Текст
М.Ю. Абелев
СТРОИТЕЛЬСТВО ПРОМЫШЛЕННЫХ И ГРАЖДАНСКИХ СООРУЖЕНИЙ НА СЛАБЫХ ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГРУНТАХ
М. Ю. АБЕЛЕВ, д-р техн, наук, проф.
СТРОИТЕЛЬСТВО ПРОМЫШЛЕННЫХ И ГРАЖДАНСКИХ СООРУЖЕНИЙ НА СЛАБЫХ ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГРУНТАХ
с
МОСКВА СТРОЙИЗДАТ 1983
Б БК 38.58
А 14
УДК 624.131.29 : 624.131.431.3
Печатается по решению секции литературы по инженерному оборудованию редакционного совета Стройиздата.
Рецензент — д-р техн, наук Е. А. Сорочан
Абелев М. Ю.
Л14 Строительство промышленных и гражданских сооружений на слабых водонасыщеиных грунтах.— М.: Стройиздат, 1983.— 248 с., ил.
Описаны современные методы проектирования, строительства и эксплуатации промышленных и гражданских сооружений на слабых водонасыщеиных глинистых грунтах. Рассмотрены методы оценки свойств указанных грунтов, а также методы проектирования и устройства различных видов искусственных оснований и пределы применимости различных методов уплотнения грунтов в зависимости от свойств оснований конструкции сооружений и возможных методов производства работ.
Для инженерно-технических и научных работников проектных и строительных организаций.
3205000000—366
--------------- 200-82
047(01)-83
ББК 38 58 6С1
Марк Юрьевич Абелев
СТРОИТЕЛЬСТВО ПРОМЫШЛЕННЫХ И ГРАЖДАНСКИХ СООРУЖЕНИЙ НА СЛАБЫХ ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГРУНТАХ
Редакция литературы по инженерному оборудованию Зав. редакцией И. В. Соболева Редактор К. Н. Долгова
Младший редактор А. А. М и н а е в а Художественный редактор В. П. Груздев Внешнее оформление художника А. А. Р э д ж и о Технические редакторы В. Д. Павлова Корректор В. А. Быкова
ИБ № 2684
Сдано в набор 27.10.82. Подписано в печать 08.02.83. Т-03153. Формат 60X90‘/i6. Бумага тип. № 1. Гарнитура «Литературная». Печать высокая. Печ. л. 15,5. Усл. печ. л. 15,5. Усл. кр.-отт. 15,75. Уч.-изд. л. 16,17. Тираж 10 000 экз. Изд. № AVI-8615. Зак. 2325. Цена 1 р.
101442, Москва, Стройиздат, Каляевская, 23а.
Ленинградская типография № 4 ордена Трудового Красного Знамени Ленинградского объединения «Техническая книга» им. Евгении Соколовой Союзполиграфпрома при Государственном комитете СССР по делам издательств, полиграфии и книжной торговли. 191126, Ленинград, Социалистическая ул., 14.
© Стройиздат, 1983
ПРЕДИСЛОВИЕ
В решениях XXVI съезда КПСС указывается на необходимость увеличения объемов жилищного и промышленного строительства, снижение стоимости строительно-монтажных работ и сокращение сроков строительства.
Проблема возведения промышленных и гражданских сооружений па слабых водонасыщенных глинистых грунтах в последние годы приобрела особую актуальность в связи с запретом проведения строительных работ на сельскохозяйственных территориях. В результате начиная с 70-х годов на слабых грунтах построены тысячи промышленных и гражданских объектов, возведение которых часто требует больших капиталовложений, использования большого количества металла, цемента и других ценных строительных материалов для устройства оснований и фундаментов. При этом срок строительства промышленных сооружений часто превышает 10 лет.
Несмотря на успешное строительство и эксплуатацию многих промышленных и гражданских сооружений на слабых водонасыщепных грунтах в целом, на практике приходится сталкиваться с авариями и деформациями подобных сооружений. Анализ показывает, что причина аварий кроется в неправильной информации о характеристиках сжимаемости, прочности, проницаемости и ползучести грунтов, которую дают существующие исследования.
Если раньше возведение сооружений па слабых грунтах рассматривалось как решение уникальной сложной задачи, то в последние десятилетия большое число специалистов из разных стран провели фундаментальные исследования специфических свойств этих грунтов и оптимальных эффективных методов строительства на них различных сооружений. В СССР конференции по строительству на слабых водонасыщенных грунтах были организованы в 1956 г. (Рига), 1965 г. (Таллин), 1970 г. (Рига) и 1975 г. (Одесса).
Международные конференции, посвященные проблемам строительства на слабых водонасыщенных грунтах, были проведены в 1977 г. в Сингапуре (Азиатская ассоциация международного общества по механике грунтов и фундаментостроению) и в 1980 г. в г. Варне (Дунайская Европейская конференция по механике грунтов и фундаментостроению). Тот факт, что на последней конференции было заслушано 60 докладов специалистов из 29 стран, свидетельствует об актуальности указанной выше проблемы для многих стран мира. На конференции приводились данные о многочисленных деформациях промышленных, гражданских и гидротехнических сооружений, расположенных на слабых грунтах, и о некоторых авариях сооружений.
Анализ причин деформаций сооружений, расположенных на рассматриваемых грунтах, показал, что их характеризуют три основные особенности, специфичные для всей группы слабых грунтов, которые необходимо учитывать при проектировании сооружений.
Первая особенность — высокая сжимаемость грунтов, приводящая к очень большим осадкам сооружений, расположенных на них, и в результате — деформации и аварии сооружений.
