непосредственными испытаниями и £=1,1—если они приняты по таблицам СНиП; kt — коэффициент, принимаемый k%— 1 при 6<10 м; kz=» =z0/&+0,2 при 6 >10 м (здесь го=8 м); 6 —ширина подошвы фундамента, м; Yn и Yпусредненные расчетные значения удельного
 ’Для упрощения вычислений формула (5.3) записана в ином виде, чем в СНиП 2.02.01-83.
 109

веса грунтов, залегающих соответственно ниже подошвы фундамента (при наличии подземных вод определяется с учетом взвешивающего действия воды) и выше подошвы, кН/м3; Си — расчетное значение удельного сцепления грунта, залегающего непосредственно под подошвой фундамента, кПа; йь — глубина подвала — расстояние от уровня планировки до пола подвала, м (для сооружений с подвалом 'шириной £<20 м и глубиной более 2 м принимается db=2 м, при ширине подвала £>20 м принимается йь=0); Му, Мд, Ме — безразмерные коэффициенты, принимаемые по табл. 5.4; d\ — глубина заложения фундаментов бесподвальных сооружений или приведенная глубина заложения наружных и внутренних фундаментов от пола подвала:
 1 = К “Ь hcf Yc//Yii> 	(5*4)
 здесь hs — толщина слоя грунта выше подошвы фундамента со стороны подвала, м; hcf — толщина конструкции пола подвала, м; Yct — расчетное значение удельного веса конструкции пола подвала, кН/м3.
 Формулу (5.3) допускается применять для расчета фундаментов любой формы в плане. Если подошва фун-
 Таблица 5 3. Значения коэффициентов Vci и уС2
 Грунты
 Ус2 для зданий и сооружений с жесткой конструктивной схемой при отношении их длины (или отдельного отсека) к высоте L/H
 4 и более | 1,5 и менее
 Крупнообломочные с песчаным заполни¬
 1,4
 1,2
 телем и песчаные, кроме мелких и пы¬
 леватых
 Пески мелкие
 1,3
 1,1
 » пылеватые:
 1,25
 маловлажные и влажные
 1
 насыщенные водой
 1,1
 1
 Пылевато-глинистые и крупнообломоч¬
 1,25
 1
 ные с пылевато-глинистым заполните¬
 лем, с показателями текучести грунта
 или заполнителя /ь<0,25
 То же, при 0,25</l0,'25
 1,2
 1
 » при /ь>0,5
 1,1
 1
 Примечания: 1. Жесткими считаются здания и сооружения, конструкции которых приспособлены к восприятию дополнительных усилий от деформаций основания.
 2. 	В зданиях с гибкой конструктивной схемой принимают ус=Ь
 3. 	При промежуточных значениях отношения длины здания или сооружения к высоте L/H коэффициент уС2 определяется интерполяцией.
 но

Hi4'
 У/АРЖМЖХ 'WZVW
 FL
 ijz:
 Рис. 5.6. К определению глубины заложения фундаментов
 а — при наличии подвала; б — при отсутствии подвала
 дамента имеет форму круга или_правильного многоугольника площадью А, то V А. При dx>d (где d— глубина заложения фундамента от уровня планировки) в формуле (5.3) принимается c?i=d и 0 (рис. 5.6).
 Расчетные значения удельных весов грунтов и материала пола подвала, входящие в формулу (5.4), принимаются равными их нормативным значениям (полагая коэффициенты надежности по грунту и материалу равными единице).
 Расчетное сопротивление грунта при соответствующем обосновании может быть увеличено, если конструкция фундамента улучшает условия его работы с основанием.
 Коэффициенты Mv, Mq и Мс зависят от угла внутреннего трения фц. В них сгруппированы в удобном для вычисления виде коэффициенты, содержащие фи и входящие в формулы (1.1) и (5.3). Коэффициент Mv учитывает удельный вес грунтов основания; Мд — пригрузку на основание фундамента от лежащих выше слоев грунта; Мс — удельное сцепление грунта, расположенного под подошвой фундамента. Зависимости этих коэффициентов от угла внутреннего трения следующие:
 My = 0,25n/(ctg ф„ — я/2 + ф„); ’
 Л»9 = + я*/(<*бФп — я/2 + фц); • 	(5.5)
 Mt = n/(ctg ф„ — я/2 + фп).
 Расчетное сопротивление R основания, сложенного крупнообломочиыми грунтами, вычисляется по формуле
 111

Таблица 5.4. Значения коэффициентов Му, Мя и Мс
 Фп» град
 Му
 Мс
 Фц. град
 Mv
 мс
 о
 0
 1
 3,14
 24
 0,72
 3,87
 6,45
 2
 0,03
 1,12
 3,32
 26
 0,84
 4,37
 6,9
 4
 0,06
 1,25
 3,51
 2S
 0,98
 4,93
 7,4
 6
 0.1
 1,39
 3,71
 30
 1,15
 5,59
 7,95
 8
 \J 1 1
 0,14
 1,55
 3,93
 32
 1,34
 6,35
 8,55
 10
 0,18
 1,73
 4,17
 34
 1,55
 7,21
 9,21
 12
 0,23
 1,94
 4,42
 36
 1,81
 8,25
 9,98
 14
 0,29
 2,17
 4,69
 38
 2,11
 9,44
 10,8
 1 “
 16
 0,36
 2,43
 5
 40
 2,46
 10,84
 11,73
 18
 20
 22
 0,43
 0,51
 0,61
 2,72 3,06 3,44
 5,31
 5,66
 6,04
 42
 44
 1 45
 2,87
 3,37
 3,66
 12,5
 14,48
 15,64
 12,77
 13,96
 14,64
 (5 3) на основе результатов непосредственных определений прочностных характеристик грунтов. Если содержание заполнителя превышает 40%, значение R для крупнообломочных грунтов допускается определять по характеристикам заполнителя.
 Наряду с вышеизложенным расчетное сопротивление грунта может быть определено по его физическим характеристикам в зависимости от типа, вида и разновидности грунтов по таблицам прил. II. Значения этих сопротивлений получены в результате обобщения материалов обследования и наблюдения за многими зданиями, построенными в разное время, в разных грунтовых условиях, с различными размерами фундаментов и давлениями по их подошвам. Табличные сопротивления используют для определения предварительных размеров фундаментов, а для сооружений III класса окончательных
 Иногда давление устанавливают по аналогии с принятым для таких же существующих здании и сооружении, расположенных рядом в одинаковых грунтовых условиях Теоретически [решение Н. П. Пузыревского — формула (1.1)] линейная зависимость между осадками и давлением ограничивается давлением ряач кр. Если на график (см рис. 1.6) нанести значения Rn и R, вычисленные по формуле (5.3), то они будут превышать рнач.кр и заходить в зону сдвигов. В этом случае, согласно теоретическим предпосылкам, осадки будут складываться из упру¬
 112

гих и пластических деформаций и их следовало бы определять по смешанной задаче теории упругости и пластичности, решение которой еще не получено. Выше отмечалось, что показатели, вычисленные по формуле (1.1), получаются заниженными, поэтому с достаточной для практики точностью можно принять R как предел линейной зависимости между осадками и давлениями. Тем более что натурные эксперименты и наблюдения показали, что линейная зависимость s=f(p) наблюдается при больших значениях давлений, чем при рНачкр.
 Пример 5.1. Определить по формуле (5.3) расчетные сопротивления оснований трех фундаментов крупнопанельного здания, заложенного на мягкопластичном суглинке с показателем текучести /L= = 0,55. Прочностные характеристики суглинка вычислены статистической обработкой девяти лабораторных испытаний на прямой срез образцов, отобранных на строительной площадке (<pn=14o20'; сц= = 29 кПа). Расчетный удельный вес суглинка Yh=19 кН/м3. Выще подошвы фундамента залегает насыпной грунт с удельным весом Yii = 18 кН/м3,
 1. 	Фундамент под наружную стену здания в секции без подвала
 0; ширина фундамента 6 = 3 м; глубина заложения 4 = 1,6 м от
 спланированной отметки (срезкой).
 Решение. По табл. 5.4 находим интерполяцией между углами ф=14° и <р = 16° (с округлением до сотой) безразмерные коэффициенты Afv=0,3, Мя=2,21 и Afc=4,74, а по табл. 5.3 для IL>0,5 —коэффициент условий работы грунта Yci = l,l и коэффициент условий работы здания с гибкой конструктивной схемой Yc2=l. Показатели грунтов получены по результатам испытаний образцов, отобранных на строительной площадке, поэтому k=\ и kz= 1 (так как ширина фундамента Ь< 10 м).
 Для приведенных условий расчетное сопротивление по формуле
 (5.3) 	будет:
 R 	[О.з-1 -3-19 + 2,21 (1.6 + 0) 18 + 4,74-29] «240 кПа.
 2, 	Фундамент под наружную стену секции здания с подвалом; щиррца фундамента Ь=3 м и глубина заложения d=2,4 м от спланированной подсыпкой отметки (см. рис. 5.6). Высота подсыпки 6,2 м, ее удельный вес Yh=18 кН/м3. Пол в подвале бетонный с цементной стяжкой, hCf=0,1 и yCf=22 кН/м3. Расстояние от низа конструкции пола подвала до подошвы фундамента hs=*0,5 м.
 Решение. Приведенная глубина заложения фундамента со стороны подвального помещения по формуле (5.4)
 4 	= 0,5 + 0,1-22/18 = 0,62 м.
 Расстояние между отметками спланированной земли и приведенным уровнем пола в подвале 	2,4—0,62=1,78 м.
 Для принятых условий при тех же коэффициентах, что и в пер-
 8—585
 113

вом случае, расчетное сопротивление составляет:
 R = 	(0,3-1 • 3-19 + 2,21 (0,62 +1,78) 18 — 1,78-18 +
 + 4,74-29] = 240 кПа.
 3. 	Фундамент внутренней колонны в подвале; подошва фундамента 2ДХ2,2 м, глубина заложения 1 м от отметки пола подвала.
 Решение. Глубину заложения фундамента принимаем от приведенной отметки пола подвала d\. Пригрузка здесь будет от конструкции пола и лежащего под ним грунта, поэтому
 = 0,9 + 0,1-22/18 = 1,02 м.
 Расчетное сопротивление при тех же коэффициентах, что и в предыдущих случаях, составит:
 (0,3-1-2,2-19 + 2,21-1,02*18 + 4,74-29) = 193 кПа.
 S 	26. ФОРМА И РАЗМЕРЫ ПОДОШВЫ ФУНДАМЕНТОВ
 Форма подошвы фундамента во многом определяется конфигурацией в плане возводимой наземной конструкции. Она может быть круглой, кольцевой, многоугольной (под дымовые трубы, водонапорные и силосные башни), квадратной, прямоугольной, ленточной (под колонны, столбы, стены), тавровой, крестообразной (под стены с пилястрами, отдельные опоры), а в стесненных условиях и более сложного очертания. В сборных фундаментах ее определяет форма составных элементов и блоков.
 Предварительные размеры подошвы фундаментов подбираются по формулам сопротивления материалов для центрального и внецентренного сжатия от действия расчетных нагрузок и уточняются расчетами по деформациям, а при необходимости и по устойчивости. При проектировании следует стремиться к тому, чтобы давление по подошве фундамента наиболее равномерно распределялось по всей площади. Для определения моментов вертикальные и горизонтальные силы, действующие на фундамент, переносят в плоскость его подошвы, а иногда моменты заменяют вертикальными силами, приложенными с эксцентриситетом (рис. 5.7).
 В общем случае давление в любой точке подошвы определяют по формуле
 Рху = (Nu + Gu)/A ± Mdxll yiix ± Mdyll xliv (5.6) а максимальные и минимальные давления на пересече-
 114

Рис. 5.7. Схемы нагрузок, приложенных к фундаменту
 нии осей подошвы фундамента с ее гранями находят по выражению
 Ртах — (М\\ + Оц)/А ± Mdxll/Wx ± Mdyll/Wy9 	(5.7)
 min
 где Nu—расчетная нагрузка по II группе, приложенная к обрезу фундамента или на отметке спланированного уровня земли; Gn — расчетная нагрузка от фундамента и грунта на его обрезах; А — площадь подошвы фундамента; Mdxu и МйУи — моменты относительно главных осей подошвы фундамента от принятых расчетных нагрузок: Afdxii= (Nn + Gn)ey и Mdyii=(Nu + Gn)ex\ /*, Iyt WXt Wv~ соответственно моменты инерции и моменты сопротивления сечения подошвы фундамента относительно тех же осей; х и у — координаты рассматриваемой точки подошвы.
 Фундаменты могут иметь симметричную конструкцию относительно центральной оси, которая проходит через центр тяжести подошвы и часто совпадает с осью наземной конструкции, и несимметричную конструкцию с несимметричным уширением уступов и осью, не совпадающей с центром тяжести подошвы.
 8*
 115

Размеры подошвы симметричных фундаментов определяют в зависимости от положения равнодействующих нагрузок относительно оси фундамента. Если равнодействующая проходит через центральную ось, то эпюру давлений принимают прямоугольной (рис. 5.8); если находился в пределах ядра сечения подошвы фундамента (ее эксцентриситет е меньше радиуса ядра сечения г, т. е. 0<е<г), — трапецеидальной; если совпадает с контуром ядра сечения (е=г), — треугольной; если выходит из ядра сечения (е>г), — двузначной.
 Среднее давление р по подошве фундамента от центральной нагрузки не должно превышать расчетного сопротивления R [формула (5.3)]:
 Р = (ЛГц + Оц)/Л<Я. 	(3.8)
 При этом же условии для определения осадок используют формулы теории линейно деформируемых тел. Окончательные размеры подошвы фундамента назначаются по величине осадок s, которые не должны превышать допустимые su.
 Площадь подошвы А, м2, при заданном расчетном сопротивлении R и при Nu-\-6n=AR, где AR — равнодействующая реактивного давления грунта, кН (рис. 5.9), можно определить по формуле
 A-Nn/(R-dtof)t 	(5.9)
 где d — глубина заложения фундамента от спланированной отметки, м; у/ — удельный вес материала фундамента, кН/м3; р — коэффициент, учитывающий меньшее значение удельного веса грунта, лежащего на обрезах (в пределах ABCD), по сравнению с материалом фундамента; в зависимости от материала, конструкции фундамента и соотношения его объема с объемом грунта р=0,5-г-1, в предварительных расчетах можно принять Ру/=20 кПа,
 Для ленточных фундаментов нагрузки определяют на 1 м длины, отсюда ширина их Ь=А/1. У фундаментов с прямоугольной подошвой задаются отношением сторон г)=1/Ь, тогда ширина подошвы Ь= У Л/ц; для фундаментов с крутой или многоугольной подошвой принимается 6= У"А.
 Размеры подошвы фундамента при неизвестном расчётном сопротивлении можно определить графически. Формулу (5.8) можно записать в виде зависимости р=>
 116

*1 	' 		I
 У77Щ 		WWM
 аббд
 И'
 fi ,
 FL
 Ыз
 ,Ыз
 ъ/з
 > »
 0}
 0
 Pmin
 CZ
 rmax
 's?/v//////;//Л
 s'
 жюм/агю/,
 &0Ж
 В
 Рис. .9. Расчетная схема R}p, МПа
 Рис. 5 8. Эпюры контактных давлений для различных случаев нагружения фундамента
 а — равнодействующая вертикальных нагрузок, приложенная центрально; б — то же, находящаяся в пределах ядра сечения подошвы; в — то же, совпадающая с контуром ядра сечения; г — то же, выходящая из ядра сечения
 Рис. 5.10. К определению ширины подошвы фундамента графическим методом
 1 — кривая изменения R в зависимости от Ь\ 2 — кривая изменения р в зависимости от о
 которая в общем случае является уравнением гиперболы:
 Р = Л„М + < У,. 	(S.10)
 117

Формула (5.3) является уравнением прямой /? = =/2(6). Если построить графики по формулам (5.3) и (5.10), то пересечение полученных кривой и прямой даст искомое значение b, соответствующее расчетному сопротивлению (рис. 5.10). Прямая по формуле (5.3) строится по двум значениям: Ь=0 и любому другому значению Ь\ гипербола — по нескольким значениям b или А.
 Размеры подошвы симметричного внецентренно нагруженного фундамента в общем случае подбирают с помощью формул (5.6) и (5.7). Нагрузку от фундамента в предварительных расчетах принимают Gn=rfPvf и приложенной по оси симметрии.
 Максимальное значение на гранях внецентренно нагруженных фундаментов по нормам может превышать расчетное сопротивление, определенное по формуле (5.3): по граням фундамента /?ma*</?rp=l,2/?, а в угловых точках Рта*</?гр=1,5/?. Для минимального давления ограничение не введено, но оно должно быть Pmin>0. Для специальных сооружений в зависимости от их капитальности, размеров в плане, высоты и приложения центра тяжести нагрузки отдельными ведомствами установлены дополнительные требования. Например, в сооружениях башенного типа с высоко расположенным центром тяжести для уменьшения крена разница между краевыми напряжениями должна быть минимальной, поэтому рекомендуется принимать Rrp=R.
 От действия постоянных и длительных временных нагрузок давление по подошве должно распределяться наиболее равномерно. Это достигается при условии pR и ртт/ртах2/3. От действия кратковременных нагрузок допускаются большая величина отношения Pmin/Pmax и треугольная эпюра давлений.
 Размеры подошвы внецентренно нагруженного фундамента предварительно подбирают приняв, что действует центрально приложенная нагрузка, затем уточняют размер расчетом на внецентренную нагрузку. Если наибольшее давление у края фундамента не будет превышать /?Гр1,2/?, то при эксцентриситетах у прямоугольных фундаментов е0,033Ъ и у круглых е0,025d это условие будет соблюдено и достаточно ограничиться одним расчетом.
 Определение размеров подошвы фундаментов упрощается, когда моменты действуют в одной плоскости.
 118

В этом случае формула (5.7) запишется в следующем виде:
 Ртах = 	NelW. 	(5.11)
 min
 Подставляя вместо А и W их значения и обозначая R'=R— rfPvf» формулу (5.11) можно записать в виде уравнения, решение которого позволяет найти размеры подошвы. Так, для фундамента с прямоугольной подошвой при г]=1/Ь и An=Nn/(R'r]) уравнение запишется в виде:
 & 	— АпЬ — 6Апе = 0. 	(5.12)
 У ленточного фундамента рассчитывается полоса длиной /=1 м, поэтому кубическое уравнение превращается в квадратное:
 Я'М— Nnb — 6Nne = 0.
 Решая это уравнение, получим:
 Ь = ЛГ„ (l + у 1 + 24/?' e/Nn ) /(2R'). 	(5.13)
 Для прямоугольного фундамента, когда известна длина подошвы, ее ширину можно определить по формуле
 b = Nu (1 + |Л + 24К' et/Nu)/(2R'[). 	(5.14)
 Для фундамента с круглой подошвой, если ввести обозначение Ao=4Nu/[nR'), кубическое уравнение запишется в виде:
 D3 — A0D — 8 Л0 е = 0, 	(5.15)
 а для фундамента с кольцевой подошвой, если обозначить Ak.=NiiI(nDcpR'), — следующим образом:
 *3 -АКЬ2+ (D\p - 4Л1( е) Ь - Ав Dcp (Dcp + 4е), 	(5.16)
 где DСр — средний диаметр кольца; b — ширина кольца.
 Если полученные в результате решения кубических уравнений размеры подошвы фундамента окажутся меньше или много больше сечения наземной конструкции, следует изменить глубину заложения (принять другой рабочий слой), выбрать другой тип фундамента или основания (например, если диаметр круглой подошвы будет меньше диаметра конструкции, следует принять кольцевой фундамент).
 Кубические уравнения решаются графически или подбором. Для решения подбором размеры подошвы
 119

можно определить предварительно от действия только одних центральных нагрузок, а затем, изменяя их, удовлетворить поставленные расчетом требования.
 Уменьшить влияние внецентренной нагрузки и выравнить давление по подошве можно за счет устройства несимметричного фундамента, развивая его в плоскости действия момента и приближая центр тяжести подошвы к линии действия равнодействующей вертикальных нагрузок.
 Двузначная эпюра допускается как исключение для фундаментов в стесненных условиях, когда нельзя их развить в нужном направлении, и для фундаментов, нагруженных знакопеременными моментами, когда нельзя подобрать размеры и форму подошвы, по которой действовали бы только сжимающие напряжения. Вообще двузначную чпюру следует рассматривать только формально, так как на контакте подошвы фундамента и грунта не могут возникать растягивающие усилия (происходит отрыв фундамента). При подборе размеров подошвы учитывается только часть ее площади, по которой передается сжимающее усилие (рис. 5.11). В результате давление по краю фундамента будет больше или равно ртах. Для прямоугольной подошвы фундамента это давление определяют в предположении, что равнодействующая эпюры давлений лежит на одной вертикали с равнодействующей внешних сил и равна ей:
 Ртах & № = Nn + GIP
 где 6'=3(6/2—е), отсюда
 __2_ Nu+Gn _± Nu+Gn Ртах 3 I (Ь/2 — е) 	3 ЦЬ — 2е) 	' 	' 	’
 Участок эпюры Ъ’, на котором действуют сжимающие напряжения, должен быть более 3&/4.
 Размеры подошвы несимметричных фундаментов подбираются по формулам (5.6) и (5.7) для внецентренно нагруженных фундаментов последовательным приближением. Вначале размеры их назначают конструктивно, применительно к наземным конструкциям. Эти фундаменты бывают простой и сложной геометрической формы, например П-, Г-, Н-образной, крестообразной и других очертаний. Фундаменты сложной формы применяют под отдельные столбы, совмещенные колонны, кирпич-
 120

Рис.' 5,11. К определению размеров подошвы фундамента при двузначной эпюре
 ные стены с пилястрами, при больших эксцентриситетах, в стесненных условиях.
 Несимметричные фундаменты нужно запроектировать так, чтобы равнодействующая всех сил совпадала с центром тяжести подошвы или с минимальным эксцентриситетом. В предварительных расчетах нагрузку от фундамента и грунта на его обрезах можно принять равной Gu=Afiyf и приложенной в центре тяжести подошвы. Если равнодействующая от внешних нагрузок и фундаментов проходит через центр тяжести его подошвы, размеры можно подбирать по формулам для центрально нагруженных фундаментов; если она приложена с эксцентриситетом, — по формулам для внецентренно нагруженных симметричных фундаментов. В этом случае для более равномерной передачи давления на грунт подошву фундамента следует развивать в сторону приложения нагрузки. Центры тяжести и моменты инерции симметричных тавровых и П-образных сечений можно определить по рис. 5.12.
 В зависимости от положения равнодействующей по
 121

Рис. 5.12. К определению центра тяжести (а) инерции таврового и П-образного сечения (б) П=V&; 	уо-Щ 	1х=Ъ1*Ьг
 и момента

отношению к центру тяжести сечения формула (5.6) видоизменяется:
 если равнодействующая находится в пределах участка у0
 если равнодействующая находится в пределах участка (Ь — уо):
 Рта: 	/с 	,оч
 Размеры фундаментов, нагруженных вертикальными и горизонтальными нагрузками, вначале подбираются только от действия вертикальных сил и моментов, приложенных по подошве, по формулам (5.6) и (5.7) или по формулам для соответствующих расчетных схем. Затем фундаменты или все сооружение с фундаментами полученных размеров проверяются при невыгодном сочетании нагрузок на удовлетворение требований второй группы предельных состояний (по деформациям), а в случаях, указанных в п. 2.3 СНиП 2.02.01-83, и первой группы предельных состояний (по несущей способности).
 § 27. ПРОВЕРКА ПРОЧНОСТИ ПОДСТИЛАЮЩЕГО СЛОЯ
 При наличии в пределах сжимаемой толщи основания на глубине г от подошвы фундамента слоя грунта меньшей прочности, чем прочность грунта лежащих выше слоев, необходимо уточнить возможность применения при расчете основания формул теории линейно деформируемых тел. Полное давление на кровлю слабого подстилающего слоя на глубине г (рис. 5.13) не должно превышать расчетного сопротивления:
 где Og(i-n) — природное давление на кровлю слабого слоя; <тгр — дополнительное давление на кровлю слабого слоя от нагрузки на фундамент.
 Расчетное сопротивление Ra+t определяется по формуле (5.3) в предположении, что на слабый грунт опирается передающий равномерно распределенное давление условный фундамент с глубиной заложения d+z
 Ртах-Н + ОиУА + МУо/1*,
 Pmln°(NU + Gll)/A-M(b-y0)/Ix-
 (5.18)
 (5.19)
 °g(d+z) + агР < Rd+Z,
 (5.20)
 123

Рис. 5.13. К проверке прочности слабого подстилающего слоя а — напряжения на кровле подстилающего слоя; б — площадь условного фундамента; 1 — несущий слой; 2 — подстилающий слой
 и с условной площадью Аусл = (Nu+Gii)leZp (где Nu+ + (?п — расчетная нагрузка на подошву проектируемого фундамента). Форма подошвы условного фундамента принимается одинаковой с проектируемым фундаментом, поэтому определение размеров подошвы ленточного, квадратного и круглого фундамента не вызывает затруднения. Длина Ьусл и ширина Вусл прямоугольной подошвы условного фундамента находятся в предположении, что они на 2с больше размеров проектируемого фундамента (см. рис. 5.13). Тогда ширина условного фундамента
 усл = V -усл + я® 	а»
 где а=(1—Ь)/2 (здесь Ь и I—длина и ширина проектируемого фундамента).
 Пример 5.2*. Определить основные размеры ленточного сборного фундамента наружной стены шестиэтажного жилого дома, рассмотренного в примере 5.1, возводимого в Москве на строительной площадке № 1 (см. рис. 3.7) около скважины № 1. Здание имеет подвал шириной В <20 м, пол которого находится на 1,3 м ниже уровня земли. Пол бетонный с цементной стяжкой, /iCf=0,1 м, \Cf = 22 кН/м3. Планировочная отметка совпадает с природным рельефом.
 Решение. Расчетные вертикальные нагрузки на 1 м наружной стены: постоянная N = 244 кН/м, временная Л=18,4 кН/м. Обе нагрузки по указаниям норм проектирования каменных конструкций считаем приложенными в центре тяжести подошвы фундамента.
 Расчеты проводятся округленно до 10 кПа.
 124

Горизонтальную силу от давления грунта на стену подвала в расчете не учитываем, она воспринимается конструкциями перекрытий и полом подвала.
 Выбираем глубину заложения фундамента. По конструктивным условиям фундамент должен быть заложен на 0,2—0,5 м ниже пола в подвале. Пои толщине фундаментной подушки 0,3 м глубина заложения 1,3+0,3—1,6 м. Других конструктивных требований к фундаменту не предъявляется.
 По геологическим условиям фундамент можно заложить на глубину 1,6 м. Рабочим слоем будет песок средней крупности, средней плотности, но с менее прочным подстилающим слоем (пылеватый песок средней плотности), что надо учесть при проектировании. Глубина промерзания для песков средней крупности не учитывается.
 Глубину заложения фундамента принимаем равной 1,6 м. Ширину подошвы фундамента определяем графически* Для грунтов, характеризуемых (см. табл. 3.4) 	фц=26°30', 	сц=4 	кПа 	и 	=
 = 19,1 кН, линейной интерполяцией между значениями ф=26°иф=28° (см. табл. 5.4) находим коэффициенты Mv=0,88, Af„=4,51 и Мс= =7,12.
 Коэффициент условий работы для песка средней крупности по табл. 	5.3 	VdlA а 	коэффициент условий 	работы 	для 	нежесткого
 здания 	Yc2=l- 	Коэффициент k принимаем 	равным 	1, 	поскольку 	ха¬
 рактеристики грунтов получены по данным их испытаний и при 6< <10 м коэффициент ft*=l.
 Осредненное значение удельного веса грунтов, залегающих выше подошвы фундамента (для растительного слоя уц = 18 кН/м3), будет:
 0,2-18+1,4.19,1 	_ Tti 	в
 т" 		|,*НЛЛ
 Приведенная глубина заложения фундамента от уровня пола подвала
 di = 0,2 + 0,1 *22/19 = 0,32 м.
 Расстояние от уровня планировки до пола в подвале db = d — d1=\t6 — 0,32 = 1,24 м.
 Для определения ширины фундамента строим график R=h(b) по формуле (5.3) и график р=/г(6) по формуле (5.10).
 График R=ft(b) строим по двум точкам:
 при 6 = 0
 Л = 	(4,51 (0,32+ 1,28) 19 — 1,28-19 + 7,12-4] = 198 кПа;
 при 6=2 	]
 /? = bid. [0,88-1-2-19,1 +4,51 (0,32+ 1,28) 19— 1,28-19 + + 7,12-4] = 245 кПа.
 График p=fz(b) строим для нескольких значений Л = 6*1 и постоянном Y/Pd=20-0,9.1,6=28,8 кН/м2, округленно 30 кН/м2:
 при 6=1 м
 262
 Pi = -у- +30 = 290 кПа;
 12В

при 6 = 1,5 м
 262
 Рг = ' - + 30 = 200 кПа;
 1.5
 при 6=2 м
 262
 р3 = —— + 30 = 160 кПа;
 при 6-2,5 м
 262
 рл = —— + 30 = 140 кПа.
 2.5
 Полученные данные наносим на график (см. рис. 5.10) и находим ширину подошвы фундамента 6 = 1,32 м.
 По номенклатуре сборных плит принимаем плиту шириной 6= -1,4 м (ФЛ 14.24).
 Расчетное сопротивление грунта для принятой ширины подошвы фундамента по формуле (5.3)
 R 	[0,88-1-1,4-19.1 +4,51 (0,32+ 1,28) 19—1,28-19 +
 + 7,12-4] =224 кПа.
 Проверяем фактическое давление фундамента на основание. Нагрузка фундамента и грунта на его обрезах, кН/м:
 от подушки стены при весе
 21,8 кН 		21,8/2,38=9,2
 от блоков стены при весе одного блока 	19,6 кН 	19,6-2/2,38=16,5
 от кирпичной стены 	 0,1 0,64-1*18=1,2
 » грунта 	(Yii = 19 	кН/м3)
 с одной стороны обреза фундамента 	0,4* 1,3* 1-19=9,9
 Всего 	36,8 	кН/м
 244+ 18,4 + 36,8 р = 				= 214 кПа < 224 кПа.
 1-1,4
 Проверяем прочность подстилающего слоя, залегающего на глубине 2,2 м от планировочной отметки, т. е. на глубине 0,6 м ниже подошвы фундамента
 Определяем по формуле (1.7) природное давление грунта по подошве фундамента (глубину заложения фундамента отсчитываем от природной поверхности грунта):
 Qjg = 0,2-18+ 1,4-19,1 =30 кПа.
 Природное давление на кровлю подстилающего слоя (пылеватый песок)
 0g(d-\-z) = 30 + 016* 19,1 = 41,5 кПа.
 126

Дополнительное давление от фундамента на основание Ро = р — o2g = 214 — 30 = 184 кПа.
 Определяем дополнительное давление на кровлю подстилающего слоя. Значение коэффициента а находим по табл. 1. приложения I для относительной глубины расположения подстилающего слоя |=2«0,6/1,4=0,86 и соотношения сторон фундамента г)>10. Интерполируя между значениями Е=0,8 и 6=1,2, находим а=0,85. Тогда дополнительное давление на кровлю подстилающего слоя
 о2Р = 0,85-184 = 156,4 кПа.
 Полное давление на кровлю подстилающего слоя
 ag(d+2) +огр = 41,5 + 156,4 = 197,9 кПа.
 Определяем площадь подошвы условного фундамента:
 АУС* = («и + °И + °гр)/%) = 299,2/156,4 = 1,91 м».
 Для ленточного фундамента
 усл = усл/усл = 1 *91/1 = 1,91 м.
 Расчетное сопротивление грунта подстилающего слоя находим по формуле (5.3). Его прочностные характеристики (см. табл. 3.4): фп=22°; 	кПа. По табл. 5.4 находим для фн=22° коэффици¬
 енты Му =0,61; Af„=3,44; Afc=6,04.
 Для пылеватого песка, насыщенного водой, по табл. 5.3 находим значения коэффициентов Yci— Ml Y<?2 = 1. Принимаем fe*l.
 Осредненное значение удельного веса грунтов, залегающих выше подстилающего слоя:
 yJj = (0,2-18 + 2-19,1)/(0,2 + 2) = 19 кН/м*.
 Приведенная глубина заложения условного фундамента (от уровня пола в подвале до подстилающего слоя)
 <f1 = 0,6 + 0,2 + 0,l-22/19 = 0,9 м.
 Глубина от уровня планировки до пола подвала db— 1,28 м.
 Для принятых условий расчетное сопротивление грунта подстилающего слоя
 Rz = 	[0,61-1-1,91-19,2 + 3,44(0,9 + 1,28) 19 — 1,28-19 +
 + 6,04-8) = 208 кПа.
 Расчетное давление на кровлю подстилающего слоя. ац*+г) + +<т2р-197,9 кПа меньше расчетного сопротивления грунта подстилающего слоя 2=208 кПа. Из условия прочности подстилающего слоя оставляем принятую ширину ленточного фундамента Ь= 1,4 м.
 Пример 5.3. Подобрать ширину ленточного каменного фундамента, заложенного на глубине d=2 м от поверхности грунта и нагруженного вертикальной нагрузкой Мц = 600 кН на 1 м его длины с эксцентриситетом е=0,1 м. Расчетное сопротивление грунта рабочего слоя /?=250 кПа. Максимальное давление по грани фундамента Ртах должно быть не более 1,2/?, т. е. не более 300 кПа
 Решение. Размеры фундамента определяем по формуле (5.13). Предварительно задаемся значением py/ = 20 кН/м3 и вычисляем
 127

Рис. 5.14. К расчету фундаментной железобетонной плиты
 а — расчетная схема фундамента; б — графическое решение уравнения (5.15)
 вспомогательную величину
 R' = 1,2-250 — 2.20 = 260 кПа. Ширина подошвы
 600
 Ь 2-260
 / 	24-260-0,1 \
 V+ У *+—S5-J-2’8 "■
 Определяем среднее давление по формуле (5.10) и максимальное по грани фундамента по формуле (5.11)
 600
 р = 	+ 2-20 = 254 кПа;
 н 1-2,8
 600 600-0,1-6 Ртах = 2-20 + 	=300 	кПа.
 Полученное значение совпадает с расчетным, поэтому ширину подошвы фундамента принимаем 2,8 м.
 Пример 5.4. Подобрать размеры подошвы фундамента железобетонной водонапорной башни со стволом диаметром D=6 м. На фундамент действуют вертикальные расчетные нагрузки: постоянная ТУн «4000 кН, временная 	=3200 кН и момент по подошве Мц=*
 = 1440 кН*м. Глубина заложения подошвы d=3 м. Расчетное сопротивление рабочего слоя основания /? =-180 кПа.
 Решение. Фундамент башни принимаем в виде круглой железобетонной плиты (рис. 5.14). Для сооружения с высоко расположенным центром тяжести /?Гр=/?=180 к Па. Внутри башни плита фундамента имеет небольшую толщину, поэтому принимаем значение pY =10 кН/м3. Тогда R'= 180—10*3 = 150 кПа. Момент заменяем вертикальной нагрузкой, приложенной с эксцентриситетом е=1440/ /7200=0,2 м.
 Диаметр подошвы определим из уравнения (5.15), записав его в виде: D3—AoD—ЪАе—у. В этом уравнении значение
 4-7200 Л0 = 	=61,2.
 0 	2,14-150
 128

Найдем 0, при котором =0. Уравнение решаем графически. Для этого по фси абсцисс (см. рис. 5.14) откладываем различные значения D, а по оси ординат — соответствующие значения у. Место пересечения кривой, соединяющей полученные точки, с осью абсцисс и даст искомый диаметр.
 Для уменьшения количества вспомогательных расчетов при решении уравнения определим диаметр подошвы только от вертикальных нагрузок: А = 7200/150=48 м2, что соответствует D — 7,9 м. При совместном действии момента и вертикальной силы диаметр подошвы будет больше, поэтому для нахождения у задаемся несколькими значениями диаметра: при Di=8 м
 У! = 512 — 61,2*8 — 8-61,2*0,2 =— 75,6;
 при D2 = 8,4 м
 у2 = 592,7 — 61,2*8,4 — 8-61,2*0,2 =— 19,3;
 при £з=8,5 м
 03 = 614,1 —61,2*8,5 —8* 61,2-0,2 =—3,9;
 при £4=8,6 м
 Уь= 636,1 -61,2-8,6 — 8*61,2*0,2 =+ 12,1.
 Точки, нанесенные на график, соединяем кривой. Точка пересечения кривой с осью абсцисс дает D=8,51 м. Принимаем D=8,5 м; Л0=56,8 м2; W=59,6 м3.
 Проверяем давления по краям подошвы башни. Давления от действия постоянной и временной нагрузок, а также момента составят по формуле (5.11):
 7200 	1440
 р—=3-10+1м+1м =181кПа!
 „ ,Л , 	7200 	1440 	„
 Pmtn = 3 -10 + “ggg 	~596~ = 	КПа'
 Давления от действия постоянной нагрузки и момента:
 4000 	1440
 Ртах = 3-10 + — + — = 124 кПа;
 0 	, 	4000 	1440
 Ртгп = 3.10 + — - — = 76кПа.
 Максимальное напряжение от действующих нагрузок превышает расчетное на 1 кПа (~5 %), что допустимо.
 Конструкцию самого фундамента необходимо запроектировать как плиту на сжимаемом основании
 Пример 5.5. Подобрать размеры подошвы фундамента под кирпичную стену с пилястрой (рис. 5.15). Сосредоточенная расчетная нагрузка на уровне верхнего обреза фундамента составляет Nu = = 300 кН и приложена с эксцентриситетом е0=0,2 м относительно основной оси. Глубина заложения фундамента d= 1,7 м; расчетное сопротивление на грунт /? = 170 кПа; максимальное напряжение у края фундамента принято /?Гр = 1,2/?.
 Решение. Размеры подошвы фундамента сначала принимаем по
 9-585 	129

Рис. 5.15. Фрагмент фасада здания (а), план фундамента (б) и расчетная схема (в)
 конструктивным соображениям, уширяя его в сторону от граней стены на 8—11 см. Нагрузка на подошву фундамента распространяется в каменной кладке от низа оконного проема по трапеции. В расчет включаем ширину полки таврового сечения фундамента, равную ширине простенка между оконными проемами, и удвоенное расстояние от оконного проема до подошвы (см. рис. 5.15,6), умноженное на тангенс угла жесткости tg а=0,5:
 /п= 2,5 + 2 0,5 (0,8+ 1,7) = 5 м.
 Для таврового сечения подошвы фундамента с помощью графика (см. рис. 5.12) определим положение центра тяжести и момент инерции. Вычислим вспомогательные величины: r\=bnlb=0,6/1,35 =0,45 и v=///n=0,8/5=0,16; по графику находим: 0=0,695 и = 0,026.
 Расстояние от низа таврового сечения до центра yo=Qb=0,695 X X 1,35=0,94 м.
 Момент инерции сечения /*=ф/п/63=0,026*5* 1,35 м3=02 м4. Площадь подошвы А=5 *0,6+0,75*0,8=3,6 м2,
 Нагрузка от стены относительно центра тяжести площади подошвы приложена с эксцентриситетом е=0,09 м, нагрузка от фундамента приложена центрально: Gn=3,6* 17-2 = 122,5 кН.
 Равнодействующая всех нагрузок находится в пределах участка
 130
 p-Vn
 I
 —
 '
 /
 1
 к
 \
 > <
 /
 /
 /
 \
 \ <
 \
 \
 f125
 250
 125
 500
 500

Уа (см. рис. 5.15), поэтому для расчета используем формулу (5.18):
 300+ 122,5 , 300-0,09-0,94 Ртах 		197 кПа < 1,2-170 =
 = 204 кПа;
 300+ 122,5 	300-0,09(1,35 	— 	0,94)
 РтЫ 			= 83 кПа > 0.
 Таким образом, давления под подошвой фундамента близки к заданным.
 Глава 6. КОНСТРУИРОВАНИЕ ФУНДАМЕНТОВ, ВОЗВОДИМЫХ В КОТЛОВАНАХ
 § 28. КАМЕННЫЕ И БЕТОННЫЕ ФУНДАМЕНТЫ
 Каменные и бетонные фундаменты устраиваются монолитными и проектируются как жесткие. Они бывают сплошными массивными под все сооружение, сплошными ленточными под стены зданий и одиночными под отдельные опоры, столбы и колонны.
 Фундаменты уширяются к подошве уступами, размеры которых определяются углом жесткости а (рис. 6.1), т.е. предельным углом наклона, при котором в теле фундамента скалывающие усилия равны расчетным значениям. Угол жесткости и отношение между шириной Ьу и высотой hy уступов назначаются по табл. 6.1 и 6.2.
 Таблица 6.1. Углы жесткости и минимальные отношения Ьу к hy каменных фундаментов
 Марка раствора
 Давление на грунт р, МПа
 а
 Ь y/Ay=tga
 50—100
 0,25
 38*30'
 0,8
 0,25
 33°30'
 0,67
 10—35
 0,25
 33°30'
 0,67
 0,25
 29°44'
 0,57
 4
 0,25
 2&4'
 0,57
 0,25
 26°30'
 0,5
 9*
 131

Рис. 6.1. Конструкции жестких фундаментов
 а — минимальной ширины; б — обычной; в — уширенной
 Каменные фундаменты выполняются из камня марки не ниже 100 и раствора не ниже 10, бетонные — из бетона класса не ниже В 7,5.
 Наименьшую высоту уступа принимают из условия обеспечения перевязки швов кладки: для постелистого камня — 40 см (два ряда кладки), для рваного — 60 см (три ряда), для бетона — 30 см.
 Жесткие фундаменты минимальной, обычной и максимальной ширины показаны на рис. 6.1. Предельная их ширина Ьщах и наименьшая высота hf,min (см. рис. 6.1, в) определяются из выражений:
 bmaX = bc+2hf.mCna\
 bf.min=(bmax-bc)K2iga).
 Наименьший объем фундамента можно получить при конструировании его в указанной ниже последова-
 Таблица 6.2. Углы жесткости и минимальные отношения Ь7 к hy бетонных фундаментов
 Класс
 Давление на
 енточный фундамент
 Отдельный фундамент
 бетона
 грунт р, МПа
 а
 VS**806
 а
 by/hy=tga
 В 15 и
 <0,15
 36°30'
 0,74
 33°30'
 0,67
 более
 >0,15
 33°30'
 0,67
 31°13'
 0,61
 Менее
 <0,15
 33°30'
 0,67
 31°13'
 0,61
 В 15
 >0,15
 29°44'
 0,57
 26°30'
 0,6
 132

тельности. На выбранной глубине заложения откладывают необходимую ширину фундамента. Далее в зависимости от материала фундамента определяют минимальную высоту уступов, затем применительно к требованиям (см. табл. 6.1 и 6.2) устанавливают ширину и число уступов (см. рис. 6.1,6). Переход от одной отметки заложения подошвы фундамента к другой осуществляется уступами. Соотношение между высотой и длиной уступа в связных грунтах принимается 1 :2, а в несвязных 1:3. При этом высота уступа принимается 0,3—0,6 м. При соблюдении перечисленных условий проверка прочности материала фундамента не требуется.
 Основным недостатком каменных и бетонных фундаментов является их большой собственный вес, который увеличивается с развитием площади подошвы фундамента, а увеличение площади подошвы приводит к значительному заглублению. Кроме того, возведение каменных и бетонных фундаментов вызывает значительные трудозатраты.
 Пример 6.1. Требуется сконструировать фундамент из каменной кладки на растворе марки 25, основные размеры которого определены в примере 5.3. Глубина заложения фундамента 2 м; ширина подошвы 2,8 м, среднее давление на грунт 0,25 МПа.
 Решение. По табл. 6.1 для данного раствора и давления находим: минимальное отношение b7/hy=0,57; наименьшая высота уступа из постелистого камня 40 см; ширина 40*0,57=23 см. Принимаем фундамент симметричным с четырьмя уступами с каждой стороны (см. рис. 6.1,в). Размеры уступов принимаем Лу=45 см; 6У=25 см (отношение 25/45=0,56<0,о7); высоту hc=20 см назначаем по конструктивным соображениям.
 § 29. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ МОНОЛИТНЫЕ ФУНДАМЕНТЫ
 Монолитные железобетонные фундаменты проектируются отдельными в виде башмаков под одну или несколько колонн и групповыми — под несколько колонн в виде одинарных или перекрестных лент и плитных фундаментов. Отдельные фундаменты целесообразно применять при значительном расстоянии между колоннами. При близком расстоянии между фундаментами их основания сливаются и при некоторых загружениях могут возникнуть неравномерные осадки колонн. В этих случаях следует применять групповые фундаменты.
 Отдельные фундаменты проектируются из тяжелого бетона класса В 15 и В 20 в соответствии с требованиями СНиП 2.03.01-84. Они состоят из плитной части сту-
 1:33