Вторая особенность — их малая прочность (низкие значения сопротивления сдвигу). Именно поэтому очень трудно обеспечить устойчивость фундаментов и целых сооружений на слабых грунтах. Для большинства последних значения угла внутреннего трения меняются от 0 до 14°, а значения коэффициента сцепления от 0,01 до 0,02 МПа (параметры уравнения Кулона — Мора).
Наконец, третья особенность — большая длительность осадок сооружений (особенно на глинистых) грунтах, иногда достигающая нескольких десятилетий. Поэтому в течение всего этого периода приходится проводить ремонтные работы и приспосабливать сооружения для нормальной эксплуатации.
Эти особенности слабых грунтов при использовании их в качестве оснований сооружений позволяют выделить их в группу грунтов,.хотя и имеющих различное происхождение, различный химический и минералогический
1*
3
состав, но обладающих одинаковыми характеристиками сжимаемости и. прочности. Поэтому могут быть разработаны единые методы строительства на таких грунтах.
В СССР к группе слабых относят грунты^ сжимаемость которых харак-теризуется зкачениями модуля общей деформации, меньшими или равными 5,0 МПа при изменении давления на образцы до 0,3 МПа. Из исследовании этих грунтов с различной степенью влажности (т. е. при различном процентном содержании воды в порах грунта) видно, что наиболее схожие зависимости между их основными показателями характерны для степени влажности, превышающей 0,8, т. е. когда 80 % пор грунта (или более) заполнены водой. Оказалось, что для такой выделенной группы слабых водона-сыщенных грунтов существуют особые закономерности изменения характеристик их деформируемости, прочности, проницаемости и ползучести в процессе уплотнения.
Нельзя не заметить, что до последнего времени все расчеты фундаментов и оснований на слабых водонасыщенных глинистых грунтах проводились без учета специфики их свойств. В данной книге автор попытался восполнить этот пробел. С этой целью в ней приводятся результаты многолетних исследований по определению фактического напряженно-деформированного состояния грунтов водонасыщенных оснований и устанавливаются пределы применимости существующих методов расчетов фундаментов по теории ли-нейно-деформпруемых сред при совместной работе основания и сооружения.
В большинстве случаев слабые водонасыщенные глинистые грунты нельзя использовать в качестве основания промышленных и гражданских сооружений без проведения предварительных мероприятий, к которым относится устройство песчаных подушек, песчаных и известковых свай, вертикальных песчаных и картонных дрен, дренажных прорезей с пригрузочной насыпью и т. п. Поэтому в книге обосновываются пределы применимости искусственных оснований того или иного типа в зависимости от свойства грунтов основания и нагрузки от возводимого сооружения. Из-за высокой сжимаемости слабых глинистых грунтов очень часто расчетные величины ожидаемых осадок (даже при устройстве искусственных оснований) оказываются большими, чем допускаемые. В книге подробно разбираются конструктивные мероприятия, позволяющие увеличивать жесткость или гибкость сооружений, в результате чего допускаемая осадка этих сооружений увеличивается.
Многие годы для укрепления слабых водонасыщенных глинистых грунтов широко применялись свайные фундаменты, что, однако, не исключило деформаций, а иногда и аварий сооружений, расположенных на свайных фундаментах. Поэтому в книге рассматриваются физические процессы, происходящие в слабых водонасыщенных глинистых грунтах при погружении в них свай и обосновываются рациональные пределы их применения. В ней также приводятся рекомендации для расчета фундаментов силосных корпусов, водонапорных башен и т. д.
Если в первой книге автора «Слабые водонасыщенные глинистые грунты как основания сооружений», изданной в 1973 г., содержались результаты исследований 60—70-х годов, то здесь приводятся результаты исследований, продолженных автором в 70—80-е годы.
Автор выражает благодарность всем организациям, оказавшим содействие в проведении полевых и натурных экспериментов, и в частности участникам исследований В. И. Гусевой, Н. С. Рязанову, И. Г. Тахирову, В. А. Ивах-нюку, А. 3. Попову, Н. Ф. Арипову, А. И. Полищуку, А. В. Цою, У. Р. Джу-машеву, Л. 3. Хасанову, X. Г, Гафурову, Г. Н. Рашутиной, Е. Е. Оразалину, Г. М. Рейтман, В. Ф. Сидорчуку и Л. А. Багирову, а также рецензенту книги д-р техн, наук Е. А. Сорочану.
Поскольку эта монография является одним из первых обобщений методов строительства промышленных и гражданских сооружений на слабых водонасыщенных глинистых грунтах, автор просит читателей присылать свои отзывы и замечания по адресу: 129110, Москва, Трифоновская ул., 57, Центральный институт повышения квалификации руководителей строительных организаций (ЦМИПКС) при МИСИ им. В. В. Куйбышева.
4
ГЛ ABA 1. СВОЙСТВА СЛАБЫХ
ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТОВ
1.1. ГРУППА СЛАБЫХ ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТОВ
Различные исследователи в СССР и за рубежом к группе слабых водонасыщенных грунтов относят грунты, разные по прочности и сжимаемости, что затрудняет нахождение общих закономерностей изменения свойств этих грунтов и не дает возможности разработать единые методы возведения па них зданий и сооружений.
На всесоюзных и международных совещаниях, которые состоялись в Таллине (1965 г.), Бангкоке (1977 г.) и Варне (1980 г.) было решено выделить в особую группу слабые водонасыщенные глинистые грунты, значение модуля общей дефор_: мации которых равно или меньше 5,0 МПа, а степень влаж-ности больше О А т. е. те грунты, более 80 и/о пор которых заполнены водой. Прочностные характеристики грунтов не были приняты в качестве классификационных признаков, так как эти характеристики, определяемые разными приборами и по различным методикам, существенно меняются и не могут быть точным индикатором принадлежности грунтов к упомянутой группе?
К слабым водонасыщенным глинистым грунтам относят грунты различного происхождения (аллювиальные, морские, делювиальные и т. д.), которые в результате литогенеза или других природных факторов стали сильносжимаемыми и водонасыщенными. К этой группе относят илы, ленточные глины, водонасыщенные лессовые макропористые и заторфо-ванные грунты, а также некоторые другие виды глинистых грунтов.
Состав, структура, текстура, а следовательно, и свойства слабых водонасыщенных глинистых грунтов формируются в процессе их генезиса и изменяются под влиянием постгенетических процессов (диагенеза, эпигенеза и гипергенсза). При изучении отдельных видов слабых водонасыщенных глинистых грунтов необходимо применять генетический подход для установления закономерностей, присущих грунтам данного вида. В ряде случаев текстура слабых водоиасыщенных глинистых грунтов существенно определяет закономерности изменения их свойств в процессе консолидации и в зависимости от других факторов. Например, ленточные глины представляют собой тонкие слои различного состава; текстурность этих грунтов, которая проявляется в слоистости, существенно определяет анизотропные свойства ленточных глин.
Свойства слабых водонасыщенных глинистых грунтов, зависящие от их минералогического состава, а иногда и сам мине
5
ралогический состав определяют возможность и целесообразность применения того или иного метода уплотнения. Кроме того, на свойства этих грунтов влияют органические вещества, которые часто входят в их состав. Присутствие большого количества органических веществ (более 10%) создает новые своеобразные свойства слабых грунтов. Именно поэтому изучение торфов и заторфованных грунтов следует проводить по специальной методике, которая в некоторых случаях может отличаться от методики исследования слабых грунтов, не содержащих органических веществ.
1.2. РАСПРОСТРАНЕНИЕ СЛАБЫХ ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТОВ НА ТЕРРИТОРИИ СССР И ДРУГИХ СТРАН
В настоящее время слабые водонасыщенные глинистые грунты занимают ~11 % общей территории СССР, часто распространены на побережьях Тихого, Атлантического и Индийского океанов и тянутся вдоль побережий большинства морей. В силу большой распространенности они используются как основания промышленных и гражданских сооружений в Индии, Японии, Китае, Индонезии, Ираке, Польше, Франции, Швеции, Финляндии, США, Канаде, Аргентине и многих других странах. Их толщина достигает 100 м.
В СССР большинство слабых водонасыщенных глинистых грунтов приурочено к морским отложениям. К ним относятся и современные осадки, для которых характерны текучая консистенция, а поровое давление отличается от гидростатического; и древние морские отложения, которые имеют пластичную и скрытотекучую (по В. А. Приклонскому) консистенции. Для древних морских отложений характерна высокая структурная прочность сжатия, обусловленная периодическим высыханием морских илов, при которых происходили коллоидные изменения и увеличивалась засоленность грунтов. Для всех этих грунтов при фильтрации характерно наличие начального градиента напора.
Слабые водонасыщенные глинистые грунты морских отложений широко распространены вдоль побережий Ледовитого океана и встречаются в долинах всех крупных рек, в него впадающих. В южном направлении они простираются до бассейна Ваги — Вычегды. В результате поднятий суши морские отложения в указанном районе встречаются на высоких отметках (до 280 м). Подобные грунты встречаются также в районах Балтийско-Беломорского бассейна, бассейна Каспийского моря и непосредственно вдоль побережий Черного и Азовского морей. Они распространены также в Западно-Сибирской низменности, на Чукотском и Охотском побережьях, на о. Сахалин и других территориях.
6
Для многих видов слабых глинистых грунтов морских отложений характерно наличие «корки» (более плотных грунтов), а также макропор в верхней части слоя (Мурманск) и т. п.
Глинистые грунты аллювиального происхождения широко встречаются в долинах равнинных рек и имеют наибольшую мощность в руслах, старицах и дельтах рек. В районе дельты Волги они занимают площадь 12 тыс. км2.
Слабые глинистые грунты ледникового происхождения часто представлены ленточными глинами, которые характеризуются четко выраженной ленточной слоистостью. В Ленинградской обл. мощность слоя ленточных глин достигает иногда 30 м. При нарушении природной структуры ленточных глин, их сжимаемость значительно увеличивается, а прочность уменьшается.
Глинистые грунты конечных морен, отложившиеся при отступлении ледников, имеют неоднородную текстуру. Так как при отступлении ледников возникали озера, то грунты донных отложений этих озер обычно содержат большое количество органических веществ и часто характеризуются линзообразным залеганием.
Большой размах мелиоративных и ирригационных работ в СССР привел к обводнению огромных грунтовых массивов, ранее сложенных маловлажными набухающими глинами, лессовыми или засоленными грунтами. Кроме того, в последние годы интенсивно строятся нефтепромысловые сооружения в районе шельфов морей и океанов. Как правило, на глубину 10—20 м ниже дна моря залегают илы, которые также часто используются в качестве оснований сооружений.
1.3. ОСОБЕННОСТИ ПРОВЕДЕНИЯ ИНЖЕНЕРНОГЕОЛОГИЧЕСКИХ ИССЛЕДОВАНИЙ ПЛОЩАДОК, СЛОЖЕННЫХ СЛАБЫМИ ВОДОНАСЫЩЕННЫМИ ГЛИНИСТЫМИ ГРУНТАМИ
В зависимости от палеогеологических условий, а также от конструкции и значимости проектируемого промышленного или гражданского сооружения назначается объем инженерно-геологических изысканий. В состав комплексных инженерно-геологических изысканий входит бурение скважин, проходка шурфов, лабораторные исследования отобранных из скважин и шурфов образцов слабых грунтов, зондирование, лопастные и прессио-метрические испытания, исследование в шурфах и скважинах грунтов штампами, исследование в шурфах грунтов на сдвиг и т. д. Многие виды слабых грунтов текучей консистенции очень трудно (а иногда и невозможно) отобрать с ненарушенной структурой, поэтому именно полевые методы в таких условиях позволяют получить достоверную информацию об их свойствах.