Рис. 6.2. Схемы фундаментов
 а — монолитное сопряжение фундаментной плнты с колонной; б — то же, с подколонником; в — стаканное соединение; 1 — колонна; 2 — плита; 3 — подколонник
 пенчатой формы, передающей нагрузку на грунт, и подколонника, который стыкуется с колонной (рис. 6.2). Конструктивное решение и размеры фундамента одинаковые для сопряжения его со сборными и монолитными колоннами, за исключением верхней части подколенника.
 При сопряжении фундамента со сборными колоннами в верхней части подколонника устраивается стакан. Размеры стакана назначают в зависимости от поперечных размеров колонны. Его глубина должна быть равна большей стороне колонны (см. рис. 6.2, в) или больше ее. При сопряжении с монолитной железобетонной колонной ее арматура соединяется сваркой и хомутами с выпусками арматуры (обычно длиной 30—40 диаметров арматуры) подколонника. Стык замоноличивается в опалубке (см. рис. 6.2, а)%
 134

Рис. 6.3. Конструкция стыка фундамента с металлической колонной
 1 	— закладная деталь в колонне;
 2 	— анкер
 Фундамент соединяется с металлическими колоннами с помощью анкерных болтов, которые заделываются в подколонник и крепятся к траверсе или к закладному устройству колонны (рис. 6.3). Глубина заделки и диаметры болтов должны назначаться такими, чтобы исключить возможность разрыва подколонника растягивающими усилиями и сдвига колонны горизонтальными воздействиями.
 Основные размеры фундаментов назначаются кратными 300 мм. Высоту фундаментов (от подошвы до верхнего обреза) принимают равной 1500, 1800, 2400, 3000, 3600 и 4200 мм. Верхний обрез фундамента должен быть на 150 мм ниже спланированной отметки земли, что позволяет засыпать котлован без монтажа колонн. Ширину подошвы квадратных (при центральных нагрузках) и прямоугольных фундаментов принимают 1500— 6600 мм, длину—1500—8400 мм. Соотношение сторон прямоугольных фундаментов должно быть Ь/1=0,6-*-
 Таблица 6.3. Размеры, мм, подколенников
 Сечение колонны
 Размеры в плане
 Размеры стакана
 глубина
 | в плане
 400X400
 900X900
 800
 550 X550
 500 X 500
 800
 650X650
 400X600
 900
 550x750
 500 X600
 1200X1200
 800
 650X750
 400 X800
 900
 550X950
 500X800
 1200X1500
 900
 650X950
 135

4-0,85. Принятые размеры фундаментов необходимо увязывать с конструкциями и оборудованием заглубленных помещений.
 Размеры подколонника назначаются конструктивно в зависимости от его сопряжения с колонной и плитной частью фундамента и принимаются типовыми (табл. 6.3).
 Высота плитной части фундамента и высота ступеней назначаются кратными 150 мм. Плита может иметь до трех ступеней (hu h2 и Л3), размеры которых в зависимости от высоты плиты указаны в табл. 6.4.
 Выносы ступеней назначают конструктивно. Площадь нижней ступени должна быть равна площади подошвы фундамента, подобранной из условий прочности грунтов основания.
 Высота ступенчатой части проверяется на продавливание подколонником. В условном расчете принято, что продавливаниё происходит по боковой поверхности усеченной пирамиды, меньшим основанием которой служит площадь подколонника, а боковые грани наклонены под углом 45° к горизонтали (рис. 6.4).
 Продавливающая сила Р определяется для требований первой группы предельных состояний:
 p=(N1 + g1)-AiP, 	(6.1)
 где Ni = Nnyt—расчетная нагрузка на фундамент; Gi=<jnV/— вес фундамента; yt= 1,2; Л1 —площадь нижней части пирамиды продавливания; р — среднее давление грунта по площади Ль
 Для прямоугольного подколонника
 Лх=(/к + 2/1о) (*и + 2Ло).
 где /к и Ьк — размеры сечения подколонника; h0 — полезная высота плитной части фундамента.
 Таблица 6.4. Высота, мм, ступеней плитной части фундамента
 Высота плитной части ft
 ht
 Л.
 Л3
 300
 300
 450
 450
 —

 600
 300
 300

 750
 300
 450

 900
 300
 300
 300
 1050
 300
 300
 450
 1200
 300
 450
 450
 1500
 450
 450
 600
 136

Рис. 6.4. Схема образования пирамиды продавливания
 Высота подколонника определяется из условия
 Р Urn ho, 	(6.2)
 где Rbt=ybtRbtn — расчетное сопротивление бетона на растяжение; принимается для тяжелого бетона с коэффициентом надежности Ym = 1>3; для бетона класса В 15 /?ып=1,15 МПа, для В 20 Rbtn =
 < 137

— 1,4 МПа; Ут=2(/к+Ьк+2Ло)—среднее арифметическое между периметрами верхнего и нижнего оснований пирамиды продавливания в пределах полезной высоты фундамента ho (от нижнего обреза подколенника до арматуры нижней ступени; см. рис. 6.4).
 Полезную высоту квадратного подколонника с учетом условий (6.1) и (6.2) приближенно можно определить из выражения
 h0 =— 0,25 (6К + /„) + 0,5 	/(Rbt + р)• 	(6.3)
 Полная высота ступенчатой части равна сумме полезной высоты Н0 и толщины защитного слоя, равной 0,03 м.
 Фундаменты с прямоугольной подошвой (см. рис. 6.4) рассчитываются по условию (6.2) Р=А2р и Um = =0,5(6K+&i).
 Армирование всего фундамента и его отдельных частей производится в соответствии с требованиями СНиП
 2.03.01-84.
 Групповые фундаменты (одинарные ленты, перекрестные ленты, некоторые виды плитных фундаментов) проектируются для каркасных зданий вдоль осей сетки колонн. Эти фундаменты достаточно жестко связаны между собой и наземными конструкциями и тем самым увеличивают общую жесткость всего сооружения и уменьшают неравномерные осадки. Они применяются в тех случаях, когда развитию плитной части фундамента препятствуют оборудование и конструкции подземной части сооружения и когда плитные части соседних одиночных фундаментов близко расположены. В последнее время широкое распространение, особенно на слабых грунтах, получили различные конструкции плитных фундаментов. Эти фундаменты по сравнению с ленточными в ряде случаев более материалоемки (по расходу бетона и арматуры), но значительно менее трудоемки в производстве работ. Они не требуют сложной опалубки и сложной конструкцйи арматуры. Кроме того, плиты одновременно служат фундаментами наружных и внутренних стен, некоторого оборудования, а также полом заглубленных помещений.
 Для сопряжения ленточных и плитных фундаментов с колоннами на поверхности фундаментов устраивают подколонники, заглубленные стаканы и выпуски арматуры, аналогичные тем, которые применяют в одиночных
 138

фундаментах. В местах сопряжения колонн и плиты последняя должна быть проверена на продавливание.
 Расчет железобетонных групповых фундаментов производится как конструкций на сжимаемом основании с учетом совместной работы фундамента (сооружения) и грунтов основания. Напряжения и деформации фундамента определяются с учетом неравномерной податливости (осадок) основания, а напряжения и осадки грунтов основания — с учетом перераспределения давлений по подошве в результате различной жесткости и изгиба фундамента.
 Подробно расчет балок и плит на сжимаемом основании изложен в справочнике проектировщика «Основания, фундаменты и подземные сооружения».
 S 	ЭО. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ СБОРНЫЕ ФУНДАМЕНТЫ
 Конструктивно железобетонные сборные фундаменты делятся на ленточные фундаменты (сплошные и прерывистые) под стены (рис. 6.5) и фундаменты под столбы и колонны (рис. 6.6 и 6.7). Для экономии бетона кроме сплошных разработаны еще ребристые плиты и плиты с угловыми вырезами.
 Ленточные фундаменты состоят из бетонных блоков стен подвалов и железобетонных фундаментных плит. Формы, размеры и марки фундаментных плит приведены в табл. 6.5, а блоков — в табл. 6.6.
 Сплошные блоки стен и подвалов используются иногда для цоколей и фундаментов. Пустотелые блоки применяются только в маловлажных грунтах.
 В зданиях, к которым не предъявляется требований повышенной жесткости, плиты ленточных сборных фундаментов в целях экономии рекомендуется укладывать с промежутками, т. е. устраивать ленточные прерывистые фундаменты (см. рис. 6.5,6). Они особенно целесообразны в тех случаях, когда полученная в расчетах ширина фундамента меньше ширины ближайшей плиты (см. табл. 6.5).
 Вследствие распределительной способности грунтов и арочного эффекта давление под подошвой прерывистых фундаментов на небольшой глубине выравнивается и можно считать, что они работают как сплошные, Поэтому их ширину определяют, расчетное сопротивление назначают и расчет осадок производят как для сплош-
 139

Рис. 6.5. Ленточный сборный фундамент
 а — сплошной; б — прерывистый; 1 — стена здания; 2 — гидроизоляция; 3— блоки стены подвала (ФБС); 4 — фундаментная подушка (ФЛ)
 Рис. 6.6. Сборный фундамент под столбы и колонны жилых и гражданских зданий
 I — колонна; 2 — башмак; 3 — фундаментная плита
 Рис. 6.7. Сборный фундамент под колонну промышленного здания 1 — фундаментная плита; 2 — бетонные столбики; 3 — фундаментная балка; 4 — башмак
 ных ленточных фундаментов без вычета площадей промежутков.
 Оптимальный интервал между плитами С назначают из условия равенства расчетного сопротивления грунта 140

Таблица 6.5. Плиты железобетонные для ленточных фундаментов
 Марка1 плита
 Размеры плиты, мм
 Объем бетона, м3
 Масса плиты, т
 Эскиз
 ФЛ 32.12 ФЛ 32.8
 ФЛ 20.12 ФЛ 20.8
 3200
 1180
 780
 ФЛ 28.12 ФЛ 28.8
 2800
 1180
 780
 ФЛ 24.12 ФЛ 24.8
 2400
 1180
 780
 500
 2000
 1180
 780
 1.6
 1,05
 4
 2,62
 1,37
 0,9
 1,14
 0,74
 3,42
 2,24
 2,845
 1,865
 0,98
 0,64
 2,44 Г 595
 У'
 ФЛ 16.24 ФЛ 16.12 ФЛ 16.8
 ФЛ 14.24 ФЛ 14.12 ФЛ 14.8
 ФЛ 12.24 ФЛ 12.12 ФЛ 12.8
 ФЛ 10.24 ФЛ 10.12 ФЛ 10.8
 1600
 2380
 1180
 780
 1400
 1200
 1000
 2380
 1180
 780
 2380
 1180
 780
 2380
 1180
 780
 300
 0,99
 0,49
 0,32
 2,47
 1,215
 0,8
 0,84
 0,42
 0,27
 0,7
 0,35
 0,23
 0,61
 0,3
 0,2
 2,11
 1,01
 0,685
 1,76
 0,879
 0,57
 1,52
 0,75
 0,495
 ФЛ 8.24 ФЛ 8.12
 ФЛ 6.24 ФЛ 6.12
 800
 2380
 1180
 600
 2380
 1180
 300
 0,56
 0,27
 0,41
 0,2
 1,395
 0,685
 1,04
 0,515
 1 Марки плит указаны условно 'без обозначения их группы и относятся к изделиям всех типов.
 141

Таблица 6.6. Стеновые блоки для ленточных фундаментов
 Марка блока
 Размеры блока*1 мм
 Объем
 Масса блока', т
 длина /
 ширина Ь
 высота h
 бетона, м8
 ФБС 24.3.6
 300
 0,41
 0,97
 ФБС 24.4.6
 OQQA
 400
 0,54
 1,3
 ФБС 24.5.6
 ZOOU
 500
 0,7
 1,63
 ФБС 24.6.6
 еоо
 580
 0,81
 1,96
 ФБС 12.4.6
 400
 0,26
 0,64
 ФБС 12.5.6
 500
 0,33
 0,79
 ФБС 12.6.6
 600
 0,4
 0,96
 1180
 ФБС 12.4.3
 400
 0,13
 0,31
 ФБС 12.5.3
 500
 280
 0,16
 0,38
 ФБС 12.6.3
 600
 0,19
 0,46
 ФБС 9.3.6
 300
 0,15
 0,35
 ФБС 9.4.6
 400
 0,2
 0,47
 ФБС 9.5.6
 500
 0,24
 0,59
 ФБС 9.6.6
 880
 600
 0,29
 0,7
 ФБВ 9.4.6
 400
 580
 0,18
 0,39
 ФБВ 9.5.6
 500
 0,2
 0,49
 ФБВ 9.6.6
 600
 0,24
 0,58
 ФБП 24.4.6
 400
 0,44
 1,05
 ФБП 24.5.6
 2380
 500
 0,53
 1,26
 ФБП 24.6.6
 600
 0,58
 1,4
 Примечания: 1. Масса блока приведена для тяжелого бетона.
 2. Марка блоков: ФБС — фундаментный блок сплошной (рис. 6.8); ФБВ — фундаментный блок сплошной с вырезом для укладки перемычек, плит перекрытий и пропуска коммуникаций под потолком в подполье (рис. 6.9); ФБП — пустотелый (с открытыми внизу пустотами) (рис. 6 10).
 R, полученного для ленточного фундамента шириной Ь, сопротивлению грунта, полученному для прерывистого фундамента Rn с шириной плиты 6П, длиной /п, с коэффициентом условий работы kd:
 с-(‘-т-т-'У- 	«>■♦>
 142

г
 щ
 I
 iow
 ъ
 Рис. в.8. Сплошной блок стены подвала типа ФБС 300 	100. 	,100 	30
 АО
 Ь/2
 JU>.
 1—
 1/
 л и
 	¥
 4
 1
 U0
 Рис. 6.9. Стеновой блок подвала типа ФБВ с вырезом для соединения с другими конструкциями
 Если расчетное сопротивление грунта под сплошным фундаментом определялось по формуле (5.3), то при изменении ширины фундамента в ней меняется только первый член; расчетное сопротивление грунта под -прё-
 143

рывистым фундаментом можно найти из выражения Ra = R + UMvxu(bn-b).
 При одинаковой ширине сплошного и прерывистого фундаментов формула (6.4) упрощается:
 C=(kd-\)ln.
 Коэффициент условий работы ka зависит от состояния грунтов: kd= 1,3 для песков с коэффициентами пористости на границе между песками плотными и средней плотности, а также глинистых грунтов с показателем текучести /lO; ka= 1 для песков с коэффициентом пористости на границе между песками средней плотности и рыхлыми и для глинистых грунтов с показателем текучести Il=0,5. Для глинистых грунтов с 7l>0,5 применять прерывистые фундаменты не рекомендуется.
 При расчете прерывистых фундаментов по формуле (5.3) определяют ширину сплошного ленточного фундамента 6; по табл. 6.5 подбирают равную или несколько большую ширину плиты прерывистого фундамента Ьа и определяют для него Rn. По формуле (6.4) находят расстояние между плитами С, которое корректируется по конструктивным соображениям. Затем уточняется действительное значение kd и /?п.
 144

Из условий работы грунтов основания и стеновых блоков интервал между плитами должен быть Cs(0,9-r4-1,2) м и не более 0,7 /п, а ширина плиты должна быть 6П1,4&. Для более эффективного использования прерывистых фундаментов число интервалов можно увеличить, применяя укороченные плиты (1180 и 780 мм), если это не повлечет неоправданного увеличения трудовых затрат.
 Пример 6.2. Под стену здания нужно спроектировать фундамент длиной 24 м. Нагрузка на 1 м его подошвы 0,36 МН. Расчетное сопротивление грунта основания, сложенного песками мелкими, элажными с 6=0,65, по опытным данным принято /?=0,2 МПа.
 Решение. Необходимая ширина ленточного фундамента 6=» «=0,86/0,2=1,8 м. Принимаем сборный прерывистый фундамент из железобетонных плит ФЛ 20.12 шириной Ьп=2 м и длиной /as 1,18 м.
 Коэффициент условий работы находим интерполяцией между kd—1,3 при е=0,6 и kd= 1 при 6=0,75, т. е. 1,2. Расстояние между плитами
 c = (1,2"iT-1)1,8ft!0’4 м'
 На фундаменте длиной 24 м, по конструктивным соображениям, укладываем 16 плит. Тогда общая длина промежутков составит 24— —16*1,18=5,12 м, а длина каждого промежутка, учитывая, что их будет на единицу меньше, С=5,12/15=0,34 м.
 Полная нагрузка на плиту прерывистого фундамента Р= =0,36(1,18+0,34) = 0,55 МН, а давление по подошве р=0,55/(1,18Х Х2) =0,23 МПа<0,2-1,2=0,24 МПа.
 Окончательные расстояния между плитами устанавливают в проекте всего фундамента, в котором приводится раскладка плит в плане. Зазоры между плитами заполняются уплотненным грунтом.
 Все элементы сборных фундаментов укладываются на цементном растворе с толщиной швов 20 мм. Пространственная жесткость зданий осуществляется перевязкой стеновыми блоками продольных и поперечных стен (рис. 6.11). Для увеличения жесткости здания в горизонтальные швы закладывают сетки из арматуры диаметром 8—10 мм (рис. 6.12).
 Расстояние между вертикальными швами расположенных друг над другом блоков должно быть не менее 0,4 высоты блока в малосжимаемых грунтах (Е> >10 МПа) и не менее высоты блока в сильносжимаемых грунтах |(рис. 6.13). В прерывистых фундаментах вертикальный шов между стеновыми блоками нижнего ряда должен располагаться в пределах фундаментных плит.
 10-585
 145

А
 Рис. 6.11. Перевязка блоков продольных и поперечных стен
 1 — выровненная поверхность стены подвала; 2 — перевязка блоков; 3 — гидроизоляция
 Рис. 6.12. Усиление примыкания стен арматурными сетками
 Для устройства вводов в здание коммуникаций, а также уменьшения числа типоразмеров фундаментных стеновых блоков в стенах фундаментов оставляют проемы длиной не более 0,6 м (рис. 6.14), которые при необходимости заполняются кирпичом или бетоном. Проемы в углах здания не допускаются.
 Переход одного участка фундамента к другому осуществляется уступами (см. рис. 6.14). Для связных грун-
 а
 >ь
 «NJ
 Л\
 ■сп>
 146

	\

 Hi-
 ФБС
 hr ФБС 1 1
 \ ФБС |
 w ФБС ; ФБС
 м фл т
 Рис. 6.13. Перевязка вертикальных швов между рядами блоков
 Рис. в.14. Проемы между блоками для пропуска инженерных коммуникаций
 тов отношение высоты уступа к его длине принимается не менее 1 : 2, для песчаных грунтов — 1:3.
 Фундаментные плиты укладываются на выровненную поверхность песчаного основания или на слой утрамбованного песка толщиной не менее 100 мм глинистого основания. Вдоль наружных стен здания устраивают отмостку из водонепроницаемых материалов (рис. 6.15) и на 15 см выше ее отметки — горизонтальную изоляцию помещений от грунтовой сырости.
 Фундаменты, передающие на основания небольшие нагрузки, могут выполняться из фундаментных стеновых блоков.
 На планах, сечениях и на других чертежах фундаментов необходимо указывать маркировку сборных элементов, абсолютные отметки глубин заложения фундаментов и привязку фундаментных плит к осям здания.
 Ю*
 147

а) 	ф
 Рис. в. 15. Отмостки
 а — асфальтобетонная; б — бетонная; 1 — асфальтобетон; 2 — бортовой камень; 3 — щебень; 4 — гидроизоляция; 5 — бетон
 Рис. 6.1 в. Фундаменты сборные под колонны
 а— 1Ф13; 2Ф13; 1ФС13; 2ФС13; б— 1Ф17; 2Ф17; 1Ф21; 2Ф21
 Железобетонные сборные фундаменты, составленные из нескольких элементов (см. рис. 6.7), сейчас применяются редко, поскольку они по сравнению с монолитными дброги и в них больший расход арматуры.
 148

Для гражданских и небольших промышленных зданий с квадратными колоннами сечениями 300X300 мм и 400X400 мм разработаны одноблочные железобетонные фундаменты двух типов: для колонн сечением ЗООХ Х300 мм — 1Ф и 1ФС и для колонн сечением 400X400— 2Ф и 2ФС (табл. 6.7 и рис. 6.16).
 Нагрузки от наружных и внутренних стен передаются на столбчатые фундаменты через фундаментные балки. Типовые фундаментные балки каркасных зданий с шагом колонн 6000 мм (ФБ6) под самонесущие панели при стенах толщиной 200 и 240 мм имеют профиль усеченной пирамиды высотой Л=450 мм, размерами поверху 6В=260 мм и понизу 6Н=200 мм, навесные панели под стены толщиной 160, 200, 240 и 300 мм — соответственно Л=300, 6В=200, &н= 160 мм; под самонесущие панели стен толщиной 300 мм балки имеют тавровое сечение: высота балки 450 мм, ширина полки 400 мм.
 В зданиях, у которых подколонники фундамента имеют отметки—0,15, фундаментные балки опираются на боковые выступы фундаментов. Длины балок равны 5,05, 4,75, 4,45 и 4,3 м. Для зданий с пониженной отметкой верха подколонника фундаментные балки могут быть уложены непосредственно на верхние обрезы фундаментов, выведенные до отметки низа балок, или на набетонки, выведенные до тех же отметок. Длина балок в этом случае равна 5,95 м. Для зданий с шагом колонн
 Таблица 6.7. Сборные фундаменты стаканног о типа
 Типоразмер
 Размеры фундаментов, мм
 Масса фундамента, т
 b \ h А
 в
 с
 D
 1Ф13
 1300
 1050
 450
 275
 150
 200
 3,19
 1Ф17
 1Ф21
 1700
 2100
 50
 400
 650
 4,17
 5,49
 2Ф13
 1300
 550
 225
 150
 200
 3,05
 2Ф17
 2Ф21
 1700
 2100
 50
 400
 650
 4,04
 5,35
 1ФС13
 2ФС13
 1300
 450
 550
 275
 225
 150
 200
 3,19 3,05
 149

Рис. в. 17. Столбчатый фундамент под стену здания с подвалом
 1 — стена; 2 — фундаментная балка; 3 — столб; 4 — панели; 5 — фундамент; 6 — подготовка
 Рис. в. 18. МногощелевоА фундамент
 а—в здании без подвала;
 б 	—то же с подвалом; 1 — стены; 2 — поверхность грунта; 3— бетонные стенки; 4 — перекрытие; 5 — пол подвала
 150

12 м размер фундаментных балок приведен в табл. 6.8.
 Столбчатые фундаменты под стены целесообразно применять для бесподвальных зданий. При наличии подвалов конструкции фундаментов усложняются, требуется применение дополнительных элементов, в том числе подземных панелей. На такие фундаменты действует горизонтальное давление грунтов, что требует увеличения жесткости всего здания, устройства перекрытий над подвалами и пр. Одна из конструкций столбчатого фундамента в здании с подвалом приведена на рис. 6.17.
 Во ВНИИОСПе разработаны нетрадиционные решения фундаментов в открытых котлованах. Эти фундаменты являются как бы средними между фундаментами неглубокого и глубокого заложения.
 Многощелевые фундаменты (рис. 6.18) состоят из нескольких параллельных рядов заглубленных в землю вертикальных пластин, на которые непосредственно или через распределительные элементы опираются наземные конструкции. Пластины могут выполняться из монолитного бетона или из сборных плит. Смысл такой конструкции заключается в том, что нагрузки на грунты передаются не только через подошву, но и по боковым поверхностям пластин и в работу включаются грунты, находящиеся между пластинами.
 В ряде случаев многощелевые фундаменты могут быть эффективны, но следует учитывать, что при их устройстве требуется выполнение мероприятий по предо-
 Таблица 6.8. Размеры фундаментных балок при шаге колонн 12 м
 Эскиз поперечного сечения балки
 Марка
 балки
 Размеры, мм
 Расход
 Масса балки, т
 длина /
 высота ft
 ширина Ь
 бетона» м*
 стали,
 кг
 ъ
 ФБН1
 ФБН1-К
 10 700 10200
 400
 300
 1,16
 1,11
 54
 52
 2,8
 3,8
 W
 ФБН2
 ФБН2-К
 10 700 10 200
 600
 400
 2,05
 1,95
 205
 196
 5,1
 4,9
 ФБНЗ
 ФБН4
 11960
 400
 600
 300
 400
 1.29
 2.29
 68
 277
 3,2
 6.7
 151

хранению стен щелей от оползания. Расчет таких фундаментов весьма неопределен. Неизвестно, какую Долю нагрузки воспримут боковые поверхности пластин, как они будут взаимодействовать с грунтами, находящимися между пластинами, и как определить условные размеры подошвы фундамента. Поэтому перед применением щелевых фундаментов должны быть проведены их полевые испытания.
 Фундаменты с анкерами (сваями) представляют собой сочетание железобетонной фундаментной плиты с железобетонными сваями, поставленными по краям плиты и заделанными в нее (рис. 6.19). Фундаменты с анкерами рекомендуется принимать при действии на них небольших вертикальных нагрузок и больших моментов. Предполагается, что эти моменты и будут восприниматься анкерами, работающими, главным образом, на выдергивание. Анкеры-сваи могут быть забивными, буронабивными, жестко заделанными в фундаментную плиту. Сваи работают на знакопеременную нагрузку, поэтому их сечения и несущая способность должны быть проверены на растяжение и на сжатие. Фундаменты с анкерами целесообразно применять в прочных грунтах. При действии момента только в направлении одной оси следует сопоставлять несимметричные фундаменты с анкерами, расположенными около одной из граней фундаментной плиты, с обычным фундаментом со смещенными осями стены и фундамента.
 При проектировании фундаментов с анкерами следует учитывать, что использование свай, жестко связанных с плитой фундамента, приводит к изменению характера взаимодействия фундамента с грунтом. Это выражается в трансформации эпюры контактного давления: характер его распределения более равномерен, чем при применении фундаментов без анкеров.
 Фундаменты в вытрамбованных котлованах имеют особенность, заключающуюся в следующем. Котлованы для фундаментов не отрываются, а вытрамбовываются трамбовками (или самим блоком фундамента) путем сбрасывания их с высоты 4—8 м в одно место. Такое трамбование уплотняет стенки и дно котлована (рис. 6.20). Предварительно вытрамбованные котлованы заполняются монолитным бетоном враспор. Готовые фундаменты во время погружения сами вытрамбовывают котлован и формируют основание.
 152

Рис. 6.19. Фундамент с анкерами
 Рис. 6.20. Фундаменты в вытрамбованных котлованах
 а — с плоской подошвой без уширения; б — с уширенным основанием; 1 — уплотненная зона грунта; 2 — стакан для установки колонны; 3 — фундамент; 4 — втрамбованный жесткий грунтовый материал
 Кроме рассмотренного приема устройства фундаментов применяются и другие способы их формирования. Например, применяются фундаменты в вытрамбованных котлованах с уширенным основанием. Для этого в вытрамбованный котлован засыпают щебень (гравий) и втрамбовывают его удлиненной трамбовкой с заост-
 153

рениым концом в дно котлована, создавая в нем уширение. Затем заполняют скважину отдельными порциями бетона враспор и уплотняют стенки котлована, тем самым формируя фундамент. Такие фундаменты рекомендуется применять в плотных глинах и в песках при неглубоком их заложении.
 31. ЗАЩИТА ПОМЕЩЕНИЯ ОТ ПОДЗЕМНЫХ ВОД И СЫРОСТИ
 Практикой строительства выработаны различные способы предохранения конструкций и подземных помещений от подземных вод и влаги. Многие из этих мероприятий, выполняемые в период строительства, достаточно просты и эффективны. Но их устройство осложняется, а эффективность снижается, когда они выполняются для уже существующих зданий и сооружений.
 Защитные мероприятия направлены на предохранение подземных сооружений и подвалов от сырости, от затопления подземными водами, от коррозии и разрушения материалов. Выбор этих мероприятий зависит от гидрогеологических условий строительной площадки, сезонного колебания и возможного изменения уровня подземных вод, их агрессивности, особенностей конструкций и назначения помещений.
 Защита наземных помещений от грунтовой сырости ограничивается устройством по выровненной поверхности всех стен на высоте 15—20 см от верха отмостки или тротуара непрерывной водонепроницаемой прослойки из жирного цементного раствора или одного-двух слоев рулонного материала на битуме (рис. 6.21). Этот слой составляет с бетонной подготовкой пола одно целое. В местах понижения пола устраивают дополнительную изоляцию. Защита подвальных и заглубленных помещений в сухих грунтах осуществляется обмазкой за одиндва раза наружной поверхности заглубленных стен горячим битумом и прокладкой рулонной изоляции в стене на уровне пола подвала. Во влажных грунтах обмазку делают по оштукатуренной цементным раствором поверхности стены. В сильновлажных грунтах к цементному раствору добавляют церезит, уплотняющий бетон и растворы.
 Поверхности стен подвалов защищают горизонтальной водонепроницаемой прослойкой в стене, доходящей до пола подземного помещения или подвала (рис. 6.22).
 154

‘f
 ж
 Рис. 6.21. Изоляция стен бесподвальных зданий с полами по лагам и грунту
 а, в — наружных стен; б — внутренних стен; 1 — рулонная гидроизоляция или цементный раствор; 2 — обмазка битумом за два раза
 Рис. 6.22. Изоляция стен подвальных и заглубленных помещений
 а — наружной стены; б — внутренней стены; 1 — рулонная гидроизоляция; 2 	—
 обмазка битумом за два раза
 Изоляцией полов подвала при низком уровне подземных вод служит сам бетонный пол. В сильновлажных грунтах пол выполняют из плотного бетона с добавлением церезита, покрывая его слоем битума, а чистый пол — нз асфальта.
 Защита подвальных и подземных помещений от подземных вод. Основными мероприятиями по борьбе с подземными водами являются перехват их дренажами и устройство гидроизоляции.
 В городском и промышленном строительстве применяют горизонтальные трубчатые дренажи совершенного типа, полностью прорезающие водоносный слой и доходящие до водоупора, и несовершенного типа, прорезаю* щие этой слой частично.
 105

Наиболее экономично устраивать дренаж не для одного здания и сооружения, а для их комплекса в период инженерной подготовки территории, что сокращает протяженность дренажной сети.
 Для отдельных зданий и сооружений принимают два типа дренажа: пристенный и пластовый. Пристенный (сопутствующий) дренаж (рис. 6.23) применяют при неглубоком залегании водоупора и слоистом основании. Дренаж располагается с наружной стороны фундамента и заглубляется ниже его подошвы. Пластовый дренаж (рис. 6.24) применяют в слабопроницаемых грунтах, где линейные дренажи часто не дают положительного результата, и при наличии в этих грунтах маломощных, хорошо проницаемых прослоек и линз. Соединение подпольного пластового дренажа с пристенным в зданиях с ленточными фундаментами осуществляется с помощью труб, а в зданиях с отдельными фундаментами — через дренажные прослойки. Пластовые дренажи не защищают подземные сооружения от сырости и увлажнения капиллярной влагой.
 Устройство дренажей, особенно индивидуальных, лимитируется возможностью отвода из них воды, например наличием ливневой канализации, станций перекачки и других устройств.
 Следует учесть, что при устройстве дренажей требуются дополнительные расходы, связанные с их эксплуатацией и ремонтом. Оклеечная водонепроницаемая гидроизоляция выполняется только из рулонных материалрв с негниющей основой — гидроизола, рубероида. Рулонные материалы наклеивают битумным раствором на выровненную изолирующую поверхность. Наклеенная гидроизоляция зажимается между поверхностью изолируемой конструкции и защитной конструкцией, предохраняющей йзоляцию от механических повреждений и в ряде случаев гасящей напор подземных вод. Водонепроницаемый ковер, находящийся ниже расчетного уровня подземных вод, должен быть непрерывен по всей заглубленной поверхности.
 Подземные воды оказывают гидростатическое давление на пол и стены заглубленных помещений. Расчетный напор Лр равен разности отметок уровня подземных вод и гидроизоляции в конструкции пола. Гидроизоляцию выполняют на 0,5 м выше максимального уровня подземных вод. Схема эпюры гидростатического давления
 156

Рис. 6.23. Пристенный дренаж
 1 — щебень, втрамбованный в грунт; 2 — глинобетон; 3 — мелкий щебень или гравий; 4 — песок крупный; 5 — песок средней крупности; 6 — местный грунт; 7 — Обмазка битумом за два раза “
 Рис. 6.24. Пластовый дренаж под подвалом здания 1 — песок средней крупности; 2 — пристенный дренаж; 5 —десок крупный; 4 — гравий или щебень
 на заглубленные помещения приведена на рис. 6.25. При уровне подземных вод 0,1—0,15 м гидроизоляций пола состоит из двух слоев рулонного материала и защитной
 157

Рис. 6.25. Эпюра гидростатического давления подземных вод на заглубленную конструкцию
 Рис. 6.26. Гидроизоляция подвала при напоре подземных вод до 0,5 м
 1 —. кирпичная или бетонная защитная стенка; 2 — рулонная изоляция; 3 — конструкция чистого пола; 4 — деформационные компенсаторы; 5 — цементный или асфальтовый слой; 6 — цементная стяжка; 7 — бетонная подготовка
 конструкции (рис. 6.26). Напор погашается весом конструкции пола над изоляцией. Для предупреждения разрыва изоляционного ковра от неравномерных осадок фундамента и пола подвала между ними устраивается компенсатор в виде петли из ковра, размещаемый в коробе с битумом. Компенсаторы устраивают и около осадочных швов.
 При уровне подземных вод выше пола подвала на 0,5 м гидроизоляция должна состоять из трех или более слоев рулонной изоляции и дополнительной конструкции,
 158

защищающей слои изоляции от отрыва и воспринимающей гидростатическое давление. На вертикальных поверхностях гидростатическое давление воспринимается стенами или специальными конструкциями. В первом случае рулонную гидроизоляцию наклеивают по выровненным штукатуркой наружным поверхностям стен и предохраняют от механических повреждений защитной стенкой из кирпича, бетонных плит и блоков (рис. 6.27). Зазор между изоляцией и стенкой заполняют жидким цементным раствором. Для лучшего зажима изоляции защитную стенку через 5—6 м по длине разделяют полоской рулонного материала. Во втором случае изоляцию наклеивают на внутреннюю поверхность стены и прижимают специальной конструкцией, рассчитанной на восприятие гидростатического давления (рис. 6.28).
 В горизонтальных конструкциях гидроизоляцию наклеивают на гладко выровненную цементной стяжкой поверхность подготовки и сверху предохраняют цементным или асфальтовым слоем толщиной 3—5 см. Гидростатическое давление воспринимается: 	заделанными
 в стены или в опоры здания железобетонными плитами; ребристыми с плитой понизу и безбалочными перекрытиями; коробчатыми конструкциями (см. рис. 6.28), общими для пола и стен; железобетонными плитами под металлическими балками. Когда гидростатическое давление воспринимается железобетонными перекрытиями, они одновременно могут использоваться как сплошные фундаментные плиты.
 При изоляции смежных конструкций их изолируемые поверхности должны быть притуплены фаской под углом 45° или закруглены радиусом не менее 10—15 см.
 Защита подземных конструкций от агрессивных вод. К агрессивным относятся подземные воды, содержащие растворенные в воде вещества, вызывающие разрушение цементных растворов и бетонов.
 Различают следующие виды коррозии: растворение составных частей растворов и бетонов; образование и вынос водой хорошо растворимых солей; накапливание и кристаллизация продуктов химической реакции агрессивной воды с раствором или бетоном в порах и трещинах конструкций с разрушением их структуры.
 Основными признаками агрессивности воды являются: кислотность, временная (карбонатная) жесткость, содержание магнезиальных солей, содержание свобод-
 159

Рис. 6.27. Гидроизоляция подвала по наружной поверхности стен при больших напорах подземных вод
 1 — гидроизоляция стен; 2 — битумная обмазка; 3 — углонная изоляция; 4 — защитная кирпичная или бетонная стенка; 5 — железобетонное ребристое перекрытие (балки заделаны в стен»); 6 — защитный цементный слой; 7 — цементная стяжка; 8 — бетонная подготовка
 Рис. 6.28. Гдороизоляция подвала по внутренней поверхности стен с коробчатой конструкцией при больших йапорах подземных вод
 1 — гидроизоляция стен; 2 — битумная обмазка, защищенная цементной штукатуркой; 3 — рулонная изоляция; 4 — цементный слой; 5 — железобетонная коробчатая конструкция; 6 — чистый пол; 7 цементная стяжка; 8 бетонная подготовка

Рис. 6.29. Изоляция фундаментов от Сильноагрессивных вод
 1 	— перемятая глина; 2, 10 — обмазка битумом за три раза; 3 — защитная стенка; 4 — рулонная изоляция; — чистый пол; 6 — железобетонное перекрытие; 7 — защитный слой; 8 — цементная стяжка; 9 — щебеночная или гравийная подготовка на битуме
 ной углекислоты. Коррозия зависит от состава, плотности, водонепроницаемости бетона, совместного действия на бетон воды и мороза и пр. Кроме того, на коррозию оказывает влияние скорость фильтрации подземной, агрессивной к бетону воды.
 Защита подземных конструкций от агрессивных вод сводится (в зависимости от агрессивности вод) к приданию материалу большей химической стойкости или к изоляции их от смачивания подземными водами. При наличии определенного источника агрессивных вод хорошие результаты дает устройство вокруг сооружения нейтралязадионных барьеров — канав, заполненных известковым щебнем и камнем, которые нейтрализуют кислоту в воде и снижают ее агрессивность.
 Простейшей изоляцией от слабоагрессивных вод может быть глиняный замок из хорошо перемятой и плотно утрамбованной глины. В более агрессивных водах изоляция осуществляется химически стойкими оболочками. При сильноагрессивных водах поверхность конструкции с боков и снизу предохраняют оклеечной изоляцией из битумных рулонных материалов (рис. 6.29). Изоляцию по подошве сооружения наносят на подготовку из тощего бетона. При весьма агрессивных водах конструкцию облицовывают клинкером на битуме или на кислотостойком растворе.
 11—585

Глава 7. ПРОЕКТИРОВАНИЕ КОТЛОВАНОВ
 § 32. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
 Проект устройства котлованов является составной частью общего проекта здания и сооружения и организации работ. В него входят горизонтальная и вертикальная привязка котлована к местности, план и разрезы котлована с указанием основных осей, размеров поверху и понизу, абсолютных отметок дна и всех заглублений, привязки заглублений к основным осям, размеров откосов или конструкций крепления его стенок. В проекте предусматриваются мероприятия, направленные против затопления поверхностными и подтопления подземными водами, нарушения природного сложения грунтов основания при производстве работ, возможного промерзания грунтов в зимнее время, мероприятия по обеспечению сохранности рядом расположенных существующих строений и другие мероприятия, обусловленные местными геологическими и гидрогеологическими условиями, спецификой возводимых зданий и сооружений, особенностями инженерной подготовки территории.
 Надежность, устойчивость и осадка естественных оснований, и деформируемость слагающих их грунтов во многом зависят от условий производства работ по разработке котлованов и устройству основания. Ниже рассматриваются преимущественно мероприятия, выполнение которых в наименьшей мере нарушает естественное залегание грунтов основания при устройстве котлованов.
 Возведение фундаментов можно начинать после приемки котлована, что оформляется актом. При несоответствии и нарушении грунтовых условий или условий производства работ в акт включают необходимые указания по уточнению или изменению проекта, а также указывают мероприятия для устранения всех нарушений. Работы, связанные с устройством котлована, относятся к скрытым, поэтому в приемке котлована участвуют представители заказчика, изыскательских и проектных организаций, производителя работ и других заинтересованных организаций (например, санитарно-эпидемиологической станции),

§ 33. ОПРЕДЕЛЕНИЕ РАЗМЕРОВ КОТЛОВАНОВ И ОБЕСПЕЧЕНИЕ УСТОЙЧИВОСТИ ИХ СТЕНОК
 Размеры дна котлована в плане определяются расстояниями между наружными осями сооружения, расстояниями от этих осей до крайних уступов фундаментов, размерами дополнительных конструкций, устраиваемых около фундаментов с наружных сторон (пристенных дренажей, временных водоотводных канав и пр.), и минимальной шириной зазора (позволяющей возводить подземные части сооружения) между дополнительной конструкцией и стенкой котлована. Размеры котлована поверху складываются из размеров дна котлована, ширины откосов или конструкций крепления его стенок и зазора между гранями фундаментов и откосов. Глубина котлована определяется отметкой заложения фундамента и дополнительных устройств (песчаной подушки, пластового дренажа и т. п.).
 Рабочий слой основания предохраняют от нарушений защитным слоем грунта, который снимают только перед возведением фундамента. Толщина этого слоя указывается в проекте. Для отвода атмосферных осадков поверхность защитного слоя выполняется с уклоном в сторону стенок, а по периметру котлована устраиваются водоотводные канавки с уклоном в сторону приямков (зумпфов), из которых по мере необходимости откачивают воду. Устройство канавок и зумпфов и откачка из них воды производятся с соблюдением требований открытого водопонижения.
 Для доставки материалов, деталей и транспортирования механизмов в котлован предусматривают спуски. Устойчивость стенок котлована обеспечивается различными видами креплений или приданием им соответствующих уклонов. Способ крепления зависит от глубины котлована, свойств и напластования грунтов, уровня и дебита подземных вод, условий производства работ, расстояния до существующих строений.
 Стенки котлована, ширина которого равна глубине и на бровках которого отсутствует нагрузка, можно оставлять вертикальными: в маловлажных насыпных, песчаных и гравелистых грунтах при глубине котлована до 1 м; в супесях твердой и пластичной консистенции — до 1,25 м; в суглинках твердой, полутвердой и тугопластичной консистенции — до 1,5 м и в особо плотных грунтах—*
 11*
 163

Вис. 7.1. Наибольшая допустимая крутизна откосов котлованов и траншей в грунтах естественной влажности
 до 2 м. Однако возведение фундаментов и подземных элементов, а также засыпка пазух котлованов должны производиться сразу же вслед за разработкой грунта.
 Для более глубоких котлованов в грунтах естественной влажности стенки могут выполняться без крепления, но с уклоном и крутизной откосов, которые указаны в табл. 7.1 (рис. 7.1). Крутизна откосов котлованов глубиной более 5 м назначается расчетом.
 В неустойчивых грунтах при отсутствии подземных вод, когда невозможно устройство откосов, стенки крепят досками или инвентарными щитами, удерживаемыми распорками.
 В глубоких выработках, в сложных геологических и гидрологических условиях, на стесненных площадках (около существующих домов и сооружений, автомобильных и железных дорог) крепление котлованов осуществляется шпунтовыми стенками или грунтами, закреплен-
 Таблица 7.1. Крутизна откосов
 Глубина выемки, м, до
 1,5
 3
 5
 Грунты
 5
 е
 8
 •с
 (0
 а
 U
 8*
 н* *
 et
 (0
 о.
 U
 8
 •в
 Насыпные Песчаные и гравийный влажйые (насыщенные) Супесь Суглинок Глина Моренные:
 пески и супеси суглинки
 56
 63
 76
 90
 90
 76
 78
 1:0,67
 1:0,5
 1:0,25
 1:0
 1:0
 1:0,25
 1:0,2
 45
 45
 56
 63
 76
 60
 63
 1:1
 1:1
 1:0,67
 1:0,5
 1:0,25
 1:0,57
 1:0,5
 38
 45
 50
 53
 63
 53
 57
 1:1,25
 1:1
 1:0,85
 1:0,75
 1:0,5
 1:0,75
 1:0,65
 164