При размещении геологических выработок следует учитывать характер напластования рассматриваемых грунтов.
7
Обычно расстояние между буровыми скважинами па площадках под промышленные и гражданские сооружения принимается равным 35—45, а если слабые грунты не выдержаны по простиранию, то до 15 м. Глубина буровых скважин назначается из условия, чтобы был пройден весь слой слабых и не менее 3 м подстилающих прочных грунтов. Из большинства скважин (25—40 %) отбирают образцы с ненарушенной структурой.
При проведении изысканий на стадии рабочих чертежей, когда известно расположение сооружений на генплане, следует дополнительно пробуривать ряд скважин, чтобы в пределах каждого из них было пройдено не менее трех-четырех выработок.
Отбор образца слабого водонасыщенного глинистого грунта с ненарушенной структурой весьма сложен, так как во время отбора нарушается природное напряженное состояние грунта. Отличие слабых грунтов от прочных и состоит в том, что связи между их частицами (цементационные, вандерваальсовые) очень слабы и легко нарушаются при отборе образца. Согласно исследованиям автора природное поровое давление в толще слабых водопасыщенных глинистых грунтов может достигать 0,09 МПа. Поэтому при отборе образцов следует принимать меры, исключающие расширение образца.
Исследования показали, что для минимального нарушения природной структуры слабых водонасыщенных грунтов при отборе проб следует применять тонкостенные грунтоносы внутренним диаметром не менее 10 см, которые должны залавливаться в грунт со скоростью не выше 3 м/мин. Применение забивных и вибрационных методов погружения грунтоносов приводит к получению неправильной информации о свойствах грунтов. Для глинистых грунтов текучей и текучепластичной консистенции следует использовать либо безвакуумпые грунтоносы с тормозными лопастями и лепестками, либо вакуумные тонкостенные грунтоносы.
Чтобы предупредить нарушение природной структуры образца при его выдавливании из металлической гильзы грунтоноса в прибор, следует сразу помещать образец слабого грунта в многослойную бумажную парафинированную гильзу. Гильзы с образцами в лаборатории разрезают пилами на отдельные цилиндры высотой, несколько превышающей высоту кольца компрессионного или сдвигового прибора. При таком способе удается испытать образец грунта с практически ненарушенной структурой.
При проведении лабораторных исследований образцов слабых водонасыщенных глинистых грунтов особое внимание следует уделять сохранению природной влажности образца. Для этого сразу после его отбора бумажную гильзу (или обойму) вместо обмазки парафином с пластифицирующими добавками (гудрон, канифоль и т. п.) следует покрыть слоем латекса или
8
резинового клея. Обычно для этого применяется латекс Л-7 и ревультскс, изготавливаемые на основе синтетического и натурального каучука соответственно. Латексная смесь должна быть однородной по составу и не содержать примесей из пузырьков воздуха.
Образец грунта, покрытый слоем марли, погружают в латекс и выдерживают в нем 1—2 мин, а затем извлекают и высушивают; при этом получается резиновая оболочка толщиной 0,03—0,10 мм. После высушивания первого слоя резиновой пленки можно повторно опустить образец в латекс и снова выдержать его 1—2 мин. Иногда для получения толстых пленок толщиной до 1 мм в качестве коагулятора используют 15%-ный раствор хлористого кальция. Если применяется ре-вультекс, то после обмакивания образцы следует сушить в течение 6—10 ч при температуре 15—25 °C. Исследования автора показали, что образцы, покрытые пленкой латекса, сохраняли природную влажность в течение 16 мес.
Следует обратить особое внимание на проблему транспортировки отобранных образцов в лабораторию. Желательно для этого использовать металлические ящики (термосы), а свободное пространство между образцами и стенками ящика заполнять парафином, мягкопластнчпыми глинистыми грунтами, поролоном и т. п. При транспортировке необходимо принять меры, предупреждающие промораживание образцов грунта и их сотрясение.
1.4. ДЕФОРМАЦИОННЫЕ СВОЙСТВА СЛАБЫХ ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТОВ
Задача исследований деформируемости грунтов заключается в определении таких характеристик, которые используются при расчетах фундаментов и оснований. Эти характеристики не являются физическими константами и устанавливаются в зависимости от применяемого метода расчета.
В настоящее время расчеты осадок фундаментов и земляных сооружений на слабых водонасыщенных глинистых грунтах ведутся на основе теории линейно-деформируемых тел. Для проведения расчетов ио этой теории необходимо при испытаниях образцов грунта определит!) значение двух параметров — модуля общей деформации и коэффициента бокового расширения (коэффициент Пуассона).
Следует отметить, что для расчета некоторых видов промышленных и гражданских сооружений (например, для расчета каркаса железобетонных зданий, наземных железобетонных резервуаров, заглубленных подземных сооружений) часто используются модели Винклера или П. Л. Пастернака, для применения которых необходимо определять значения одного
9
или двух коэффициентов постели. Однако до настоящего времени не установлено, для каких сооружений и для каких грунтовых условий следует применять те или иные грунтовые модели. Поэтому в большинстве расчетов фундаментов промышленных и гражданских сооружений, как уже упоминалось, используется теория линейно-деформируемых тел.
Многочисленные исследования деформируемости слабых водонасыщенных глинистых грунтов различного генезиса, проведенные в МИСИ им. В. В. Куйбышева на компрессионных приборах различной конструкции, а также на приборах трехосного сжатия позволили установить следующие основные закономерности деформируемости слабых водонасыщенных глинистых грунтов.
1. Значение модуля общей деформации £0 есть величина переменная, существенно зависящая от напряженного состояния образца грунта. При определении Eq необходимо указывать, для какого диапазона изменения напряжений получено данное значение. Как показали опыты, эта величина для некоторых видов илов при изменении давления от 0 до 0,5 МПа может меняться в 7 раз, т. е. ошибка может достигнуть 700 %.
2. Величина модуля общей деформации слабых водонасыщенных глинистых грунтов существенно зависит от режима нагружения образцов (траектории нагружения). При нагружении слабых водонасыщенных глинистых грунтов малыми ступенями давления графики зависимости относительной деформации (или коэффициента пористости) от действующего давления существенно отличаются от аналогичных графиков при нагружении этих же образцов-близнецов слабого грунта большими ступенями давления. Некоторые результаты проведенных в компрессионных приборах исследований при различных ступенях приложенного давления приведены на рис. 1.1.
3. При сжатии образцов слабых водонасыщенных глинистых грунтов в компрессионных приборах (площадь образца 60 см2) в процессе измерения порового давления различными методами до достижения определенной величины давления, характерной для данного вида грунта, наблюдаются только упругие деформации, меньшие 0,01 мм, а поровое давление в образце не возникает. Величину максимального давления, при котором образец водонасыщенного грунта практически не сжимается, а поровое давление не возникает, предложено называть структурной прочностью сжатия данного грунта. Эта величина характеризует природную структуру грунта. Предложенная характеристика может использоваться при расчетах консолидации слоев слабых водонасыщенных грунтов, при проектировании дрен, песчаных подушек, песчаных, известковых, железобетонных свай и т. п. Величина структурной прочности сжатия при динамическом воздействии па грунт может существенно меняться.
10
Коэффициент бокового давления слабых грунтов не является постоянной величиной, а зависит от напряженного состояния. Это установлено при исследованиях, проведенных в приборах трехосного сжатия на слабых водонасыщенных глинистых грунтах различного генезиса. Для большинства исследованных грунтов при нагружении образцов вертикальным давлением, меньшим величины структурной прочности сжатия, коэффициент бокового давления не превышал 0,1. При дальнейшем нагружении образцов величина коэффициента бокового давления резко увеличивалась. Так, при вертикальном давлении,пре
Рис. 1.1. Лабораторные исследования сжимаемости слабых водонасыщенных грунтов при различных ступенях давлений
а — ил. р. Южный Буг; б — ил Мурманска; в — ил Каширы; г — водонасыщенный лёсс Запорожья; 1,2 — о — соответственно равно 0,01 и 0,05 МПа
вышающем величину структурной прочности сжатия на
20 % (в образце морского ила Мурманска), коэффициент бокового давления был равен 0,43—0,56. При' дальнейшем нагружении образца этого грунта коэффициент бокового давления увеличивался, и при вертикальном давлении 0,25 МПа оказывался равным 0,84. Аналогичные зависимости получены в большинстве опытов, проводимых в различных стабилометрах на образцах слабых водонасыщенных глинистых грунтов разного генезиса. Установлено также, что ныне действующая методика
проведения испытания штампами не позволяет получать достоверных результатов, так как опыты ведутся в течение одной— трех недель, за которые не успевают произойти все деформации слабых водонасыщенных глинистых грунтов в основании штампов. Специальные методические опыты показали, что при проведении полевых испытаний грунтов следует использовать жесткие круглые штампы площадью 1,0 тыс. см2 и более, а время испытаний определять сроком полной стабилизации осадки. При испытании слабых грунтов прямоугольными и квадратными в плане штампами наблюдается концентрация напряжений около углов штампов, появление трещин в грунте и значительно более быстрая потеря устойчивости штампов на слабых грунтах по сравнению со штампами той же площади, но круглой формы.
Для определения достоверности полученных значений модуля общей деформации штампами площадью 10 тыс. см2
11
Таблица 1.1. СРАВНЕНИЕ РЕЗУЛЬТАТОВ ИССЛЕДОВАНИЙ СЛАБЫХ ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТОВ С ЦЕЛЬЮ ОПРЕДЕЛЕНИЯ ИХ СТРУКТУРНОЙ ПРОЧНОСТИ СЖАТИЯ РАЗНЫМИ МЕТОДАМИ
Грунт (место отбора образца) Структурная прочность сжатия грунтов, МПа
по компрессионным опытам по исследованию в стабило-метро по полевым опытам *
Ил (оз. Сиваш) 0,025 0,030 0,030
То же 0,020 0,020 0,025
» (Кашира) 0,010 0,015 —
» (Мурманск) 0,030 0,033 0,040
То же 0,015 0,018 0,025
» 0,015 0,016 0,020
» (Фао, Ирак) 0,040 0,035 —
То же 0,025 0,0.30 0,020
Суглинок лессовидный, водонасы- 0,030 0,0.30 —
щенный (г. Запорожье) •
То же 0,020 0,025 —
» (Грозный) 0,020 0,022 0,025
» (Георгиевск) 0,010 0,010 0,015
» (Стерлитамак) 0,015 0,015 0,010
Суглинок заторфованный, водона- 0,020 0,020 0,025
сыщенный (г. Новокузнецк)
То же (Архангельск) 0,010 0,012
* Штамп площадью 10 тыс. см2.
результаты опытов были сопоставлены с данными лабораторных исследований этих же грунтов при одинаковом диапазоне изменения действующего давления. Оказалось, что значения модуля общей деформации, полученные в компрессионных и стабилометрических опытах, а также в полевых условиях очень близки (расхождение до 15 %). На основании этого можно сделать вывод, что надобность в «коэффициентах перехода» от результатов компрессионных к результатам полевых опытов отпадает. Если испытания слабых грунтов штампами протекают в течение нескольких дней при очень высоких значениях критерия стабилизации осадки штампа, необходимо вводить понижающие коэффициенты. Это предложение было сделано рядом специалистов (А. Вило, С. А. Акинфиев, Г. Л. Кофф и др.). Однако, как показала практика, величина коэффициента, учитывающего кратковременность проведения штамповых испытаний, должна устанавливаться для каждой площадки отдельно.