ными силикатизацией, цементацией, замораживанием; иногда применяют специальные конструкции фундаментов, например стена в грунте, опускные колодцы с тиксотропным раствором и др.1 Устойчивость откосов и ограждающих конструкций котлованов рассчитывается с учетом временных нагрузок на бровках. Она должна быть обеспечена на период производства всех работ ниже уровня земли до обратной засыпки.
 Наиболее распространенными являются шпунтовые ограждения. Шпунтины погружаются в грунт так же, как сваи. После забивки отдельные шпунтины поверху соединяются горизонтальными шпунтинами или швеллерами. Шпунтовые ограждения выполняются из деревянного шпунта (дощатого или брусчатого, их применяют при глубине забивки до 5 м), из железобетонного и металлического шпунта. Металлический шпунт выпускается трех типов: плоский ШП-1 (применяемый на глубине до 5—6 м) и коробчатые LLIK-1 и ЛШ IV; V.
 Шпунтовые ограждения рассчитываются как плоские конструкции на устойчивость и прочность. Устойчивость ограждения проверяется от действия активного давления со стороны грунта и пассивного давления в заделке шпунта в грунт. Эти давления определяются с учетом угла внутреннего трения <pi и угла трения грунта о поверхность стенки. Прочность самой шпунтины со свободным верхним концом рассматривается в предположении ее работы как консоли с заделкой на глубине дна котлована, с закрепленным верхним концом — как однопролетной балки с заделанным в грунт концом и шарнирным закреплением наверху. Закрепление верха шпунтов осуществляется анкерами, распорками и другими устройствами.
 Конструкции всех ограждений должны предохранять котлованы от затопления подземными водами не только через стенки, но и понизу, со дна котлована. Ограждающие конструкции следует заглублять до водоупора (рис. 7.2,а). Конструкции, заглубленные не до водоупора, как показано на рис. 7.2,6, можно применять при наличии безнапорных подземных вод с небольшим дебитЬм, с обязательным условием возведения фундамента сразу же после вскрытия котлована. В противном
 ‘Конструкции и устройство креплений стенок приведены в курсах «Строительное производство» и «Основания и фундаменты».
 165

Рис. 7.2. Крепление стен котлованов
 а — при погружении шпунтовой стенки в маловодопроницаемый грунт; б — при погружении шпунтовой стенки в водопроницаемый грунт; 1 — шпунтовая стенка; 2 — водопроницаемый грунт; 3 — маловодопроницаемый грунт
 случае подземные воды будут проникать восходящим потоком ко дну котлована, взрыхляя и ухудшая грунты основания.
 S 	34. ЗАЩИТА КОТЛОВАНОВ ОТ ПОДЗЕМНЫХ ВОД
 Котлованы защищают от подземных вод водопонижением, устройством противофильтрационных завес и комбинацией этих способов.
 Способ защиты выбирают в зависимости от вида подземных вод, особенностей напластования и свойств грунтов, глубины, размеров и формы котлована в плане, особенностей и размеров строительной площадки. Все работы должны быть организованы так, чтобы сохранить й улучшить грунты основания возводимого сооружения и не повредить грунты оснований рядом расположенных сооружений.
 Водопонижение осуществляется с помощью открытого водоотлива или глубинного водопонижения и производится в течение всего времени устройства фундаментов и других подземных частей здания, расположенных ниже уровня подземных вод, до тех пор, пока нагрузки от
 166

конструкции не превысят возникающее гидростатическое давление и не обеспечат устойчивость подземных сооружений против всплывания. Водопонижение ведется постоянно или с перерывами, но при этом должно быть полностью исключено даже временное подтопление котлована; уровень воды должен находиться на 0,5 м ниже отметки дна котлована.
 Открытый водоотлив осуществляется прямо из котлована насосами. Такое водопонижение наиболее просто, но для сохранения природного сложения грунтов оно должно вестись с опережением земляных работ в определенной последовательности. Вода откачивается из приямков (зумпфов), куда она поступает из канавок глубиной 0,3—0,5 м, расположенных по периметру котлована с уклоном t=0,01-т-0,02 в сторону приямков. Зумпфы устраивают не ближе 1 м от граней фундамента. По мере разработки котлована зумпфы постепенно заглубляются вместе с канавками. Зумпфы заглубляются не менее чем на 0,7—1 м, и уровень воды в них поддерживается на 0,3—0,5 м ниже дна вырытого котлована.
 Для сохранения устойчивости котлована его стенки пригружаются, а канавки выкладываются щебнем или гравием.
 Открытый водоотлив применяют в неглубоких котлованах при подземных водах типа верховодки или отдельных линз, когда отсутствует постоянное их питание. При небольшом дебите открытый водоотлив можно применять на площадках с подземными водами, уровень которых не выше 0,5 м над отметкой дна котлована.
 Глубинное водопонижение в промышленном и гражданском строительстве обычно осуществляется легкими иглофильтровыми установками (ЛИУ). Полезное водопонижение ЛИУ около 4—5 м, поэтому иглофильтры целесообразно погружать в грунт и коллекторы для отвода воды располагать на банкетках откосов котлована, отметки которых назначают на 0,5 м выше уровня подземных вод (рис. 7.3). Фильтрующее звено погружают на такую глубину, при которой депрессионная кривая проходила бы на 0,5 м ниже отметки дна котлована. Само звено должно находиться ниже уровня воды, иначе в систему будет засасываться воздух.
 Водопонижение на глубину более 4 м осуществляют ярусными иглофильтровыми установками. Первый ярус
 167

ни
 Рис. 7.3. Схема водопонижения легкими иглофильтровыми установками
 1 — иглофильтр; 2 — отметка дна котлована
 монтируют на тех же отметках, что и при одноярусном понижении. После осушения верхней зоны разрабатывают грунт до отметки, превышающей на 0,5 м пониженный уровень подземных вод. На этой отметке монтируют второй ярус иглофильтровых установок. В глубоких котлованах водопонижение осуществляется в несколько ярусов (рис. 7.4). Для применения многоярусных ЛИУ требуется расширение котлована и увеличение земляных работ, поэтому в глубоких котлованах целесообразнее переходить на водопонижение нагнетающими насосами.
 Обычные иглофильтровые установки дают хорошие результаты в крупных, средних и мелких песках. В песках пылеватых и супесях следует применять эжекторные иглофильтры — водоструйные насосы, создающие разрежение около фильтрующего элемента и увеличивающие всасывание.
 Глубина погружения иглофильтров и глубина скважин, расположение их в плане приводятся в проекте организации работ.
 Водопонижение ЛИУ с использованием электроосмоса применяется в глинистых грунтах. Постоянный
 168

v
 Рис. 7.4. Схема двухъярусного водопонижения иглофильтрами
 / — иглофильтры верхнего яруса; 2 — иглофильтры нижнего яруса; 3 — конечное положение пониженного уровня подземных вод
 Рис. 7.5. Схема водопонижения иглофильтрами с применением электроосмоса
 1 	— иглофильтр, заряженный отрицательно;
 2 	— металлический стержень, заряженный положительно
 ток, пропущенный через глинистый грунт, вызывает передвижение воды от анода к катоду, обезвоживая грунт около анода и увлажняя около катода. Используя в качестве катода иглофильтр, можно откачивать поступающую к иглофильтру воду (рис. 7.5), тем самым осуществляя водопонижение и осушение глинистого грунта. Расстояние между иглофильтрами и анодами'устанавливается опытным путем. Фильтрация воды происходит одновременно за счет электроосмоса и вакуумирования. В супесях в процессе осушения преобладает вакуумирование, в глинах — электроосмос, а в суглинках оба процесса действуют примерно в одинаковой степени.
 Водопонижение с применением электроосмоса прак-
 169

Рис. 7.6. Схема водопонижения для снятия напора в водоносном слое с помощью легких иглофильтровых установок
 1—водоупорный Слой грунта;
 2 	— водоносный слой грунта;
 3 	— кровля водоупорного слоя грунта; 4 — пьезометрический уровень до начала откачивания; 5 — то же в период откачивания
 тически не отличается от водопонижения ЛИУ, но в первом случае предъявляются более высокие требования к технике безопасности.
 В процессе водопонижения грунты за счет возникающего гидродинамического давления уплотняются, строительные свойства их улучшаются. Поэтому часто после водопонижения приходится разрабатывать более плотные грунты.
 В последнее время в сложных геологических условиях и на стесненных строительных площадках вместо крепления стенок котлованов шпунтовыми ограждениями или перемычками из закрепленных грунтов применяют более эффективную конструкцию — стену в грунте. При этом способе вначале под защитой глинистого раствора разрабатывается траншея, в которую затем опускают сборные конструкции стены или устанавливают арматуру и бетонируют стену. Такая стена служит и ограждающей конструкцией подземной части сооружения, что значительно снижает стоимость работ.
 Водопонижение для уменьшения давления межпластовой воды в водоносном слое производится при заложении сооружений на водоупорном слое, например на плотном суглинке или глине, которые подстилаются водовмещающим слоем с напорным водоносным горизонтом (рис. 7.6). При разработке котлована при недостаточной толщине оставшегося слоя напорная вода из лежащего ниже пласта может прорваться в котлован в виде фонтана или ключей, разуплотняя и взрыхляя грунты будущего сооружения.
 Понижение напора воды в водоносном слое и снижение давления ее на подошву водопроницаемого слоя осуществляются откачкой воды глубинными насосами, ЛИУ, а также устройством самоизливающихся скважин.
 170

BOO 	600
 /
 Рис. 7.7. План котлована для жилого дома
 Понижение пьезометрического уровня на 1 м уменьшает напор воды на 1 кПа.
 Понижать давление воды в водоносном слое следует в тех случаях, когда не удовлетворяется условие ywHo< <ynho (где Но—высота напора воды от подошвы водоупорного слоя; ho — расстояние от дна котлована до подошвы этого слоя). Из этого же условия определяют, на какую глубину необходимо снизить напор ДН в водоносном слое:
 м > (Я0 	- 	Ао 	?п)/7ш 	= 	Н0~К 	WV
 Понижение напора производится до тех пор, пока фундамент не приобретет достаточной прочности в ус¬
 171

тойчивости, давление по подошве не превысит давление от напора ДН, не закончатся все работы нулевого Цикла и не будут засыпаны пазухи котлована.
 Пример 7.1. Требуется спроектировать котлован под двухсекционный жилой дом. Площадка, на которой возводится дом (см. табл. 3.4 и рис. 3.7), имеет ровную поверхность, ее планировочная отметка (абсолютная отметка 110,60, условная 1,05) совпадает с природным рельефом. Глубина заложения ленточных фундаментов под все стены равна 1,6 м.
 Решение. Котлован прорезает пески средней крупности и средней плотности, насыщенные водой. Подземные воды находятся ниже подошвы фундамента, поэтому котлован проектируем с откосами. Ввиду небольшого размера котлована и короткого срока выполнения pa6of канавки и приямки для откачивания воды от атмосферных осадков не предусматриваются.
 Гбризонтальная привязка котлована к месту выполнена при разбивке всех зданий квартала.
 Вертикальная привязка котлована — отметка подошвы всех фундаментов 109,00 (условная 2,65), отметка низа конструкций пола в подвале—109,10 (условная 2,55). Разработку котлована предполагается вести с поверхности экскаватором с обратной лопатой до бтметки 109,10 (низ конструкции пола), а дополнительное заглубление нб 0,1 м (отметка 109,00)—легкими механизмами или вручную непосредственно перед укладкой фундаментной плиты.
 Ширина котлована понизу складывается из расстояния между крайними продольными осями 12 м, внешних вылетов фундаментов с двух сторон 2-0,8= 1,6 м, расстояния между гранями фундаментной плиты до края откоса котлована 2-1=2 м. Итак, ширина котлована понизу составляет 15,6 м.
 Ширина котлована поверху равна ширине котлована понизу плюс ширина откосов с двух сторон. Для рассматриваемых грунтов при глубине котлована 1,6 м крутизна откосов равна 45°, а заложение равно 1,6 м (см. табл. 7.1). Следовательно, искомая ширина котлована будет составлять 15,6+2-1,6= 18,8 м.
 Монтаж фундаментов предусмотрен с помощью кранов, расположенных на б\ вке, поэтому спуска в котлован для механизмов не предусмотрено, план котлована приведен на рис. 7.7.
 Глава 8. СВАЙНЫЕ ФУНДАМЕНТЫ
 § 35. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
 В промышленном и гражданском строительстве из всех фундаментов глубокого заложения наибольшее распространение получили свайные фундаменты, фундаменты из свай-оболочек и глубоких опор (тонкостенные оболочки и буронабивные опоры), условия работы которых в грунте практически одинаковые.
 172

Традиционные фундаменты глубокого заложения — массивные опускные колодцы и кессоны — применяются главным образом в транспортном строительстве для тяжелых компактных сооружений. Массивные опускные колодцы большого диаметра и кессоны наряду со стеной в грунте используются при возведении заглубленных помещений зданий и сооружений (подземные гаражи, шахты, скиповые ямы, отстойники, водозаборные сооружения, насосные станции и т.д.). По условиям работы и возведения такие конструкции нельзя рассматривать как фундаменты.
 Фундаменты глубокого заложения проектируют для передачи нагрузки на прочные грунты, залегающие на большой глубине. Эти фундаменты погружаются в грунт с поверхности земли или со дна неглубокого котлована на глубину, значительно большую, чем это необходимо из условий промерзания, конструктивных и эксплуатационных требований. Фундаменты глубокого заложения воспринимают большие нагрузки, так как при значительной глубине их погружения исключено выпирание грунта из-под подошвы, а вследствие защемления в грунте, возникающего в период погружения, часть нагрузки передается за счет трения грунта по боковой поверхности конструкции. В результате защемления фундамента происходит полная или частичная его заделка в грунте, что следует учитывать при действии горизонтальных нагрузок.
 Сваями, сваями-оболочками и глубокими опорами называются относительно длинные, различной конфигурации конструктивные элементы, погружаемые в rpyift или формируемые в нем в вертикальном или наклонном положении. Эти элементы передают нагрузки от сооружения на основание за счет сопротивления грунта по торцу и по боковой поверхности конструкции.
 Свайными конструкциями называют группу свай или свай-оболочек, объединенных поверху плитами или фундаментными балками-ростверками, которые обеспечивают передачу и относительно равномерное распределение нагрузки от сооружения на сваи и их совместную работу. На них возводят несущие конструкции или они сами служат несущими конструкциями.
 В зависимости от условий работы конструкции и направления действующих на нее сил все сваи погружают вертикально, наклонно или часть свай — вертикально,
 173

Рис. 8.1. Свайные конструкции
 а — с высоким ростверком;
 б 	— с низким ростверком;
 1 	— сваи; 2 ростверк
 а часть — наклонно, учитывая при этом, что сваи лучше всего работают на осевое сжатие.
 Различают свайные конструкции с высоким ростверком, нижняя поверхность которого расположена выше отметки спланированной земли или размыва грунта около сооружения, и с низким ростверком, подошва которого расположена ниже этих отметок (рис. 8.1). Сваи с высокими ростверками являются своеобразными инженерными сооружениями (мосты и их опоры, причалы, пирсы и др.), в которых сваи могут работать на изгиб, центральное и внецентренное сжатие и растяжение. Эти конструкции рассчитываются как плоские или пространственные рамы, где ростверк принимают за жесткий или гибкий ригель, а сваи, заглубленная часть которых является фундаментом, — за вертикальные или наклонные гибкие стойки. Конструкция сваи с низким ростверком состоит из совместно работающих ростверка, свай и грунта в межсвайном пространстве и их рассматривают как свайный фундамент. В этих конструкциях сваи почти полностью погружены в грунт и работают преимущественно на сжатие.
 В промышленных и гражданских зданиях, в которых преобладают вертикальные нагрузки, к свайным фундаментам относят сваи с ростверками, расположенными на поверхности или несколько возвышающимися над поверхностью земли или над отметкой подполья. Наземные конструкции зданий и сооружений возводят непосредственно на ростверках или между ростверком и конструкциями предусматривают дополнительные элементы —■ стеновые блоки или специальные конструкции нижних панелей стен зданий, которые непосредственно устанавливаются на сваи.
 Широкое применение в промышленном и гражданском строительстве свай, свай-оболочек и свайных фун¬
 174

даментов обусловлено увеличением нагрузок на опоры, увеличением объема строительства на площадках с плохими грунтовыми условиями в связи с запрещением использования участков, занятых сельскохозяйственными угодьями, а в ряде случаев более простым и экономичным решением конструкций подземных частей зданий.
 Сваи, сваи-оболочки и тонкостенные оболочки различают по ряду признаков: по материалу, по условиям изготовления и погружения, по передаче нагрузки на грунты основания, по размерам и формам поперечного и продольного сечения, по взаимодействию с грунтами.
 По условиям изготовления и погружения они делятся на готовые, изготовляемые на заводах или полигонах, а затем погружаемые в грунт, и набивные, формируемые на месте путем заполнения бетоном заранее устроенных в грунте полостей. Различные условия изготовления, формирования и погружения могут комбинироваться.
 По условиям взаимодействия с грунтом сваи подразделяются на висячие, передающие нагрузку на грунт по торцу и по боковым поверхностям, и на сваи-стойки, погружаемые до прочных грунтов и передающие нагрузку на грунт только по торцу.
 S 36. ЗАБИВНЫЕ СВАИ И СВАИ-ОБОЛОЧКИ
 Готовые сваи и сваи-оболочки погружаются в грунт ударами паровых или дизельных молотов одинарного или двойного действия; вдавливанием статической нагрузкой; вибраторами, установленными на головах свай; завинчиванием механизмами; подмывом струями воды, а также сочетанием этих методов. Для уменьшения сопротивления погружению их иногда забивают с подмывом, особенно в плотных песках, опуская рядом со сваей трубу, по которой подается вода, или погружая сваю в предварительно пробуренные скважины —лидеры. Подача воды при погружении с подмывом и забой скважины лидера должны быть выше конца сваи на 1 м и более.
 Все готовые сваи часто называют забивными. По материалу, из которого они изготовляются, забивные сваи делятся на деревянные, железобетонные, металлические и комбинированные.
 Деревянные сваи, изготовляемые из одного или нескольких бревен, во избежание гниения должны все вре-
 175

Рис. 8.2. Готовые сваи и сваи-оболочки
 а — сплошная свая с поперечным армированием с ненапрягаемой стержневой арматурой; б — то же, с напрягаемой стержневой арматурой; в — свая квадратного сечения с круглой полостью; г — сплошная свая квадратного сечения без поперечного армирования; д — полая круглая свая; е — свая-оболочка
 мя находиться ниже самого низкого уровня подземных вод. В городах и на крупных промышленных площадках, где уровень подземных вод меняется, деревянные сваи потй не применяются.
 Металлические сваи обычно используются как оболочки для набивных и комбинированных свай и в виде шпунтовых креплений стенок котлована.
 В промышленном и гражданском строительстве из забивных свай наибольшее распространение получили железобетонные сваи, которые могут быть самых различных размеров и сечений. Стандартные сваи имеют квадратное сплошное, квадратное с круглой полостью и полое круглое сечение (рис. 8.2). Эти сваи дополнительно подразделяются по условиям изготовления и армирования на сваи с ненапрягаемой и напрягаемой арматурой. Основные размеры этих свай приведены в табл. 8.1, а их конструктивные решения — на рис. 8.3.
 Сваи длиной от 3 до 6 м изготовляются с интервалом через 0,5 м, а от 6 до 20 м — с интервалом через 1 м. За длину сваи принимают ее призматическую часть без острия.
 При маркировке свай буквенные обозначения дополняют указанием длины ее призматической части в мет-
 176

о)
 f-
 ■E
 4
 3)
 &
 A-A
 ■•if
 Ш
 ъ-
 ■J- "H
 f—л—
 if
 К
 8-3
 0
 1
 Ш
 Рис. 8.3. Конструктивные решения свай заводского изготовления
 а — сплошных; б — квадратного сечения с круглой полостью; в — круглых свай; г, д — составных круглых свай со стаканным стыком (г — верхнее звено; д — нижнее звено)
 рах, размера стороны в сантиметрах и соответствующим номером ГОСТа. Так, например, сплошная свая с поперечным армированием ствола и с ненапрягаемой стержневой арматурой длиной 4,5 м и сечением 30X30 см обозначается С4,5-30 ГОСТ 19804.1—79*.
 12—585
 177

Сваи с напрягаемой арматурой изготовляются из тяжелого бетона класса не ниже В15, с напрягаемой — В22,5.
 Квадратные сваи сплошного сечения (см. рис. 8.2, а, б) с ненапрягаемой арматурой (С) по ГОСТ
 19804.1—79* 	и квадратные с поперечным армированием ствола с напрягаемой арматурой (СН) по ГОСТ
 19804.2—79* 	можно применять для всех зданий и сооружений в любых грунтовых условиях (за исключением грунтов с непробиваемым включением) для восприятия вдавливающих, выдергивающих и горизонтальных нагрузок. Предпочтение следует отдавать сваям с напрягаемой арматурой, как имеющим наименьший расход стали.
 Квадратные сваи без поперечного армирования ствола (СЦ) по ГОСТ 19804.4—78* изготовляются только с одним продольным стержнем без поперечного армирования ствола (см. рис. 8.2,г). Эти сваи допускается применять для восприятия вдавливающих нагрузок до
 Таблица 8.1. Основные размеры и масса железобетонных свай квадратного сечения
 Марка
 Сторона ПО; перечного сечения а% мм
 Длина, мм
 Масса, т
 призматической части L
 острия
 1
 1 м сваи
 острия
 200
 3 000-6 000
 150
 0,1
 0,01
 250
 4 500—6 000
 260
 0,16
 0,03
 С
 300
 3000—12 000
 250
 0,22
 0,05
 350
 8000—16 000
 300
 0,3
 0,06
 400
 13 000—16 000
 350
 0,4
 0,08
 300
 9000—15 000
 250
 0,22
 0,04
 сн
 350
 10 000—20 000
 300
 0,3
 0,06
 400
 13 000—20 000
 350
 0,4
 0,08
 200
 3000—6 000
 150
 0,1
 0,01
 250
 4 500—6 000
 250
 0,16
 0,03
 СНпр
 300
 2 000—15 000
 250
 0,22
 0,04
 350
 8000—20 000
 300
 0,3
 0,06
 400
 13 000—20 ООО
 350 1
 0,4
 0,08
 300
 11000—15 000
 250
 0,22
 0,04
 СНп
 350
 10 000—20 000
 300
 0,3
 0,06
 400
 13 000—20 000
 350
 0,4
 0,08
 178

500 кН и горизонтальных нагрузок до 15 кН при условии полного погружения сваи в грунт. Сваи могут прорезать пески рыхлые и средней плотности, глинистые грунты от тугопластичных до текучих, илы, торфы, прослойки толщиной до 0,5 м плотных или твердых сжимаемых грунтов и опираться на все виды грунтов, за исключением скальных и крупнообломочных.
 Сваи квадратного сечения с круглой полостью (СП) по ГОСТ 19804.3—80* (см. рис. 8.2, в) применяются для тех же условий, что и сваи (СЦ). Применение таких свай позволяет снизить расход цемента на 15—25 % но сравнению со сваями сплошного квадратного сечения.
 Полые круглые сваи (СК) и сваи-оболочки (СО) по ГОСТ 19804.5—83 (см. рис. 8.2, д) рекомендуется применять в качестве безростверковых фундаментов для передачи больших горизонтальных нагрузок на грунты основания. Полые круглые сваи и сваи-оболочки могут быть с открытым и закрытым нижним концом, с наконечником и без него. Полые круглые сван и сваи-оболочки могут быть цельными и составными. Составные сваи применяют в слабых грунтах мощностью более 12 м при отсутствии условий для изготовления и транспортирования цельных свай длиной 14—20 и, при стесненных площадках строительства, отсутствии оборудования для погружения длинных цельных свай. Полые круглые сваи маркируются прописными буквами СК с цифрами, указывающими их длину в метрах и наружный диаметр в сантиметрах; к марке секций добавляются строчные буквы— при сварном стыке «св» и болтовом «б». Для свай с наконечником в конце маркировки добавляется буква Н. Например, марка СК8-50Н обозначает полую круглую сваю длиной 8 м, диаметром 0,5 м с наконечником,
 Таблица 8.2. Основные размеры я масса железобетонных полых
 круглых цельных и составных свай (ГОСТ 19804.5—83)
 длиной 4000—12 000 мм
 Марка
 Размеры, мм
 Масса 1 м сван, т
 длина
 наконеч¬
 ника
 наружный
 диаметр
 толщина
 стен
 СК4-40—СК12-40
 400
 400
 80
 0,2
 GK4-50—СК12-50
 500
 500
 80
 0,26
 СК4-60—СК12-60
 600
 600
 100
 0,39
 СК4-80—СК12-80
 800
 800
 100
 0,56
 12*
 17»

а марка СК8-50св — секцию составной сваи тех же размеров со сварным стыком. Маркировка свай-оболочек такая же, как и полых круглых свай. Так, марка С012-1006 обозначает сваю-оболочку длиной 12 м, диаметром 1 м с болтовым стыком.
 Основные размеры и масса свай (СК) приведены в табл. 8.2, а свай-оболочек (СО) — в табл. 8.3.
 Наряду с составными полыми круглыми сваями и сваями-оболочками при устройстве свайных фундаментов применяются и составные сваи квадратного сечения. Согласно номенклатуре, составные сваи квадратного сечения имеют следующие размеры: длина 14—20 м, сечение 30X30 см; длина 14—28 м, сечение 35X35 см; длина 14—28 м, сечение 40X40 см. Составные сваи изготовляются преимущественно из двух звеньев с различными конструкциями стыков (стаканного и коробчатого типа, сварным, на болтах, на клею).
 Последнее время в сельскохозяйственном строительстве стали применяться сваи-колонны, представляющие собой забивную квадратную сваю с ненапрягаемой арматурой. Верхняя часть свай-колонн выступает выше поверхности земли и служит опорой несущих конструкций. Сваи-колонны могут быть квадратного сечения и двухколонные.
 Сваи-колонны рекомендуется применять в песках средней плотности и глинистых грунтах тугопластичной и полутвердой консистенции, а также при прорезании рыхлых песчаных и мягкопластичных глинистых грунтов для бескрановых каркасных зданий до 1000 кН, технологических трубопроводов с нагрузкой до 20 кН/м. Сваиколонны забивают через металлические кондукторы.
 Таблица 8.3. Основные размеры и масса свай-оболочек цельных и отдельных секций (ГОСТ 19804.6—83) с толщиной стен 120 мм
 Марка
 Размеры, мм
 Масса 1 м сваи, т
 длина
 наружный
 диаметр
 С06-100—С012-100
 ЛЛЛЛ 4 Л АЛЛ
 1000
 0,83
 СОбг 120—СО 12-120
 6000—12 000
 1200
 1
 С06-160—С012-160
 1600
 1,4
 С06-200—С08-200
 6000—8000
 2000
 1,9
 СОб-ЗОО—С08-300
 3000
 3
 180

§ 37. СВАИ И ГЛУБОКИЕ ОПОРЫ, ИЗГОТОВЛЯЕМЫЕ НА МЕСТЕ СТРОИТЕЛЬСТВА
 Системы набивных свай и глубоких опор отличаются между собой особенностями устройства в толще основания полостей и технологией формирования в них ствола. Эти сваи изготовляют из бетона и железобетона в оболочках, извлекаемых из грунта, в оболочках, оставляемых в грунте, а также и без оболочек. По способу устройства они условно подразделяются на набивные и буронабивные.
 Набивные сваи устраивают путем погружения инвентарных труб с нижним концом, закрытым бетонной пробкой или раскрывающимся башмаком. На проектной отметке скважину заполняют бетоном, а трубу постепенно извлекают.
 Буронабивные сваи изготавливают в предварительно пробуренных скважинах, в которые устанавливается арматурный каркас и укладывается бетон.
 В последнее время этим сваям отдается предпочтение, поскольку по сравнению с забивными они дешевле, для них требуется меньше арматуры, их более точно можно погрузить до необходимой отметки (отсутствие «попов»).
 Условия работы сваи и глубокой опоры в грунте практически одинаковые. Обычно к сваям относят элементы диаметром до 0,8 м, для изготовления которых требуется сравнительно простое оборудование; к глубоким опорам — элементы с большим диаметром, для изготовления которых требуется более сложное и иногда специальное оборудование.
 В нашей строительной практике применяются следующие виды набивных свай с извлекаемой оболочкой.
 Сваи Страуса формируются в пробуренных и закрепленных обсадными металлическими трубами скважинах диаметром до 0,4 м и глубиной 6—12 м. Скважину заполняют бетоном слоями до 1 м и, уплотняя бетон, постепенно извлекают трубу. Эти сваи применяют для усиления существующих фундаментов, реконструкции зданий и сооружений, а также в тех случаях, когда недопустимы сотрясения, возникающие при других способах погружения свай.
 Частотрамбованные сваи формируются в инвентарных металлических оболочках со свободным наконечни-
 181

Рис. 8.4. Буронабимая свая
 ком, который остается после извлечения оболочки в грунте. Для погружения оболочки в грунт применяют вибраторы или свайные молоты, имеющие приспособление для извлечения оболочек. На проектной отметке полость заполняют бетоном, и оболочки постепенно извлекают при включенном вибраторе или молоте. При вибрации и ударах молота уплотняется бетон и окружающий грунт. Сваи изготовляют диаметром до 0,4 м и длиной 6—12 м. Зти сваи целесообразно применять на объектах с небольшим числом погружаемых свай и при отсутствии специального оборудования для их погружения.
 Сваи Франки изготовляются в инвентарных толстых металлических трубах, в которых из жесткого бетона создают пробку высотой 0,8—1 м и вместе с ней забивают трубу как обычную сваю. На проектной отметке бетонную пробку выбивают, отдельными порциями подают бетон и молотом вбивают его в грунт, одновременно поднимая оболочку. В результате формируется свая с гофрированной поверхностью (рис. 8.4).
 Буронабивные сваи изготовляют в предварительно пробуренных в грунте скважинах. В скважины устанавливают арматуру (при необходимости) и укладывают бетон. Сваи загружают после достижения бетоном проектной прочности.
 В зависимости от грунтовых условий и имеющегося оборудования буронабивные сваи подразделяют на несколько типов: БСС, БСВГ, БСВ0, БСИ, БССМ. Типоразмеры буронабивных свай и наиболее распространенные марки бурового оборудования приведены в табл. 8.4.
 Применение различных типов буронабивных свай обусловливается грунтовыми условиями, действующими нагрузками и условиями производства работ.
 При необходимости прорезать грунты мощностью
 182

Таблица 8.4. Номенклатура и типоразмеры буронабивных свай
 Тип сваи
 Способ изготовления сваи
 Диаметр сваи1, мм
 Класс
 бетона
 Длина сваи, м
 Оборудование
 БСС
 Вращательным бурением в устойчивых глинистых грунтах без закрепления стенок
 500/1200
 500/1400
 500/1600
 600/1600
 В25-В40
 10—
 Станки СО-2
 скважин
 800/1800
 В25—В40
 30
 Станки
 1000
 1200
 В25
 СО-1200
 БСВг
 Вращательным бурением в неустойчивых грунтах с закреплением стенок скважин бентонитовым глинистым раствором
 600/1600
 В25—В40
 10—
 20
 Станки
 УРБ-ЗАМ
 БСВ0
 Вращательным и ударно-канатным бурением в неустойчивых грунтах с закреплением стенок скважин обсадными трубами, оставляемыми в грунте
 600/1600
 800/1800
 В25—В40
 10—
 30
 Станки
 УРБ-ЗАМ
 УКС
 БСИ 1
 То же, с извлечением инвентарных обсадных труо
 880
 980
 1080
 1180
 В25
 10—
 50
 Установка СП-45 и станки зарубежных фирм
 БССМ
 Вращательным бурением в сухих устойчивых глинистых грунтах без закрепления стенок скважины
 400
 500
 В25
 2—4
 Ямобуры
 1 	Перед чертой указан диаметр ствола, за чертой — диаметр уширения.
 183

более 20 м целесообразно применять сваи типа BCG и БСВ0 длиной 20—30 м или БСИ длиной 20—50 м.
 При опирании свай на глинистые грунты твердой, полутвердой и тугопластичной консистенции, на скальные, полускальные и песчаные грунты и при прорезании слоя насыпи с твердыми включениями следует применять БСВо длиной до 30 м и БСИ длиной 20—50 м; слоя просадочных грунтов толщиной более 10 м — БСС длиной 12—30 м; слоя глинистых грунтов от мягкопластичной до текучей консистенции толщиной более Юм — БСВГ длиной 15—20 м, БСВ0 длиной 15—30 м и БСИ длиной 20— 50 м; слоя набухающих грунтов—БСС длиной 10—130 м и БСС„ — длиной 3—6 м с уширенной пятой.
 При действии на сваю больших (более 100 кН) горизонтальных нагрузок, в том числе сейсмических, принимают сваи типа: БСС диаметрами 500 и 1200 мм; БСВ0 диаметрами 600 и 800 мм; БСИ диаметрами 880, 980, 1080 и 1180 мм при строительстве на оползневых склонах; БСИ длиной до 20 м для фундаментов оборудования; БССМ для малонагруженных конструкций.
 В зависимости от инженерно-геологических условий, особенностей проектируемого здания или сооружения и внешних нагрузок, передаваемых на фундаменты, буронабивные сваи армируются на полную длину, на часть длины или только в верхней части для связи с ростверком. Арматурные каркасы для буронабивных свай изготовляются, как правило, звеньями длиной 6—12 м.
 Для увеличения несущей способности буронабивных свай и оболочек на их концах устраивают уширение, которое создается разбуриванием грунта механизмами или камуфлетными взрывами. Сваи и оболочки с уширенными пятами имеют большую несущую способность и применяются преимущественно в крупных транспортных и гидротехнических сооружениях (рис. 8.5).
 Буровые опоры, применяемые в промышленном и гражданском строительстве, имеют небольшой диаметр и рассчитываются как набивные сваи.
 Уширенная пята в стальных и железобетонных тонкостенных оболочках может быть выполнена в виде винтовой лопасти и наконечника. Такие сваи погружаются в грунт специальными механизмами (кабестанами) плав? но, без сотрясений. После погружения ствол сваи может быть забетонирован для его усиления. Эти сваи могут применяться в любых грунтах, допускающих завин*
 184

Рис. 8.5. Буронабивная свая с уширенной пятой
 D — диаметр уширения; d — диаметр ствола; h — расчетная высота участка, на котором учитывается трение
 чивание (кроме глинистых грунтов текучей консистенции, илов, заторфованных грунтов и торфов). Особенно их рекомендуют в качестве анкерных свай.
 Тонкостенные железобетонные оболочки погружаются с помощью вибраторов с полным удалением грунта из внутренней полости. Для уменьшения массы и облегчения погружения их стенки принимаются толщиной, обеспечивающей прочность конструкции на период опускания. После погружения оболочки стенки ее усиливают, и для увеличения лобового сопротивления низ бетонируют иногда с дополнительным армированием. По условиям устройства фундамента эти оболочки часто называют опускными колодцами вынужденного погружения. Тонкостенные оболочки не стандартизированы, но в отдельных ведомствах разработаны нормативы на оболочки диаметрами 2—3 м и более. Благодаря высокой несущей способности тонкостенные оболочки применяются в основном для крупных инженерных сооружений с большими нагрузками. В промышленном и гражданском строительстве они применяются редко.
 Глава 9. УСЛОВИЯ РАБОТЫ И НЕСУЩАЯ СПОСОБНОСТЬ ОДИНОЧНОЙ СВАИ, ГРУППЫ СВАЙ И СВАЙ В ФУНДАМЕНТЕ
 § 38. УСЛОВИЯ ПЕРЕДАЧИ НАГРУЗОК НА ГРУНТЫ ОСНОВАНИЯ РАЗЛИЧНЫМИ СВАЯМИ
 Существующие методы расчета и расчетные схемы свай и свайных фундаментов безируются на анализе опытных данных, наблюдений за возведенными и суще¬
 Г85

ствующими фундаментами, логических предпосылках и построениях.
 Свайный фундамент (ростверк — сваи —грунт в межсваййом пространстве) рассматривается как массивная конструкция, в которой весь фундамент и входящие в него элементы должны быть равнопрочными.
 Несущая способность свайных фундаментов и глубоких опор определяется сопротивлением грунтов под нижним концом (лобовым сопротивлением) Rs и сопротивлением по боковой поверхности Rfi
 Fd = R8 + Rf. 	(9.1)
 Развитие сил трения зависит от упругого перемещения конструкции вместе с окружающим грунтом, а перемещение— от сжимаемости грунтов, залегающих под концом сваи. На трение приходится тем большая часть нагрузки, чем податливее грунты под сваей. Сопротивление трению не может быть больше величины, при которой происходит «срыв сил трения» и конструкция продавливается в грунте. Поэтому при пересечении слабых грунтов торец сваи воспринимает большую, а при пересечении плотных грунтов — меньшую нагрузку.
 В предыдущей главе отмечалось, что в определении несущей способности свай, свай-оболочек и глубоких опор, применяемых в промышленном и гражданском строительстве, нет существенной разницы. Поэтому в дальнейшем, где не требуется специальных оговорок, для всех этих конструкций применяется один термин — свая.
 По условиям работы в грунте сваи делятся на сваистойки и висячие сваи (рис. 9.1).
 Сваи-стойки передают нагрузку на практически несжимаемые породы (скальные и полускальные, сланцы, мергели, очень плотные грунты). Их вертикальные перемещения ничтожны, силы трения не получают должного развития и не учитываются. Несущая способность таких свай зависит от сопротивления грунтов, залегающих под нижним концом свай (Fa=Rs).
 Висячие сваи (сваи трения) погружаются до сжимаемых грунтов и передают нагрузку на грунт за счет их сопротивления по боковой поверхности Rf и под нижним концом Rs, но в целом, как будет показано далее, вся нагрузка передается на грунты, залегающие ниже сваи, и осадка фундамента зависит от свойств этих грунтов.
 186

Рис. 9.1. Схемы передачи нагрузки па грунт
 а — сваей-стойкой; б — висячей сваей
 Я) I
 0
 WMWW WWWM
 V
 HI
 щ.
 m
 Поэтому висячие сваи во избежание больших осадок следует погружать до сравнительно мало сжимаемых грунтов, например до грунтов, которые можно использовать для естественных оснований.
 Глубокие опоры имеют большое поперечное сечение. Из условия их разнопрочности по материалу и грунту они погружаются до прочных пород, и вся нагрузка у них, особенно у опор с уширенной пятой, передается через нижний торец (Fd=Rs).
 Несущая способность свай во многом зависит от условий погружения. В процессе погружения изменяется естественная структура, сложение грунта и прочность его может увеличиться или уменьшиться. Например, при забивке сплошных и полых свай с закрытым концом или с грунтом во внутренней полости окружающий их грунт уплотняется, под сваей образуется уплотненное ядро, благодаря чему увеличивается сопротивление грунта по боковой поверхности и под нижним концом сваи. При вибропогружении сваи в пески они уплотняются, увеличивая ее несущую способность. При вибропогружении в глины под концом сваи образуется зона перемятого грунта, прочность которого до пуска сооружения в эксплуатацию не восстанавливается. Для увеличения несущей способности сваи рекомендуется добивать ее молотами.
 187

Полые сваи, погружаемые с удалением грунта из внутренней полости, обладают меньшей несущей способностью по сравнению со сваями, погружаемыми с грунтом, который заменяет наконечник.
 Несущая способность буронабивных свай зависит от свойств грунта, которые он приобретает при устройстве полости и формировании ствола. Например, несущая способность частотрамбованных свай с наконечником и свай Франки с бетонной пробкой близка к несущей способности забивных сплошных свай, а несущая способность свай Страуса заметно ниже несущей способности забивных свай, поскольку при внедрении рабочих инструментов в грунт происходит его частичное разрушение. В буронабивных сваях, формируемых под глинистым раствором, силы трения по боковой поверхности снижаются, кроме того, за счет наличия глиняной пленки между грунтом и телом сваи.
 S 39. УСЛОВИЯ РАБОТЫ ОДИНОЧНОЙ СВАИ И ГРУППЫ ВИСЯЧИХ СВАЙ
 В расчетной схеме висячих свай принимается, что силы сопротивления по боковой поверхности, воспринимая нагрузку на каком-либо участке ствола сваи, передают ее на залегающие ниже слои грунта. По высоте они последовательно суммируются и вместе с усилием, которое воспринимает торец сваи, передаются на грунты, находящиеся в плоскости ее острия. В этой схеме предполагается, что вокруг сваи образуется напряженный массив грунта, ограниченный с боков усеченным конусом или пирамидой, а снизу выпуклой криволинейной поверхностью (рис. 9.2).
 В расчетах давление р в плоскости острия свай принимают равномерно распределенным, а площадь эпюры реактивных давлений принимают в предположении, что силы трения передаются на плоскость острия свай под углом
 Il.m _(PlI,ll + Фц,2Л2+***+_ “=_4— 	4 	(*, 	+ 	*, 	+ 	...+ 	*„) 	<92>
 где фц,т — осредненное значение угла внутреннего трения грунтов, которые проходит свая: фц,* и ht — соответственно угол внутреннего трения и толщина слоев этих грунтов
 Несущая способность одиночной сваи отличается от несущей способности сваи, находящейся в группе свай
 188

Рис. 9.2. Схема передачи суммарной нагрузки на плоскость нижнего конца сваи за счет сопро* тивления грунта по боковой ее поверхности и сопротивления грунта под сваей
 или входящей в свайный фундамент. Объясняется это тем, что в процессе погружения забивных свай в грунте образуются четыре деформированные зоны: первая толщиной 3—10 мм представляет собой рубашку из весьма плотного грунта; вторая толщиной до 3 диаметров ствола с наиболее нарушенным грунтом около контакта с первой зоной; третья толщиной 5—6 диаметров ствола сваи с небольшим нарушением свойств грунта; четвертая толщиной 8—12 диаметров ствола сваи с незначительным нарушением структуры грунта. Нё работу одиночной сваи практически влияет грунт трех зон, составляющих по толщине 5—6 диаметров ствола сваи. Когда расстояние между сваями о 2 г, эпюры давлений в плоскости острия свай, входящих в фундамент, не пересекаются (рис. 9.3, а), несущая способность каждой сваи используется полностью. При расстоянии между сваями с<2гэпюры внизу пересекаются (рис. 9.3, б) и несущая способность каждой сваи уменьшается с их сближением.
 Распределение нагрузки между сваями в кусте (свайном фундаменте), видимо, зависит от жесткости ростверка и характеристики грунтов, которые прорезают сваи и которые залегают под ее острием. По одним данным наибольшие давления воспринимаются крайними сваями, по другим — средними.
 В свайном фундаменте сваи, ростверк и грунт дают осадку и теряют устойчивость как одно целое. Трение грунта развивается по общему периметру всего массива, который меньше суммы периметров входящих в него
 189

Рис. 9.3. Схема передачи давления на грунты, расположенные ниже острия свай, в зависимости от расстояния между сваями
 свай, поэтому каждая свая в нем воспринимает меньшую нагрузку, чем одиночная свая.
 По условиям работы целесообразно расстояние между сваями принимать с>2г, тогда каждая свая будет работать как одиночная и воспринимать наибольшую нагрузку. Однако с увеличением расстояний между сваями приходится увеличивать жесткость и площадь ростверка, что для многих конструкций нерационально и невыполнимо из-за стесненных габаритов. Обычно ростверк проектируют компактным, заведомо не используя полную несущую способность свай и принимая расстояние между ними равным (3-=-6) d (где d — сторона квадратной или диаметр круглой сваи). При этом рассто** янии сваи работают совместно.
 Проектирование свай и свайных фундаментов производится по двум группам предельных состояний.
 По первой группе: по прочности самой конструкции свай, свай-оболочек, свай-стоек, свайных ростверков; по несущей способности грунтов основания свайных фундаментов и свай-колонн; по устойчивости (несущей способности) оснований свайных фундаментов в целом, если на них передаются горизонтальные нагрузки, основание ограничено откосом, крутопадающими слоями грунта.
 По второй группе: по осадкам оснований свайных фундаментов от вертикальных нагрузок; по перемещениям свай совместно с грунтом основания от действия вертикальных, горизонтальных нагрузок и моментов; по
 190

образованию или раскрытию трещин элементов железобетонных конструкций свайных фундаментов.
 При проектировании свай и свайных фундаментов следует различать: Fa — расчетную несущую способность грунтов основания одиночной сваи, кН (обычно называют «несущая способность сваи»), и N — расчетную нагрузку, кН, передаваемую на сваю (продольное усилие от расчетных нагрузок при наиболее выгодной комбинации). При расчете должно выполняться условие
 N<Fd/yh. 	(9.3)
 Коэффициент надежности у* назначают в зависимости от способа определения несущей способности сваи. Если она определена по результатам полевых испытаний статической нагрузкой, у* =1,2; по результатам статического зондирования грунта и по результатам динамических испытаний свай, у* =1,25; расчетом, у*=1,4.
 Несущую способность одиночной сваи определяют из условий работы ее материала и грунта.
 40. РАСЧЕТНАЯ НАГРУЗКА НА ВИСЯЧИЕ СВАИ И СВАИ-СТОЙКИ ПО МАТЕРИАЛУ И ГРУНТУ
 Расчетная нагрузка на сваю по материалу в идеальном случае должна быть равна расчетной нагрузке на нее по грунту. Указанное условие трудно выполнимо, и при проектировании принимают меньшее из этих значений.
 Сопротивление сваи по материалу определяется как для элемента, работающего на сжатие, без учета продольного изгиба. Для большинства стандартных висячих свай сопротивление сваи по материалу больше несут щей способности ее по грунту. Исключение составляют длинные сваи, сваи-оболочки и оболочки, а также сваиетойки. Расчетная нагрузка на сваю по материалу, определяется по формулам для расчета соответствующих строительных конструкций.
 Расчетная нагрузка на сваю-стойку по грунту определяется по формуле
 N = {yc/yft)RA, 	(9.4)
 где ус=1 —коэффициент условий работы сваи в грунте; R — расчетное сопротивление грунта под концом свай, кПа; А — площадь, м*.
 Для квадратных свай с круглой полостью, полых круглых свай и свай-оболочек при заполненной бетоном
 191

полости на высоту не менее трех диаметров сваи принимается площадь А всего сечения (брутто), в остальных случаях — площадь нетто.
 Расчетное сопротивление грунта назначается: для всех видов забивных свай, опирающихся на скальные и малосжимаемые грунты, £=20 000 кПа; для свай-оболочек, опирающихся на неразрушенные скальные породы, R=Rc,nlyg\ для свай-оболочек, буровых и набивных свай, заделанных в скальные породы не менее чем на
 0,5 м и заполненных бетоном, по формуле
 = 	+ 	(9.5)
 Уg \ df 	/
 где Rc.n — нормативное значение предела прочности на одноосное сжатие скального грунта в водонасыщенном состоянии, кПа; U — расчетная глубина заделки сваи в скалу, м; df — наружный диаметр части сваи, заделанной в скалу, м; y*=1>4 — коэффициент надежности по грунту.
 Несущую способность Fdt кН, висячей забивной сваи и погружаемой без выемки грунта сваи-оболочки, работающих на сжимающую нагрузку, определяют как сумму расчетных сопротивлений грунтов основания под нижним концом сваи и на ее боковой поверхности по формуле
 Fd = Чс (Уел *А + и*Ус,! h *,), 	(9.6)
 где R — расчетное сопротивление грунта под нижним концом сваи, кПа, принимаемое по табл. 9.1; А — площадь опирания на грунт сваи, м2, принимаемая по площади поперечного сечения сваи (брутто), или по площади поперечного сечения камуфлетного уширения по его наибольшему диаметру, или по площади сваи-оболочки (нетто); и*— наружный периметр поперечного сечения сваи, м; fi — расчетное сопротивление i-то слоя грунта основания по боковой поверхности сваи, кПа, принимаемое по табл. 9 2; yc,R и ya,t— коэффициенты условий работы грунта соответственно под нижним концом и на боковой поверхности сваи, учитывающие влияние способа погружения сваи на расчетные сопротивления грунтов и принимаемые по
 Расчетная нагрузка, допускаемая на сваю, определяется по формуле (9.3).
 Для забивных свай, опирающихся нижним концом на рыхлые песчаные грунты или на пылевато-глинистые грунты с показателем текучести /l>0,6, несущую спо-
 * Данные, приведенные в табл. 9.1—9.3, регламентированы СНиП 2.Ф2.03-85.
 192

13—585
 Таблица 9;1. Расчетные сопротивления грунта под нижним концом забивных свай
 R, кПа, при глубине погружения конца сваи, м
 Грунт
 3
 4
 5
 7
 10
 15
 20
 25
 30
 35
 Песчаный средней плотности гравелистый и пылевато-глинистый с /l=0
 7500
 8300
 8800
 9700
 10 500
 11 700
 12 600
 13 400
 14 200
 15 000
 Песчаный средней плотности крупный и пылевато-глинистый с Il=0,1
 6600
 6800
 7000
 7300
 7700
 8200
 8500
 9000
 9500
 10 000
 4000
 5100
 6200
 6900
 7300
 7500
 Пылевато-глинистый с 1ь=0,2
 3Q00
 3800
 4000
 4300
 £000
 5600
 6200
 6800
 7400
 8000
 Песчаный средних плотности и крупности и пылевато-глинистый с IL=0,3
 3100
 3200
 3400
 3700
 4000
 4400
 4800
 5200
 5600
 6000
 20Q0
 2500
 2800
 3300
 3500
 8-
 з-
 4500

Продблокете табл. 91
 Иг кПа, при глубине погружения конца свай, м
 Грунт
 3
 4
 5
 7
 Ю
 15
 20
 25
 30
 35
 Песчаный средней плотности мелкий и пылевато-глинистый с /l—0,4
 2000
 2100
 2200
 2400
 2600
 2900
 3200
 3500
 3800
 4100
 1200
 1600
 2000
 2200
 2400
 Песчаный средней плотности пылеватый и пылевато-глинистый с /ь=0,5
 1100
 1250
 1300
 1400
 1500
 1650
 1800
 1950
 2100
 2250
 Пылевато-глинистый с /ь=0,6
 600
 700
 800
 850
 900
 1000
 1100
 1200
 1300
 1400
 Примечания: 1. Над чертой приведены значения R для песчаных грунтов, под чертой — для пылеватоглинистых. 	„
 2 Значения R для свай, забиваемых в плотные песчаные грунты без использования подмыва или лидерных гкважин, повышаются на 100%, если их плотность сложения определена по данным статического зондирования, й на 60% (но не более 20 000 кПа), если плотность сложения определена по данным других видов инженерных изысканий
 3. 	Значение R под нижним концом свай сечением 0,15x0,15 м и менее, используемых для фундаментов под внутренние перегородки одноэтажных производственных зданий, допускается увеличивать на 20 %.
 4. 	Для супесей при числе пластичности 4 и коэффициенте пористости е<0,8 расчетные сопротивления R я f следует определять как для пылеватых песков средней плотности.