12
При проведении полевых испытаний слабых водонасыщенных глинистых грунтов штампами площадью 10 тыс. см2 и более можно в полевых условиях определить величину структурной прочности сжатия грунтов. Автором с сотрудниками МИСИ им. В. В. Куйбышева проводились многолетние лабораторные и полевые исследования на различных площадках, сложенных слабыми водонасыщенными глинистыми грунтами. Результаты этих исследований, приведенные в табл. 1.1, показывают, что значения структурной прочности сжатия слабых водоиа-сыщенных глинистых грунтов, определенные различными методами и в различных приборах, являются практически одинаковыми.
Опыт определения деформационных характеристик слабых водонасыщенных глинистых грунтов с помощью круглых в плане штампов площадью 600 см2 (диаметр 27,7 см) в скважинах диаметром 325 мм показал, что найденные значения модуля общей деформации существенно отличаются от значений, полученных при испытании этих же грунтов штампами площадью 10 тыс. см2, и от аналогичных значений, полученных в компрессионных и стабилометрических испытаниях. Поэтому при использовании штампа площадью 600 см2 полученные результаты следует корректировать путем введения поправочных коэффициентов. Последние определяются на основе параллельного испытания штампов площадью 600 и 10 тыс. см2. При этом штамп площадью 600 см2 нагружается краткосрочно по схеме, аналогичной фактическому нагружению этого штампа при проведении изыскательских работ, а штамп площадью 10 тыс. см2, который расположен на таких же грунтах, испытывается медленно до полной стабилизации осадки на каждой приложенной ступени давления.
Наиболее часто характеристики сжимаемости слабых водонасыщенных глинистых грунтов определяются в компрессионных опытах. В связи с этим здесь предлагается методика проведения компрессионных испытаний названных грунтов с учетом совместной их работы с проектируемым промышленным или гражданским сооружением.
В основании фундаментов различной площади, на которые передается заданная нагрузка, возникает напряженное состояние. По существующим методам напряжение в основании фундаментов, как уже говорилось, определяется по теории линейно-деформированных тел (теория упругости). Так как значение модуля общей деформации слабого водопасыщенного грунта зависит от действующего на .него давления, то грунты основания различно нагруженных фундаментов будут характеризоваться и различными значениями модуля общей деформации. В этом случае расчет осадки фундаментов на слабых водонасыщенных глинистых грунтах должен производиться в следующей последовательности.
Определяется распределение напряжений в основании проектируемого фундамента по теории липейно-деформнрованных тел, на основе чего устанавливается, в каком напряженном состоянии будут находиться слабые водонасыщенные глинистые грунты на различной глубине под подошвой фундамента. Для каждого выделенного слоя (в пределах сжимаемой зоны под подошвой фундамента) устанавливается действующее давление и как это давление передается на грунты данного слоя в процессе нагружения фундамента.
После этого образцы грунта, отобранные из данного слоя, нагружаются в компрессионном приборе по такой же схеме и такими же ступенями давления, как и в основании реального сооружения. Определенные по такой методике компрессионных исследований значения модуля общей деформации более достоверны, чем значения, полученные по методике, не учитывающей фактического напряженного состояния исследуемого грунта в основании сооружения. Это еще раз подтверждает, что один и тот же грунт в основании различных сооружений может характеризоваться различными значениями модуля общей деформации грунта.
Таким образом, расчетное значение модуля общей деформации слабых водонасыщенных глинистых грунтов зависит не только от физических свойств грунтов, но и от возводимого на данных грунтах сооружения. Не вызывает сомнения, что значения модуля общей деформации грунтов оснований должны назначаться только по результатам исследования с учетом совместной работы основания и сооружения.
Указанные выше исследования легли в основу разработанной методики определения характеристик сжимаемости слабых водонасыщенных глинистых грунтов. Эта методика в настоящее время применяется в практике всех трестов инженерностроительных изысканий (ТИСИЗов) и многих изыскательских отделов различных проектных институтов.
Существо методики состоит в следующем. Так как до начала изысканий неизвестно, какое сооружение будет расположено на площадке, предварительно все образцы слабых водонасыщенных глинистых грунтов испытывают в компрессионных приборах по одной и той же схеме нагружения образцов следующими ступенями давлений: 0,01; 0,02; 0,03; 0,05; 0,075; 0,1; 0,15; 0,2; 0,25 и 0,3 МПа. Так как все образцы нагружают по одной и той же схеме, результаты исследований позволяют сопоставить полученные данные о сжимаемости грунтов.
Предварительные значения модуля общей деформации используются для размещения сооружения в пределах промышленной площадки и позволяют выделить те участки, где залегают более сжимаемые грунты. Результаты этих исследований используются также для определения предварительных значений величин осадки на первой стадии проектирования.
14
После размещения сооружении на площадке строят эпюры распределения напряжений по глубине и определяют напряженное состояние в основании отдельных проектируемых фундаментов и сооружений. Затем образцы грунтов, отобранные из основания будущих сооружений, испытывают в компрессионных приборах с учетом прогнозируемого максимального напряженного состояния в грунтах данного слоя и в данной точке основания, а также с обязательным учетом реальных ступеней увеличения напряжения в данной точке основания при нагружении фундаментов в процессе строительства и эксплуатации сооружений.
Значения модуля общей деформации слабых водонасыщенных глинистых грунтов, определенные по предложенной методике, оказываются существенно отличными от аналогичных величин, определенных без учета фактического напряженного состояния грунтов в основании фундаментов. Так, при проектировании фундаментов Архангельской ТЭЦ в результате общепринятых исследований было установлено, что модуль общей деформации аллювиальных суглинков текучепластичной консистенции, залегающих до глубины 11 м, составляет 1,35 МПа. Исследования, проведенные по предложенной выше методике, показали, что значения модуля общей деформации слабых глинистых грунтов данного основания различны для разных глубин и изменяются от 1,90 до 8,10 МПа. Величина осадки фундамента, рассчитанная с учетом переменного значения модуля общей деформации в пределах сжимаемой зоны, оказалась равной 35,2 вместо 97,8 см (модуль общей деформации равен 1,35 МПа). Фактическая осадка составила 27 см, что значительно лучше согласуется с результатами расчета по указанной выше методике.
Значения коэффициентов бокового давления также должны устанавливаться с учетом фактического напряженного состояния грунта в данной точке основания при обязательном учете совместной работы сооружения и слабых водонасыщенных грунтов.
1.5. ПРОЧНОСТНЫЕ СВОЙСТВА СЛАБЫХ ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТОВ
Исследование прочностных характеристик слабых водонасыщенных глинистых грунтов необходимо для обоснованных расчетов прочности и устойчивости оснований фундаментов промышленных и гражданских сооружений.
При описании процессов, обусловливающих прочность грунтов, в основном используют теории Мора — Кулона и Мизеса — Шлейхера — Боткина. Согласно теории Мора — Кулона, прочность грунтового основания нарушается при определенном соотношении между полуразпостыо и полусуммой максимального
15
и минимального главных напряжений в данной точке. По теории Мизеса — Шлейхера — Боткина прочность грунтового образца определяется не только отношением между величинами максимального и минимального главных напряжений в данной точке, но и зависит от величины среднего напряжения. Однако экспериментальные исследования, подтверждающие возможность использования указанных теорий для слабых водонасыщенных грунтов, не проводились. Для проверки указанных выше предположений проведена серия испытаний, в которой с помощью приборов трехосного сжатия конструкции МИСИ им. В. В. Куйбышева, срезных приборов конструкции Гидропроекта и прибора трехосного сжатия конструкции Г. М. Ло-мизе, А. Л. Крыжаиовского и Э. И. Воронцова, допускающего независимое регулирование трех главных напряжений, были исследованы образцы различных видов слабых водонасыщенных глинистых грунтов. Как показали испытания, для подавляющего большинства исследуемых грунтов теория прочности Мора — Кулона достаточно хорошо отвечает требованиям инвариантности параметров прочности, а влияние на них среднего напряжения незначительно. Если же угол внутреннего трения слабых водонасыщенных глинистых грунтов, полученный в результате испытаний на одноплоскостных срезных приборах, превышает 18°, то требованию инвариантности параметров прочности лучше отвечает теория Мизеса — Шлейхера — Боткина.
Проведенные исследования позволили установить, что скорость нагружения (скорость сдвига) оказывает существенное влияние на прочностные характеристики: с уменьшением скорости сдвига сопротивление слабых водонасыщеиных глинистых грунтов сдвигу увеличивается (рис. 1.2). Подобные результаты были получены при аналогичном исследовании грунтов в приборах различной конструкции.
Для оценки сопротивления слабых грунтов сдвигу очень важно знать критерий их разрушения. Между тем в одних нормативных документах указывается, что разрушение образцов грунта в одноплоскостных срезных приборах происходит при смещении каретки прибора на 3, а в других — на 5 мм. Специальные методические исследования, проведенные на илах Риги и Каширы, показали, что в зависимости от выбранных критериев разрушения образна (при различных смещениях каретки) получаются и различные параметры прочности (см. рис. 1.3). При смещении каретки 6 па 3 или 5 мм и сдвиге илы Риги характеризовались соответственно следующими значениями прочностных характеристик: cp = 3°30'; 4° и 7°; с=0,01; 0,017 и 0,024 МПа, а илы Каширы значениями ср, равными 9, 12 и 15° и значениями с, равными 0,014; 0,018 и 0>025 МПа. Содержание органических веществ в грунтах Риги составляло 8,3%. Эти исследования показали также, что в срезных при-
16
Рис. 1.2. Влияние скорости сдвига Vt на прочностные характеристики илов Архангельска (а) и Мурманска (б)
Рис. 1.3. Измерение прочностных характеристик илов Риги (а) и Мурманска (б) на срезных приборах при различных критериях разрушения (различных перемещениях каретки прибора б)
Рис. 1.4. Результаты определения прочностных характеристик илов оз. Сиваш в приборах трехосного сжатия при различных критериях разрушения (различных вертикальных относительных деформациях е)
17
борах опыты следует вести до полного среза образца (в некоторых случаях при смещении каретки даже до 10 мм). В противном случае возможно получение неверных значений прочностных характеристик.
Аналогичные результаты были получены и при испытании образцов илов в стабилометрах (рис. 1.4). Многочисленные исследования прочностных свойств слабых водонасыщенных глинистых грунтов разного генезиса в стабилометрах (площадь образца 28,2 см2, высота 12—15 см) по открытой и закрытой системе показали, что очень трудно определить прочностные характеристики слабых водонасыщенных грунтов по кругам Мора, если последние построены в тотальных напряжениях. В этих опытах предпочтительнее определять поровое давление и строить круги Мора в эффективных напряжениях.