Таблица 9.2. Расчетные сопротивления грунта на боковой позерхности забивных свай и свай оболочек
 Грунт
 и-
 кПа, при средней глубине расположения слоя грунта, и
 1
 1 2
 1 3
 I 4
 5
 1 6
 8
 1 10
 1 15
 20
 25
 | 30
 35
 Песчаный средней плотности, крупный и средней крупности и пылевато-глинистый с IL—0,2
 35
 42
 48
 53
 56
 58
 62
 65
 72
 79
 86
 93
 100
 Песчаный средней плотности мелкий и пылевато-глинистый с /l=0,3
 23
 30
 35
 38
 40
 42
 44
 46
 51
 56
 61
 66
 70
 Песчаный средней плотности пылеватый и пылевато-глинистый с l=0,4
 Пылевато-глинистый с IL:
 15
 21
 25
 27
 29
 31
 33
 34
 38
 41
 44
 47
 50
 0,5
 12
 17
 20
 22
 24
 25
 26
 27
 28
 30
 32
 34
 36
 0,6
 8
 12
 14
 16
 17
 18
 19
 19
 20
 20
 21
 20
 22
 0,7
 4
 7
 8
 9
 10
 10
 10
 10
 11
 12
 12
 12
 13
 0,8
 4
 5
 7
 8
 8
 . 8
 8
 8
 8
 8
 8
 9
 9
 0,9
 3
 4
 6
 7
 7
 7
 7
 7
 7
 7
 7
 8
 8
 1.0
 2
 4
 5
 5
 6
 6
 6
 6
 6
 6
 6
 7
 7
 Примечания: 1. Табличные значения расчетных сопротивлений увеличиваются: для плотных песков на 30%; для супесей и су* глинков с е<0,5 и глин с е<0,6 на 15 % при любых значениях по* казателя текучести.
 2 	. Сопротивление грунтов по боковой поверхности сваи с глубиной изменяется. Это изменение учитывается следующим образом: сваю по высоте делят на отдельные участки hi высотой не более 2 м, на каждом участке сопротивление ft принимают постоянным, а равнодействующую в пределах каждого участка считают приложенной в его середине.
 собность следует определять по результатам статических испытаний свай.
 Глубина погружения нижних концов свай для определения значения R по табл. 9.1 и средней глубины расположения слоя грунта zt для определения назначается в зависимости от планировочной отметки территории: при планировке территории подсыпкой DLnoд или срезкой DLCp да ±3 м указанные глубины отсчитываются от природного рельефа NL;
 13*
 195

Таблица 9.3. Коэффициенты условия работы грунта
 Способ погружения свай и свай-оболочек (без выемки грунта)
 Коэффициент условий рабо ы грунта при расчете несущей способности сваи
 под нижним углом Vc, R
 на боковой поверхности
 Погружение сплошных и полых с за¬
 1,0
 1,0
 крытым нижним концом свай механиче¬
 скими (подвижными) паровоздушными
 молотами и дизель-молотами
 Погружение, забивкой и вдавливанием в
 предварительно пробуренные скважи-
 ны-лидеры с заглублением концов свай
 не менее 1 м ниже забоя скважины при
 ее диаметре:
 1,0
 0,6
 равном стороне квадратной сваи
 на 50 мм меньше стороны сваи
 1,0
 0,6
 Погружение с подмывом в песчаные
 1.0
 0,9
 грунты при условии добивки свай на
 последнем этапе погружения без приме¬
 нения подмыва на 1 м и более
 Вибропогружение свай-оболочек, виб¬
 ропогружение и вибровдавливание свай
 в грунты:
 1,2
 1,0
 песчаные средней плотности крупные
 и средней крупности
 1,1
 1,0
 то же, мелкие
 » пылеватые
 1,0
 пылевато-глинистые с /l<0,5, супеси
 0,9
 0,9
 то же, суглинки
 0,8
 0,9
 т> глины
 0,7
 0,9
 пылевато-глинистые с /l<0
 1,0
 1,0
 Погружение молотами любой конст¬
 рукции полых свай с открытым нижним
 концом при диаметре полости сваи, м:
 1,0
 0,4 и менее
 1,0
 0,4—0,8
 0,7
 1,0
 Погружение любым способом полых
 круглых свай с закрытым нижним кон¬
 цом на глубину 10 м и более с последу¬
 ющим устройством в нижнем конце
 сваи камуфлетного уширения в песча¬
 ных грунтах средней плотности и в пы¬
 левато-глинистых грунтах с 7l<0,5 при
 диаметре уширения, м:
 0,9
 1,0
 1,0 независимо от указанных видов
 грунта
 0,8
 1,0
 1,5 в песках и супесях
 1,5 в Суглинках и глинах
 0,7
 1,0
 196

Продолжение табл. 9.3
 Способ погружения свай и свай-оболочек (без выемки грунта)
 Коэффициент условий работы грунта при расчете несущей способности сваи
 под нижним концом Yc, R
 на боковой поверхности
 Погружение вдавливанием свай в грунты:
 песчаные средней плотности круп¬
 i,i
 1,0
 ные, средней крупности и мелкие то же, пылеватые
 1,1
 0,8
 пылевато-глинистые с /г, <0,5
 1,1
 1,0
 то же, с /l>0,5
 1,0
 1,0
 при планировке срезкой от 3 до 10 м эти глубины отсчитываются от условной отметки —3 м ниже природного рельефа NL {от отметки DLn0д);
 при планировке подсыпкой от 3 до 10 м от условной отметки +3 м выше природного рельефа NL (от отметки DLnon).
 Эти условия приняты в предположении, что при планировке срезкой на 3 м грунты, лежащие ниже природного рельефа, еще не разуплотнились, а при планировке подсыпкой на 3 м еще не уплотнились.
 Несущая способность сваи назначается с учетом слабых грунтов, если их прорезает свая. Сопротивление слабых грунтов (текучих пылевато-глинистых грунтов, рыхлых песков, торфов и пр.) по поверхности сваи не учитывается.
 Прорезанные сваей слабые грунты со временем могут уплотняться и за счет сопротивления по боковой поверхности дополнительно пригрузить сваю и вызвать ее осадку. Это явление называют отрицательным (негативным) трением, которое учитывается в следующих случаях: при планировке территории подсыпкой толщиной более 1 м;
 при загрузке пола склада полезной нагрузкой более 20 кН/м2;
 при загрузке пола около фундамента полезной нагрузкой от оборудования более 100 кН/м2;
 при увеличении напряжения в грунте при понижении уровня подземных вод.
 Отрицательные силы трения учитываются до глуби-
 197

Рис. 9.4. Расчетная схема к примеру 9.1
 / — суглинок, IL=0,5; 2 — суглинок, /i=0,3; 3 — глина, Л.=0,2; zi — глубина до середины слоя грунта, для которого определяется сопротивление на боковой поверхности; Ы — толщина i-ro слоя грунта; hn — полная глубина погружения сваи
 ныэ на которой осадка околосвайного грунта после возведения и загрузки свайного фундамента превышает половину предельной осадки фундамента. Расчетные сопротивления ft принимают по табл. 9.2 со знаком «минус», а для торфа, ила, сапропеля — минус 5 кПа.
 Если в пределах длины сваи залегают пласты торфа толщиной более 30 см и возможна планировка территории подсыпкой или другой равновеликой ей пригрузкой, сопротивление трению принимают в зависимости от высоты подсыпки:
 при высоте менее 2 м для грунтов подсыпки и слоев торфа —равным нулю, для минеральных ненасьпных грунтов природного сложения — равным положительным значениям по табл. 9.2;
 при высоте от 2 до 5 м для грунтов, включая подсыпку, — равным значениям, указанным в табл. 9.2, но со знаком «минус», а для торфа — равным минус 5 кПа.
 Негативное трение включается в формулу (9.6) со знаком «минус».
 Пример 9Л. Определить расчетную нагрузку, допустимую по грунту на железобетонную сваю С7-30 (ГОСТ 19804.1—79*), забитую дизель-молотом со дна котлована (Л = 1,4 м) на глубину 6,5 м. С отметин дна котлована залегает суглинок тугопластичный (/j,=0,5) мощностью 2 м, ниже — суглинок тугопластичный (/i=0,3) мощностью 3*1 м, подстилаемый слоем глины полутвердой (/l=0t2), разведанная толщина которого 7 м (рис. 9 4).
 Решение. Площадь поперечного сечения сваи А = 0,09 мг, периметр и — 1,2 м, глубина погружения нижнего конца сваи от поверхности грунта Лп= 1,4+6,5+0,25=8,15 м.
 Расчетное сопротивление грунта под концом сваи на глубине 8,15 м по табл. 9.1 около 4500 кПа.
 198

Рис. 9.5. Расчетная схема к примеру 9.2
 1 	— суглинок, II — 0,4;
 2 	— суглинок, II = 0,55;
 3 	— песок средней крупности, средней плотности
 Для определения по табл. 9.2 расчетной силы трения по боковой поверхности сваи каждый пласт грунта делим на слой высотой не более 2 м.
 Сопротивление трению слои суглинка с /*.=0,5 на глубяае = = 1,4+212=2.4 м будет: ft = 18,2 кПа.
 Пласт суглинка тугопластичного разбиваем на два слоя толщиной 2 и 1,1 м. Сопротивление трению в нем на глубяие 1,4+2+ +2/2=4,4 м
 ft = 38*8 кПа,
 а на глубине 2з=4,4+1 +1,12=5,95 м
 fM = 42 кПа.
 Сопротивление трению слоя глины полутвердой ксжсиетеицяп (7l=0,2) на глубине г*= 5,95+0,55+1,4/2=7,2 м
 f4 = 60,3 кПа.
 По формуле (9.6) я в соответствия с условием (9.3) накодям
 расчетную нагрузку на сваю:
 — 	= —{4500-1-0.09 + 1.2 (21-18Л+2-1-38,8 +
 Yfc 1.4
 + 1,1 -1-42 + 1,4-1-60,3)1 = 490 кН.
 Пример 92. Определить расчетную нагрузку, допустимую на полую круглую стандартную сваю СК12-50 (ГОСТ 19804.6-4*3) диаметром а — 500 мм, длиной 12 м, погруженную яри открытом
 199

Рис. 9.6. Расчетная схема к примеру 9.3
 1 — суглинок, Il=0,5; 	2 	— глина,
 /l=0,5; 5 —песок средней крупности, средней плотности
 нижнем конце дизель-молотом. Данные о грунтах и деление их на отдельные пласты приведены на рис. 9.5.
 Решение. Площадь сваи
 А = 3,14-0,52/4 = 0,196 м2.
 Периметр сваи и=3,14-0,5=1,57 м.
 Расчетную нагрузку, допустимую на сваю, определяем по формуле (9.6) при \с,п=Ус,/=1 и уь=1.4:
 — 	= —[4000-1-0,196+ 1,57 (15-1-2+23,8-1 1,4 +
 У к 	1,4
 + 19,6-1 • 2 + 21,7-1 -2 + 22,5-1-1,4 + 22,9- Ы ,2 + 66- Ы ,4)] =
 = 800 кН.
 Пример 	9.3. Определить 	расчетную 	нагрузку, допустимую на
 стандартную 	железобетонную 	круглую 	сваю 	СК6-60Н 	(ГОСТ
 19804.5—83). 	Длина ствола сваи 1=6 м; 	длина 	наконечника 	/i = 0,6;
 наружный диаметр d—0,6 м. Свая погружена в грунт вибратором на глубину 5,1 м (рис. 9.6).
 Решение. Расчетную нагрузку на сваю определяем по формуле
 (9.6). Расчетные сопротивления грунтов под нижним концом сваи находим по табл. 9.1 и по боковой поверхности — по табл. 9.2 с поправочными коэффициентами ус.я и успринимаемыми по табл. 9.3.
 Для песка средней крупности, средней плотности, залегающего под концом сваи на глубине Лц=5,1 м, /?=3400 кПа и ус=1,2.
 Для грунтов, прорезаемых сваей: слой суглинка с /г. = 0,5 на глубине Z\=\ м, fi = 12 кПа, ус,/=0,9; слой глины с /г. —0,5 на глубине z2=2,45 м, /г= 19 кПа и Yc./ = 0,9; слой песка средней крупности, средней плотности на глубине z3=3,7 м, f3=52 кПа и Yc./l.O.
 Площадь и периметр ствола рассчитываемой сваи
 А =
 3,14.0,б2
 = 0,28 м2; и = 3,14*0,6 = 188 м.
 Расчетная нагрузка, допускаемая на сваю,
 Fd_ 	L
 Yft 	IЛ
 — 	1,2-3400-0,28+ 1,88 (0,9-12-2 + 0,9-19-0,9 +
 + 1-52-1,б)] = 900 кН.
 200

Несущая способность Fd,u висячей забивной сваи и сваи-оболочки (погружаемой без выемки грунта), работающих на выдергивающую нагрузку, во многом предопределяется условиями погружения и вычисляется по формуле
 Fd,u = Yc tiVcjfi , 	(9.7)
 где Yc — коэффициент условий работы: для свай, погружаемых на глубину менее 4 м, усОД а на глубину 4 м и более ус=0,Й.
 Сечения свай и свай-оболочек, работающих на выдергивание, проверяются на растяжение как железобетонные элементы и, кроме того, на заделку в ростверке.
 Висячие набивные и буровые сваи с уширением и без уширения, а также сваи-оболочки, погружаемые с выемкой грунта и заполнением полости бетоном, имеют большую несущую способность. Они применяются как отдельные столбовые фундаменты или совместно с другими в свайных фундаментах. Несущая способность этих свай определяется на основании теоретических решений с использованием многих дополнительных указаний и таблиц, привести которые не представляется возможным. Определение несущей способности висячих набивных и буровых свай и свай-оболочек подробно рассмотрено в СНиП 2.02.03—85.
 Для предварительной оценки целесообразности применения какого-либо вида свайного фундамента расчетную нагрузку на сваю можно принимать по табл. 9.4, в которой меньшие значения расчетных нагрузок на сваи соответствуют более слабым грунтам и меньшим длинам сваи, а расчетные нагрузки для буронабивных свай определены для глинистых грунтов.
 § 41. НЕСУЩАЯ СПОСОБНОСТЬ СВАИ ПО ДАННЫМ ИСПЫТАНИЯ СТАТИЧЕСКОЙ НАГРУЗКОЙ
 Вычисленные по формулам сопротивления свай могут отличаться от действительных, поэтому непосредственно на строительной площадке их испытывают пробной статической нагрузкой. По ГОСТ 5686—78* проверке подвергается не менее двух свай для одного здания или сооружения.
 Испытание заключается в следующем. К свае заданных размеров, погруженной рекомендуемым в проекте способом, с помощью различных устройств (гидравлическими домкратами, платформами с тарированным гру-
 201

202
 Таблица 9.4. Ориентировочные расчеты нагрузки на сваю
 Параметры свай
 Нагрузка1, кН
 Свая
 размер сечения или диаметр1, см
 длина, м
 прочность ствола по материалу, кН
 при гравелистых, крупных Песках и глинистых грунтах с < < 0,1
 при песка* средней крупности и глинистых грунтах с /г ** =±* 0,2Нг0,3
 при мелких пылеватых песках и глинистых грунтах /l = 0,4-M).5
 Забивная квадратного сечения по ГОСТ 19804.1—79*
 25x25
 30X30
 4,5—6
 3—12
 650
 1000
 500—800 700—1000
 300—400
 150—300
 5—10
 300—600
 3—5
 200—400
 10—15
 5—10
 35X35
 10—16
 1850
 1300—1850
 600—1200
 350—500
 30—60
 15—20
 40X40
 13—20
 2000
 1400—2000
 900—1300
 600—800
 35—60
 20—25
 Полая круглая по ГОСТ 19804.5-83 и ГОСТ 19804.6—83
 40
 50
 1050
 1350
 600—1050
 700—1350
 300—1050
 200—800
 4—12
 30—50
 400—1350
 60—80
 20—30
 300—1350
 30—50
 60
 2000
 100—2000
 600—2000 100—150
 400—2000
 80—100
 80
 3700
 1800—3700
 1100—3700
 200—250
 600—3700
 120—150

Буронабивная без уширения
 50
 1400
 200—1200
 200—1100
 60—80
 150—1000
 40—60
 60
 2000
 300—1900
 250—1800
 100—150
 200—1800
 80—100
 80
 10—30
 3500
 500—2800
 400—2700
 200—250
 350—2500
 100—150
 100
 3500
 800—3800
 600—3500
 300—400
 550—3300
 250—300
 120
 4200
 1100—4950
 900—4500
 400
 800—4200
 300
 Буроиабивиая с уширенной пятой
 50/120 и 50/160
 1400
 900—1400
 650—1400
 60—80
 500—1400
 40-60
 60/160
 10—*30
 2000
 1700—2000
 1150—3000
 950—200
 100—150
 80—110
 80/130
 3500
 2000—3500
 1500-3500
 200—250
 1200—3500
 100—150
 1 	Перед чертой указан диаметр ствола, за чертой — диаметр уширеНия.
 » Над чертой приведены значения вдавливающей нагрузки, под чертой — горизонтальной.
 Со » • у • — — 	’ 	: 	: 	: 	: 	: 		■ 	, 	, 	— 		■

зом и пр.) прикладывают нагрузку ступенями (по 1/10— 1/15 ожидаемой предельной нагрузки) и после стабилизации на каждой ступени замеряют осадки. По результатам испытаний строят график s=f(P), откладывая в масштабе 1 см по оси абсцисс нагрузку 50 кН и по оси ординат осадку 1 мм (рис. 9.7). Кривая 1 характерна для слабых грунтов, когда уже при незначительных нагрузках постепенно возникает «срыв» сваи, а кривая 3 —для очень плотных грунтов, когда сопротивление сваи еще не превзойдено.
 В общем случае график s=f(P) имеет вид плавно нисходящей кривой с тремя участками (кривая 2): на первом участке внешняя нагрузка не превышает сопротивление сваи по грунту, происходит упругая осадка сваи совместно с окружающим грунтом; на втором — на отдельных частях силы трения достигают и превышают предельные величины и свая постепенно теряет несущую способность; на третьем — области предельно напряженного состояния достигают полного развития и происходит полный «срыв», кривая резко опускается вниз, осадка s непрерывно возрастает, свая вдавливается в грунт и полностью теряет несущую способность.
 По такому графику частное нормативное значение предельного сопротивления сваи Fu,n условно определяют в точке, где пересекаются две секущие к первому и к третьему участкам кривой 2 (см. рис. 9.7).
 Несущую способность Fd сваи по результатам испытаний определяют по формуле
 Fd = VcFutn/Vg, 	(9.8)
 где 1; Fu,n — нормативное значение предельного сопротивления сваи (при испытании менее шести свай принимается равным наимень¬
 204

шему значению по результатам испытаний, при испытании шести и более свай — на основании результатов статистической обработки частных значений); Y* = l-
 В остальных случаях за частное значение предельного сопротивления сваи Fu принимают нагрузку, под действием которой испытываемая свая получает осадку, равную s и определяемую по формуле
 s = £su ,mt * 	(9*9)
 где Su.mt — предельное значение средней осадки фундамента проектируемого здания, или сооружения, устанавливаемое по указаниям СНиП 2.02.01-83; £ — коэффициент перехода от предельного значения средней осадки фундамента здания или сооружения su,mt к осадке сваи, полученной при статических испытаниях с условной стабилизацией (затуханием) осадки.
 Значение коэффициента £ следует принимать равным
 0,2 в случаях, когда сваи испытываются при условной стабилизации 0,1 мм за 1 ч, если под их нижними концами залегают песчаные или пылевато-глинистые грунты с консистенцией от твердой до тугопластичной, а также за 2 ч, если под их нижними концами залегают пылевато-глинистые грунты от мягкопластичной до текучей консистенции. Значение коэффициента £ допускается уточнять по результатам наблюдений за осадками зданий, построенных на свайных фундаментах в аналогичных грунтовых условиях.
 Если осадка, определенная по формуле (9.9), окажется более 40 мм, то за частное значение предельного сопротивления сваи Fu следует принимать нагрузку, соответствующую s=40 мм.
 § 42. НЕСУЩАЯ СПОСОБНОСТЬ СВАЙ ПО ДАННЫМ ИСПЫТАНИЯ ДИНАМИЧЕСКОЙ НАГРУЗКОЙ
 При производстве работ очень важно оценить несущую способность сваи на различных этапах ее погружения.
 Динамический метод определения несущей способности сваи основан на зависимости между величиной ее погружения и энергией удара молота. Теоретическое значение такой задачи было найдено Н. М. Герсевановым, получившим зависимость между энергией удара молота и сопротивлением сваи погружению.
 В решении приняты следующие исходные положе-
 205

Рис. 9.8. К определению расчетного сопротивления сваи динамическим методом
 WWWW7a W//777
 К7
 ния: энергия падающего молота массой G с высоты Н (рис. 9.8) расходуется на преодоление сопротивления сваи погружению Fu на глубину sa, на работу упругих сил, выраженную в подскоке молота на высоту Л, и на затрачиваемую на неупругие деформации сваи работу грунта и другие вредные сопротивления (эту работу можно принять как часть произведенной работы аСЯ, где а<1). Для этих условий уравнение работы запишется
 Глубину погружения сваи sa от одного удара молота или от работы вибропогружателя в течение 1 мин в строительной практике принято называть «отказом».
 Решение уравнения (9.10), полученное Н. М. Герсевановым, с некоторыми коррективами используется на практике для определения частного значения сопротивления сваи Fu по данным ее погружения. При фактических (измеренных) остаточных отказах sa0,002 м
 GH=Fusa + Gh + aGH.
 (9- Ю)
 4Ed т1 -f е* (т2+та) т0«а mt + mj -f- mt
 1 	 (9.11)
 Ж

где t] — коэффициент, принимаемый в зависимости от материала сваи, кН/м2; >4—площадь, ограниченная наружным контуром сплошного или полого поперечного сечения ствола сваи (независимо от наличия или отсутствия у сваи острия), м2; М — коэффициент, принимаемый при забивке свай молотами ударного, действия равным единице, а при вибропогружении свай в зависимости от вида грунта под их нижними концами; Ed — расчетная энергия удара молота или расчетная энергия вибропогружателя, кДж; т{ — масса молота или вибропогружателя, т; т2 — масса сваи и наголовника, т; ms — масса годбабка (при вибропогружении свай т3=0), т; т4 — масса ударной части молота, т; е — коэффициент восстановления удара; при забивке железобетонных свай молотами ударного действия с применением наголовника с деревянным вкладышем в2» =0,2, а при вибропогружателе е2=0.
 Если фактический остаточный отказ sa<0,002 м, то в проекте свайного фундамента следует предусмотреть применение для погружения свай молота с большей энергией удара, при которой остаточный отказ будет sfl0,002 м, а в случае невозможности замены сваебойного оборудования Fu определяется по требованиям СНиП 2.02.03-85.
 Значение коэффициента rj, кН/м2, принимается для железобетонных свай с наголовником — 1500, для деревянных свай без подбабка— 1000 и с подбабком — 800.
 Коэффициент М в зависимости от вида грунта под концом сваи имеет следующие значения:
 Крупнообломочные грунты с песчаным заполнителем .. 	1,3
 Пески средней плотности крупные и средней крупности и супеси твердые 		1,2
 Пески средней плотности мелкие 	1,1
 То же, пылеватые 		1,0
 Супеси пластичные, суглинки и глины твердые 	0,-9
 Суглинки и глины полутвердые 	 0,8
 Суглинки и глины тугопластичные 	0,7
 При плотных песках значения коэффициента М повышаются на 60 %, при наличии материалов статического зондирования — на 100 %.
 Расчетная энергия Ed удара, кДж, зависит от “типа молота:
 Подвесной или одиночного действия 	GH
 Трубчатый дизель-молот 	0,9СЯ
 Штанговый дизель-молот 	0,4 ОЯ
 Дизельный при контрольной добавке одиночными ударами без подачи топлива 	G(H—h)
 Для предварительных расчетов допускается принимать: для штанговых молотов Л = 0,6 м, для трубчатых А=0,4 м.
 207

Эквивалентная расчетная энергия удара вибропогружателя зависит от возмущающей силы:
 Возмущающая
 сила, кН 	 100 	200 	300 	400 	500 	600 	700 	800
 Энергия удара,
 кДж 	 . 	45 	90 	130 	175 	220 	265 	310 	350
 Динамические испытания проводятся для свай, забитых в песчаные грунты, не менее чем через 3 сут, а в глинистые — не менее чем через б сут с момента окончания их забивки (ГОСТ 5686—78*). Несущая способность Fd, кН, сваи по результатам динамических испытаний свай определяется по формуле (9.8).
 Несущую способность сваи в полевых условиях можно определить с помощью инвентарной сваи-штампа, позволяющей раздельно определять сопротивления под острием и по боковой поверхности, а также статическим и динамическим зондированием специальными зондами.
 § 43. РАСЧЕТНЫЙ ОТКАЗ И ВЫБОР ОБОРУДОВАНИЯ ДЛЯ ПОГРУЖЕНИЯ СВАЙ
 В проекте свайных фундаментов кроме типа оборудования для погружения свай указывают величину расчетного отказа сваи. Расчетный отказ сваи вычисляют по формуле
 = 	ПЛЕд 	ml + е2 (т2 + т3)
 а=“ 4gN (ygNIM + r\A)IM т! + т2 + т3
 Эта формула получена в результате решения выражения (9.11) относительно отказа sa.
 Отказы замеряют отказомером в период погружения сваи. В конце погружения, когда отказ сваи близок к расчетному, его замеряют после каждого удара молота одиночного действия или как среднюю величину от десяти ударов (одного залога) дизель-молота, а при вибропогружении— через каждую 1 мин работы вибропогружателя.
 Формулами (9.11) и (9.12) можно пользоваться при правильно подобранном оборудовании для погружения сваи. Тип молота выбирается исходя из несущей способности и массы сваи. Минимальная его энергия Еа, кДж, определяется по формуле
 Ed=l,75aN, 	(9.13)
 208

где а — коэффициент, равный 25 Дж/кН; N — расчетная нагрузка, допускаемая на сваю и принятая в проекте, кН.
 Молот с расчетной энергией Еа должен удовлетворять условию
 (m1 + m2 + ms)/£d<*ro. 	(9.14)
 Коэффициент km для железобетонных свай при трубчатом дизель-молоте и молоте двойного действия не должен превышать 6, при молоте одиночного действия и штанговом дизель-молоте — 5, при подвесном молоте—3.
 Тип вибропогружателя подбирается в зависимости от грунтовых условий и глубины погружения по отношению Ko/igQs), где Ко — момент эксцентриков, кН-см; QB — суммарная масса сваи, наголовника и вибропогружателя, т. При вибропогружателях со скоростью вращения эксцентриков 300—500 мин-1 это отношение должно быть не менее величины, приведенной в СНиП.
 Основные технические показатели некоторых типов сваебойных молотов приведены в табл. 9.5.
 Следует отметить, что применение паровоздушных молотов целесообразно в тех случаях, когда строительная площадка обеспечена паром или сжатым воздухом.
 Величина погружения забивной сваи после «отдыха» может уменьшиться, остаться без изменения или даже увеличиться. Уменьшение отказа наблюдается в водонасыщенных глинистых грунтах и заиленных песках. Грунт, выдавливаемый сваей при забивке, перемещается и уплотняет окружающие грунты. Вода, заключенная в порах, не успевает за время забивки просочиться в грунт из-за малой его водопроницаемости. Глинистые грунты малоподвижны, прилегают к свае неплотно, и вода перемещается по стволу вверх. На боковой поверхности сваи образуется своеобразная смазка, которая снижает трение грунта по этой поверхности. Для рассасывания воды в грунте требуется некоторое время, и тем большее, чем мельче частицы грунта. В результате постепенного рассасывания воды грунты плотно облегают ствол сваи (засасывают сваю), увеличивается сопротивление трению и свая приобретает большую несущую способность.
 Увеличение отказа сваи после «отдыха» наблюдается в водонасыщенных пылеватых песках. Эти грунты, ббладая большой подвижностью, во время погружения плотно облегают сваю. Вода, выжимаемая из грунта, не
 14—585
 209

может перемещаться вверх и отжимается вниз, скапливаясь под нижним концом сваи, в “результате чего увеличивается сопротивление грунта под острием. Через некоторое время вода рассасывается и происходит ре* лаксация напряжений из-за разуплотнения грунтов, примыкающих к свае, и уплотнение более отдаленных грунтов. В итоге несущая способность сваи уменьшается, а отказ увеличивается. Это явление называют «ложным отказом». Поэтому после «отдыха» производят контрольную добивку свай в песчаных грунтах* через 3 сут и в глинистых через б сут после окончания забивки.
 Таблица 9.5. Основные технические показатели сваебойных молотов
 Молот
 Масса, т
 «о
 >.8?
 S
 5; К
 5 *В
 t ® в
 8-Ёх
 га R О
 Н X с о я У ч < 35 5. о CQ =Г X
 к «а «о р.
 Паровоздушные молоты
 Одиночного
 СССМ-07
 2,29
 1,25
 1,5
 18,75
 действия
 СССМ-570
 2,7
 1,8
 1,5
 27
 СССМ-582
 4,3
 3
 1,3
 39
 С-276
 4,15
 3
 1,3
 39
 СССМ-680
 8,65
 6
 1,37
 82
 Двойного
 СССМ-501
 2,26
 0,36
 2,41
 5,7
 СССМ-502
 1,32
 0,18
 2,22
 3,4
 СССМ-708
 2,96
 0,68
 4,06*
 Н,2
 С-231
 4,65
 1,13
 5,08
 18
 Дизель-молоты
 Трубчатый
 С-994
 1,5
 0,6
 3
 16
 С-995
 2,6
 1,25
 3
 33
 С-996
 3,65
 1,8
 3
 48
 С-1047
 5,5
 2,5
 3
 67
 С-1048
 7,65
 3,5
 3
 94
 ОП-54
 10
 5
 3
 135
 Штанговый
 С-254
 1,4
 0,6
 1,77
 3
 С-222
 2,2
 1,2
 1,79
 5,25
 С-268
 3,1
 1,8
 2,1
 16
 С-330
 4,2
 2,5
 2,3
 20
 210

Глава 10. ПРОЕКТИРОВАНИЕ СВАЙНЫХ ФУНДАМЕНТОВ
 44. РАСЧЕТНАЯ СХЕМА СВАЙНЫХ ФУНДАМЕНТОВ
 Проектирование свайного фундамента ведется по двум группам предельных состояний и включает расчеты самого фундамента, ростверка и свай по прочности, устойчивости и деформациям, а бетонных и железобетонных свай и ростверка — дополнительно на трещиностойкость.
 При проектировании свайных фундаментов следует различать фундаменты со сваями-стойками и фундаменты с висячими сваями.
 В фундаментах со сваями-стойками каждая свая работает самостоятельно, хотя на перераспределение между ними нагрузки могут оказывать влияние конструкция и жесткость ростверка. Полная несущая способность фундамента определяется суммой несущих способностей входящих в него свай по материалу или по грунту. Эти два расчета удовлетворяют требованиям I группы предельных состояний. Расчет таких фундаментов по деформациям основания при вертикальных нагрузках не требуетсяг поскольку они погружаются до практически несжимаемых грунтов. Число свай определяют исходя из расчетных нагрузок на фундамент и корректируют при размещении их в плане.
 Свайный фундамент с висячими сваями условно принимают за массивный жесткий фундамент глубокого заложения, контур которого ограничен размерами ростверка, свай и некоторым объемом окружающего грунта. В расчетной схеме принимается, что нагрузка на грунт передается по подошве и по боковой поверхности массива и воспринимается грунтами, находящимися ниже плоскости острия свай. Грунты, залегающие ниже свай, принимаются за основание условного фундамента, от них зависят прочность и осадка этого фундамента. Давление по подошве условного фундамента принимают равномерно распределенным, а площадь определяют в предположении передачи сил трения под углом к боковой поверхности крайних свай. Наклонную прямую проводят от подошвы ростверка (рис. 10.1, а) или от поверхности первого слоя грунта, -силы трения которого учитывают в расчете (рис. 10.1,6).
 14*
 211

Рис. 10.1. Схема к определению размеров условного фундамента
 а — при отсутствии слабых слоев; б — при наличии слабого слоя /, подстилаемого прочным слоем 2\ в — при наличии наклонных свай в фундаменте
 Условная ширина фундамента с наклонными сваями ограничивается нижними концами наклонных свай (рис. 10.1, в).
 Основание условного свайного фундамента должно удовлетворять требованиям II группы предельных состояний. Среднее давление по подошве р не должно превышать расчетного сопротивления грунта, вычисленного по формуле (5.3), а осадки — допустимых значений.
 Среднее давление по подошве условного фундамента от центрально приложенной нагрузки определяют от действия расчетных нагрузок применительно ко второй группе предельных состояний с коэффициентом надежности Yf = 1 по формуле
 Р = (oil “Ь рН “Ь cbII “Ь грйУусл Я* (Ю* О
 где Non — расчетная нагрузка на уровне спланированной отметки земли; С?Ри — вес ростверка и подземных конструкций; бсви — вес всех свай; С/Гри — вес грунта в объеме абвг (см. рис. 10.1, а) ; усл площадь условного фундамента.
 Забивные и вибропогружаемые сваи уплотняют грунт, но можно считать, что они не меняют его общий вес. Поэтому объем и вес грунта в межсвайном пространстве можно принимать как в естественном состоянии без вычета объема свай. Когда сваи погружают с выемкой грунта из внутренней полости или в лидерные скважины, их объем следует вычитать из объема межсвайного пространства, а вес грунтов принимать равным их весу в природном состоянии.
 При внецентренно приложенной нагрузке давление по краям условной подошвы фундамента определяют по формуле (5.7).
 212

а)
 ц
 ф



 Е—ЕЕ- •-ф'|
 I. • 1 i ■ | •_!
 f
 &
 ф-й-
 fcf. , -ШЗф
 6)
 (3r6)d
 к- 	* 	* 	—* 		*
 да
 т-ш
 1
 V
 Рис. 10.2. Расположение свай в плане под стенами
 а — линейное в один ряд; б — линейное в два ряда; в — шахматное; Ьр — ширина ростверка, назначаемая конструктивно или по расчету
 45. ОПРЕДЕЛЕНИЕ РАЗМЕРОВ РОСТВЕРКА
 Размеры и форма ростверка зависят от особенностей наземной конструкции, условий нагружения, числа и размещения свай.
 Свайные фундаменты могут быть в виде: одиночных свай-оболочек и опор под отдельные конструкции;
 лент под стены зданий и сооружений со сваями, расположенными в один, два и более рядов в линейном и шахматном порядке (рис. 10.2); в таких конструкциях сваи должны обязательно погружаться под углами стен, их пересечениями и примыканиями; в панельных зда-
 213

ниях без ростверка под каждую панель устанавливают не менее двух Свай;
 кустов под колонны, столбы и отдельные конструкции с ростверками квадратной, прямоугольной, трапециевидной и других форм (рйс. 10.3,а); под небольшие опоры с вертикальной нагрузкой допускаются кусты из двух свай;
 свайного поля со сваями по всей площади тяжелых сооружений небольших габаритов в плане (рис. 10.3,6).
 Соединение свай с ростверком может быть свободным и жестким.
 При свободном соединении головы свай входят в ростверк на высоту 5—10 см (рис. 10.4, а). Такое соединение осуществляется Для центрально нагруженных свай.
 При жестком соединении верхняя часть головы сваи разбивается и обнаженная арматура замоноличивается в бетонный или железобетонный ростверк (рис. 10.4,6). Неразбитая часть сваи заделывается в ростверк на глубину 5—10 см. Жесткую заделку можно осуществить и за счет замоноличивания на необходимую глубину головы целой сваи. Величина заделки арматуры или головы сваи назначается расчетом.
 Жесткое соединение свай с ростверком рекомендуется в следующих случаях: ростверк располагается на слабых грунтах} сжимаемая нагрузка приложена на свайный фундамент с эксцентриситетом; на сваи действуют горизонтальные нагрузки; в фундаменте имеются наклонные или составные сваи; сваи работают на выдергивающую нагрузку.
 214

Рис. 10.4. Заделка свай в ростверк
 а — минимальная для случая центрально приложенной сжимающей нагрузки; б — для сваи, воспринимающей дополнительные горизонтальные или растягивающие усилия; 1 — железобетонные сваи; 2 — бетонные подготовки; 3 — бетонные или железобетонные ростверки; 4 — продольная арматура сваи
 Расстояние между осями висячих свай должно быть не менее 3Ь (гДе b — диаметр круглой или размер стороны квадратной сваи). Расстояние в свету между стволами свай-оболочек должно быть не менее 1 м, между уширениями на концах буронабивных свай и свай-оболочек в сухих глинистых грунтах — не менее 0,5 м, а во всех остальных грунтах — не менее 1м. Минимальное расстояние между осями свай-стоек должно быть 1,5 Ь.
 Расстояние от края ростверка до внешней стороны вертикально нагруженной сваи при свободной заделке ее в ростверк принимается: при однорядном их размещении 0,2& + 5 см, при двух- и трехрядном 0,3&+5 см и большем числе рядов 0,4&+5 см (здесь b — в см). При жестком соединении свай с ростверком эти расстояния уточняются расчетами на заделку свай в ростверк.
 В центрально нагруженных фундаментах сваи размещаются в плане равномерно. Ростверк под внецентренные нагрузки следует проектировать так, чтобы равнодействующая от постоянных нагрузок проходила, по возможности, ближе к центру тяжести условной подошвы свайного фундамента.
 При небольших эксцентриситетах с краевыми напряжениями на ростверке ama*l,4(Wi для упрощения производства работ сваи можно размещать равномерно. При больших эксцентриситетах у нагруженного края устанавливают большее число свай. Для того чтобы все сваи были нагружены одинаково, их следует размещать по эпюре давлений в сечении, проходящем по подошве ростверка. Эпюру делят на равные площади* и в центре тяжести каждого участка располагают оси
 215

свай. Если временные нагрузки приложены внецентрен* но с двух сторон, то строят две эпюры для двух схем нагружения и сваи размещают по суммарной эпюре, деля ее на равные части. 	i
 Нагрузку N, приходящуюся на каждую сваю во внецентренно нагруженном фундаменте, можно найти из выражения
 N = Ki + Goi) /« ± Мх уЯу! ± МУ Х&ХЬ (10-2)
 где Мх, Му — расчетные моменты относительно главных центральных осей подошвы ростверка; Xu yi — расстояния, м, от главных осей до оси каждой сваи; х% у — расстояния, м, от главных осей до оси сваи, для которой определяется нагрузка; п — число свай в фундаменте.
 При кратковременных нагрузках допускается перегрузка крайних свай до 20 %. Разница между максимально и минимально нагруженными сваями не должна превышать отношения 3:1.
 Сваи, в которых от действия знакопеременных сил возникают растягивающие усилия, проверяются на выдергивание из грунта.
 Ростверки выполняют из монолитного или сборного железобетона. Когда отношение длины ростверка к его высоте составляет не более 4:1, ростверк относят к жестким. Высоту ростверка назначают согласно расчету или по конструктивным соображениям. По конструктивным условиям высота ростверка должна быть равна Ао+0,25 м, но не менее 0,3 м (h0 — величина заделки сваи, м).
 Ленточные ростверки под стены и другие аналогичные конструкции рассчитываются по методу Б. Н. Жемочкина как неразрезные многопролетные обвязочные балки, опирающиеся на сваи. В поперечном направлении ростверк можно не рассчитывать, если внешние грани крайних свай не выходят за пределы контура стены или иной конструкции. При тех же условиях можно не выполнять поверочные расчеты ростверков под отдельные опоры и колонны (см. рис. 10.4). В остальных случаях высота ростверка проверяется на продавЛивание, изгиб и восприятие главных растягивающих усилий в консолях по расчету, аналогичному расчету железобетонных фундаментов.
 После определения окончательной высоты ростверка корректируется длина свай. В пучинистых грунтах меж¬
 216

ду подошвой ростверка и поверхностью грунта предусматривается зазор не менее 0,2 м.
 В промышленных зданиях и сооружениях вместо неглубоких фундаментов применяют короткие забивные сваи длиной 4—5 м. Они забиваются в достаточно прочные грунты, которые залегают не только под нижннми концами свай, но и под подошвой ростверка, передавая через него часть нагрузки. В этих условиях можно учесть совместную работу ростверка и свай.
 § 46. ПОСЛЕДОВАТЕЛЬНОСТЬ ПРОЕКТИРОВАНИЯ СВАЙНЫХ ФУНДАМЕНТОВ
 Проектирование свайных фундаментов включает ряд поверочных расчетов и операций, которые проводятся в указанной ниже последовательности.
 1. 	Определяют величины и невыгодные сочетания нагрузок, действующих на фундамент на уровне поверх* ности отметки земли или верхней поверхности ростверка.
 2. 	Назначают верхние и нижние отметки ростверка с учетом конструктивных особенностей здания и сооружения по аналогии с выбором этих отметок для фундаментов неглубокого заложения.
 3‘. Выбирают тип, способ погружения и предварительные размеры свай, сообразуясь с грунтовыми условиями, действующими нагрузками, конструктивными особенностями проектируемого здания или сооружения, наличием необходимого оборудования для погружения свай и возможностью применения его на строительной площадке (можно воспользоваться табл. 9.4). Предварительная расчетная длина свай (без учета заострения и заделки в ростверк) назначается из условия погружения их на глубину не менее 0,5 м в крупнообломочные грунты, гравелистые, крупные и средней крупности песчаные грунты и глинистые грунты с показателем текучести /l 0,1 и не менее 1 м в остальные грунты. Окончательная длина сваи уточняется расчетами несущей способности по грунту, а длинных забивных свай, свай-оболочек и свай, формируемых в грунте, — и по материалу. Для одного здания или сооружения желательно назначать сваи одного размера или, во избежание ошибок, заметно отличающиеся друг от друга по размеру.
 217

4. 	Определяют число центрально нагруженных свай;
 n=(Ni + Gl)ykIFd. 	(Ю.З)
 5. 	Уточняют размеры ростверка в плане из условия размещения полученного числа свай. При необходимости высоту ростверка проверяют расчетом.
 6. 	Уточняют нагрузку, действующую на одну сваю, с учетом размеров и веса ростверка.
 7. 	По формуле (10.1) проверяют давление по подошве условного свайного фундамента и сопоставляют его с расчетным сопротивлением, определенным по формуле (5.3).
 8. 	Определяют осадку условного свайного фундамента.
 9. 	По результатам поверочных расчетов уточняют конструкцию, окончательные размеры фундамента и его отдельных частей.
 10. 	Подбирают оборудование для устройства или погружения свай. Для забивных свай определяют расчетный отказ.
 Пример 10.1. Спроектировать свайцый фундамент под внутреннюю колонну промышленного здания на центральную нагрузку, равную 1,2 МН. Геологический разрез строительной площадки показан на рис. 10.5, данные о грунтах приведены в табл. 3.4 (площадка № 2), оценка грунтов дана в примере 3.2. Отметка пола в здании 98,80 совпадает с отметкой устья скважины № 3. Колонна расположена около этой скважины.
 Решение. На площадке № 2 под растительным слоем залегают суглинки и глины в текучем состоянии, которые нельзя использо* вать в качестве основания фундамента мелкого заложения, а при устройстве глубоких фундаментов не представляется возможным учесть сопротивление по боковой поверхности. Основанием может служить третий слой —песок мелкий, средней плотности, водонасыщенный.
 В данных геологических условиях проектируем свайный фундамент с железобетонными сваями. Деревянные сваи в этом случае неприменимы, так как верхняя часть свай будет находиться выше уровня подземных вод в переменном влажностном режиме. Подошву ростверка по конструктивным условиям заглубляем на 1,5 м от уровня пола до отметки 97,30 м. По предварительным расчетам, свая должна быть заглублена в мелкий песок примерно на 4 м Выбираем стандартную железобетонную сваю С9-30 (ГОСТ 19804.1—79*) (см. табл. 8.1), ее сечение 0,3X0,3 м, длина 9 м, длина острия 0,25 м. Свая работает на центральное сжатие. Заделку сваи в ростверк назначаем 5 см. Острие сваи будет находиться на глубине 10,7 м от поверхности земли. Расчетная схема свайного фундамента приведена на рис. 10.5.
 Несущая способность висячих свай по материалу в большинстве случаев больше, чем по грунту, поэтому определяем несущую способность принятой сваи только по грунту по формуле (9.6). Коэф-
 218

Рис 10.5. Расчетная схема и расположение свай в плане

фициент условий работы Yc= 1, коэффициент условий работы на сопротивление под концом и по боковой поверхности для сплошных забирных свай Yc.h=Yc./=1-
 Расчетное сопротивление для мелких песков под концом забивных свай на глубине 10,7 м находим интерполяцией по табл. 9.1: R—2460 кПа. Расчетное значение сопротивлений грунта по боковой поверхности сваи определяем по табл. 9.2: трение первых двух слоев глинистых грунтов не учитываем; пласт мелкого песка делим на три слоя — первый толщиной /ц = 2 м, середина его находится на глубине zi=7 м от поверхности земли, для него из таблицы находим fi=43 кПа; второй толщиной Л2=2 м, для него на глубине z2=9 м находим интерполяцией £г=45 кПа; для третьего толщиной Л3=0,45 м на глубине гг—10,22 м находим f3=46,2 кПа.
 Несущая способность сваи по грунту составит:
 Fd= 1 [Ь2460-0,09+ 1,2-1 (43-2 + 45.2 + 46,2.0,45)] = 458 кН.
 Расчетную нагрузку на сваю находим по формуле (9.3) при коэффициенте надежности y*=1,4:
 Fd/Vfc = 458/1,4 « 330 кН.
 Фундамент проектируем из четырех свай, размещая их по углам квадратного ростверка; расстояние между осями свай назначаем равным трем их ширинам: 3*0,3=0,9 м, а между краями ростверка и сваями —0,05 м. Тогда размеры ростверка в плане будут 1,3X1,3 м (см. рис. 10.5).
 Определяем нагрузку, приходящуюся на одну сваю.
 Нагрузку от ростверка принимаем, как и в фундаментах неглубокого заложения (см. гл. 5), при Ycp=y/P—20 кН/м3:
 G= 1,3-1,3-1,5-20 = 51 кН.
 Полная нагрузка на сваю от сооружения и ростверка с коэффициентом надежности по нагрузке Y/— Ы в соответствии с формулой (10.2) будет:
 N = (1,1* 1200 + 1,1*51/4) = 345 кН > 330 кН.
 Превышение фактической нагрузки на сваю над расчетной составляет не более 5 %, что допустимо.
 Проверяем давление на грунт под подошвой условного фундамента. Площадь подошвы на глубине 10,7 м определяем в предположении, что силы трения грунта по боковой поверхности условного фундамента воспринимаются только мелкими песками с глубины
 4,7 	м, угол внутреннего трения которых <рц = 24°, значение а — =24°/4=6° и tg6°=0,105. Тогда условная ширина фундамента
 усл = 0,9 + 0,3 + 2*4,7*0,105 = 2,2 м.
 Расчетное сопротивление грунта под условным фундаментом определим по формуле (5 3). В здании нет подвала, поэтому йь—0. Для песков мелких водонасыщенных по табл. 5.3 находим коэффициент Yci=l,3, а коэффициент условий совместной работы грунта со зданием, у которого отношение L/tf>4, Yc2 = l,l. Принимаем £=1, так как характеристики грунтов получены по данным испытаний.
 Находим осредненное значение удельного веса грунтов, прорезаемых сваей (ниже уровня подземных вод во взвешенном состоянии):
 220

Y„ =
 0,2-17,5+1,8-16,1+1(25,7—10)/(1+1,26)-f-3(26,9—10)/(1+1,5)
 	_ +
 + 4,7(26,1 -.10)7(1 + 0,74) = ш
 10,7
 По табл. 5.4 для угла фп = 24° находим коэффициенты Afv=0,72;
 Мд= 3,87; Afc=6,45.
 Расчетное сопротивление грунта:
 1,3-1,1 / 	26,1 — 10
 R = 	0,72-1 -2,2 ■ 	+3,87-10,7-10 +
 1 	V 	1+0,74
 + 6,45-2) =632 кПа.
 Нагрузка на подошву условного фундамента: 	от 	ростверка
 51 кН; от евай 4 (2,2 *9+0,05) =81 кН; от грунта в пределах условного фундамента (в объеме а, аь г и *ь б и б, в, г) (10,7 • 2,2 • 2,2— —1,3-1,3-1,5) 10=492 кН.
 Среднее давление на подошву условного фундамента
 1200 + 51 +81 +492 ОЛ „ 	„
 р 		« 380 кПа < 632 кПа.
 2,2-2,2
 § 47. ПРОЕКТИРОВАНИЕ СВАЙНЫХ ФУНДАМЕНТОВ ПРИ ВЕРТИКАЛЬНЫХ И ГОРИЗОНТАЛЬНЫХ НАГРУЗКАХ
 Свайные фундаменты, несущие вертикальные N и горизонтальные нагрузки Т9 проектируются в зависимости от соотношения этих нагрузок.
 Если горизонтальная сила составляет (0,05+0,1)W вертикальной, на одну сваю приходится ГсР5кН и угол наклона равнодействующей а3ч-6°, то эту силу не учитывают. Фундамент проектируется с учетом действия только одних вертикальных сил. В этом случае полагают, что горизонтальная сила воспринимается ростверком. Расчет фундамента не отличается от расчета обычного свайного фундамента. Если горизонтальная сила составляет 0,lAT<70,2iV, на одну сваю приходится 5<7,СР 10 кН и угол наклона равнодействующей 6<а11(\ то при постоянной горизонтальной силе все сваи погружаются наклонно (рис. 10.6,а). Рекомендуется, чтобы наклон свай совпадал с направлением равнодействующей силы. Отметим, что предельный наклон свай зависит от возможностей средств погружения. Несущая способность наклонной сваи определяется так же, как и вертикальной
 221

Рис. 10.6. Погружение сваи при наличии горизонтальных сил
 а — при наклонной нагрузке постоянной; б — то же, переменной
 Рис. 10.7. Схемы к определению усилий в козловых сваях
 а — при одной наклонной свае; б — при двух наклонных сваях
 сваи, но при выборе молота необходимую энергию удара вычисляют по формуле (9.13) и полученную величину умножают на повышающий коэффициент k{.
 Наклон 	свай. 	5:1 	4:1 	3:1 	2:1 	1:1
 kx 	1,1 	1,15 	1,25 	1,4 	1,7
 Когда горизонтальная сила Т является переменной нагрузкой, для уменьшения изгиба наклонных свай часть их погружают вертикально (рис. 10.6,6).
 Если горизонтальная сила Т>0,2ЛГ, нагрузка, приходящаяся на одну сваю, ТсР> 10 кН, угол наклона равнодействующей а>11°, то свайный фундамент проектируется из вертикальных и наклонных (козловых) свай. Определяют несущую способность и необходимое число вертикальных свай от действия только вертикальной составляющей нагрузки и момента М. Момент определяется как от вертикальной, так и от горизонтальной составляющей, нагрузки. Выбирают размеры* угбл наклона и определяют несущую способность наклонной сваи на сжатие. Наклон сваи выбирают произвольно. С увели¬
 222

чением наклона несущая способность козловых свай увеличивается. Горизонтальную нагрузку Тк, которая передается на одну козловую сваю, находят из треугольника сил (рис. 10.7, а). Определяют необходимое число козловых свай п = Т/Тк и размещают вертикальные и наклонные сваи в ростверке. Дополнительными сваями кбзел служат основные вертикальные сваи, усилие в которых составляет: Р=Р0±Рк (где Pq— сжимающее усилие в свае от действия только вертикальных нагрузок; Рк — сжимающее или растягивающее усилие в свае от козловой системы).
 Если величина Р получится отрицательной, то свая работает на растяжение и ее следует пригрузить дополнительной вертикальной нагрузкой или рассчитать на выдергивание.
 В некоторых случаях, например при знакопеременной горизонтальной нагрузке, обе сваи погружают наклонно. Одна из них будет работать на растяжение, другая — на сжатие. Усилие в этих сваях определяют из построения, приведенного на рис. 10.7, б, или вычисляют аналитически.
 § 48. УСЛОВИЯ ПРИМЕНЕНИЯ СВАЯ И СВАЙНЫХ ФУНДАМЕНТОВ
 В промышленном и гражданском строительстве применение свай, свайных фундаментов, оболочек, буровых опор целесообразно в следующих случаях.
 1. 	На строительных площадках с грунтами (которые можно использовать в качестве оснований), залегающими на глубине 4—5 м и более; на площадках с высоким уровнем подземных вод и в других случаях, когда возводить фундаменты в открытых котлованах нерационально из-за большого объема земляных работ, больших дополнительных затрат на крепление стенок котлована, на временное водопонижение или осуществление других мероприятий, связанных с защитой котлована от подтопления подземными и затопления поверхностными водами и с необходимостью сохранения грунтов основания в естественном состоянии.
 2. 	В зданиях и сооружениях с большими нагрузками на стены, колонны, опоры, для которых требуется применение монолитных фундаментов в виде перекрестных лент, сплошных лент, больших массивов и пр. Экономия в этом случае достигается за счет уменьшения примене-
 223

Рис. 10.8. Условия передачи давления на грунты основания офычных и свайных фундаментов
 а — под узким фундаментом и ростверком; б — под широким фундаментом и ростверком
 ния монолитного бетона и арматурных работ на строительной площадке.
 3. 	При необходимости уменьшения абсолютных и неравномерных осадок фундаментов и деформаций наземных конструкций крупнопанельных и других зданий. Экономия достигается в результате замены фундаментов больших размеров в плане небольшим количеством свай.
 Замена фундаментов неглубокого заложения короткими забивными сваями, как показала практика, целесообразна прежде всего при погружении большого числа свай, когда доставка, монтаж, демонтаж оборудования для погружения свай и организация работ не вызовут дополнительных расходов. Короткие сваи конкурентоспособны в бесподвальных зданиях при забивке свай с поверхности земли или со дна неглубокого котлована. Экономия достигается за счет уменьшения земляных работ и большей индустриализации свайных работ по сравнению с ручным трудом при монтаже фундаментных блоков. Однако такая замена должна быть технически и экономически обоснована.
 Применяя свайные фундаменты, следует иметь в виду, что условия работы грунтов в зависимости от ширины ростверка и соотношений между их шириной и длиной свай будут разными. Чем шире ростверк, тем при одинаковых длинах свай менее эффективны свайные фундаменты. Например, пласты и объем грунта, которые включаются в работу под широким свайным фундаментом (рис. 10.8), мало отличаются от пластов и объема грунта под неглубоким фундаментом того же сооружения. Под узким
 224

фундаментом общий объем грунтов в обоих случаях отличается мало, но в свайном фундаменте в работу включаются более глубокие пласты (см. рис. 10.8), что позволяет передать нагрузку на глубоко залегающие прочные грунты.
 Глава 11. ПРОЕКТИРОВАНИЕ ОСНОВАНИЙ ПО ДЕФОРМАЦИЯМ
 § 49. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ
 Проектирование оснований (вместе с фундаментом) по предельным деформациям обязательно для всех зданий и сооружений.
 Осадки грунтов оснований под отдельными фундаментами, группой фундаментов, под всем сооружением, как правило, разные и вызывают неравномерные деформации сооружений. Поэтому проектирование сводится к прогнозу и ограничению их совместных вертикальных и горизонтальных перемещений размерами, которые были бы допустимы для всего проектируемого здания или сооружения и для их отдельных элементов. Из-за отсутствия доступных методов совместного расчета оснований—фундаментов—надземных конструкций каждую из них рассматривают и рассчитывают отдельно, соблюдая требования неравенства (2.1): 	т. 	е. 	все 	виды 	деформа¬
 ций надземных частей зданий и сооружений во время строительства и эксплуатации s, возникающие в результате равномерных и неравномерных деформаций грунтов оснований от самых неблагоприятных сочетаний нагрузок, не должны превышать их предельно допустимых значений su• Чем ближе будут совпадать значения левой и правой части неравенства (2.1), тем экономичнее будут спроектированы основание и фундамент.
 Условие (2.1) применимо только для конкретного здания или сооружения, конкретных условий их возведения и эксплуатации применительно к выбранной строительной площадке. При проектировании следует предусмотреть возможные изменения природных условий основания.
 В ряде случаев деформации, происшедшие во время строительства и не влияющие на прочность, на техноло-
 15-586
 225

Таблица 11. К Предельные деформации основания
 Сооружения
 Относительная разность осадок (A slL)u
 Крен
 Средняя ч0
 (в скоСнах максимальная smax и ) осадка, см
 1. Производственные и гражданские одноэтажные и многоэтажные здания с полным каркасом:
 железобетонным
 0,002
 —
 »
 стальным
 0,004
 —
 (12)
 2. Здания и сооружения, в конструкциях которых не возникают усилия от неравномерных осадок
 0,006
 (15)
 3. Многоэтажные бескаркасные здания с несущими стенами:
 из крупных панелей
 0,0016
 0,005
 10
 s крупных блоков ИЛИ кирпичной кладки без армирования
 0,002
 0,005
 Ш
 то же, с армированием, в том числе с устройством железобетонных поясов
 0,0024
 0,005
 15
 4. Сооружения элеваторов из железобетонных конструкций:
 рабочее здание и силосный корпус монолитной конструкции на одной фундаментной плите
 : 0,003
 40
 то же, сборной конструкции и отдельно стоящий силосный корпус монолитной конструкции
 —
 0,003
 0,004
 3ft
 40
 то же, сборкой конструкции и отдельно стоящее рабочее здание
 —
 0,004
 0,004
 30
 25
 226

Продолжение табл. 11.1
 Относительная разность осадок
 Средняя su
 Сооружения
 и
 (в скобках максимальная
 sniax и) осадка, см
 5. 	Дымовые трубы высотой, м:
 //<100 100 <//<200 200 <<300 //>300
 0,005 	40
 1/(2 Н) 	30
 1/(2 Н) 	20
 1/(2 Н) 	10
 Примечания: 	1. 	Предельные значения относительного про¬
 гиба (выгиба) зданий, указанных в поз. 3, принимаются равными 0,5 (As/L)u.
 2. 	Бели основание сложено горизонтальными (с уклоном не более 0,1) выдержанными по толщине слоями грунтов, предельные величины максимальных и средних осадок допускается увеличивать на 20%.
 3. 	Для сооружений, перечисленных в поз. 1—3, с фундаментами в виде сплошных плит предельные значения средних осадок допускается увеличивать «1,5 раз*.
 4. 	На основе обобщения опыта проектирования, строительства и эксплуатации отдельных видов сооружений допускается принимать предельные значения деформации основания, отличающиеся от указанных в таблице.
 гические и архитектурные требования, в расчетах могут не учитываться.
 Для проектирования оснований и фундаментов необходимо выявить наиболее характерные виды деформаций, установить их предельные размеры для зданий, сооружений, отдельных их конструкций.
 Вероятные осадки грунтов определяют используя модели теории линейно деформируемых тел.
 Предельные деформации зданий и сооружений устанавливаются в результате их статического, а при необходимости и динамического расчета в зависимости от их конструктивных решений, особенностей эксплуатации и других условий, влияющих на деформации. Значения предельных деформаций наиболее распространенных зданий н сооружений приведены в табл. 11.1. Иногда эти значения принимают по аналогии с существующими строениями.
 Неравномерные осадки зданий и сооружений опреде¬
 15*
 227

ляют по разности абсолютных осадок соответствующих фундаментов или осадок в различных точках сплошных (плитных и ленточных) фундаментов.
 § 50. ОПРЕДЕЛЕНИЕ КОНЕЧНЫХ ОСАДОК ОСНОВАНИЙ
 До начала расчета следует убедиться в возможности использования теории линейно деформируемых тел и проверить условие pR, определенное по формуле (5.3). Соблюдение этого условия одновременно гарантирует устойчивость основания фундаментов с вертикальными нагрузками.
 Осадки определяют от расчетных нагрузок с коэффициентом надежности по нагрузке "17=1 и характеристиками грунтов, вычисленными с доверительной вероятностью а=0,85.
 Осадки промышленных и гражданских зданий и сооружений в большинстве случаев определяют от дополнительного давления ро, равного среднему давлению по подошве фундамента р за вычетом природного давления на уровне заложения фундамента, так как от природного давления лежащие ниже грунты уплотнённа
 Ро = Р — °ге,Ь’ 	(•*•*)
 Для оснований, рассчитываемых по методу линейно деформируемого слоя конечной толщины, осадка определяется от среднего давления по подошве р без вычета природного давления.
 Вероятные осадки определяют в предположении, что они происходят только от уплотнения минеральных частиц, при этом напряжения в толще грунта, а иногда и осадку находят из решений теории линейно деформируемых тел. Непосредственно формулы теории линейно деформируемых тел используются для вычисления модуля деформации грунта Е по данным испытания грунтов статической нагрузкой [см. формулу (3.8)].
 Для определения осадки конечного слоя грунта, залегающего на водонепроницаемой и несжимаемой поверхности, от сплошной равномерно распределенной нагрузки (рис 11.1) при отсутствии бокового расширения рекомендуется формула
 s = hmvp0i ИЛИ s = ftp, р/£, 	(11-2)
 где А — мощность сжимаемого слоя грунта; mv — коэффициент относительной сжимаемости; Р— безразмерный коэффициент: р=1—•
 —2v2/(l—v) (здесь v — коэффициент Пуассона),
 228

Рис. 11.1. Расчетная схема осадки конечного слоя грунта от сплошной равномерно распределенной нагрузки
 1 	— эпюра давлений; 2 — несжимаемый и водонепроницаемый слой
 •У‘уЛу :&3l
 Из формулы (11.2) следует, что осадка равна площади эпюры сжимающих давлений, умноженной на коэффициент относительной сжимаемости или деленной на модуль общей деформации грунта.
 Определять осадку непосредственно по формуле (11.2) допустимо при залегании скалы на глубине не более половины ширины фундамента (Я0,5&). В этом случае прямоугольная эпюра сжимающих напряжений по глубине огр в расчетной схеме практически совпадает с эпюрой напряжений по центральной оси фундамента.
 В настоящее время для определения конечных (стабилизированных) осадок фундаментов наибольшее распространение получили методы послойного суммирования, эквивалентного слоя и линейно деформированного слоя конечной толщины.
 За счет разных упрощений и допущений осадки одного и того же фундамента, вычисленные разными методами, могут иметь расхождения в 1,5 раза и более. Поэтому прежде чем выбрать расчетную формулу, необходимо ознакомиться с принятыми в ней допущениями и проанализировать, в какой степени она отвечает условиям работы основания и фундамента.
 Метод элементарного суммирования. По этому методу осадка находится только от одних вертикальных напряжений, действующих по оси, проходящей через центр тяжести подошвы фундамента или через другую точку, в которой требуется определить осадку (в этом случае для определения напряжений в толще грунта используют метод угловых точек).
 В этом методе распределение напряжений в толще грунтов под подошвой фундамента определяют по теории линейно деформируемых тел без учета жесткости фундамента. Давление на глубине z находят из условия <тгр = =аро, где а — коэффициент рассеивания напряжений,
 229

который определяется по таблицам (см. приложение I или СНиП 2.02.01-83).
 Эпюра напряжений имеет криволинейное очертание, и площадь ее определяется приближенно. Эпюру разделяют на отдельные слои так, чтобы в каждый слой входил однородный грунт. Распределение напряжений в пределах каждого слоя с глубиной считают изменяющимся по прямой (метод трапеции).
 Осадку каждого слоя грунта определяют в предположении отсутствия бокового расширения грунта по формуле, аналогичной формуле (11.2). Полная осадка s определяется как сумма осадок отдельных слоев в пределах сжимаемой толщи Si=Ozp,h/Ei:
 s=Xsj = 	+ агг°('+1) — , 	(11.3)
 2 	Ei
 где Р — безразмерный коэффициент, принимаемый равным 0,8; Gzpi — среднее значение дополнительных вертикальных напряжений в рассматриваемом i-м слое; Л* — толщина рассматриваемого слоя.
 Сжимаемую толщу ограничивают глубиной, ниже которой сжатием грунта можно пренебречь (рис. 11.2). СНиП 2.02.01-83 рекомендуют принимать ее на глубине, где дополнительное давление составляет 0,2 природного давления. Если нижняя граница сжимаемой толщи заканчивается в грунтах с модулем деформации £5 МПа, то эти грунты нужно включить в сжимаемую толщу, а ее нижнюю границу перенести на глубину, где дополнительное давление составляет 0,1 природного давления. Если в пределах сжимаемой толщи залегает скала, то ее ограничивают поверхностью скалы. В некоторых методах и расчетных схемах нижнюю границу сжимаемой толщи принимают на глубине, где осадка элементарного слоя составляет 1 % полной осадки, или на глубине, где дополнительное давление равно структурной прочности грунта.
 Определять нижнюю границу сжимаемой толщи и делить ее на элементарные слои удобно графо-аналитическим методом. Строится геологический разрез по вертикальной оси, проходящей через точку, для которой определяется осадка; на разрезе в том же масштабе наносится схема фундамента. Затем вычисляют значения координат и строят на графике три эпюры: дополнительного давления, природного и вспомогательного, как это показано на рис. 11.2. Точка пересечения вспомогательной эпюры с эпюрой дополнительного давления принимается за ниж-
 230

СЛОЙ J
 ГЛУБИНА 07 ПОВЕРХНОСТИ ЗЕМЛИ, М
 МОЩНОСТЬ, м
 \
 X
 К
 МОДУЛЬ
 ДЕФОРМАЦИИ.
 МПа
 ГРУНТ
 NL
 /
 02
 0,2
 18
 -
 РАСТИТЕЛЬНЫЙ, СЛОЙ /
 л
 *"4 ТТ
 ж
 2,2
 20
 W
 15
 ПЕСОК СРЕДНЕЙ КРУПНОСТИ
 40К/7М
 Ж
 W
 2,5
 19?
 5
 ПЕСОК
 ПЫЛЕВАТЫЙ
 у / 	16J
 — ё fV
 —f ni J Off
 т
 h-2
 Ш
 5,55
 7,50
 1,85
 Ц95
 19,6
 Щ6
 sis
 i
 СУПЕСЬ
 V
 Aff
 ML wl 1Щ
 iff
 I
 1000
 250
 9J6
 12
 ГЛИНА
 W/гЩ
 .28
 Рис. 11.2. К расчету осадки по методу элементарного суммирования
 1 — эпюра природного давления грунта; 2 — эпюра дополнительного давления; 3 — вспомогательная эпюра
 нюю границу сжимаемой толщи. Напряжения в элементарных слоях и нижнюю границу сжимаемой толщи можно определять аналитически.
 По нормам толщина элементарных слоев не должна превышать 0,4 ширины или диаметра подошвы фундамента. Высоту слоя на некоторой глубине можно увеличить, сообразуясь с очертанием эпюры дополнительного давления. При слоистом основании каждый элементарный слой должен включать однородный грунт.
 Методом элементарного суммирования обычно определяют осадку центральной точки подошвы фундамента, которую принимают за его среднюю осадку, Этим же методом можно определить осадку любой точки в пределах и вне пределов фундамента. Для этого нужно методом угловых точек по формуле (1.3) или (1.4) определить напряжения на вертикали, проходящей через эту точку. Методом элементарного суммирования определяют осадки фундаментов с небольшими,размерами подошв, возвсь* димых на однородных и слоистых основаниях при глубоком залегании скалы.
 т

Пример 11.1. Определить методом элементарного суммирования осадку ленточного сборного фундамента под наружную стену здания, рассмотренного в примере 5.2. Ширина фундамента 1,4 м, глу« бина заложения 1,6 м (см. рис. 11.2), среднее давление под подошвой р=220 кПа. Данные о строительной площадке приведены в примере 3.1 и на рис. 3.7.
 Решение. Дополнительное давление на грунт было определено при проверке прочности подстилающего слоя (см. пример 5.2): р0=3 =220—30=190 кПа.
 Вычисляем ординаты эпюры природного давления по формулам
 (1.7) 	и (1.9) и вспомогательной эпюры 0,2<j*z: на поверхности земли <jzgo=0; 0,2a**o=0;
 на контакте I и II слоев (глубина 0,2 м) or**i = 0,2* 18«4 кПа; 0,2ог* 1=0,8 кПа;
 на контакте II и III слоев (глубина 2,2 м) ог**2я4+2*19,1» «42 кПа; 0,2<jz*2 = 8 кПа;
 на контакте III и IV слоев (глубина 4,7 м) аг*з=42+2,5* 19,2» «90 кПа; 0,2<jz*3=18 кПа;
 в IV слое на уровне подземных вод (глубина 6,55 м) <7**4 =90+ + 1,85*19,6=«130 кПа; 0,2<jz*4 = 26 кПа;
 на контакте IV и V слоев (глубина 7,5 м) 5= 130+ + [(27,2—10)/(1+0,63)]0,95«140* кПа; 0,2а2*5=28 кПа (ниже уровня подземных вод удельный вес грунта принимаем во взвешенном состоянии);
 в VI слое (глубина Юм) а7= 140+[(27,1—10)/(1+0,78)]2,5» «160 кПа; 0,2сь*б=32 кПа.
 Полученные значения ординат эпюры природного давления
 Таблица 11.2. Значения ординат эпюры дополнительных давлений
 ь
 е Ъ
 а
 а2р, кПа
 Слой основания
 0
 0
 1
 190
 0,4
 0,28
 0,98
 186
 II
 0,8
 0,56
 0,88
 167
 0,86
 0,6
 0,86
 163
 1,2
 0,84
 0,76
 144
 1,6
 1,12
 0,64
 121
 2
 1,4
 0,55
 104
 III
 2,8
 1,96
 0,42
 80
 4
 2,8
 0,31
 59
 4,36
 3,1
 0,28
 53
 6
 4,2
 0,21
 40
 IV
 8
 5,6
 0,16
 30
 8,4
 5,9
 0,15
 28
 8,9
 6,25
 0,14
 27
 \г
 10
 7
 0,12
 23
 V
 232

и вспомогательной эпюры наносим на геологический разрез (см. рис. 11.2). Ординаты эпюры дополнительного давления определяем по формуле (К2); значение а находим по табл. 1 приложения I. Вычисление ведем в табличной форме (табл. 11.2).
 Давления на границах пластов основания вычисляются интерполяцией.
 Полученные значения ординат эпюры наносим на геологический разрез. В точке пересечения эпюры дополнительных давлений со вспомогательной эпюрой находим нижнюю границу сжимаемой толщи: с=6,25 м. Сжимаемую толщу по высоте разбиваем на слои таким образом, чтобы в пределах каждого слоя был грунт одинаковой сжимаемости. Осадку каждого такого слоя определяем по формуле (11.3): осадка II слоя
 -(
 190 + 186
 0,28-
 186+ 167
 0,28 +
 167 + 163
 •,4)
 0,8
 15 000
 = 0,006 м;
 осадка III слоя (163 + 144
 ■=(!
 0,24-
 144+121
 0,28-
 +
 осадка IV слоя 53 + 40
 104 + 80 2
 59 + 53
 0,56-
 80 + 59
 121 + 104
 0,84 +•
 0,28 +
 <•-(-
 1.14
 0*30)- = °'037 м: 40 + 30 	30 	+ 	28
 1,4-
 >,эо)
 X
 0,8
 осадка V слоя
 s6 =
 10 000 28 + 27
 = 0,009 м;
 0,35
 0,8
 = 0,001 м;
 2 12000 полная осадка фундамента
 2s = 0,006+ 0,037+ 0,009+ 0,001 «0,05 м«5 см, что допустимо (см. табл. 11.1).
 Осадку прерывистого фундамента, учитывая распределительную способность грунта, следует определять как осадку условного сплошного ленточного, ширина которого р-авна ширине укладываемой плиты (без вычета площади пустот) при соответствующем давлении на основание (см. гл. 4).
 Пример 11.2. Определить осадку свайного фундамента под ко-
 233

Таблица 11.3. Данные вычислений
 уел
 кПа
 QZg% кПа
 0,2 ozg, кПа
 0
 0,4
 0,8
 1,2
 1,6
 2
 2.4 2,8 3,2 3,6 4
 4,1
 4.4
 О
 0,44
 0,88
 1,32
 1,76
 2,2
 2,64
 3,08
 3,52
 3,96
 4,4
 4,51*
 4,84
 1
 0,96
 0,8
 0,61
 0,45
 0,34
 0,26
 0,2
 0,16
 0,13
 0,11
 0,1
 0,09
 280
 269
 224
 170
 140
 94
 72
 56
 45
 36
 30
 29
 25,5
 100
 122
 144
 145 148,4
 20
 24
 28,8
 29
 29,7
 Нижняя граница сжимаемой толщи Яс.
 лонну промышленного здания, рассмотренного в примере 10.1. Размер подошвы условного фундамента 2,2X2,2 м, глубина заложения от поверхности земли 10,7 м. Удельный вес грунтов, залегающих выше условной подошвы, Yii=10 кН/м3. Полное давление под подошвой 380 кПа.
 Решение. Осадку определяем методом элементарного суммирования. Дополнительное давление на уровне подошвы фундамента p0=38Q—10* 10,7=280 кПа.
 Все необходимые для построения эпюр природного агв и дополнительного Ozp давлений, а также для определения нижней границы сжимаемой толщи вычисления сводим в табл. 11.3.
 По табл. 11.3 находим мощность сжимаемой толщи на глубине 4,51 м ниже подошвы фундамента.
 Осадку определяем по формуле (11.3) при модуле деформации грунта £=10 000 кПа (см. табл. 3 4):
 Г/280 + 269 	269 	+ 224 	224 + 170
 S=|A 2 	+ 	2 	+ 2 	+
 , 170 + НО 140 + 94 , 94 + 72 , 72 + 56 , 56 + 45
 +
 +
 +
 45 + 36 	36 	+ 	30
 +
 X
 44-
 2
 30 + 29
 +
 +
 X
 0,8 10 000 *
 Метод эквивалентного слоя (предложен Н. А. Цытовичем). Под эквивалентным слоем' Лэ подразумевается
 234

Рис. 11.3. Схема приведения пространственной задачи к одномерной в методе эквивалентного слоя
 ограниченный по мощности слой грунта, который при сплошной равномерно распределенной нагрузке дает осадку s2i равновеликую осадке фундамента ограниченных размеров в плане S\ при той же нагрузке и в тех же грунтовых условиях, т. е. =52 (рис. 11.3).
 В этом методе пространственная задача расчета осадок сводится к одномерной, что позволяет кроме конечных осадок определять затухание осадки во времени.
 Осадка определяется с учетом жесткости и формы подошвы фундамента и трех составляющих нормальных напряжений (а*; ау; ог) в предположении, что основание является линейно деформируемым телом. Максимальная осадка гибкого, средняя осадка жесткого и абсолютно жесткого фундаментов находится по формуле
 <; = Лэ р0, 	(И.4)
 где Нъ—А(аЬ — мощность эквивалентного слоя [здесь Ъ — ширина (диаметр) фундамента; Ат — коэффициент эквивалентного слоя, определяемый по табл. 11.4 н 11.5J
 В коэффициенте эквивалентного слоя жесткость и форма подошвы фундамента учитываются показателем со, а коэффициент Пуассона v определяется показателем А = (1—v)2/(l—2v).
 Осадку слоистого основания методом эквивалентного слоя вычисляют приближенно. В расчетной схеме сжимаемую толщу грунта, которая практически оказывает влияние на осадку фундамента, принимают в среднем равной двум мощностям эквивалентного слоя: Hc=2h а распределение дополнительных давлений в основа-
 235

to Таблица 11.4. Коэффициенты эквивалентного слоя А ю для фундаментов с прямоугольной подошвой
 Коэффициент А © при и
 Отношение сторон прямоугольной подошвы фундамента
 0,1
 0,2
 0,25
 0,3
 0,35
 0,4
 о
 э
 £
 3
 «о
 с
 8
 э
 О
 э
 S
 3
 (Л
 с
 О
 3*
 О
 3
 £
 э
 «о
 С
 О
 3
 о
 э
 £
 э
 «о
 8
 3
 О
 3
 3S
 to
 С
 О
 3
 о
 3
 3
 «О
 с;
 о
 3
 1
 1,13
 0,96
 0,89
 1,2
 1,01
 0,94
 1,25
 1,07
 0,99
 1,37
 1,17
 1,08
 1,58
 1,34
 1,24
 2,02
 1,71
 1,58
 1,5
 1,37
 1,16
 1,09
 1,45
 1,23
 1,15
 1,53
 1,3
 1,21
 1,66
 1,4
 1,32
 1,91
 1,62
 1,52
 2,44
 2,07
 1,94
 2
 1,55
 1,31
 1,23
 1,63
 1,39
 1,3
 1,72
 1,47
 1,37
 1,88
 1,6
 1,49
 2,16
 2,83
 1,72
 2,76
 2,34
 2,2
 3
 1,81
 1,55
 1,46
 1,9
 1,63
 1,54
 2,01
 1,73
 1,62
 2,18
 1,89
 1,76
 2,51
 2,15
 2,01
 3,21
 2,75
 2,59
 4
 1,99
 1,72
 1,63
 2,09
 1,81
 1,72
 2,21
 1,92
 1,81
 2,41
 2,09
 1,97
 2,77
 2,39
 2,26
 3,53
 3,06
 2,9
 5
 2,13
 1,85
 1,74
 2,24
 1,95
 1,84
 2,37
 2,07
 1,94
 2,58
 2,25
 2,11
 2,96
 2,57
 2,42
 3,79
 3,29
 3,1
 6
 2,25
 1,98
 —
 2,37
 2,09
 —
 2,5
 2,21
 —
 2,72
 2,41
 —
 3,14
 2,76
 —
 4
 3,53
 —
 7
 2,35
 2,06
 —
 2,47
 2,18
 —
 2,61
 2,31
 —
 2,84
 2,51
 —
 3,26
 2,87
 —
 4,18
 3,67
 —
 8
 2,43
 2,14
 —
 2,56
 2,26
 —
 2,7
 2,4
 —
 2,94
 2,61
 —
 3,38
 2,98
 —
 4,32
 3,82
 —
 9
 2,51
 2,2!
 —
 2,62
 2,34
 —
 2,79
 2,47
 —
 3,03
 2,69
 —
 3,49
 3,08
 —
 4,46
 3,92
 —
 >10
 2,58
 2,27
 2,15
 2,71
 2,4
 2,26
 2,86
 2,54
 2,38
 3,12
 2,77
 2,6
 3,58
 3,17
 2,98
 4,58
 4,05
 3,82
 Примечание. Коэффициент для определения максимальной осадки под центром гибкого фундамента А®0; средней осадки жесткого фундамента осадки абсолютно жесткого фундамента A&conat.

Рис. 11.4. К определению средних коэффициентов от* носительной сжимаемости
 нии — в виде треугольной эпюры. Вершину треугольной эпюры назначают на глубине, равной Яс, а основание эпюры, равное р0> — под подошвой фундамента (рис.
 11.4). Грунты, вошедшие в сжимаемую толщу, считают однородными с осредненными характеристиками.
 Средний коэффициент относительной сжимаемости mVm находится из условия, что полная осадка сжимаемой толщи Нс равна сумме осадок входящих в нее слоев:
 2flj tllyti 2j
 tnVm— 	9 	> 	(H-5)
 2 	h\
 где hi — толщина отдельных слоев грунта до глубины Нс; mvi— коэффициент относительной сжимаемости слоя i\ Zi — расстояние от
 Таблица 11.5. Коэффициенты эквивалентного слоя А (о для фундаментов с круглой подошвой
 V
 Ащ
 Аа>с
 А<*т
 A<0conet
 0,2
 1,07
 0,68
 0,91
 0,84
 0,25
 1,13
 0,72
 0,96
 0,88
 0,3
 1,23
 0,78
 1,04
 0,96
 0,35
 1,41
 0,9
 1,2
 1,11
 0,4
 1,80
 1,15
 1,53
 1,41
 Примечание. Коэффициент для определения максимальной осадки в любой точке на контуре гибкого фундамента А<ас\ остальные обозначения ем. табл. 11.4.
 237

точки, соответствующей глубине Яс, до середины рассматриваемого слоя i (см. рис. 11.4).
 Мощность эквивалентного слоя определяется так же, как и при однородном основании. В предварительных расчетах можно принять коэффициент Пуассона для сжимаемой толщи с преобладанием глинистых грунтов v = =0,3 и с преобладанием песков v=0,2.
 Осадка слоистых оснований определяется по формуле '(11.4) при замене в ней mv на mvm-
 Метод эквивалентного слоя дает хорошие результаты в расчетах фундаментов площадью до 20—30 м2 при однородных или слоистых основаниях, в которых сжимаемость отдельных слоев мало отличается друг от друга.
 Возможность прогнозирования изменения осадки во времени значительно расширяет пределы применения этого метода.
 Пример 11.3. Определить методом эквивалентного слоя осадку фундамента, рассчитанного в примере 11.1. Среднее давление по подошве фундамента /?о=190 кПа, ширина подошвы 6=1,4 м.
 Решение. В основании преобладают пески, поэтому по табл 11.4 эквивалентную толщу определим при v=0,2, что соответствует А (От=2,4:
 Лэ = 2,4-1,4 = 3,36 м.
 Толща грунта, практически влияющая на осадку, составит:
 Нс = 2-3,36 = 6,72 м.
 При глубине заложения фундамента 1,6 м все грунты входят в эту толщу (см. рис. 11.4).
 Вычислим значения коэффициентов сжимаемости каждого слоя в зависимости от модуля деформации по формуле (3.7).
 Модули деформации приведены в табл. 3.4 (площадка № 1):
 для песка средней крупности р4=0,74, 	mv i=0,74/15=
 =0,05 МПа-1;
 для песка пылеватого 02=0,74, ти2=0,74/5=0,15 МПа-1;
 для супеси Эз=0,74, т»з=0,74/10=0,07 МПа-1;
 для глины р4=0,43, т«4 = 0,43/12=0,04 МПа-1.
 Определим средний коэффициент относительной сжимаемости (см. рис. 11.4):
 60-0,05-642 + 250 0,15-487 + 280 0,07-222 + 82 0,04-41 т‘т~ 	2 	■ 	3362 	~
 = 0,11 МПа-1 (0,00011 кПа-1).
 Средняя осадка фундамента составит:
 s = 336• 0,00011 • 190 = 7 см.
 Осадку от нескольких рядом расположенных фундаментов и фундаментов со сложным очертанием подошвы можно бпределять методом угловых точек эквивалентно-
 238

*)
 h
 \Vl
 i
 ..1 лг
 д
 1
 ка*
 /
 Мс
 ■ - — 	,< 1
 ш с
 Ш
 П мс
 h
 .. 	 7
 , *♦
 - Ъг
 Рис. 11.5. К определению осадки методом угловых точек эквивалентного слоя для точек
 а — внутри контура загруженной площади; б —на контуре; в —вне контура; /— IV — площади загружеиия
 го слоя при условии, что эти фундаменты прямоугольные или их подошву можно разбить на ряд прямоугольников с равномерно распределенной нагрузкой. Последовательность расчета в этом случае аналогична определению напряжений методом угловых точек (см. гл. 1). Для определения осадки точки М площадь нагружения разбивают на прямоугольники с равномерно распределенной нагрузкой так, чтобы для каждого из них точка М была угловой (рис. 11.5). Осадку угловой точки находят по формуле (11.4), но вместо Аэ подставляют Аэ.с—Лсос&, где i4coc — коэффициент эквивалентного слоя угловой точки, определяемый по табл. 11.6.
 Задачи по определению осадки сводятся к одной из трех схем или к комбинации из них.
 1 схема. Точка М лежит в пределах загруженной площади (см. рис. 11.5,а). Площадь нагружения разбивается на четыре прямоугольника. Полная осадка
 *=Kc + ft"c + Ai.c + ftlVc) «,Р0.
 II схема. Точка М лежит на контуре загруженной площади (см. рис. 11.5,6). Площадь нагружения разбивается на два прямоугольника. Осадка
 5 = (э.с + Э.с) mv Po-
 Ul схема. Точка М лежит вне контура загруженной ллощади (см. рис. 11.5, в). Прикладывается фиктивная
 239

нагрузка (прямоугольники III и IV), и решение сводится ко второму случаю. Полная осадка определяется как алгебраическая сумма осадок от действующих и фиктивных нагрузок:
 s=(h\ с + л” - hl" - h\vc) mv Р0.
 Метод линейно деформируемого слоя конечной толщины (предложен К. Е. Егоровым). В этом методе осадка определяется от всех составляющих напряжений, возникающих в основании, с учетом формы подошвы фундамента в плане. Величину осадки определяют по теории линейно деформируемого полупространства, но для ограниченной толщи грунта.
 Метод используют в тех случаях, когда в пределах сжимаемой толщи основания Нс, определенной как для линейно деформируемого полупространства, залегает слой грунта с модулем деформации £100 МПа и тол-
 Таблица 11.6. Коэффициенты эквивалентного слоя угловых точек Л(0с
 1/ь
 Коэффициент А(ос при v
 0,1
 0,2
 0,25
 0,3
 0,35
 0,4
 1
 0,57
 1,2
 0,62
 1,4
 0,67
 1,6
 0,71
 1,8
 0,74
 2
 0,78
 2,2
 0,80
 2,4
 0,83
 2,6
 0,86
 2,8
 0,88
 3
 0,9
 3,4
 0,94
 3,8
 0,98
 4
 0,99
 4,4
 1,02
 4,8
 1,05
 5
 1,06
 6
 1,12
 7
 1,18
 д
 1,22
 9
 1,25
 10
 1,29
 12
 1,35
 20
 1,51
 0,6
 0,63
 0,69
 0,79
 0,65
 0,69
 0,75
 0,86
 0,7
 0,74
 0,81
 0,93
 0,74
 0,79
 0,86
 0,99
 0,78
 0,82
 0,9
 1,03
 0,82
 0,86
 0,94
 1,08
 0,85
 0,9
 0,97
 1,12
 0,88
 0,92
 1,01
 1,16
 0,9
 0,95
 1,04
 1,19
 0,93
 0,98
 1,07
 1,22
 0,95
 1
 1,09
 1,26
 0,99
 1,05
 1,14
 1,31
 1,03
 1,09
 1,18
 1,36
 1,05
 1,1
 1,2
 1,38
 1,08
 1,14
 1,24
 1,42
 1,11
 1,17
 1,27
 1,46
 1,12
 1,18
 1,29
 1,48
 1,18
 1,25
 1,36
 1,57
 1,24
 1,3
 1,42
 1,63
 1,28
 1,35
 1,47
 1,69
 1,32
 1,38
 1,52
 1,74
 1,36
 1,43
 1,56
 1,79
 1,42
 1,5
 1,63
 1,87
 1,59
 1,68
 1,83
 2,2
 1,01
 1,1
 1,19
 1,26
 1,32
 1.38
 1 	43 1,48 1,52 1,57 1,6 1,68 1,74 1,77 1,82 1,87 1,89
 2
 2,09
 2,16
 2,23
 2,29
 2.39 2,69
 240

Шиной hit удовлетворяющей условию
 ht>Hc{l— р Ег/Ег), 	(II.6)
 или с модулем деформации Е 10 МПа при ширине (диаметре) фундамента 6 10 м.
 В условии (11.6) Е2 — модуль деформации грунта, подстилающего слой грунта с модулем деформации Е Толщина линейно деформируемого слоя Н в первом случае вычисляется по формуле
 Н=(Н0 + ЩкР. 	(11.7)
 где Но и ф — параметры, принимаемые для оснований, сложенных пылевато-глинистыми грунтами, соответственно 9 м и 0,15, а сложенных песчаными грунтами, — 6 м и 0,1; kp — коэффициент, принимаемый: kp=0,8 при среднем давлении под подошвой фундамента р-= 100 кПа; Ар=1,2 при р=500 кПа; при промежуточных значениях — по интерполяции.
 Если основание сложено и пылевато-глинистыми, и песчаными грунтами,
 H = Hs + kphci/ 3, 	(11.8)
 где Н8 — толщина слоя, вычисленная по формуле (11.7) в предположении, что основание сложено только песчаными грунтами; hci — суммарная толщина слоев пылевато-глинистых грунтов в пределах 6т подошвы фундамента до глубины Нси равной значению Я, вычисленному по формуле (11.7) в предположении, что основание сложено только пылевато-глинистыми грунтами.
 Значение Я, найденное по формулам (11.7) и должно быть увеличено на толщину слоя грунта с модулем деформации £<;10МПа, если слой расположен ниже Я и толщина его не превышает 0,2Н. При большей толщине слоя такого грунта расчет деформаций основания рекомендуется выполнять по расчетной схеме линейно деформируемого полупространства.
 Средняя осадка фундамента на слое конечной толщины определяется по формуле
 J,
 km Jmd Ei i=I
 где p —среднее давление под подошвой фундамента (для фундаментов шириной Ь< 10 м принимается р=Ро\ Ъ—ширина прямоугольного или диаметр круглого фундамента; kc — коэффициент, принимаемый в зависимости от отношения мощности сжимаемой толщи к полуширине фундамента:
 2 	Н/Ь 	0—0,5 	0,5—1 	1—2 	2—3 	3—5 	5
 кс. 	1,5 	1,4 	1,3 	1,2 	1,1 	1,0
 16-585 	241

km — коэффициент, принимаемый: km=\ при £<10 МПа. при любой ширине b и при £>10 МПа, при 6<10 м; &т = 1,35 при 10<6<15 м; km = 1,5 при Ь> 15 м; ki и ki-i — коэффициенты, определяемые по табл. 11.7 в зависимости от формы фундамента, соотношения сторон прямоугольного фундамента и относительной глубины £, на которой расположены подошва и кровля /-го слоя (здесь g/=2zi/6 и !i-i= =2zt_i/6) Ei — модуль деформации t-ro слоя грунта.
 Пример 11.4. Определить осадку железобетонного фундамента с круглой подошвой диаметром 12 м, заложенного иа глубину
 3 	м, при среднем давлении на основание 0,2 МПа. В основании залегают грунты: первый слой — суглинок толщиной 4,8 с модулем деформации £i—15 МПа; второй — глина толщиной слоя 16 м с модулем деформации £2=22 МПа (рис. 11.6).
 Решение. Осадку для фундамента диаметром 12 м (>10 м) при модуле деформации £>10 МПа до глубины более 20 м определяем применительно ко 2-му случаю метода линейно деформируемого слоя.
 Вначале по формуле (11.7) определим мощность сжимаемой «толщи. Для пылевато-глинистых грунтов принимаем Я0=9 м,
 =0,15, kp = 1 (по интерполяции). Тогда
 Я= (9 + 0,1512) 1 = 10,8 м.
 Находим значения коэффициентов k по табл. 11.7. Для первого слоя непосредственно под подошвой фундамента &о=0; на глубине 4,8 м при £i=4,8/6=0,8 находим £i=0,18. Для второго слоя
 Таблица 11.7. Коэффициенты k для различных фундаментов
 О
 0,4
 0,8
 1,2
 1,6
 2
 2.4 2,8
 3.2
 3.6 4
 4.4
 4.8
 5.2 6
 6.8
 7.6 8 4
 9.2 10 12
 к для фундаментов
 круглых
 0 0,1 0,18 0,27 0,35 0,41 0 46 0,5 0,53 0,56 0,58 0,6 0,61 0,62 0,64 0,66 0,67 0,68 0,69 0,7 0,71
 прямоугольных с соотношением сторон ЦЬ
 1
 0
 0,1
 0,2
 0,3
 0,38
 0,45
 0,5
 0,54
 0,58
 0,61
 0,63
 0,65
 0,67
 0,68
 0,71
 0,73
 0,74
 0,76
 0,77
 0,78
 0,79
 1.4
 0
 0,1
 0,2
 0,3
 0,39
 0,47
 0,54
 0,59
 0,64
 0,68
 0,71
 0,74
 0,76
 0,78
 0,81
 0,84
 0,86
 0,88
 0,9
 0,91
 0,93
 1.8
 0
 0,1
 0,2
 0,3
 0,4
 0,48
 0,56
 0,62
 0,67
 0,72
 0,76
 0,79
 0,82
 0,83
 0,89
 0,92
 0,95
 0,97
 0,99
 1
 1,04
 2.4 	I
 0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,49 0,56 0,64 0,7 0,75 0,8 0,84 0,87 0,9 0,96
 1
 1.04 1,06 1,09 1,11 1,15
 3.2
 о
 0,1
 0,2
 0,3
 0,4
 0,49
 0,57
 0,64
 0,71
 0,77
 0,82
 0,87
 0,91
 0,95
 1,01
 1,06
 1,11
 1,15
 1,18
 1.2 1,26
 0
 0,1
 0,2
 0,3
 0,4
 0,49
 0,57
 0,64
 0,71
 0,77
 0,83
 0,88
 0,93
 0,98
 1,06
 1,12
 1,18
 1,23
 1,27
 1,31
 1,38
 ленточных при Ub> 10
 0 0,1 0,21 0,31 0,41 0,51 0,6 0,69 0,76 0,83 0,89 0,95
 1
 1,05
 1,14
 1,22
 1,28
 1,35
 1,46
 1,51
 1,55
 242

Рис. 11.6. Расчетная схема к примеру 11.4
 1 — суглинок; 2 — глина
 на глубине 10,8 м при 12=10,8/6=1,8 интерполяцией между 6 = 1,6 и 6 = 2 находим &2 = (0,35+0,41)/2=0,38.
 Коэффициент km при £>10 МПа и rf>10 м принимаем равным 1,35, коэффициент kc при относительной ширине слоя £=> = 10,8/6=1,8 равен 1,3.
 При этих условиях найдем осадку по формуле (11.9):
 /0,18 — 0 	0,38 	— 0,18 \
 ,-(200.12-1,3/1,35) [-JJjJ- + 	22 	000 	) 	- ••«» » « « «.
 51. ОЦЕНКА НЕРАВНОМЕРНЫХ ОСАДОК ОСНОВАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ
 Неравномерные осадки грунтов основания совместно со зданиями и сооружениями, как отмечалось, происходят, с одной стороны, в результате неоднородных напластования и состава грунтов основания (несогласное залегание пластов грунта, разные их толщины и выклинивание отдельных пластов, наличие линз, отдельных включений, разная деформативность и скорость затухания осадки разных слоев во времени, изменение уровня подземных вод и т.д.) и, с другой стороны, в результате конструктивных и эксплуатационных особенностей как всего сооружения, так и его фундаментов (жесткостьгибкость несущих конструкций, разные нагрузки на фундаменты одинаковых и различных размеров и глубин заложения, изменение их нагружения в период эксплуа¬
 16*
 243

тации, влияние пригрузки соседними сооружениями, материалами, готовой продукцией).
 Совместные деформации оснований и фундаментов весьма различны, Поэтому для анализа эти деформации удобнее рассматривать дифференцированно, расчленяя их на следующие видь}: абсолютная осадка основания отдельного фундамента s; средняя осадка основания сооружения s; относительная неравномерная осадка двух фундаментов Дs/L\ относительный прогиб или выгиб конструкции f/L; кривизна изгибаемого участка сооружения р; относительный угол закручивания сооружения 0; крен сооружения (отдельного фундамента) i.
 Абсолютная осадка s — это среднее перемещение фундамента от нагрузки на основание.
 Средняя осадка сооружения s — это средневзвешенное значение, как правило, разных абсолютных осадок не менее четырех фундаментов (рис. 11.7,а):
 7 	*1 тЬ h Л2 +.. •+ st Ai 	мпх
 s—a++...+а 	• 	(U,0)
 где st — осадка r-го фундамента; Ai— площадь этого фундамента.
 Все осадки должны определяться только одним методом.
 Средняя осадка определяется для сооружений, когда их основания по всей площади однородны или состоят из однородных пластов грунта с согласным залеганием и когда отклонение осадок отдельных точек не превышает 50 % средней величины.
 В ряде случаев из сопоставления осадок отдельных фундаментов, по которым определялись средние осадки, можно выявить отдельные слабые места и увеличить в проекта жесткость всего сооружения или его отдельных участков либо предусмотреть иные мероприятия. Если осадки отдельных фундаментов достаточно близки, то осадка сооружения практически равномерна и среднюю осадку ограничивают технологическими Требованиями.
 Относительная неравномерная осадка — это разность абсолютных осадок двух рядом расположенных фундаментов Д5 (см. рис. 11.7,а), отнесенная к расстоянию между ними L. Этот показатель характеризует деформации перекоса относительно гибких и деформации сдвига относительно жестких сооружений.
 Перекосы приводят к уменьшению или увеличению смещения конструкций отдельных элементов в узлах их
 244

а)
 ч|
 v
 N
 W <о
 *5»
 £
 «О
 S
 >
 L ,
 В)
 ф
 ! 1 и
 <
 t
 У]
 Рис. 11.7. Схемы неравномерных осадок фундаментов
 соединения, перераспределяют внутренние усилия во всей конструкции и могут быть причиной недопустимых деформаций сооружения.
 Относительный прогиб или выгиб — отношение стрелы прогиба или выгиба f однозначно изгибаемого участка сооружения к длине этого участка L. Этой характеристикой оценивают кривизну участка (рис. 11.7, в) подршвы гибкой плиты или ленточного фундамента.
 Прогиб и выгиб могут возникнуть одновременно на разных участках одного сооружения. Их относительные размеры определяют по абсолютным осадкам si минимум трех отдельных фундаментов или же по осадкам в стольких же точках сплошных фундаментов:
 где si и S3 — абсолютные осадки концов изгибаемого участка; s2 — абсолютная наибольшая (при прогибе) или наименьшая (при выгибе) осадка на рассматриваемом участке.
 Прогибы и выгибы, превышающие допустимые, вызывают в стенах и других конструкциях наклонные дефррмации (трещины).
 245

Кривизна изгибаемого участка р=1 /R (см. рис.
 11.7, в) является показателем, обратным радиусу искривления, и наиболее полно характеризует напряженно-деформированные состояния относительно жестких протяженных сооружений. Этот показатель используется для установления предельных деформаций основания по условиям прочности и трещиностойкости конструкции.
 Относительный угол закручивания сооружения в горизонтальной плоскости 0 (рис. 11.7, г) характеризует пространственную жесткость и работу конструкции сооружения.
 Кручение возникает в случае неравномерных деформаций в направлении всех сторон нагруженного сооружения. Например, оно может произойти в прямоугольной фундаментной плите, когда осадки si и s2 ее двух противоположных углов, находящихся на одной диагонали, меньше или больше осадок s3 и «4 под углами другой диагонали. Такие деформации оцениваются углом закручивания 0 и определяются по четырем абсолютным осадкам углов подошвы. Для каждой противоположной стороны, перпендикулярной оси кручения, находят углы наклона 0:
 Pi = tg Pi = («1 — «я) /ь;
 ра= tgpa = (s,-s1)/6, по этим углам определяют угол кручения в= (Pi —Ра)//,
 где b и / — ширина и длина фундамента.
 Крен i — разность осадок двух крайних точек жестких фундаментов или сооружений, отнесенная к их длине или ширине (рис. 11.7,6). 1рен характеризуется наклоном подошвы t и в общем случае определяется из условия
 <=(лл — sJ/l = As/l. 	(11.11)
 Крены могут произойти в результате внецентренно приложенных нагрузок* несогласного залегания пластов грунта с разной сжимаемостью, влияния рядом расположенных фундаментов й различных пригрузок. Крены жестких фундаментов на небднородных основаниях определяются по формуле (11.11). Абсолютные осадки по краям фундамента s„ и sn вычисляются методом элементарного суммирования или методом эквивалентного слоя. Таким же образом определяются и крены от различных
 246

пригрузок. Крены жестких фундаментов на однородном и слоистом основаниях с согласным залеганием слоев от действия внецё£1ренной нагрузки, приложенной в пределах ядра сечейия, определяют с учетом формы их подошвы:
 (Лоп + G0II) е (е/2)»
 1 —V? ——ke
 Ekm
 (11.12)
 где Е и V —модуль деформации и коэффициент Пуассона (при неоднородных основаниях их принимают средними в пределах сжимаемой толщи); ke — коэффициент, принимаемый по табл. 11.8; Non+ -f-Gon — вертикальная составляющая равнодействующей всех нагрузрк на фундамент на уровне подошвы; е — эксцентриситет; а — сторбна прямоугольного или диаметр круглого фундамента в направлении эксцентриситета; km — коэффициент, учитываемый при расчете крена фундаментов по схеме линейно деформируемого слоя при 10 м и £>10 МПа и принимаемый по данным, приведенным на стр. 42, или по СНиП 2.02.01-83. 	__
 Средние значения модуля деформации Е и коэффициента Пуассона v грунтов основания в пределах сжимаеТаблица 11.8. Таблица значений коэффициента k«
 Форма фундамента и направление действия момента
 /
 А=7
 Коэффициент ke
 при
 =2 Н/Ь
 0.5 |
 1
 1.5 |
 2 1
 3 1
 4 1
 5 1
 00
 Прямоуголь¬
 1
 0,28
 0,41
 0,46
 0,48
 0,50
 0,50
 0,50
 0,50
 ный с момен¬
 1,2
 0,29
 0,44
 0,51
 0,54
 0,57
 0,57
 0,67
 0,57
 том вдоль боль¬
 1,5
 0,31
 0,48
 0,57
 0,62
 0,66
 0,68
 0,68
 0,68
 шей стороны
 2
 0,32
 0,52
 0,64
 0,72
 0,78
 0,81
 0,82
 0,82
 3
 0,33
 0,55
 0,73
 0,83
 0,95
 1,01
 1,04
 1,17
 5
 0,34
 0,60
 0,80
 0,94
 1,12
 1,24
 1,31
 1,42
 10
 0,35
 0,63
 0,85
 1,04
 1,31
 1,45
 1,56
 2,00
 Прямоуголь¬
 1
 0,28
 0,41
 0,46
 0,48
 0,50
 0,50
 0,50
 0,50
 ный с момен¬
 1,2
 0,24
 0,35
 0,39
 0,41
 0,42
 0,43
 0,43
 0,43
 том вдоль мень¬
 1,5
 0,19
 0,28
 0,32
 0,34
 0,35
 0,36
 0,36
 0,36
 шей стороны
 2
 0,15
 0,22
 0,25
 0,27
 0,28
 0,28
 0,28
 0,28
 3
 0,10
 0,15
 0,17
 0,18
 0,19
 0,20
 0,20
 0,20
 5
 0,06
 0,09
 0,10
 0,11
 0,12
 0,12
 0,12
 0,12
 10
 0,03
 0,05
 0,05
 0,06
 0,06
 0,06
 0,06
 0,07
 Круглый |
 —
 0,43
 0,63
 0,71
 0,74
 0,75
 0,75
 0,75
 0,75
 Примечание. При использовании расчетной схемы основания в виде линейно деформируемого пространства коэффициент ke принимается по графе, соответствующей |' = оо.
 247

а)
 б)
 Рис. 11.8. К определению крена и осадки любой точки подошвы фундамента
 а — ленточного; б — круглого сечения
 мой толщи Н0 или толщины слоя Н определяются по формулам:
 1=1 1=1 i=i
 где At -площадь эпюры вертикальных напряжений от единичного давления под подошвой фундамента в пределах /-го слой грунта: допускается принимать для элементарного суммирования At=oz,P,ihi [см. формулу 	(11.3)1 	Для слоя 	конечной толщины 	At=kt — ki-\
 [см. формулу 	(11.9)]; 	п —число 	слоев, отличающихся значениями
 £ и v.
 Если осадка фундамента от центрально приложенной нагрузки вычислена предварительно, то полная осадка sy любой точки подошвы фундамента определяется суммированием средней осадки 	и осадки от крена 	(рис. 11.8):
 Sy = 	Sztyi9 	(11.13)
 где у — расстояние от середины подошвы фундамента до точки, в которой определяется осадка.
 248

Рис. 11.9. Схема деформаций от взаимного влияния рядом расположенных фундаментов или сооружений
 а — при одновременном возведении; б — при возведении в две очереди; 1 — первая очередь; 2 — вторая очередь
 Пример 11.5. Определить крен железобетонного фундамента водонапорной башни, рассчитанного в примере 5.4. Фундамент имеет круглую подошву d=8,5 м, глубина заложения 3 м. Основание башни сложено грунтами, у которых £=10 МПа и v=0,27, сжимаемая толщина Нс—6,5 м. Полная нагрузка на фундамент от башни Wh=7,2 МН, момент на его подошве Л7ц=1,44 МН-м.
 Решение. Нагрузку от фундамента, приложенную по его оси, определяем приближенно при значении Ру«р= Ю кН/м3:
 3,14-8,52 On = ■— ; 	3-10= 1,7 МН.
 4
 Полная нагрузка от башни и фундамента приложена к подошве с эксцентриситетом
 <?= 1,44/(7,2 + 1,7) = 0,16 м.
 Крен определяем по формуле (11.12). Для первого случая fem=l. По табл. 11.8 при соотношении 2Яс/=2-6,5/8,5=1,5 находим ke — 0,71. Тогда
 I = 1 -0.27?0 ?1 (7,2+1,7)0,16
 • 0,0012 < 0,005,
 10-1 	(8,5/2)8
 т. е. меньше, чем предельно допустимый крен.
 В основаниях рядом расположенных сооружений или фундаментов в результате их взаимного влияния возникают дополнительные местные напряжения и дополнительные деформации (рис. 11.9), которые зависят от расстояния между фундаментами и очередности их возведения. Чем больше расстояние между фундаментами, тем, естественно, меньше сказывается это влияние. При одновременном везведении сооружений наблюдается до-
 249

Q.
 h
 ■
 К|
 4|v
 £
 Мг _
 К?1
 jpc
 ><f
 >•
 rO
 , 150
 300
 h
 Рис. 11.10. К определению дополнительной осадки существующего фундамента от вновь возводимого
 а — схема расположения фундаментов (штриховой линией обозначен возводи* мый фундамент); б — схемы для определения осадки в точке М\\ в — то же в точке Mi
 полнительная их осадка и взаимный крен друг к другу (см. рис. 11.9,а). При возведении их в разное время наблюдается дополнительная осадка и крен в одну сторону, при этом вновь возводимый фундамент будет иметь больший крен (см. рис. 11.9,6), чем существующий.
 Размеры дополнительных деформаций оснований от пригрузки соседними сооружениями вычисляются по осадке крайних точек фундаментов 5Л и sn, которую определяют методами угловых точек эквивалентного слоя или элементарного суммирования.
 Пример 11.6. Методом угловых точек эквивалентного слоя определить дополнительные осадки и крен железобетонного фундамента здания, которые возникают в результате влияния соседнего фундамента, возведенного под оборудование. Размеры подошв фундаментов приведены на рис. 11.10. Среднее давление по подошве проектируемого фундамента р—0,25 МПа. Основание сложено супесью, тс=0,05 МПа-1, v=0,3.
 Решение. Осадки вычисляем отдельно для точек Мх и М2. Осадку точки Мi определяем по III схеме, добавляя фиктивную нагрузку. В данном случае задача симметричная, что упрощает ее решение, и коэффициенты эквивалентного слоя находим для двух прямоугольников I и II (см. рис. 11.10, в).
 Для I прямоугольника /i/&i=450/150=3. По табл. 11.6 при v=0,3 находим Лео1,1, отсюда h\c —1,1 • 150 = 165 см.
 Для II прямоугольника /2/2= 150/150=1; Лю*1 =0,69; h\lc = = 0,69-150=103 смс
 250

Рис. 11.11. Определение дополнительной осадки от соседнего фундамента методом эквивалентного слоя
 1 и 2 — существующие фундаменты; 3 — фиктивный фундамент; 4 и 5 — условные фундаменты
 W777
 Осадку в точке М\ определяем используя формулу (11.4): st = 2 (165 — 103) 0,05-0,25 = 1,5 см.
 Осадку точки Ms определяем по II схеме. Задача тоже симметричная, рассматриваем один прямоугольник III: 1\/Ь1=300/ /150=2; Л<0ф “=0,94; 	=0,94-150=140,7 	см.
 Осадка в точке Мг будет:
 «, = 2-140,7.0,05-0,25 = 3,5 см.
 Дополнительный крен фундамента вычисляется по формуле (11,11).
 (3,5— 1,Б)/150 = 0,013.
 Дополнительную осадку от фундаментов, расположенных на одной оси, можно определить по двум условным фундаментам из разности их осадок, найденных методом эквивалентного слоя. Для определения дополнительной Осадки среднего фундамента в точке 0 от двух крайних (рис. 11.11) найдем осадки двух условных фундаментов, занимающих площадь оХЛ и аХг» и из осадки четвертого фундамента вычтем осадку пятого:
 *ДОП = (Э.с 	9.с) mv Р0-
 Дополнительная осадка только от одного фундамента
 55доп/2.
 251

§ 52. ЗАТУХАНИЕ ОСАДКИ ВО ВРЕМЕНИ
 Затухание осадки грунтов во времени (их консолидация) является сложным процессом, на который оказывают влияние водопроницаемость, структура, поровое давление, ползучесть скелета грунта, сжимаемость самих минеральных частиц, воды и защемленного воздуха, условия нагружения, а также геологическое строение площадки.
 Обобщенное решение задачи затухания осадки в замкнутом виде из-за сложности происходящих процессов в настоящее время отсутствует. В расчетные модели, схемы и методы вводятся различные допущения, предпосылки и упрощения, приемлемые только для отдельных грунтов и условий их нагружения.
 Наиболее простой, доведенной до рабочего состояния, является фильтрационная теория консолидации (уплотнения) грунтов. В этой теории грунты рассматриваются в состоянии «грунтовой массы», т. е. с полным насыщением пор свободной гравитационной водой и при отсутствии сил сцепления. Скорость затухания осадки зависит от скорости выдавливания (фильтрации) воды из пор уплотняемого грунта. Решение получено для одномерной 4адйчи с прямоугольной и треугольной эпюрами уплотняющих давлений в предположении, что ток фильтр ациокной воды направлен вертикально и в начальный момент все внешнее давление воспринимает вода. По мере отжатия воды из цор в работу включаются минеральные частицы. Осадка закончится тогда, когда всю нагрузку воспримут минеральные частицы.
 Используя метод эквивалентного слоя, в котором все задачи приводятся к одномерным, фильтрационную теорию консолидации грунтов можно применить и для других видов нагружения.
 Предпосылки и допущения, прицятые в теории фильтрационной консолидации, значительно сокращают область ее применения. Н. А. Цытович указывал, что «теория фильтрационной консолидации грунтов (без дополнительных условий) будет применима для неуплотненных, полностью водонасыщенных (слабых) глинистых грунтов».
 По всей вероятности эта теория в большей степени отучает условиям одномерной задачи, когда происходит уплотнение грунтов на большой площади (например, для
 252

прогноза затухания осадок некоторых гидротехнических сооружений и отдельных ядерных установок). Использование теории фильтрационной консолидации для промышленных и гражданских зданий и сооружений дает неопределенные результаты.
 § 53. ДОПОЛНИТЕЛЬНЫЕ СВЕДЕНИЯ О ПРОЕКТИРОВАНИИ ОСНОВАНИЙ ПО ПРЕДЕЛЬНЫМ ДЕФОРМАЦИЯМ
 Расчет по формулам дает осадки, которые следует рассматривать как приближенные, имеющие тот же порядок и в той или иной мере приближающиеся к действительным. Это расхождение является результатом неполного соответствия расчетных схем условиям работы грунтов основания, возможных их изменений, использования в расчетах характеристик грунтов, не отвечающих действительным значениям.
 Кроме того, в каждом методе расчета приняты допущения и упрощения, отличающиеся от принятых в других методах. Отсюда, естественно, осадки одного и того же фундамента и его основания, подсчитанные по разным методам, могут существенно отличаться. Поэтому сопоставлять значения абсолютных и относительных деформаций фундаментов можно только по данным, полученным одним методом.
 В методе послойного суммирования осадка определяется от действия в основании только вертикального напряжения (ог,р) в предположении, что фундамент является гибким и мощность сжимаемой толщи зависит от природного давления. Ее нижнюю границу принимают на глубине, где природное напряжение равно 0,2 дополнительного напряжения. В методе эквивалентного слоя осадка определяется от трех нормальных напряжений (ох, ау, аг), для гибких фундаментов определяются максимальное и среднее значения осадок (используются соответственно коэффициенты эквивалентного слоя Люо и Асит), осадка всех точек жесткого фундамента при центральной нагрузке принимается одинаковой (используются коэффициенты Лисой**)- Мощность сжимаемой толщи в этом методе назначается равной двум высотам эквивалентного слоя (2h3=2A<ab). Поэтому совпадение осадок, подсчитанных по этим двум методам, может быть только случайным.
 Для большей достоверности при проектировании от¬
 253

ветственных сооружений целесообразно определять осадку по нескольким расчетным схемам и в результате сопоставления и анализа полученных результатов устанавливать вероятные размеры искомой осадки. Сопоставлять абсолютные и особенно относительные осадки необходимо с учетом действия постоянных и временных нагрузок. В жилых и некоторых общественных зданиях временные длительные и кратковременные нагрузки сравнительно невелики — они учитываются понижающими коэффициентами надежности по нагрузке. Полную осадку можно определить от суммарной нагрузки, которая будет в пределах точности ее определения. Временные нагрузки в некоторых промышленных зданиях близки и даже превышают постоянные нагрузки (цехи с тяжелыми мостовыми кранами, эстакады, галереи и т. п.). В некоторых гражданских зданиях временные нагрузки могут быть близки постоянным (зрелищные залы, трибуны стадионов я т. п.). Для таких сооружений осадки фундаментов следует определять для двух случаев загружения, только от
 ПОСТОЯННЫХ Srnln И ОТ ПОСТОЯННЫХ И ВремеННЫХ Smax.
 При оценке осадок грунтов основания нужно учитывать, что каждая даже кратковременно приложенная на* грузка вызывает некоторую остаточную деформацию, поэтому следует оценивать не только общее напряженное состояние основания, а накопление и характер изменения осадок основания во времени и влияние их на деформацию наземных конструкций.
 В связи с этим осадки следует определять во времени раздельно от постоянных 5*,ПОст, временных длительных St,вр.дл и кратковременных 5*,Кр, а при необходимости и от особых нагрузок:
 st = 5<,пост “h вр.Дл + StftKp •
 (11.14)
 Постоянные нагрузки увеличиваются постепенно, и возрастание их можно принять по линейному закону от нуля до определенной величины. Если здание не подвергается реконструкции, они постоянно приложены к основанию.
 К моменту ввода зданий и сооружений в эксплуатацию осадки от постоянной нагрузки частично или полностью заканчиваются. Отдельные конструкции и элементы за это время могут «приспособиться» к осадкам, а последствия деформации устранены (например, уклоны перекрытий и подкрановые балки выровнены бетоном, ис-
 254

правлены дефекты стыков, коммуникаций и пр.).
 Осадки фундаментов на песчаных и глинистых грунтах твердой консистенции от постоянной нагрузки, возрастающей со скоростью не более 0,1 МПа за 1 мес, допускается считать заканчивающимися в период строительства, а на глинистых грунтах пластичной консистенции считать, что в период строительства произошла только половина осадки от действия постоянной нагрузки.
 Временные нагрузки (если одновременно со строительством не происходил монтаж оборудования) прикладываются после окончания строительных работ. Деформации зданий и сооружений в этих условиях будут происходить от временных нагрузок, осадка от которых добавляется к продолжающимся осадкам от постоянных нагрузок.
 Методы расчета осадок от действия постоянных и временных нагрузок, приложенных в разное время, еще не разработаны. Осадки от этих нагрузок следует определять раздельно по формулам, приведенным в данной главе, однако характеристики сжимаемости для временных нагрузок необходимо принимать с учетом упрочнения грунта от ранее приложенных нагрузок.
 Изменение осадки одиночных фундаментов во времени тем больше, чем больше разность между постоянными и временными нагрузками. Предварительная оценка отношений временных NBр к полным нагрузкам Л+Лр на фундамент I или давлений от них рВрирп+Рвр на основание /
 / 	£—? j 	22—
 Wn + Bp 	Рп + Рвр
 снизит число поверочных расчетов.
 Чем ближе будут соотношения у группы рассчитываемых фундаментов, тем меньше будут разности их осадок при эксплуатации на однородном основании.
 Значение отношений / и/ зависит от конструктивной схемы зданий или сооружений. В бескаркасных зданиях с несущими продольными внутренними и наружными стенами разница этих отношений минимальна. В зданиях с каркасом по полной схеме у внутренних колонн она больше, а у пристенных колонн и несущих стен максимальна. В зданиях с каркасом по неполной схеме у внутренних колонн она больше, чем у наружных несущих стен.
 255

Расчеты следует начинать с двух фундаментов с наибольшим и наименьшим значением отношений / и /, так как разности их осадок к окончанию строительства и в период эксплуатации будут максимальными.
 Для уменьшения влияния разности осадок на прочность и устойчивость конструкции нужно стремиться к выравниванию осадок всех фундаментов. Для облегчения расчетов можно воспользоваться следующим приемом. Из условия равенства осадок двух фундаментов si=s2 ширину одного фундамента Ь2 по методу эквивалентного Слоя можно найти по определенной ширине bi другого фундамента из условия
 f) 	A<&i fftpj _Poi_
 i4o>2 	Р02
 У фундаментов с одинаковой формой подошвы и одинаковой сжимаемостью грунтов значения Лю и т„ равны, тогда &2 = &iPoi/Po2. Этот прием не исключает окончательного расчета для второго фундамента, но облегчает подбор размера его подошвы.
 Наиболее близкие результаты будут при однородных основаниях под всеми фундаментами и для слоистых оснований с согласным залеганием, когда сжимаемость слоев мало отличается.
 Таким образом, на однородных основаниях при одинаковой форме подошв фундаментов их предварительные размеры нужно подбирать, сообразуясь не только с нормативным давлением на грунт, но и с соотношением действующих на них нагрузок.
 § f4. МЕРОПРИЯТИЯ, НАПРАВЛЕННЫЕ НА УМЕНЬШЕНИЕ ДЕФОРМАЦИЙ ОСНОВАНИЙ И ФУНДАМЕНТОВ
 Выполнение ряда мероприятий во время проектирования и строительства позволяет снизить вероятные размеры деформаций оснований и фундаментов. Особенно это относится к строительству на слабых1 и структурно неустойчивых грунтах. Эти мероприятия должны проводиться последовательно в период изысканий, инженерной подготовки территории, проектирования и строительства.
 В период инженерных изысканий должны быть выяв¬
 1 	По СНиП к слабым относят грунты с общим модулем деформации £<0,5 МПа. Здесь к слабым мы относим грунты, которые нельзя без предварительного улучшения использовать как основание проектируемых зданий и сооружений.
 256

лены и оконтурены площадки со слабыми грунтами, участки с карстом, оползнями, с подрабатываемыми территориями. На всех этих участках должны быть проведены все необходимые дополнительные лабораторные и долевые изыскания, которые позволяют выбрать и разработать мероприятия по их улучшению.
 Во время инженерной подготовки территории кроме выполнения обычных работ — планировки территории, предохранения ее от возможного затопления и подтопления поверхностными и подземными водами, прокладки коммуникаций и пр. должны быть проведены дополнительные работы по осушению грунтов этих площадок (прокладка дренажей), по уплотнению грунтов и т. д.
 В процессе проектирования при компоновке генплана на неблагоприятных участках следует, по возможности, размещать легкие здания, открытые производственные площадки, зеленую зону. Если такой вариант невозможен, нужно проанализировать существующие способы упрочнения и выбрать наиболее эффективный.
 Искусственное улучшение грунтов может осуществляться одним из следующих способов:
 механические способы (уплотнение грунтов трамбованием, виброуплотнением, заменой грунтов более прочными, глубинное уплотнение грунтовыми, песчаными, известковыми сваями, камуфлетными взрывами и т. д.);
 физические способы (уплотнение с помощью понижения уровня подземных вод глубинными насосами, понижение вертикальными дренажами);
 химические способы (силикатизация, нагнетание в грунт различных химических растворов, электрохимическое и термическое закрепление).
 Каждый способ закрепления грунтов имеет свои особенности в производстве и в контроле за качеством работ, которые освещены в специальной литературе. В литературе освещены также особенности проектирования и строительства на карстовых, оползневых и подрабатываемых территориях.
 При производстве строительных работ необходимо осуществлять мероприятия по сохранению природной структуры и влажности грунтов, по предохранению котлована от затопления и подтопления, а также соблюдать технологию устройства оснований, фундаментов, конструкций нулевого цикла и заданную скорость нагружения фундаментов.
 17—585
 257

Конструктивные мероприятия состоят в уменьшении чувствительности конструкции к деформациям основания. Эти мероприятия кроме компоновки генплана заключаются в повышении прочности и пространственной жесткости всей конструкции, конструкции фундаментов и подземных элементов, в устройстве дополнительных связей, железобетонных поясов, в разрезке сооружения на отдельно деформируемые отсеки. При этом надо иметь в виду, что с увеличением жесткости сооружения увеличивается напряжение в элементах конструкции.
 Другим, как бы противоположным мероприятием (если это допустимо) является применение гибких и разрезных конструкций.
 Глава. 12. РАСЧЕТ ОСНОВАНИЙ СОВМЕСТНО С ФУНДАМЕНТАМИ ПО НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ (УСТОЙЧИВОСТИ)
 55. ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ
 Несущая способность грунтов оснований оценивается совместно с фундаментами и наземными конструкциями. Задачей проектирования является обеспечение их устойчивости при самых неблагоприятных сочетаниях нагрузок и воздействий. Потеря устойчивости грунтов основания неизбежно влечет за собой большие деформации и даже потерю устойчивости всего или части сооружения.
 Проверка производится на следующие возможные потери устойчивости:
 на глубинный сдвиг грунтов основания вместе с сооружением (фундаментом);
 на плоский сдвиг сооружения по контакту подошва сооружения — поверхность грунта;
 на опрокидывание (и возможное выдергивание фундамента) относительно одной из граней сооружения с высоко расположенным центром тяжести.
 Устойчивость оснований и фундаментов зависит не только от действующих нагрузок и воздействий, но и от формы, размеров, глубины заложения, наклона и очертания подошвы фундамента. Ниже рассматриваются потери устойчивости только от действия внешних нагрузок,
 258

веса сооружений и грунта. Другие потери устойчивости, такие как оползни, просадки, провалы, не рассматриваются.
 Предельное сопротивление основания должно определяться исходя из условия, что соотношение между нормальными а и касательными т напряжениями в стабилизированном состоянии по поверхностям скольжения удовлетворяет условию (закону Кулона—Мора)
 Т = ст tg ф, + Cj ,
 где <pi и а — расчетные значения угла внутреннего трения н удельного сцепления грунта (в расчетах ло I группе предельных состояний их значения равны нормативным, умноженным на коэффициент надежности по грунту у«>0-
 В расчетах на устойчивость постоянные нагрузки принимаются с коэффициентами надежности 1,1-М,3, а временные — Yf = l>l-5-1,4.
 Характеристики грунтов вычисляются с доверительной вероятностью а=0,95.
 В расчетах на устойчивость определяют предельную нагрузку на основание Fu■ Малейшее увеличение нагрузки или уменьшение размеров фундамента вызовет потерю устойчивости системы.
 При проектировании по надежности в расчетную схему к нагрузкам и грунтам вводят серию коэффициентов, которые гарантируют устойчивость основания и фундамента.
 В общем случае необходимо соблюсти условие [см. формулу (2.2)]
 F< Ус Fu/Уп,
 где F — расчетная нагрузка на основание или фундамент; Fu — предельное сопротивление основания или фундамента; у*» — коэффициент надежности по назначению сооружения, принимаемый равным 1,2; 1,15 и 1,1 соответственно для зданий и сооружений I, II и III класса; ус— коэффициент условий работы, принимаемый:
 для песков, кроме пылеватых 	 1,0
 » 	» 	пылеватых, 	а 	также 	пылевато-глинистых
 грунтов в стабилизированном состоянии 	0,9
 для пылевато-глинистых грунтов в нестабилизированном состоянии 	* 	. 	. 	. 	» г » 	» 	. 	* 	0,85
 для скальных грунтов:
 невыветрелых и слабовыветрелых 	1,0
 выветрелых ..» 	0,9
 сильновыветрелых 	0,8
 Предельное сопротивление Fu принимают в расчетах
 17*
 259

от самых невыгодных сочетаний нагрузок и внешних воздействий.
 § 56. УСТОЙЧИВОСТЬ ГРУНТОВ ОСНОВАНИЯ ПРИ ГЛУБИННОМ СДВИГЕ
 Потеря устойчивости основания вместе с фундаментом происходит в тех случаях, когда напряжение в грунтах основания превышает их сопротивление сдвигу. В результате часть грунта или весь грунт под подошвой и некоторый объем грунта, расположенного рядом, перемещается, происходит лавинный сдвиг до тех пор, пока не возникнут новые условия равновесия. Потеря устойчивости основания при глубоком сдвиге определяется в следующих случаях:
 давление по подошве фундамента превышает расчетное сопротивление p>R и приближается к Fu\
 основание ограничено откосом либо здание или сооружение возводят вблизи свободного откоса (см. рис. 2.1);
 на основание передаются горизонтальные нагрузки или их составляющие;
 основание сложено медленно уплотняющимися водонасыщенными пылевато-глинистыми и биогенными грунтами, для которых предельное сопротивление сдвигу должно определяться с учетом их возможного нестабилизированного состояния за счет избыточного давления в поровой воде.
 Дополнительную проверку на устойчивость следует проводить в следующих случаях:
 в толще основания имеется слой крутопадающих пластичных пылевато-глинистых грунтов; устойчивость проверяется по плоскости скольжения А—А (рис. 12.1) независимо от того, залегает этот слой над или под плоскостью А—А\
 основание сложено структурно неустойчивыми грунтами и возможны большие или неравномерные просадки* Предельное сопротивление и устойчивость грунтов основания определяют с помощью различных расчетных схем. Полученные результаты могут иметь расхождения, поэтому перед проектированием необходимо сопоставить действительные условия работы грунтов основания с принятыми в расчетах и выбрать оптимальную схему.
 Существующие методы расчетов можно подразделить на теоретические и инженерные.
 260

Рис. 12.1. Возможная потеря устойчивости основания вместе с крутопадающим откосом основания
 В теоретических методах и предельное давление, и форма поверхностей скольжения (поверхности, по которым возможны потери устойчивости) грунтов основания определяются по теории предельно напряженного состояния. В этих методах полагают, что все точки грунта в объеме, ограниченном поверхностью скольжения, находятся в условиях предельно напряженного состояния и в каждой точке возникают две поверхности скольжения (рис. 12.2). Исключение составляют отдельные расчетные схемы, в которых непосредственно под подошвой фундамента принимают грунт в виде жесткого ядра. Предельные давления находят в результате совместного решения дифференциальных уравнений равновесия сплошных тел и уравнения предельного состояния грунтов.
 В инженерных решениях поверхностями скольжения, по которым может произойти потеря устойчивости, предварительно задаются и последовательными расчетами находят такое ее очертание, относительно которого цотеря устойчивости наиболее вероятна. При этом полагают, что предельное равновесие грунта возникает только по поверхности скольжения, а между этой поверхностью и ее внешним контуром грунт считается твердым телом, которое не деформируется, а перемещается вместе с фундаментом (сооружением).
 При определении предельного давления на грунт ос-
 261

Рис. 12.2. Схема линий скольжения в теоретическом решении по Прандтлю
 1 — направление действия нормальных напряжений; 2 — то же линии скольжения
 нования теоретическими методами в расчетные схемы вводят дополнительные упрощения и допущения, позволяющие решить задачу в замкнутом виде. Решения получены главным образом для плоской (деформации) и осесимметричных задач.
 Вертикальную составляющую предельного сопротивления грунтов основания Nu для фундамента с плоской подошвой, ниже которой до глубины, большей ширины фундамента, залегают однородные грунты, СНиП рекомендуют определять по формуле, основанной на решении В. В. Соколовского. В эту формулу включена только та часть площади фундамента, для которой можно считать, чтй нагрузка приложена центрально, а давление по подошве распределено равномерно (рис. 12.3):
 Nu = Ь't (Nv ivVl b' + Nq lq y[ d+ Nc %e c,), 	(12.1)
 где b' и /'—приведенная ширина и длина фундамента, вычисляемые по формулам:
 Ь' = Ь — 2еь\ l' = l — 2ei; 	(12.2)
 еь н ei — эксцентриситеты приложения равнодействующей нагрузок; Nyj Nq, Nc — безразмерные коэффициенты несущей 6й6£ббйости, определяемые по табл. 12.1 в зависимости от расчетного значения угла внутреннего трения грунта <pi и угла наклона к вертикали б равнодействующей внешней нагрузки на основание F на уровне подошвы фундамента; yi и Yi —расчетные значения удельного веса грунтов, кН/м3, находящихся в пределах возможной призмы выпирания соответственно ниже и выше подошвы фундамента (при наличии подземных вод определяются с учетом взвешивающего действия воды); ci — расчетное значение удельного сцепления грунта, кПа; d — глубина заложения фундамента, м (при неодинаковой вер-
 262

Рис. 12.3. Условные размеры фундамента при определении вертикальной составляющей силы предельного сопротивления грунта Nu
 шш
 ■
 у
 ю
 2еь
 •о*
 и
 55j ,
 Рис.'12.4. Расчетная площадь подошвы фундаментов а, б — прямоугольных; в — круглых
 тикальной пригрузке с разных сторон фундамента принимается значение d, соответствующее наименьшей пригрузке, например со стороны подвала); £v, 	|0 	— 	коэффициенты 	формы 	фундамента, 	оп¬
 ределяемые по формулам:
 6, = 1 —0,25/л; lq = 1 + 1 Б/л; lc = 1 + 0,3/л. (12.3)
 где у\**ЦЬ (здесь / и Ь — длина и ширина подошвы фундамента, принимаемые в случае внецентренного приложения равнодействующей равными приведенным значениям /' и Ь') (рис. 12.4).
 263

264
 Таблица 12.1. Значения коэффициентов несущей способности
 Угол внутреннего трения грунта ф|, град
 Обозначение коэффициента
 Значения коэффициентов при угле наклона к вертикали равнодействующей внешней нагрузки б, град
 0
 5
 10
 15
 20
 25
 30
 35
 40
 45
 0
 Nv
 Ng
 Nc
 0
 1,00
 5,14
 —
 —
 —
 —
 —
 —
 —
 —
 —
 5
 Ny
 Nq
 No
 0,20
 1,57
 6,49
 (0,05)
 { 1,26 } б'=4,9° V 2,93 J
 —
 —
 —
 —
 —
 —
 —
 10
 Ny
 Nq
 Nc
 0,60
 2,47
 8,34
 0,42
 2,16
 6,57
 1,60 ) б'=9,8° 1 3,38 J
 —
 —
 —
 —
 —
 —
 15
 Ny
 Nq
 Nc
 1,35
 3,94
 10,98
 1,02
 3,45
 9,13
 0,61
 2,84
 6,88
 Г0.2П
 {2,06? б'=14,5° 3,94 J
 —
 —
 —
 —
 —
 20
 Ny
 Nq
 No
 2,88
 6,40
 14,84
 2,18
 5,56
 12,53
 1,47
 4,64
 10,02
 0,82
 3,64
 7,26
 (0,36)
 { 2,69 б'=18,9° * 4,65 I
 —
 —
 —
 —

25
 Ng
 Nc
 5,87
 10,66
 20,72
 4,50
 9,17
 17,53
 3,18
 7,65
 14,26
 2,00
 6,13
 10,99
 1,05
 4,58
 7,68
 Г0.58)
 { 3,60 } 6'=22,9° I 5,58J
 —
 -
 —
 30
 Ny
 Nq
 Nc
 12.39
 18.40 30,14
 9,43
 15,63
 25,34
 6,72
 12,94
 20,68
 4,44
 10,37
 16,23
 2,63
 7,96
 12,05
 1,29
 5,67
 8,09
 f 0,95
 4,95 \ 6'=26,5° I 6,85J
 —
 —
 35
 Ny
 Nq
 Nc
 27,50 '
 33,30
 46,12
 20,58
 27,86
 38,36
 14,63
 22,77
 31,09
 9,79
 18,12
 24,45
 6,08
 13,94
 18,48
 3,38
 10,24
 13,19
 |1,60|
 {7,04} 6'=29,8° I 8,63J
 —
 —
 40
 Ny
 Nq
 Nc
 66,01
 64,19
 75,31
 48,30
 52,71
 61,63
 33,84
 42,37
 49,31
 22,56
 33,26
 38,45
 14,18
 25,39
 29,07
 8,26
 18,70
 21,10
 4,30
 13,11
 14,43
 / 2 7Q\
 ( НМб}б'=32,7° V 11,27J
 —
 45
 Ng
 Nc
 177,61
 134.87
 133.87
 126,09
 108,24
 107,23
 86,20
 85.16
 84.16
 56,50
 65.58
 64.58
 32.26
 49.26
 48.26
 20,73
 35.93
 34.93
 11,26
 25.24
 24.24
 5,45
 16,82
 15,82
 / 5’22\ 6'= rAS/-3**
 Примечание. В фигурных скобках приведены значения коэффициентов несущей способности, соответствующие предельному значению угла наклона нагрузки б', исходя из условия tg б<sin фь с*1_ 					,

Если //6<1, то в формулах (12.3) следует принимать
 4 = 1.
 Угол наклона к вертикали б равнодействующей внешней нагрузки на основание определяется из условия, что tg б=Fh/FVi где Fh и Fv — горизонтальная и вертикальная составляющие внешней нагрузки F на уровне подошвы фундамента.
 Формула (12.1) применима при условии tg6<sin<pi. Если это условие не выполняется, то следует производить расчет на сдвиг по подошве фундамента. Формулу (12.1) допускается применять и в случае различной вертикальной пригрузки с разных сторон фундамента при интенсивности большей из них менее 0,5/?. Если это условие не соблюдается, то расчет несущей способности производится графо-аналитически.
 Пример 12.1. Определить вертикальную составляющую предельного сопротивления Nu на глубинный сдвиг фундамента шириной 6 = 1,6 м, длиной /=2,8 м, глубиной заложения cf=2 м в направлении меньшей стороны фундамента. К подошве фундамента приложена расчетная вертикальная составляющая Fv\ =* 250 кН и горизонтальная Fhi = 65 кН. Эксцентриситет приложения нагрузки вдоль ширины фундамента еь=0,1 м; наклон к вертикали tgo = =65/250=0,26; б «15°. Расчетные значения удельного веса грунтов основания yi=19 кН/m3, выше подошвы Yi=18 кН/м3; расчетные значения удельного сцепления Ci = ll кПа, угла внутреннего трения
 Ф1=20°.
 Решение. Определяем приведенные размеры фундамента ■*1,6—2-0,1 = 1,4 и /'=/=2,8 м, отношение его сторон т]=2,8/1,4= ■=2, коэффициенты, учитывающие влияние соотношения сторон, «1—0,25/2«0,9, |9=1+1,5/2» 1,8 и с=1 +0,3/2«1,2.
 Проверяем условие tg'6<sin<pi; 0,26<0,34 (sin 20°=0,34). При этих условиях формула (12.1) применима.
 По табл. 12 1 для <pi«*20° и 6=15° определяем коэффициенты JVv=0,82; А*=3,64 и Ne=7,26.
 Силу предельного равновесия Nu находим по формуле (12.1):
 Nu=* 1,42,8 (0,8-0,9-19-1,4 + 3,6-1,8.18-2 + 7,3-1,2-11) =
 = 1366,5 кН.
 В нормах рекомендуется угол внутреннего трения в медленно уплотняющихся водонасыщенных пылеватоглинистых грунтах (при степени влажности Sr0,85 и коэффициенте консолидации 1 • 107 см2/год) определять для нестабилизированного состояния с учетом давления в поровой воде из условия т= (а—w)tg<Pi+£i. Для ленточных фундаментов вертикальную составляющую предельного сопротивления основания nu, кН/м, в нормах разрешается вычислять без учета угла внутреннего тре¬

ния фь если основание сложено указанными грунтами, которые залегают под подошвой до глубины не менее 0,75 ширины фундамента и в сжимаемой толще основания нет дренирующих прослоек и устройств:
 Лц = Ъ' [q + (1 + я — а + cos a) ci ], 	(12.4)
 где q— пригрузка со стороны фундамента, в направлении которой действует горизонтальная составляющая нагрузки; оt — угол наклона равнодействующей внешней нагрузки к вертикали, рад, определяемый по формуле а=агс sin \fh/0> °i)] (здесь /л — горизонтальная составляющая расчетной нагрузки на 1 м длины фундамента, определяемая с учетем активного давления грунта, кН/м).
 Формулу (12.4) допускается использовать при выполнении условия fhb'Ci.
 9 57. УСТОЙЧИВОСТЬ ФУНДАМЕНТОВ И СООРУЖЕНИЙ НА СДВИГ ПО ПОДОШВЕ И НА ОПРОКИДЫВАНИЕ
 Проверка фундаментов (сооружений) на сдвиг по подошве и на опрокидывание производится от действия на них горизонтальных нагрузок.
 Первоначальные размеры и давление по подошве при наличии вертикальных нагрузок определяются как для внецентренно нагружаемых фундаментов и уточняются расчетами на устойчивость.
 Плоский сдвиг происходит при перемещении фундамента или сооружения по поверхности основания при отсутствии областей пластических деформаций грунта под всей или под частью площади их подошвы. Плоский сдвиг возникает в тех случаях, когда силы трения грунта по контакту подошвы фундамента с грунтом меньше действующих горизонтальных сил.
 При проверке на устойчивость должно быть выполнено условие
 2/*s.a (YcSFs.rJ/Yn» 	(12.5)
 где 2Fa.a и 2Fe,r —суммы проекций на плоскость скольжения расчетных сдвигающих и удерживающих сил (определяются с учетом активного и пассивного давления грунта на боковые поверхности фундамента).
 Расчетные сдвигающие и удерживающие силы, входящие в формулу (12.5):
 *Fs,a = Qi+Ea;
 / + «*!+Яр,
 где Qi — составляющая расчетных нагрузок на фундамент, параллельная плоскости сдвига, кН; £„ и Ёр—составляющие равнодей¬
 267

ствующих активного и пассивного давления грунта на боковые грани фундаментов параллельные плоскости сдвига, кН; Ni — сумма расчетных нагрузок, нормальная плоскости сдвига, кН; U — сила гидростатического противодавления подземных вод выше подошвы фундамента, кН; b и / — ширина и длина фундамента, м; Ci —расчетное удельное сцепление грунта, кПа; f—коэффициент трения бетона или каменной кладки о грунт.
 Для бетона с шероховатой подошвой коэффициент /=tg<pi. Для сравнительно гладкой поверхности в зависимости от вида грунта или подготовки значения f следующие:
 Бетон или кладка из камней 	0,7
 Песок маловлажный 	0,55
 » влажный 	 0,45
 Супесь при /ь<0,25 	0,5
 » 	» 	1ь> 0,25 	. 	0,25
 Суглинок при /l<0,25 	 • 	0,45
 » 	» 	/г>0,25 	0,25
 Глина при /ь<0,25 	0,3
 » 	» 	1ь>0,25 	0,2
 Если на небольшой глубине от подошвы залегает слой слабого грунта, то дополнительно следует проверить возможность скольжения сооружения по этому грунту. Проверка производится по формуле (12.5), в которой коэффициент трения заменяется расчетным коэффициентом внутреннего трения грунта (/=tgcpi) и добавляется расчетное сцепление грунта.
 Вертикальное давление от расчетных нагрузок р на этот слой и площадь Л, по которой оно передается, определяется так же, как и при проверке прочности подстилающего слоя.
 Проэерка на сдвиг производится для различных этапов возведения и эксплуатации сооружений. Пассивным давлением грунта в этих расчетах для промышленных и гражданских сооружений обычно пренебрегают, что идет в запас прочности. Если требования проверки сооружения на сдвиг не удовлетворяются, то можно увеличить сопротивления сдвигу, устроив в сооружении зуб, что позволит учесть силы сцепления глинистых грунтов, или отсыпать в основании сооружения гравийную или песчаную подушку, значительно повышающую коэффициент трения. В последнем случае должна быть проверена устойчивость сооружения вместе с подушкой по естественному грунту
 Как показывает практика, плоский сдвиг наблюдает-
 268

Рис. 12.5. К расчету фундаментов лри действии вертикальных и горизонтальных сил
 ся на малосжимаемых прочных грунтах и в тех случаях, когда горизонтальные нагрузки значительно превышают вертикальные (подпорные стенки). В остальных случаях преобладает сдвиг внутри массива грунта — глубинный сдвиг.
 Проверка на опрокидывание производится относительно оси, проходящей через наружную грань подошвы фундамента. Проверка является формальной, так как опрокидывание фундамента или сооружения возможно только при возведении их на жестком (скальном) основании. На сжимаемом основании возникает крен фундамента, и точка вращения перемещается к центру его подошвы. Поэтому должно соблюдаться условие, чтобы момент устойчивости Ms,г был больше опрокидывающего момента Ms,а- Это требование применительно к условию (2.2) в соответствии с рис. 12.5 запишется следующим образом:
 Щл *i < (VYn) (ь/2 =*= Уд + °i ь'2> 	(12-6>
 здесь T\,i и Niti — значения расчетных горизонтальных и вертикальных сил, кН; zi — расстояние от подошвы фундамента до точки приложения горизонтальных сил, м; Ь — ширина подошвы фундамента,
 269

м; yi — расстояние от оси фундамента до точки приложения вертикальных сил, м; Gi — собственный вес фундамента, кН.
 Пример 12.2. Проверить устойчивость ограждающей бетонной армированной стены при действии вертикальной силы Ni =* = 420 кН/м и горизонтальной 7*1,1=100 кН/м. Основные размеры стенки указаны на рис. 12.5. На стенку дополнительно действует горизонтальная сила Тг,2 от пригрузки на поверхности q— 10 кН/м2 и засыпки грунта (yi = 18 кН/м8, <pi = 16°). В основании стенки залегает влажный песок средней крупности с коэффициентом трения f=0,45.
 Решение.
 1. 	Проверка на сдвиг. Вычисляем нагрузки, действующие на стенку.
 Горизонтальная сила Тгд от засыпки и пригрузки q определяется по известной формуле механики грунтов
 TU2 = (qd + yx d2/2) ka = (10*2 + 18»22/2) tg2 (45° — 16°/2) =
 = 31,4 кН/м.
 Собственный вес фундамента при ус/=25 кН/м*
 Gl = (1,5-1,6 + 0,5-2,1)25 = 86,3 кН/м.
 Вес грунта на обрезах
 Qj = 18* 1,5*0,25 = 6,8 кН/м.
 Вычисляем удерживающие и сдвигающие силы, действующие на стенку. Пассивным отпором грунта Ер с левой стороны стенки пренебрегаем в запас прочности.
 Удерживающая сила
 Fs.r = 	+ 	Qi 	+ Ог ) / = (420 + 6,8 + 86,3) 0,45 = 231 кН/м.
 Сдвигающая сила
 Fs,a = Т1Л + Г1.2 =100 + 31,4= 131,4 кН/м.
 Проверяем условие (12.5). Коэффициент условий работы для песков уа=*\, а коэффициент надежности для сооружения III класса Yn=l,l (см. § 55). Следовательно, 131,4 кН/м< 231-1,0/1,1 * *=210 кН/м. Условие устойчивости на сдвиг удовлетворяется.
 2. 	Проверка на опрокидывание. Положение горизонтальных сил относительно подошвы фундамента:
 для силы Ti.j 	Zi=d=2 	м
 » 	» Т 1,2 	22=(d+<7/Yi)/3=(2 	+ 10/18)/3=0,85 м.
 Удерживающий момент вертикальных сил относительно точки А подошвы фундамента
 Ms, = 420-1,85 + 86,3-1,05 + 6,8-1,98 = 881 кН-м.
 Опрокидывающий момент от горизонтальных сил MSta = 100-2 + 31,4*0,85 = 226,7 кН-м.
 Коэффициент устойчивости на опрокидывание
 by = M8J/M8'a = 881/226,7 = 3,9.
 270

§ 58. ПРИБЛИЖЕННЫЕ МЕТОДЫ РАСЧЕТА УСТОЙЧИВОСТИ ОСНОВАНИЙ
 Инженерные методы расчета устойчивости оснований совместно с фундаментами (сооружениями) рекомендуется применять в следующих случаях: основание неоднородно по глубине, сооружение расположено на откосе или вблизи откоса, пригрузка с разных сторон неодинакова, причем ббльшая из них превышает расчетное сопротивление грунтов R.
 Решения разработаны для плоской задачи с различными поверхностями скольжения (в виде ломаной по* верхности, дуги круга, квадратной или кубической параболы и т. д.), с соблюдением возможности статических и кинематических перемещений.
 Через точку или ребро подошвы фундамента, относительно которых произойдет потеря устойчивости, можно провести множество принятых поверхностей скольжения, поэтому путем ряда последовательных построений определяют поверхность, для которой создаются наихудшие условия устойчивости. Сопоставляя на кривых скольжения величины действующих усилий от внешних нагрузок, стремящихся нарушить устойчивость грунтов основания, с величинами сопротивлений грунта, препятствующих смещению, определяют условия устойчивости основания и сооружения в целом.
 Отношение между сдвигающими и удерживающими силами характеризует коэффициент устойчивости основания при заданных размерах сооружения и нагрузках.
 Определение устойчивости основания по заданным поверхностям скольжения выполняется графо-аналитически.
 Наиболее простой метод оценки устойчивости основания по круглоцилиндрическим поверхностям скольжения предложен М. М. Гришиным. В этом методе принято, что сооружение совместно с частями основания и засыпкой, ограниченными круговой ловерхностью, представляет собой твердое тело. Вся эта система в условиях предельного равновесия скоЛьзит по кривой круга с центром вращения в точке 0 и радиусом R (рис. 12.6). Решение сводится к нахождению точки 0 и радиуса дугЬ окружности R, относительно которых потеря устойчивости наиболее вероятна. Точка А, через которую проходит дуга круга R, может находиться на ребре основания
 271

Рис. 12.6. Кривые поверхностей скольжения в основании сооружений
 а — поверхность, проходящая через ребро фундамента; б — то же через точку, лежащую под подошвой фундамента
 Рис. 12.7. К расчету устойчивости основания с круглоцилиндрическими поверхностями скольжения
 сооружения или где-либо под его подошвой. Последнее наблюдается в тех случаях, когда равнодействующая всех сил проходит в середине подошвы фундамента или ближе к краю, где происходит выпирание грунта. Сдвигающими силами здесь будут составляющие равнодействующей от веса сооружения и грунта в пределах круглоцилиндрической поверхности и внешней нагрузки, приложенные к сдвигающему массиву по цилиндрической поверхности, а удерживающими—силы трения и сцепле*
 272

ние грунта, действующие по цилиндрической поверхности.
 Для расчета определяют равнодействующую всех расчетных вертикальных Fv и горизонтальных Fh сил на уровне поверхности грунта. Нагрузка от заглубленной части сооружения условно разбивается на две составляющие: первая равна нагрузке от грунта в объеме, занимаемом фундаментом, yico (эта часть учитывается в весе сегмента грунта); вторая—разнице между полной нагрузкой от фундамента и первой составляющей (эта часть учитывается в вертикально равнодействующей силе).
 Силы Fv и Fh переносятся по линиям их действия до встречи с дугой сегмента и там раскладываются на нормальную и касательную составляющие к этой дуге (рис. 12.7):
 N1 = Fv cos Р и 7\ = Fv sin Р;
 N2 = Fn sin а и T2 = Fh cos a.
 Нагруака от сегмента грунта на линии поверхности сегмента проектируется только в нормальную силу:
 (CCJI
 — sin a cos a) /??.
 Вес грунтов и частей сооружения, находящихся ниже уровня подземных вод, необходимо принимать с учетом взвешивающего действия воды.
 Все касательные силы 7\ приложенные к кривой скольжения, будут стремиться сдвинуть выделенный сегмент грунта, а силы трения, равные нормальным силам, умноженным на коэффициент трения (2 tg<jpi), и сцепление, умноженное на длину дуги L(C\L=2aRc\), будут его удерживать.
 Рассматривая относительно точки 0 момент сил удерживающих и момент сил сдвигающих, получим коэффициент устойчивости для всей системы:
 tg q>! 2N. R + 2aRc{ R tg % 2N. + 2ac% R k= WiR = Wi 	'
 Приведенная формула выражает условие устойчивости сооружения при скольжении грунта по одной поверхности.
 Для нахождения точки, относительно которой коэффициент устойчивости всей системы будет наименьшим, следует провести ряд аналогичных построений. В этих построениях первую точку Oi назначают произвольно и определяют относительно ее коэффициент устойчивости fti
 18—585
 273

(рис. 12.8). Затем на вертикали I—/, проходящей через точку 01, последовательно находят относительно точек 02. 0з, 04 коэффициенты устойчивости k2, k3, /г4 и с помощью графического построения находят минимальный коэффициент устойчивости /si_i для точек, лежащих на вертикали I—/. Аналогично находят для вертикалей II— II и III—III минимальные коэффициенты устойчивости ku-n, &Ш-Ш. Наконец, графическим построением находят наименьший коэффициент устойчивости kmtn-
 Приведенные выше формулы дают предельные значения давлений на основание, при которых оно теряет несущую способность. Для обеспечения устойчивости системы «основание—сооружение» нагрузки от сооружения на основание должны быть уменьшены.
 Расчет по круглоцилиндрической поверхности скольжения позволяет оценить устойчивость оснований с не* однородным залеганием пластов грунта как по глубине, так и по простиранию. Для этого сегмент, ограничивающий поверхность скольжения, делят вертикальными сечениями на отдельные отсеки, ширину которых устанавливают применительно к напластованию грунтов. Вес каждого отсека и нагрузки на него Gi,i прикладывают в центре
 274

его тяжести и переносят по линии действия до пересечения с поверхностью скольжения. На этой поверхности силу Gi'i раскладывают на нормальную Ni,t и касательную TiJk поверхности дуги.
 Для всей системы удерживающими будут силы трения lliVi,; tg 	а сдвигающими — силы Z7i,/. Да¬
 лее расчет ведется по рассмотренной выше схеме.
 Расчеты оснований по устойчивости производятся по формулам, в которые введены коэффициенты надежности (Vf. Vm. v«> Vn. Yc). которые обеспечивают надежность проектируемой конструкции. Поэтому в нагрузки, которые ухудшают условия устойчивости системы «основание—фундамент», следует вводить коэффициенты, увеличивающие вероятную потерю устойчивости, а в нагрузки, увеличивающие условия устойчивости системы, — коэффициенты, уменьшающие эту устойчивость.
 Глава 13. ОСОБЕННОСТИ ПРОЕКТИРОВАНИЯ ФУНДАМЕНТОВ НА СТРУКТУРНО НЕУСТОЙЧИВЫХ ГРУНТАХ
 § 59. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
 К структурно неустойчивым относятся грунты, прочность которых зависит от удельного сцепления между минеральными частицами (структурные связи). Силы сцепления колеблются в больших пределах — от ничтожных значений до десятков кПа.
 В природных условиях грунты находятся в устойчивом состоянии, но под влиянием дополнительных природных и антропогенных воздействий структурные связи нарушаются, происходят просадки грунтов, которые вызывают значительные неравномерные деформации возведенных на них сооружений. Поэтому в период строительства и эксплуатации сооружений следует применять все возможные средства для того, чтобы не нарушить структурные связи грунтов оснований.
 Механические свойства грунтов до нарушения структурных связей можно рассматривать как свойства квазноднородных тел и к ним, в известной мере, можно применять теорию линейно деформируемых тел. Если эти
 18*
 275

связи нарушены, свойства грунтов резко меняются и для их оценки нужно учитывать новые закономерности, присущие только рассматриваемой группе грунтов. Структурные связи грунтов могут быть кристаллизационными
 и ВОДБО-КОЛЛОИДНЫМИ.
 Кристаллизационные связи обуславливаются прочностью цементации минеральных частиц различными химическими элементами. Механическое разрушение грунтов с такими связями — хрупкое. Водно-коллоидные связи обуславливаются коллоидными и молекулярными связями между частицами глинистых грунтов, содержащих воду. В грунтах с водно-коллоидными связями происходит пластическое разрушение, которое протекает с различной скоростью в зависимости от водонасыщения грунта и скорости нагружения. Следует различать первичные водно-коллоидные связи, быстро восстанавливающиеся, и вторичные связи, для восстановления которых требуется длительное время.
 § 60. ФУНДАМЕНТЫ НА ГРУНТАХ С ВОДНО-КОЛЛОИДНЫМИ СВЯЗЯМИ
 К грунтам с водно-коллоидными связями относятся илы, заторфованные грунты и торфы (биогенные), озерно-ледниковые глинистые ленточные грунты.
 Илы — это водонасыщенные современные осадки водоемов, образовавшиеся в виде структурного осадка в стоячей воде при одновременном воздействии микробиологических процессов (см. § 14).
 Следует различать молодые и старые илы. У молодых илов влажность близка или превышает влажность на границе текучести Wl и коэффициент пористости для супесчаных илов е0,9, суглинистых е1,0, глинистых е1,1. Старые илы уплотнены дополнительными нагрузками от лежащих выше грунтов, имеют большую плотность; водно-коллоидные связи у них переходят в кристаллические.
 Илы могут быть пресноводными и морскими. В морских илах сконцентрировано больше солей, повышающих структурные связи, и их прочность выше по сравнению с пресноводными илами. Однако при нарушении этих Свяэей морские илы ведут себя так же, как и цресно-> водные.
 При строительстве илы прорезают фундаментами, за*
 276

меняют другими грунтами, устраивают песчаную насыпь, сохраняя структурную прочность илов. При строительстве сооружений на акватории для сохранения структуры илов на дно с какого-либо плавучего средства отсыпают песок, который в виде песчаного дождя медленно опускается на дно, не нарушая структуру илов, но уплотняя его. Вода, выдавливаемая из грунта, фильтруется через песок вверх. После уплотнения ила на песчаной подушке устраивают каменно-набросное гидротехническое сооружение.
 Другим приемом строительства на илах является их поверхностное уплотнение с использованием вертикальных и горизонтальных дрен.
 Торф — это порода органического происхождения, которая образовалась в результате накопления неполностью разложившихся растительных остатков в условиях избыточной влажности и затрудненного доступа воздуха.
 Если в процессе накопления растительных остатков к ним примешиваются минеральные частицы, то образуются заторфованные грунты. К заторфованным относятся песчаные грунты с содержанием органических остатков к общей массе от 3 до 50 % и глинистые грунты — от
 10 	до 50 %. При содержании органических остатков >50 % грунты относятся к торфам.
 Строительные свойства торфов и заторфованных грунтов зависят от степени их минерализации, содержания органических веществ и условий залегания. Такие грунты дают большие и неравномерные осадки, которые медленно затухают. При проектировании следует иметь в виду, что дополнительно деформации могут происходить в случае понижения уровня подземных вод за счет минерализации органических веществ.
 У торфа и заторфованных грунтов, находящихся все время под водой, сжимаемость грунта меньше и осадки развиваются медленнее в зависимости от скорости нагружения. Приняв соответствующую скорость нагружения, можно снизить конечную осадку.
 Возводить здания и сооружения на открытых торфах нельзя. Допустимо только строительство легких временных строений на плотах. Для обычных зданий и сооружений такие торфы следует прорезать фундаментами, произвести выторфовывание либо заменить грунтовыми или песчаными насыпями. Условия строительства на по¬
 277

гребенных торфах зависят от глубины их залегания, мощности слоев, характеристик сжимаемости и жесткости наземной конструкции. При сравнительно глубоком залегании торфа и торфянистых грунтов и при небольшой их мощности проектировать фундаменты можно так же, как на основании со слабым подстилающим слоем.
 Свойства заторфованных грунтов улучшаются при увеличении в них минеральных частиц.
 Следует иметь в виду, что подземные воды на площадках с наличием торфа, как правило, обладают агрессивностью.
 Ленточные озерно-ледниковые отложения формируются во время таяния ледников. Летом во время интенсивного таяния ледников в водных бассейнах откладываются переносимые талыми водами главным образом крупные частицы (песчаные, пылеватые), а в зимний период в спокойной воде откладываются глинистые частицы, богатые коллоидами. Поэтому ленточные ГЛййы состоят из тонких прослоек глин с песком и пылеватыми частицами.
 Вследствие слоистости эти грунты обладают резко выраженной анизотропией, прежде всего в их водопроницаемости. Коэффициент фильтрации по песчаным прослойкам на 3—4 порядка выше, чем по глинистым. При разрушении структуры глинистых прослоек (при их перемятии) коллоидные связи нарушаются, увеличивается количество свободной воды, возникает избыточное увлажнение и ленточные глины принимают текучее состояние. Поэтому основное требование, которое необходимо соблюдать в период производства работ, как и для всех структурно неустойчивых грунтов, это сохранение природного строения грунта. В Ленинграде многоэтажные дома с давлением на грунт 0,2—0,25 МПа нормально эксплуатируются десятки лет в результате принятых мер по сохранению структуры грунтов.
 Ленточные глины в вертикальном направлении почти водонепроницаемы, но хорошо пропускают воду по горизонтали. При разработке в этих грунтах сухие котлованы через некоторое время затопляются водой, поступающей по песчаным прослойкам из соседних водоемов, и разрушают структуру грунта. Для сохранения структуры грунтов выполняется опережающее водопонижение. В разрабатываемом котловане на дне по периметру (рис. 13.1) устраивают канавки, по которым отводят воду в колод-
 278

Рис. 13.1. Устройство котлованов в ленточных глинах с опережающим водопонижением
 77/////;////, WL
 1 	— шпунтовое ограждение;
 2 	— траншеи для отвода воды
 цы, откуда ее откачивают. Когда уровни воды в канавках понижаются, срезают слой грунта в середине котлована и углубляют канавки и т. д. Таким приемом разрабатывают грунт на 0,3—0,4 м выше отметки дна котлована, этот последний защитный слой снимается перед непосредственным устройством фундамента. Водозащиту можно осуществлять и с помощью иглофильтров, поддерживая все время уровень подземных вод на 0,5 м ниже дна выработки. Иод фундаментом устраивается подготовка из крупного песка или гравия толщиной 0,1—0,15 м. Трамбовать подготовку, дно котлована и сбрасывать в него элементы конструкций совершенно недопустимо.
 При строительстве на ленточных глинах следует принимать меры, направленные на снижение влияния деформации основания на здание или сооружение.
 Отметим, что ленточные глины являются весьма пучинистыми, причем пучение начинается с начала промерзания и протекает постоянно при понижении отрицательных температур по мере промерзания отдельных глинистых прослоек.
 61. ФУНДАМЕНТЫ НА ГРУНТАХ С КРИСТАЛЛИЗАЦИОННЫМИ СВЯЗЯМИ
 К грунтам с кристаллизационными связями можно отнести вечномерзлые грунты, просадочные лессы и лессовидные грунты, засоленные и набухающие грунты. Такие грунты в природном состоянии обладают высокой прочностью, но после разрушения кристаллизационных связей, при изменении температуры, влажности и других изменений превращаются в слабые, сильно сжимаемые грунты. Районы с вечномерзлыми грунтами занимают площадь чуть меньше половины территории нашей страны.
 279

Вечномерзлые грунты. Мерзлые грунты — это грунты, которые имеют отрицательную или нулевую температуру и у которых хотя бы часть воды находится в замерзшем состоянии и цементирует частицы. Мерзлые грунты являются четырехфазной системой. Четвертая фаза — это лед. Содержание льда в грунте оценивается относительной льдистостью i, равной отношению массы включений льда к массе всей воды в грунте, создающей влажность:
 * 	= (wc— WjJ/wq, 	(13.1)
 где Wc — суммарная влажность грунта; wa — количество незамерзшей воды.
 Лед в грунтах содержится в виде кристаллов, отдельных прослоек толщиной от нескольких миллиметров до десятков сантиметров и в виде линз мощностью несколько метров.
 Наличие в мерзлых грунтах льда придает им пластичность. Развитие пластических деформаций зависит от содержания в них льда (особенно прослоек) и от температуры. Мерзлые грунты обладают большой прочностью, которая повышается с понижением температуры и уменьшением льдистости. При оттаивании мерзлые грунты резко теряют прочность и при наличии в них включений льда переходят в текучее состояние.
 Вечномерзлые грунты залегают на некоторой глубине от дневной поверхности. Мощность их составляет от нескольких метров в южных районах до 800 м и более в северных (район Верхоянска).
 Между дневной и верхней поверхностью вечномерзлых грунтов залегают грунты, замерзающие зимой и оттаивающие летом, так называемый деятельный слой. Различают деятельный слой сливающийся, когда грунт промерзает до верхней границы слоя вечномерзлого грунта, и несливающийся, когда грунт не промерзает до указанной границы.
 По простиранию мерзлая толща может иметь сплошное распространение, иногда со сплошными талыми участками (в большинстве случаев под руслом и поймами больших рек) — таликами, или в виде отдельных островов в талых грунтах. Температура мерзлых грунтов с глубиной понижается до так называемой зоны нулевых температур (амплитуда колебания температур на этой глубине практически не улавливается). Температуру на этой глубине принимают за температуру мерзлой толщи
 280

Рис. 13.2. Изменение д среднегодовых темпеоа-
 0
 тур в толще вечномерз-
 лых грунтов 4nV
 1 — деятельный слой; 2 — 	-V*—
 С
 зона нулевых темпера- \ i
 тур U
 i
 (рис. 13.2). Ниже ее (до нижней поверхности мерзлой толщи) температура повышается до положительной.
 Существует ряд гипотез (вплоть до космических1), объясняющих происхождение и существование вечномерзлых грунтов, но все они сводятся к тому, что это произошло в ледниковый период в короткий срок (чему способствуют находки в мерзлых грунтах сохранившихся остатков древних животных).
 Мерзлая толща грунтов весьма чувствительна к изменению существующего режима, особенно в результате деятельности человека. Используя зависимость режима мерзлых грунтов от внешних воздействий, можно с помощью различных мероприятий управлять и направленно изменять режим мерзлой толщи в нужном направлении.
 Особенности, которые необходимо учитывать при строительстве в районах вечномерзлых грунтов, следующие:
 изменение верхнего положения поверхности и режима вечномерзлой толщи грунтов;
 морозное пучение грунтов;
 образование грунтовых и речных наледей;
 возможность проведения земляных работ в течение всего года.
 Изменение верхнего положения поверхности и режима вечномерзлых грунтов зависит от изменения услбвий, ко¬
 1 	По гипотезе украинского ученого В. В. Полищука, Земля в свое время столкнулась с каким-то небесным телом большой массы, что привело к смещению земной оси, гибели Атлантиды, глобальному наводнению и похолоданию в северных районах.
 281

торые происходят на дневной поверхности и в толще самих мерзлых грунтов.
 Если в результате выполнения всех работ поступление Тепла в грунт уменьшается, то верхняя граница мерзлых грунтов повышается, а температура понижается. Например, под холодными неотапливаемыми зданиями температура на поверхности грунтов за счет отсутствия прямой инсоляции ниже, чем на открытой территории. Поэтому верхняя граница мерзлых грунтов под такими зданиями выше, а температура ниже (рис. 13.3,а). Если поступление тепла в грунт увеличивается, то верхняя граница мерзлых грунтов опускается, прочность оттаявших мерзлых грунтов снижается, а при наличии в них ледяных включений они становятся непригодными для строительства. Под теплыми зданиями образуется так называемая чаша оттаивания (рис. 13.3,6). Возможность строительства при таких условиях требует особого обоснования.
 Опускание верхней границы мерзлых грунтов происходит главным образом в связи с хозяйственной деятельностью человека. Это начинается с освоения промышленной площадки и окружающей территории: нарушается растительный, моховой тундровый покров от неорганизованного движения машин, прокладки коммуникаций, подвозки и складирования строительных изделий и материалов, от производства земляных работ и т. д.
 Оттаивание мерзлых грунтов может происходить в периоды и строительства, и эксплуатации объекта.
 .Морозное пучение грунтов деятельного слоя наблюдается в основном в южных районах распространения вечномерзлых грунтов. В этих районах преобладают пылеватые, сильно пучинистые грунты, и одновременно с началом их промерзания начинает развиваться сила пучения.
 В конструкциях, заглубленных только в деятельный слой, силы морозного пучения действуют как по боковой поверхности конструкции, так и по ее подошве (рис. 13.4,а). В конструкциях, нижняя часть которых заглублена в толщу вечномерзлых грунтов, силы пучения действуют тблько по боковой поверхности (рис. 13.4,6). Интенсивность сил пучения и размеры выпучивания конструкции зависят от скорости промерзания, глубины промерзания и влажности грунтов. Силы пучения велики, они часто превышают вертикальные нагрузки и подними*
 282

Рис. 13.3. Изменение верхней границы вечномерзлого грунта в зависимости от температуры внутри здания
 а — при отрицательной температуре в зимнее время; б — при положительной температуре в зимнее время; 1 — деятельный слой;
 2 	— вечномерзлый грунт
 Рис. 13.4. Силы морозного пучения, действующие на фундамент
 а — подошва фундамента, расположенная в деятельном слое; б — то же, в вечномерзлом грунте; 1 — деятельный слой; 2 — талый грунт; 3 — вечномерзлый грунт
 ют фундаменты. Подъем фундаментов бывает неравномерным, что Вызывает деформации сооружения. Пучение может начаться уже в период строительства, ifftfaa фундаменты еще не загружены полностью и подъем конструкции будет больше.
 283

Для предохранения конструкции от выпучивания используют различные решения. Общепринятым решением является вмораживание конструкции в вечномерзлый грунт. У конструкций, заложенных в пределах деятельного слоя, наблюдается остаточное выпучивание. Поднятая вверх во время промерзания конструкция не возвращается на прежнее место, так как грунт заполняет образовавшуюся пустоту. За несколько циклов замерзания-оттаивания остаточное выпучивание увеличивается и в итоге конструкция может потерять устойчивость. Такая потеря устойчивости наблюдается у опор линий связи, местных электропередач и пр.
 Образование грунтовых и речных наледей происходит обычно в южных районах вечной мерзлоты. Они возникают в тех местах, где промерзающим грунтом или в результате роста толщины льда перекрыто движение надмерзлотных или речных вод.
 Грунтовые наледи образуются там, где промерзание грунтов и смыкание их с вечномерзлыми грунтами происходит раньше, чем на других участках; образовавшаяся преграда закрывает свободное течение надмерзлотных вод, в них создается избыточное давление, под воздействием которого вода прорывает грунт, изливается на поверхность и замерзает. Известны случаи, когда вода прорывалась в жилые дома и там замерзала.
 Механизм образования речных наледей примерно такой же. В тех местах, где река промерзает до дна раньше, чем на других участках, образуется преграда для движения воды (обычно на плесах). Под воздействием гидростатического давления вода разрушает лед и вместе с ним с большой скоростью движется по замерзшему руслу, повреждая и даже разрушая мосты и гидротехнические сооружения.
 При строительстве в районах распространения вечномерзлых фунтов следует учитывать следующую основную закономерность: режим и положение поверхности вечномерзлых грунтов не остаются постоянными, а зависят от внешних воздействий и находятся с ними в динамическом равновесии. Используя эту закономерность, можно направленно воздействовать на верхнее полбжение мерзлых грунтов и на мощность деятельного слоя; можно менять температуру, а следовательно, и прочность мерзлых грунтов, превращая их из пластичномерзлых в твердомерзлые, и наоборот.
 284

Строительство в районах распространения вечномерзлых грунтов ведется по двум принципам с учетом приведенной закономерности:
 принцип I — сохранение мерзлого состояния грунтов в процессе строительства и эксплуатации здания или сооружения;
 принцип II — использование мерзлых грунтов в оттаявшем состоянии, причем оттаивание выполняется перед началом строительства или в период строительства и эксплуатации сооружения.
 При строительстве по I принципу холодных зданий и сооружений не требуется проводить искусственных мероприятий по сохранению мерзлого состояния грунтов, поскольку верхняя граница мерзлых грунтов под ними поднимается, а температура понижается (см. рис. 13.3, а). При строительстве отапливаемых зданий и сооружений предусматривают различные устройства для защиты грунта от проникания в него тепла. Наибольшее распространение получило устройство холодных подполий, в крторых поддерживается отрицательная температура регулируемыми продухами, или холодных первых этажей.
 Строительство по II принципу предполагается вести на предварительно искусственно оттаянных мерзлых грунтах до глубины предполагаемого оттаивания грунта при эксплуатации сооружения или на грунтах, постепенно оттаивающих в процессе строительства и эксплуатации сооружений. Предпостроечное оттаивание рекомендуется осуществлять поверхностным или глубинным электрообогревом. В последнем случае глубинное оборудование потом можно использовать для искусственного улучшения грунтов. Этот способ можно использовать при обеспечении строительства необходимой электроэнергией, видимо на существующих объектах. Строительство зданий и сооружений по II принципу следует выполнять с осуществлением мероприятий, уменьшающих влияние просадок грунтов основания на деформации сооружений. Проектирование оснований и фундаментов, как и в обычных условиях, ведут по двум группам предельных состояний.
 Расчет оснований производится: при строительстве по I принципу — по несущей способности для твердомерзлцх грунтов, по несущей способности и деформациям для пластичцомерзлых грунтов и сильнольдистых грунтов;
 285.

при строительстве по II принципу — по деформациям во всех случаях.
 Основания рассчитываются по тем же формулам, что и для талых грунтов: по несущей способности — по формуле (2.2), по деформациям — по формуле (2.1).
 Несущая способность и ожидаемая осадка грунтов основания зависят от многих условий, учитываемых в расчетных формулах с различными непостоянными коэффициентами, которые, в свою очередь, зависят от изменения каждого рассматриваемого воздействия.
 Наиболее рациональным фундаментом для мерзлых грунтов является конструкция, которая имеет в пределах деятельного слоя небольшую боковую поверхность для уменьшения действующих по ней суммарных сил выпучивания и развитую поверхность в пределах мерзлой толщи для увеличения смерзания конструкции с грунтом и увеличения удерживающей силы.
 Основным типом фундаментов являются железобетонные свайные фундаменты, сваи-оболочки, сваи-столбы, погружаемые в предварительно пробуренные в грунте скважины, с оттаиванием грунта, забивные с лидером и пр.
 Лессы и лессовидные грунты. Лессы — это однородные грунты с большим содержанием пылеватых частиц от 60—90%, малым содержанием глинистых частиц до 10% и почти с полным отсутствием песчаных частиц. Лессы обладают высокой пористостью (е=0,84-1,1), малой влажностью, малым удельным весом 7=11-5-14 кН/ /м*, высокой карбонатностью (CaS04 до 15%), наличием карбонатных включений «белоглазок», имеют светлые тона окраски. Число пластичности у лёссов /„=0,1 -s-0,15. В естественном состоянии лессы обладают большой прочностью, могут держать вертикальный откос, но при замачивании теряют прочность и дают большие просадки. Лессы подразделяются на просадочные при природном давлении и проявляющие просадочность при дополнительном нагружении.
 Лессовидные грунты обычно неоднородны '(с включениями крупнообломочных материалов, песчаными линзами), часто влажные, непросадочны или проявляют незначительную просадочность при дополнительных нагрузках. Они неоднородны по содержанию водно-растворимых солей, легко размываются, плохо отдают воду.
 К просадочным относятся глинистые грунты, которые
 286

под действием внешней нагрузки или собственного веса при замачивании водой дают дополнительную осадку (просадку). Возможность проявления просадочных свойств грунтов предварительно оценивается степенью, их влажности S, и показателем просадочности П, который определяется по формуле
 П =(eL-e)f(l+e), 	(13.2)
 где е — коэффициент пористости природного грунта; сь— коэффициент пористости, соответствующий влажности на границе текучести: еь=а>ьуе/уа (здесь wL—предел текучести; у, н у» — удельный вес частиц грунта и воды).
 По предварительной оценке к просадочным относятся грунты со степенью влажности Sr<0,8 и при показателе просадочности: меньшем 0,1 при числе пластичности грунта 0,01 <h<0,l] меньшем 0,17 при 0,1 </х.<0,14; меньшем 0,24 при 0,14</i<0,22.
 Основными характеристиками просадочности являются: относительная просадочность е«/, начальное просадочное давление psi и начальная просадочная влажность Wsl.
 Относительная просадочность ((относительное сжатие грунта при заданных давлениях и степени повышения влажности)
 ®sl = (Лр - hat,p)/hg, 	(13.3)
 где hp — высота образца грунта природной влажности, обжатого без возможности бокового расширения давлением р, равным давлению от собственного веса грунта и нагрузки от фундамента или только от веса грунта в зависимости от вида рассчитываемы! деформаций; hmj, — то же, после замачивания образца до полного водонасыщения; А*— высота образца грунта природной влажности, обжатого без возможности бокового расширения давлением, равным давлению от собственного веса на рассматриваемой глубине.
 Повышение влажности просадочных грунтов может происходить за счет замачивания грунтов сверху из внешних источников и снизу при подъеме уровня подземных вод, а также в результате постепенного накопления влаги в грунте вследствие инфильтрации поверхностных вод и экранирования поверхности.
 При значениях относительной просадочности Bsi< <0,01 грунты относятся к непросадочным, а при es/ 0,01— к просадочным. Просадочные, в свою очередь, при действующих давлениях />«0,2-4-0,3 МПа подразделяются на слабопросадочные при es<=0,01+0,03; среднепросадочные при е*»=0,03-*-0,07; сильнопросадочные
 Ш

при esi<0,07. Лессовые грунты с естественной влажностью выше границы раскатывания обычно просадочных Свойств не проявляют.
 Размеры просадки в первую очередь зависят от давления на замоченный грунт. При небольших давлениях просадки могут и не произойти. В процессе проектирования важно знать, при каком давлении начинается просадка — начальное просадочное давление psi.
 Начальное просадочное давление—это минимальное давление от внешней нагрузки или от собственного веса, при котором проявляются просадочные свойства в условиях полного водонасыщения (соответствует es/= '=0,01). В общем случае развитие просадки грунтовой толщи зависит от многих причин. Поэтому строительные площадки в зависимости от возможных проявлений просадки подразделяются на два типа:
 I 	тип — грунтовые условия, в которых просадка грунтов от внешней нагрузки возможна, а просадка от собственного веса отсутствует или не первышает 5 см;
 II 	тин — грунтовые условия, в которых помимо просадки грунтов от внешней нагрузки возможна их просадка от собственного веса и размер ее превышает 5 см.
 Полная просадка толщи просадочных грунтов основания определяется по формуле
 П
 sl = 	®sl,i 	ksi i , 	(13.4)
 (=\
 где е«м—относительная просадочность /-го слоя грунта; hi— толщина /-го слоя; k8i,i — коэффициент, зависящий от ширины подошвы фундамента:
 1три 6>12 м kai,i=l для всех слоев грунта в пределах зоны просадки;
 при Мм k8i,i вычисляется по формуле
 kgij = 0,5+1,5 (р - p8i,i)/p0> 	(13.5)
 здесь р — срелнее давление под подошвой фундамента, кПа; р8и — начальное просадочное давление грунта /-го слоя, кПа (при йспытаниях в компрессионном приборе соответствует давлению, при котором е«/=0,01); Ро — давление, равное 100 кПа;
 при 3 м<6<12 м ksiti определяется по интерполяции между его значениями, полученными при 6=3 м и 6 = 12 м.
 Суммирование по формуле (13.4) производится в пределах 	зоны 	просадки, размеры 	которой 	определяются
 в соответствии с указаниями, 	изложенными 	в 	СНиП
 2.02:01-83.
 288

При проектировании на просадрчных грунтах необходимо соблюдать требования второго предельного состояния.
 Для уменьшения влияния просадки грунтов на деформации зданий и сооружений разработаны различные мероприятия: водозащитные, преобразование свойств грунтов, конструктивные.
 Водозащитные мероприятия включают в себя: компоновку генерального плана, обеспечивающую быстрый отвод поверхностных вод; устройство при необходимости каналов и коллекторов для отвода воды; планировку территории подсыпкой из уплотненных грунтов; устройство широких водонепроницаемых отмосток; засыпку котлованов уплотненными грунтами. При этом необходимо избегать срезки грунтов и обнажения поверхности просадочных грунтов, а также размещения на территории с просадочными грунтами сооружений с большим потреблением и сбросом воды.
 Преобразование свойств грунтов включает уплотнение их тяжелыми трамбовками, замену всей или части просадочной толщи уплотненным грунтом или грунтовыми сваями, химическое закрепление грунтов, обжиг, предварительное замачивание.
 К конструктивным мероприятиям относятся: прорезка части или всей просадочной толщи фундаментами глубокого заложения; устройство фундаментов в вытрамбованных котлованах или фундаментов из забивных блоков; применение конструкций, уменьшающих чувствительность зданий и сооружений к неравномерным осадкам.
 Засоленные грунты. К засоленным относятся грунты, содержащие легкорастворимые (хлориды, сульфаты, карбонат натрия) и среднерастворимые соли (гипс, ангиДрит).
 Засоленность грунтов оценивается минимальным суммарным содержанием легко- и среднерастворимых солей в процентах от массы абсолютно сухого грунта. Засоленные грунты распространены в. районах с жарким и сухим климатом. Особенностью их является то, что при длительном замачивании они способны давать суффозиояную осадку sSf вследствие выщелачивания солей. Размеры суффозионной осадки зависят от генезису, условий залегания грунтов, их физических и механических характеристик, дисперсности, содержания и химического
 19-585
 .289

состава солей, химического состава фильтрующей жидкости, действующей нагрузки.
 Выщелачивание солей и обводнение грунтов приводвт к снижению их физико-механическнх свойств, а следовательно, и прочности. Кроме того, засоленные глины при замачивании набухают и ведут себя как набухающие грунты. В случае длительного замачивания и выщелачивания расчетное сопротивление R основания определяется по формуле (5.3) с использованием прочностных характеристик (фП и £п), полученных для водонасыщенного состояния после выщелачивания солей. При отсутствии замачивания и выщелачивания прочностные характеристики определяются для засоленных грунтов в водонасыщенном состоянии.
 Полная осадка основания определяется суммированием деформаций, вызванных уплотнением грунта, суффозиойной осадкой, набуханием или усадкой.
 Строительство на засоленных грунтах требует проведения водозащитных и других мероприятий, которые используются при строительстве на структурно неустойчивых и сильносжимаемых грунтах.
 Набухающие грунты. К набухающим относятся глинистые грунты, которые при увлажнении интенсивно впитывают воду и увеличиваются в объеме — набухают. В последующем, после понижения влажности, они дают усадку (процесс обратный набуханию). Надо отметить, что увеличение объема может происходить и у обычных глин, если они замачиваются химическими производственными отходами (например, растворами серной кислоты).
 Набухающие грунты содержат много глинистых частиц, имеют высокое значение влажности на границе текучести wL и числа пластичности /„, при этом природная влажность их больше влажности на границе раскатывания.
 При предварительной оценке к набухающим от замачивания водой относятся глинистые грунты, для которых значение определяемого по формуле (13.2) показателя Л> 0,3.
 В зависимости от величины относительного набухания (без нагрузки в компрессионном приборе) набухаюющие грунты подразделяются на слабонабухающие при 0,04<е**с0,08; средненабухающие при 0,08<е«о<0,12;снльнонабухающие при е,»>0,12.
 290

Относительное набухание определяется по формуле = (hsat — /Ац * 	(13.6)
 где h8at — высота образца после его набухания без возможности бокового расширения без нагрузки за счет замачивания до полного водонасыщения; Лп — исходная высота образца до его замачивания.
 Подъем основания при набухании грунта hsw вычисляется по зависимости
 я
 = 2 в*».1 	(13.7)
 где в*»,/ — относительное набухание грунта f-ro слоя, определяемое по формуле (13.6) (но при этом hn — высота образца природной влажности и плотности, обжатого без возможности бокового расширения давлением р, равным суммарному вертикальному напряжению на рассматриваемой глубине, a h»at — высота того же образца после замачивания до полного водонасыщения, обжатого в тех же условиях); hi— мощность i-го слоя грунта; ksv>tt — коэффициент, принимаемый в зависимости от суммарного вертикального напряжения на рассматриваемой глубине равным 0,6—0,8 (см. СНиП 2.02.01-83).
 Осадка грунта sSh в результате высыхания набухшего грунта определяется по формуле
 п
 5зЛ = 2 bsKihiksh, 	(13.8)
 i=l
 где Beh,i относительная линейная усадка /-го слоя грунта от действия природного и дополнительного давления при изменении влажности от наибольшего до наименьшего возможного значения; — коэффициент, принимаемый равным 1,3.
 Полные деформации набухающих грунтов определяются как, алгебраическая сумма деформаций при невыгодных сочетаниях различных воздействий.
 19*

Приложение I. ТАБЛИЦЫ ДЛЯ ОПРЕДЕЛЕНИЯ НАПРЯЖЕНИЙ В ТОЛЩЕ ГРУНТОВ ОСНОВАНИЯ
 Таблица 1.1. Значения коэффициентов а для определения напряжений под центром равномерно нагруженных фундаментов
 |=2г/6
 а для фундаментов
 круг¬
 лых
 прямоугольных При Г|
 1=//&
 ленточных при г\>Ю
 1
 1.4
 1.8 |
 2,4
 3,2
 5
 0
 1
 1
 1
 1
 1
 1
 1
 1
 0,4
 0,95
 0,96
 0,97
 0,98
 0,98
 0,98
 0,98
 0,98
 0,8
 0,76
 0,8
 0,85
 0,87
 0,88
 0,88
 0,88
 0,88
 1,2
 0,55
 0,61
 0,68
 0,72
 0,74
 0,75
 0,75
 0,76
 1,6
 0,39
 0,45
 0,53
 0,59
 0,61
 0,63
 0,64
 0,64
 2
 0,28
 0,34
 0,41
 0,46
 0,5
 0,53
 0,54
 0,55
 2,4
 0,21
 0,26
 0,32
 0,37
 0,42
 0,45
 0,47
 0,48
 2.8
 0,16
 0,2
 0,26
 0,3
 0,35
 0,38
 0,41
 0,42
 3,2
 0,13
 0,16
 0,21
 0,25
 0,29
 0,33
 0,36
 0,37
 3,6
 0,11
 0,13
 0,17
 0,21
 0,25
 0,28
 0,32
 0,34
 4
 0,09
 0,11
 0,14
 0,18
 0,21
 0,25
 0,28
 0,31
 4,4
 0,07
 0,09
 0,12
 0,15
 0,18
 0,22
 0,26
 0,28
 4,8
 0,06
 0,08
 0,1
 0,13
 0,16
 0,19
 0,23
 0,26
 5,2
 0,05
 0,07
 0,09
 0,11
 0,14
 0 17
 0,21
 0,24
 6
 0,04
 0,05
 0,07
 0,09
 0,11
 0,14
 0,17
 0,21
 6,8
 0,03
 0,04
 0,06
 0,07
 0,09
 0,11
 0,14
 0,18
 7,6
 0,02
 0,03
 0,04
 0,06
 0,07
 0,09
 0,12
 0,17
 8,4
 0,02
 0,03
 0,04
 0,05
 0,06
 0,08
 0,1
 0,15
 9,2
 0,02
 0,02
 0,03
 0,04
 0,05
 0,06
 0,09
 0,14
 10
 0,02
 0,02
 0,03
 0,03
 0,04
 0,06
 0,08
 0,13
 12
 0,01
 0,01
 0,02
 0,02
 0,03
 0,04
 0,06
 0,1
 Примечания: 1. Для промежуточных значений £ и т) коэффициенты а определяются линейной интерполяцией.
 2. 	Под подошвами прямоугольных фундаментов (рис. 1.1) коэффициенты принимаются: а) для точек, лежащих на центральной оси,
 Мо при отношениях |=2z[b (где z=£6/2) и v\l/bf величина принимается по табличным значениям; б) для точек Мс, лежащих под углами прямоугольника, при отношениях |с=z/b (гдег=6с6) и i\—l/b значение ас =*<х/4.
 292

Продолжение табл. 1.1
 3. 	Под подошвами круглых фундаментов значение ог« принимается при g=z/r (где г — радиус круга).
 4. 	Под подошвами фундаментов, имеющих форму правильного многоугольника, значение ак принимается, как для круглого, у которого г= VА[к (где А — площадь подошвы).
 Пример 1.1. Определить напряжение ог в точке Af0 под прямоугольной подошвой фундамента со сторонами 6=1 м и /=1,6 м, нагруженного равномерно при ро=0,2 МПа. Точка М0 лежит на центральной оси на расстоянии 2=1,2 м от подошвы фундамента (см. рис. 1.1).
 Решение. Для отношений 11 = 1,6:1 = 1,6 и 6 = 2* 1,2: 1=2,4 по табл. 1.1 интерполяцией находим а=0,35; по формуле (1.2) напряжение С7г=аро=0,35-0,2=0,07 МПа.
 Пример 1.2. Для фундамента, рассмотренного в примере 1.1, определить напряжение в тбчке Мс, находящейся на прямой, которая проходит через угол прямоугольного фундамента на расстоянии г—1,2 м от его подошвы (см. рис. 1.1).
 Решение. Для отношений т| = 1,6 и £ =1,2/1 = 1,2 по табл. 1.1 интерполяцией находим а=0,7 и ас=0,7/4=
 «=*0,18, по формуле (1.2) <J*=acp0=
 =0,18-0,2=0,036 МПа.
 Пример 1.3. Определить напряжение под центром круглого в плане фуйдамента D=4 м при равномерном давлении р0=0,15 МПа в точке Мк, находящейся на расстоянии 2=3,2 м ниже его подошвы (рис. 1.2).
 Решение. Для заданных величин вычисляем £=2-3,2/4 = 1,6, по табл.
 1.1 	находим ак = 0,39. Тогда сг* =
 =0,39-0,15=0,06 МПа.
 Пример 1.4. Определить напряжение в точке Мк под центром фундамента с подошвой в виде правильного шестиугольника. Точка Мк находится на расстоянии 2=3,6 м от подошвы. Сторона шестигранного фундамента Ь — 2 м, диаметр описанного круга D=4 м, равномерно распределенное давление по подошве р0=0,25 МПа.
 Решение. Площадь шестиугольного фундамента Лм и радиус круга, равновеликого этому фундаменту, г будут:
 Q 	о
 л„ = —г? 13 = —28-1,73= 10,38 м2;
 2 	2
 r= V 10,38/3,14=1,8 м.
 Рис. 1.2
 Для отношения =3,6/1,8=2 по табл. 1.1 ак=0,28, напряжение Ог=0,28 0,25=0,07 МПа.
 293

Таблица 1.2. Значения коэффициента ак Для определения напряжений в любой точке основания под круглым равномерно нагруженным фундаментом (по К. Е. Егорову)
 1=2/Г
 ак при гц=г/Д
 о
 0,2
 0,4
 0,6
 0,8
 1 * 1
 1 1*2
 1,4
 1.6 | 1,8 |
 2
 0
 1
 1
 1
 1
 1
 1—0*
 0
 0
 0
 0
 0
 0,2
 0,99
 0,99
 0,99
 0,97
 0,89
 0,47
 0,08
 0,02
 0,01
 0.00
 0,00
 0,4
 0,95
 0,94
 0,92
 0,86
 0,71
 0,44
 0,18
 0,06
 0,03
 0,01
 0,01
 0,6
 0,86
 0,85
 0,81
 0 73
 0,59
 0,4
 0,22
 0,11
 0,06
 0,03
 0,02
 0,8
 0,76
 0,74
 0,7
 0,62
 0,5
 0,37
 0,24
 0,14
 0,08
 0,05
 0,03
 1
 0,65
 0,63
 0,6
 0,52
 0,43
 0,33
 0,24
 0,16
 0,1
 0,06
 0,04
 1,4
 0,46
 0,45
 0,42
 0,38
 0,33
 0,27
 0,21
 0,16
 0,12
 0,09
 0,06
 1,8
 0,33
 0,33
 0,31
 0,28
 0,25
 0,22
 0,18
 0,15
 0,12
 0,09
 0,07
 2,2
 0,25
 0,24
 0,23
 0,22
 0,2
 0,18
 0,15
 0,13
 0.11
 0,09
 0,07
 2,6
 0,18
 0,18
 0,18
 0,17
 0,16
 0,14
 0,13
 0,1!
 0,1
 0,08
 0,07
 3
 0,15
 0,15
 0,14
 0,14
 0,13
 0,12
 0,11
 0,1
 0,09
 0,08
 0,06
 3,5
 0,12
 0,12
 0,11
 0,11
 0,1
 0,1
 0,09
 0,08
 0,08
 0,07
 0,06
 4
 0,08
 0,08
 0,08
 0,08
 0,07
 0,07
 0,07
 0,06
 0,06
 0,05
 0,05
 5
 0,06
 0,06
 0,06
 0,06
 0,05
 0,05
 0,05
 0,05
 0,05
 0,04
 0,04
 6
 0,04
 0,04
 0,04
 0,04
 0,04
 0,04
 0,04
 0,04
 0,03
 0,03
 0,03
 * 	Граница между загруженной и свободной поверхностью является особой точкой. Если определять напряжение в пределах загруженной поверхности, то следует принимать ак=1; если в пределах свободной поверхности, то а*=0.
 Примечание. Таблица позволяет определять напряжение в любой точке основания равномерно загруженного кольцевого фундамента. Коэффициент рассеивания ак в этом случае определяется как разность таблйнплх коэффициентов для двух соответствующих круглых фундаментов.
 Пример 1.5. Определить напряжение в точке AfKi, находящейся на расстоянии Zi = l,8 м ниже круглой подошвы фундамента радиусом Ri = \ м и отстоящей от центральной оси на расстоянии п = 2 м; давление по подошве р0=О,15 МПа (рис. 1.3).
 Решение. Для отношений т]к=2/1=2 и |= 1,8/1 = 1,8 по табл«
 1.2 	находим ак = 0,07. По формуле (12) <rz = акро = 0,07 • 0,15 « *«0,01 МПа.
 Пример 1.6. Определить напряжение в точке Мк2, находящейся на расстоянии z2 = l,8 м ниже круглой подоШвы фундамента радиусом 2=3 м и отстоящей от центральной оси на расстоянии г2= 2 м. Давление по подоШве фундамента равномерно распределённое: р0=0,15 МПа.
 Решение. Отношение г|1(=2/3=0,7 и |=1,8/3=0,6. Интерполяцией между значениями г\к, равными 0,6 и 0,8, находим по табл.
 1.2 	для я=0,7 значение ак=0,66. По формуле (1.2) oz=акр0= «0,66 0,15=0,1 МПа.
 Пример 1.7. Определить напряжение в точке Afк, находящейся на расстоянии 2=1,8 м ниже кольцевой подошвы фундамента
 294

с внутренним радиусом Ri=\ м и наружным R2 =3 м. Точка Мн отстоит от центра кольца на расстоянии г=2 м, давление по подошве фундамента р0—0,15 МПа (рис. 1.4).
 Решение. Воспользуемся данными, полученными в двух предыдущих примёрах, и найдем напряжение как разность меЖАу' напряжениями под фундаментом радиусом R2=3 м и Я|=1 м. Оно будет: а*=0,1— 0,01=0,09 МПа.
 Таблица 1.3. Значения коэффициента ап для определения напряжений в основании ленточного фундамента, нагруженного равномерно распределенной нагрузкой (по В. Г. Короткину)
 2/Ь
 ад при ylb
 0
 0,25
 0,5
 1 1
 1.5
 2
 0
 1
 1
 1—0*
 0
 0
 0
 0,25
 0,96
 0,9
 0.5
 0,02
 0
 0
 0,5
 0,82
 0,74
 0,48
 0,08
 0,02
 0
 0,75
 0,67
 0,61
 0,45
 0Д5
 0,04
 0,02
 1
 0,55
 0,51
 0,41
 0,19
 0,07
 0,03
 1,25
 0,46
 0,44
 0,37
 0,2
 0,1
 0Д>4
 1,5
 0,4
 0,38
 0,33
 0,21
 0,11
 0,06
 1,75
 0,35
 0,34
 0,3
 0,21
 0,13
 0,07
 2
 0,31
 0,31
 0,28
 0,2
 0,14
 0,08
 3
 0,2i
 0,21
 0,2
 0,17
 0,13
 0,1
 4
 0,16
 0,16
 0,15
 0,14
 0,12
 0,1
 5
 0,13
 0,13
 0,12
 0,12
 0,11
 0,09
 6
 0,11
 0,1
 0,1
 0.1
 0,1
 —
 * См. сноску к табл. 1.2.
 295

Пример 1.8. Под ленточным фундаментом шириной 6 = 2 м с равномерным давлением по подошве ро—0,1 МПа определить напряжения и построить эпюру Oz для горизонтали, расположенной на расстоянии 2=26=4 м от подошвы (рис. 1.5).
 [ШШХПШШШ
 Рис. 1.5
 —У
 Ре
 i
 I
 О j
 Z
 Рис. 1.6
 Решение. Для отношения z/6=4/2=2 находим по табл. 1.3 значения коэффициентов ап, а по ним находим йапряжения на от-
 мётке 4 м:
 У у м 0
 0
 у/ь
 0
 0
 «п ■ • •
 0,31
 0
 сг, МПа
 0,031
 0
 .5
 1
 2
 3
 4
 25
 0,5
 1
 1,5
 2
 31
 0,28
 0,2
 0,13
 0,08
 031
 0,028
 0,02
 0,013
 0
 Так как нагрузка симметрична относительно центральной оси, при отрицательных значениях у напряжения будут одинаковыми, а эпюра Oz будет симметричной (см. рис. 1.15,6).
 Пример 1.9. Определить напряжение в точке Мт с координатами у = 1,5 м и z = 2,25 м под подошвой ленточного фундамента с нагрузкой, изменяющейся по закону треугольника, Ро=0,2 МПа. Ширина фундамента 6 = 3 м (рис. 1.6).
 Решение. Для отношений 6=2,25/3=0,75 и /6=—1,5/3=—0,5 по табл. 1.4 находим ат=0,04; напряжение по формуле (1.2) а2 = =0,04*0,2=0,008 МПа.
 Пример 1.10. Под фундаментом, рассмотренным в примере 1.9, определить напряжение в точке Мт с координатами у= 1,5 м н 2= ==—2,25 м.
 Решение. Для отношений 6=0,75 и (//6=0,5 находим по табл. 1.4 значение ат=0,34; по формуле (1.2) напряжение аг=0,34*0,2» «0,07 МПа.
 Пример 1.11. Определить напряжение на глубине 21,6 м под центром тяжести свайного фундамента с условной подошвой в виДе равнобедренного треугольника со сторонами а =1,2 м и 6=2 м от давления рб=0,15 МПа (рис. 1.7).
 Решение. Для отношения катетов т]=1,2/2=0,6 и показателя 1=2-1,6/2=1,6 по табл. 1.5 значение коэффициента ар.т=0,1, а напряжение на отметке 2=1,6 м будет: 	а*,р=0,1 	-0,15=0,015 	МПа,
 или 15 кПа.
 296

Таблица 1.4. Значения коэффициента ат для определения напряжений в основании ленточного фундамента с нагрузкой, изменяющейся по закону треугольника (по Е. А. Цытовичу)
 §
 а
 т при yfb
 II
 и
 -1,5
 —1
 —0,5
 0
 0,25
 0,5
 0,75
 1
 1.5 |
 2
 2,5
 0
 0
 0
 0
 0
 0,25
 0,5
 0,75
 1—0*
 0
 0
 0
 0,25
 0
 0
 0
 0,08
 0,26
 0,48
 0,64
 0,42
 0,02
 0
 0
 0,5
 0
 0
 0,02
 0,13
 0,26
 0,41
 0,48
 0,35
 0,06
 0,02
 0
 0,75
 0,01
 0,02
 0,04
 0,15
 0,25
 0,34
 0,36
 0,29
 0,11
 0,02
 0,01
 1
 0,01
 0,03
 0,06
 0,16
 0,22
 0,28
 0,28
 0,24
 0,13
 0,04
 0,01
 1,5
 0,02
 0,05
 0,1
 0,14
 0,18
 0,2
 0,2
 0,18
 0,12
 0,06
 0,04
 2
 0,03
 0,06
 0,09
 0,13
 0,15
 0,16
 0,16
 0,15
 0,11
 0,07
 0,05
 3
 0,05
 0,06
 0,08
 0.1
 0,1
 0,1
 0,11
 0,1
 0,09
 0,07
 0,05
 4
 0,05
 0,06
 0,07
 0,08
 0,08
 0,09
 0,08
 0,08
 0,07
 0,06
 0,05
 5
 0,05
 0,05
 0,06
 0,06
 0,06
 0,06
 0,07
 0,06
 0,06
 0,05
 0,05
 6
 0,04
 0,04
 0,05
 0,05
 0,05
 0,05
 0,05
 0,05
 0,05
 0,05
 0,04
 * См. сноску к табл. 1.2.
 Таблица 1.5. Значения коэффициентов аР.т для определения напряжений под центром fяжecти фундамента с подошвой в виде равномерно нагруженного равнобедренного треугольника с катетами а и Ъ (по В. С. Рыбину)
 2ж
 ар т при |J=
 =а/Ь
 0,6
 1 0,8
 1
 | 1.2
 1 Ь4
 | 1.6
 | 1.8
 2
 | 2,2
 0
 1
 1
 1
 1
 1
 1
 1
 1
 1
 0,4
 0,62
 0,81
 0,87
 0,90
 0,91
 0,92
 0,92
 0,93
 0,93
 0,8
 0,3
 0,49
 0,58
 0,64
 0,67
 0,69
 0,71
 0,72
 0,73
 1,2
 0,17
 0,29
 0,37
 0,42
 0,46
 0,49
 0,51
 0,53
 0,54
 1,6
 0,1
 0,19
 0,24
 0,24
 0,32
 0,34
 0,38
 0,39
 0,41
 2
 0,07
 0,13
 0,17
 0,21
 0,24
 0,26
 0,28
 0,3
 0,31
 2,4
 0,05
 0,09
 0,13
 0,15
 0,18
 0,2
 0,21
 0,23
 0,24
 2,8
 0,04
 0,07
 0,1
 0,12
 0,14
 0,15
 0,17
 0,18
 0,19
 3,2
 0,03
 0,06
 0,07
 0,09
 0,11
 0,12
 0,14
 0,15
 0,16
 3,6
 0,02
 0,04
 0,06
 0,07
 0,09
 0,1
 0,11
 0,12
 0 13
 4
 0,02
 —
 0,05
 0,06
 0,07
 0,08
 0,09
 1
 0,11
 4,4
 —
 0,03
 0,04
 0,05
 0,06
 0,07
 0,08
 0,08
 0,09
 4,8
 —

 —
 0,05
 0,06
 0,07
 0,07
 0,08
 5,2
 —

 0,3
 0,04
 —
 0 05
 0,06
 0,06
 0,07
 5,6
 0,01
 0,02
 —
 —
 0,04
 —
 0,05
 0,05
 0,06
 6,6
 —
 0,02
 0,03
 0,03
 0,04
 0,4)4
 0,05
 0,05
 6,8
 —
 —
 —
 —
 —
 0,03
 0,03
 0,04
 0,04
 8
 —
 0,01
 —
 0,02
 0,02
 0,02
 —
 0,03
 0,03
 9,2
 —
 —
 0,01
 0,01
 —
 —
 0,02
 0,02
 0,02
 12
 —
 —
 0,01
 0,01
 ■
 0,01
 0,01
 0,01
 0,01
 0,01
 Примечание. Таблица приведена в сокращенном виде.
 297

Р'
 о/
 —
 Лу
 z
 Рис. 1.8
 Рис. 1.7
 Таблица 1.6. Значения коэффициента К для определения напряжений в основании от действия сосредоточенной силы
 г/г
 К
 Г/2
 К
 Т/2
 К
 Г/2
 К
 0
 0,48
 0,4
 0,33
 0,8
 0,14
 1,4
 0,03
 С ,05
 0,47
 0,45
 0,3
 0,85
 0,12
 1,5
 0,03
 с ,1
 0,46
 0,5
 0,27
 0,9
 0,11
 1,6
 0,02
 0,15
 0,45
 0,55
 0,25
 0,95
 0,1
 1,7
 0,02
 0,2
 0,43
 0,6
 0,22
 1
 0,08
 1,8
 0,01
 0,25
 0,41
 0,65
 0,2
 1,1
 0,07
 1,9
 0,01
 0,3
 0,38
 0,7
 0,18
 1,2
 0,05
 2
 0,01
 0,35
 0,36
 0,75
 0,16
 1,3
 0,04
 —
 —
 Пример 1.12. Определить напряжение от сосредоточенной силы Р = 0,1 МН в точке М, находящейся на глубине г = 2 м и отстоящей от центральной оси на расстоянии г«1,5 м (рис. 18).
 Решение. Для отношения г/г =1,5/2=0,75 по табл. 1.6 находим значение коэффициента К=0,16, тогда напряжение по формуле (1.5) <т*=0,16 0,1/22=0,4 МПа.
 Приложение II. ОПРЕДЕЛЕНИЕ РАСЧЕТНЫХ
 Сопротивлений грунтов оснований по их физическим характеристикам
 Физические показатели грунтов (плотность сложения, консистенййя, гранулометрический состав и др.) в какой-то мере характеризуют их прочность. Анализ материалов наблюдений за состоя-
 298

нием многих зданий и их оснований позволил для наиболее распространенных случаев установить сравнительно безопасное давление на основания — расчетное сопротивление Rot которое может отличаться от R, вычисленного по формуле (5.3).
 Расчетное сопротивление грунтов основания R0 (табл. II. 1 — И.З) принимается при предварительном определении размеров фундаментов.
 Таблица II.1. Расчетные сопротивления R0 крупнообломочных грунтов
 Грунты
 Д0. кПа
 Галечниковые (щебенистые) с заполнителем:
 600
 песчаным
 пылевато-глинистым с показателем текучести:
 450
 /l0,5
 0,5</l<0,75
 400
 Гравийные (дресвяные) с заполнителем:
 500
 несчаным
 пылевато-глинистым с показателем текучести:
 400
 /ь< 0,5
 0,5</l<0,75
 350
 Таблица II.2. Расчетные сопротивления R0 песчаных грунтов
 Пески
 R0, кПа, в зависимости от плотности сложения песков
 плотные
 средяей
 плотности
 Крупные независимо от влажности
 600
 500
 Средней крупности независимо от влаж¬
 500
 400
 ности
 Мелкие:
 маловлажные
 400
 300
 влажные и насыщенные водой
 300
 200
 Пылеватые:
 300
 маловлажные
 250
 влажные
 200
 150
 насыщенные водой
 150
 100
 Для зданий III класса табличное сопротивление можно принимать за окончательное, если основание сложено горизонтальными (уклон не более 0,1), выдержанными по толщине слоями грунта, сжимаемость которых ее увеличивается в пределах глубины, равной двум ширинам фундамента. Значения /?0 относятся к фун-
 299

Таблица 11.3. Расчетные сопротивления R0 пылевато-глинисты*
 (непросадочных) грунтов
 Грунты
 Коэффициент пористости е
 Значение R0, кПа, при показателе текучести грунта
 V*
 Супеси
 0,5
 300
 300
 0,7
 250
 200
 0,5
 300
 250
 Суглинки
 0,7
 250
 180
 1,0
 200
 100
 0,5
 600
 400
 0,6
 500
 300
 Глины
 0,8
 300
 200
 1,1
 250
 100
 Примечание. Для промежуточных значений е и II значение Ro определяют интерполяцией, вначале по е для значений /*.=О и /ь= 1, затем по II между значениями R0t полученными для IL=О и Il= 1.
 даментам, имеющим ширину 60=1 м глубину заложения d0=2 м.
 Для окончательного назначения размеров фундаментов расчетное сопротивление грунта основания R, кПа, определяется по формулам:
 при м
 R = Ro [ 1 + kx (b - b0)/b0] (d + d0)/(2d0); 	(II. 1)
 при d>2 м
 R = RJ\+k1(b ~ b0)/b0) + кйуп{й-rf0), 	(II.2)
 где b и d — соответственно ширина и глубина заложения проектируемого фундамента, м; у и “ расчетное значение удельного веса грунта, расположенного выше подошвы фундамента, кН/м3; k{ — коэффициент, принимаемый для оснований, сложенных: крупнообломочными и песчаными грунтами, кроме пылеватых песков, k\ = =0,125, пылеватыми песками, супесями, суглинками и глинами А;1=0,05; k2—коэффициент, принимаемый для оснований, сложенных: крупнообломочными и песчаными грунтами 62=0,25, супесями и суглинками £2=0,2 и глинами £2=0,15.
 Для сооружений с подвалом шириной Вс20м и глубиной db>>2 м учитываемая в расчете глубина заложения наружных и внутренних фундаментов принимается: d=dx+2 м, где d\—приведенная глубина заложения фундамента [см. формулу (5.4)]. при В> >20 м принимается d—dx.
 300

СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ
 Абрамов С. К. и др. Прогноз и предотвращение подтопления грунтовыми водами территорий при строительстве. — М.: Стройиздат, 1978.—239 с.
 Байков В. Н., Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции. — М.: Стройиздат, 1985. — 728 с.
 Вялов С. С. Реологические основы механики грунтов. — М.: Высш школа, 1978.— 447 с.
 Гольдштейн М. Н., Царьков А. А., Черкасов И. И. Механика грунтов, основания и фундаменты. — М.: Транспорт, 1981. — 320 с.
 Горбунов-Посадов М. И. и др. Расчет конструкций на упругом основании. — М.: Стройиздат, 1984. — 679 с.
 Далматов Б. И. Механика грунтов, основания и фундаменты.— М.: Стройиздат, 1981. —319 с.
 Зиангиров Р. С., Быкова В. С., Полтев М. П. Инженерная геология в строительстве. — М.: Стройиздат, 1986. — 175 с.
 Иванов П. J1. Грунты и основания гидротехнических сооружений.— М.: Высшая школа, 1985.— 352 с.
 Клейн Г. К., Черкасов И. И. Фундаменты городских транспортных сооружений. — М.: Транспорт, 1985. — 223 с.
 Коновалов П. А. Основания и фундаменты реконструируемых зданий. — М.: Стройиздат, 1980. — 136 с.
 Лужин О. В., Злочевский А. Б. и др. Обследование и испытание сооружений. — М.: Стройиздат, 1987. — 264 с.
 Малышев М. В. Прочность грунтов и устойчивость оснований сооружений. — М.: Стройиздат, 1980.— 137 с.
 Морарескул И. И. Основания и фундаменты на торфяных грунтах.— Л.: ЛО Стройиздата, 1979. — 80 с.
 Ободовский А. А. Проектирование свайных фундаментов. — М.: Стройиздат, 1977. — 112 с.
 Пособие по проектированию оснований зданий и сооружений.— М.: Стройиздат, 1986. — 415.
 Пособие по производству работ при устройстве основанйй и фундаментов— М.: Стройиздат, 1986. — 567 с.
 Руководство по проектированию фундаментов на естественном основании под колонны зданий и сооружений промышленных предприятий.— М.: Стройиздат, 1978.— 109 с.
 Смородинов М. И, Федоров Б. С. Устройство фундаментов и конструкций способом «стена в грунту»—М.: Стройиздат, 1986.— 96 с.
 Сорочан Е. А. Фундаменты промышленных зданий. — М.: Стройиздат, 1986.—303 с.
 Справочник проектировщика. Основания, фундаменты и подземные сооружения. — М.: Стройиздат, 1985.—479 с.
 Цытович Н. А. Механика мерзлых грунтов. — М.: Высшая школа, 1973. —446 с.
 Цытович Н. А., Тер-Мартнросян 3. Г. Основы прикладной геомеханики в строительстве. — М.: Высшая школа, 1981.—320 с.
 Цытович Н. А. Механика грунтов (краткий курс). —М: Высшая школа, 1983. — 268 с.
 Цытович Н. А. Инженерный метод прогноза осадок фундаментов,—М.: Стройиздат, 1988.—118 с.

ОГЛАВЛЕНИЕ
 Предисловие 	* 	• 	. 	. 	♦ 	. 	• 	« 	3
 Введение 	. 	. 	• 	*
 1. 	Дисциплина «Основания н фундаменты» 		4
 2. 	Основные понятия и определения 			5
 3. 	Проектирование оснований, фундаментов и наземных конструкций 		7
 4. 	Связь курса «Основания и фундаменты» с другими дисциплинами 	Ю
 Глава 1. Общие сведения об основаниях я фундаментах » 	12
 § 	1. 	Строительные свойства грунтов 	12
 § 2. Условия работы грунтов в основании сооружений 	 * 	15
 § 3. Влияние условий нагружения иа осадку фундамента 	 15
 § 	4 	Оценка прочности грунтов оснований 	18
 § 	5. 	Контактные давления 			24
 § 	6. 	Напряжения в грунтах от внешней нагрузки .. 	26
 § 7. Природное давление грунтов 	* 	33
 Глава 2. Предельные состояния оснований и фундаментов * 	34
 § 	8. 	Общие положения 	34
 § 	9. 	Предельное состояние оснований по деформациям 	36
 § 	10. 	Предельное состояние оснований по несущей способности (устойчивости) 	38
 | 	11. 	Предельные состояния фундаментов 	40
 § 	12. 	Последовательность проектирования оснований и фундаментов .. 		42
 Глава 3. Инженерно-геологические условия строительной площадки и свойства грунтов основания 	44
 § 13. Необходимые материалы инженерных изысканий 	 . 	44
 § 	14. 	Показатели физического состояний и классификация
 грунтов 	46
 § 15. Механические характеристики грунтов ... 	53
 § 16. Нормативные и расчетные характеристика грунтов 	 57
 § 17. Особенности залегания горных пород строительных площадок 	* 	62
 § 18. Оценка грунтовой толщи будущего основания .. 	72
 Глава 4. Общая оценка проектируемых зданий и сооружений 	84
 § 19. Виды деформаций зданий и сооружений 	84
 § 20. Жесткость (гибкость) зданий и содужений 	, 	87
 § 21. Коэффициенты надежности 	88
 § 22. 	Нагрузки и воздействия на основания 	• 	. 	90
 Глава 5. Определение основных размеров фундаментов, возводимых в котлованах 	98
 § 23. Общие сведения 			98
 § 24. Глубина заложения фундаментов ..... 	100
 § 	25. 	Нормативные и расчетные сопротивления грунтов основания при определении размеров подошвы фундаментов 	109
 § 26. 	Форма и размеры подошвы фундаментов 	. 	. 	. 	. 	114
 § 27. 	Проверка прочности подстилающего слоя 	• 	• 	• 	* 	123
 302

Глава в. Конструирование фундаментов, возводимых в котлованах 		131,
 § 28. 	Каменные и бетонные фундаменты ... 	13,|
 § 29. 	Железобетонные монолитные фундаменты 	 . 	13
 § 30. 	Железобетонные сборные фундаменты .. 	139
 § 31. 	Защита помещений от подземных вод и сырости 	154
 Глава 7. Проектирование котлованов 	162
 32. 	Общие сведения 	162
 33. 	Определение размеров котлованов и обеспечение устойчивости их стенок 	163
 § 34. Защита котлованов от подземных вод 	166
 Глава 8. Свайные фундаменты 			172
 § 35. Общие сведения 		... 	172
 § 36. Забивные сваи и сваи-оболочки 	175
 § 37. Сваи и глубокие опор]ы, изготовляемые на месте строительства ... 		181
 Глава 9. Условия работы и несущая 	способность одиночной
 сваи, группы свай и свай в фундаменте 	185
 § 38. 	Условия передачи нагрузок на грунты основания различными сваями 	185
 § 39. Условия работы одиночной сваи и группы висячих свай 	188
 § 40. Расчетная нагрузка на висячие сваи и сваи-стойки по 	,j
 материалу и грунту 	191
 § 41. Несущая способность свай по данным испытания статической нагрузкой 	201
 § 42. 	Несущая способность свай по данным испытания дина- 	'
 мической нагрузкой 		205
 § 43. 	Расчетный отказ и выбор оборудования для погружения свай 	 . 	. 		208
 Глава 10. Проектирование свайных фундаментов 	< 	. 	211
 § 44. Расчетная схема свайных фундаментов 	211
 § 45. Определение размеров ростверка
 § 46. Последовательность проектирования свайных фундамен
 тов
 § 47. Проектирование свайных фундаментов при вертикаль ных и горизонтальных нагрузках 	. 	.
 § 48. Условия применения свай и свайных фундаментов «
 Глава 11. Проектирование оснований по деформациям 	* 	225
 § 49. 	Общие положения 			225
 § 50. 	Определение конечных осадок оснований ... 	228
 § 51. 	Оценка неравномерных осадок оснований и сооружений 	243
 § 52. 	Затухание осадки во времени 	252
 § 53. 	Дополнительные сведения о проектировании оснований
 по предельным деформациям 	253
 § 54. 	Мероприятия, направленные на уменьшение деформаций
 оснований и фундаментов 		256
 Глава 12. Расчет оснований совместно с фундаментами по несущей способности (устойчивости) а 	 • 	• 	.' 	. 	, 	25о
 303
 213
 217
 221
 223

§ 55. Основные положения 		258
 § 56. Устойчивость грунтов основания 	при 	глубинном сдвиге 260
 § 57. Устойчивость фундаментов и сооружений на сдвиг по
 подошве и на опрокидывание 	267
 § 58. 	Приближенные методы расчета устойчивости оснований 	271
 Глава 13. Особенности проектирования фундаментов на структурно неустойчивых грунтах 	275
 § 59. Общие сведения 	275
 § 60. 	Фундаменты на грунтах с водно-коллоидными 	связями 	276
 § 61. 	Фундаменты на грунтах с кристаллизационными 	связями 	279
 Приложение I. Таблицы для определения напряжений в толще грунтов основания 		292
 Приложение II. Определение расчетных сопротивлений грунтов оснований по их физическим характеристикам 	. 	298
 Список литературы 	 . 	% 	.•»•••« 	301
 Учебное издание Владимир Алексеевич Веселов
 ПРОЕКТИРОВАНИЕ ОСНОВАНИИ И ФУНДАМЕНТОВ (Основы теории и примеры расчета)
 Технический редактор Н. Н. Удалова Корректор Г. А. Кравченко
 ИБ 4821
 Сдано в набор 20.04.90. Подписано в печать 27.09.90. Формат 84Х108'/зг. Буйага тип. № 1. Гарнитура «Литературная». Печать высокая. Уел. печ. л. 15,96. Уел. кр.-OTt. 16,17. Уч.-изд. л. 16,94. Тираж 47 000 9кз. Изд. № AI-2508. зак. № 585. Цена 60 коп.
 Стройиздат. 101442, Москва, Каляевская, 23а.
 Владимирская, типография Госкомитета СССР по печати 600000. г. Владимир, Октябрьский проспект, д. 7 '