Исследования слабых водонасыщенных глинистых грунтов позволили установить, что возникающее в образце поровое давление существенно изменяет характеристики прочности водонасыщенных грунтов. Этот неожиданный ’результат противоречит общепринятому мнению, что поровое давление в грунтах является нейтральным при определении характеристик деформируемости и прочности. Если на деформируемость грунтов поровое давление действительно почти не влияет, то во всех опытах это влияние было существенным при определении прочностных характеристик. Поэтому на основе многочисленных экспериментов разработана новая методика определения характеристик прочности слабых водонасыщенных глинистых грунтов основания, учитывающая изменчивость этих характеристик. Суть ее сводится к следующему.
На первой стадии исследования прочностных характеристик грунтов площадки под промышленные или гражданские сооружения (на стадии проектного задания или ТЭО) все образцы грунта испытывают на одноплоскостных срезных приборах по единой методике. В качестве таковой предлагается, например, использовать методику, предложенную Н. Н. Масловым—ускоренный неконсолидированный сдвиг. В результате этих испытаний будут получены значения прочностных свойств, сопоставимые между собой, что позволит выделить участки с более пли менее прочными грунтами. Нормальные напряжения при сдвиге принимаются равными 0,025; 0,05; 0,075; 0,1; 0,15 и 0,2 МПа. Продолжительность испытания (сдвига) составляет 5—6 мин. За это время грунт практически не уплотняется и прочностные характеристики соответствуют грунту с заданной пористостью (или плотностью).
После того как сооружение будет размещено на строительной площадке (на генплане), следует провести дополнительные исследования свойств грунтов на стадии рабочих чертежей. На этой стадии методика определения прочностных свойств должна назначаться с учетом совместной работы сооружения и 18
основания, в зависимости от расчетной схемы вероятной потери устойчивости фундаментов, с учетом типа сооружения, скорости его возведения и нагрузок, действующих на фундаменты.
На стадии проектного задания следует провести предварительные расчеты консолидации грунтов основания на различной глубине (испытания грунтов для проектирования сооружений на стадии рабочих чертежей можно проводить на ста-билометрах с учетом реальной степени консолидации грунта). Если эти расчеты не проведены, то характеристики прочности слабых глинистых грунтов нужно определять по следующей схеме.
Когда слабые водонасыщенные грунты имеют небольшую толщину, когда процессы консолидации в основном успевают произойти за период возведения сооружения, когда толща глинистых водонасыщеиных грунтов перемежается слоями дренирующих грунтов, а также в тех случаях, когда в результате применения песчаных свай или вертикальных дрен создается дополнительная система дренирования поровой воды из слоя, прочностные характеристики следует определять по методике испытания нормально уплотненных образцов. Для этого образцы грунта предварительно уплотняют при различных давлениях (с возможностью оттока поровой воды) до полной стабилизации деформации под действием каждой ступени давления. Испытания на сдвиг ведутся при тех же нормальных давлениях, при которых образцы грунта предварительно уплотнялись. Как правило, влажность и пористость образцов, срезаемых при различных нормальных давлениях, различны.
По иной методике определяются прочностные характеристики слабых водонасыщенных глинистых грунтов, которые сначала находились под большим давлением, а затем это давление было снято. Эта методика может быть использована и для расчета вертикальных дрен, и временной пригрузки основания, и для реконструкции промышленных объектов (если на месте более нагруженных фундаментов возводятся менее нагруженные), а также при сооружении зданий с глубокими подвалами, в которых нагрузка на слабые грунты оснований меньше бытовой (яма для окалин, насосные станции и т. п.), а грунты основания дренируются. Во всех этих случаях сопротивление сдвигу следует определять на переуплотненных образцах. При этом образцы грунта, вырезанные из одного монолита, предварительно уплотняют одинаковым давлением (с возможностью оттока поровой воды) до полной стабилизации деформации. Испытания на сдвиг проводят при различных нормальных давлениях, но обязательно меньших, чем давления, при которых образцы грунта уплотнялись ранее. При такой схеме опыта образцы грунта имеют практически одинаковые плотность и влажность в процессе среза.
19
Для определения прочностных характеристик слабых водонасыщенных глинистых грунтов большой мощности (более 5 м) и невозможности их дренирования, а также при возведении сооружений в сроки, за которые процесс фильтрационной консолидации не успевает произойти более чем на 30 %, применяется методика определения сопротивления сдвигу на не-доуплотненных образцах. В этом случае образцы грунта предварительно не уплотняют (или уплотняют до стабилизации в течение короткого времени). Испытания на сдвиг производят при различных вертикальных давлениях, но так как сдвиг обычно протекает быстро (в течение 5—6 мин), то образцы грунта не успевают уплотниться и сохраняют постоянную плотность-влажность, близкую природной.
В настоящее время при строительстве дамб и земляных плотин на илах часто используется метод выдавливания илов из-под основания дамбы или плотины. Для этого насыпают дамбу большой высоты в очень сжатые сроки (практически мгновенно). Для определения характеристик прочности илов при строительстве дамб указанным выше методом целесообразно исследовать прочностные характеристики по методике ускоренного сдвига на срезных приборах. В качестве критерия разрушения образца грунта следует принимать деформацию сдвига более 7 мм. Опыты можно проводить и на приборах трехосного сжатия, испытывая образцы по «закрытой системе», с измерением порового давления, а также при быстром нагружении образцов.
При определении прочностных свойств слабых водонасыщенных глинистых грунтов основания, которые в природном залегании имеют начальное природное поровое давление (ниже уровня грунтовых вод или ниже дна морей и т. п.), необходимо проводить исследование в стабилометрах. При этом в образце до начала испытаний следует создать начальное поровое давление, равное фактически измеренному поровому давлению в грунтах данного слоя и на данной глубине. Затем образец нагружают по закрытой системе, измеряют поровое давление и определяют прочностные характеристики грунтов на основе построения кругов Мора в «эффективных напряжениях».
Как показали методические опыты, проведенные на донных илах Каспийского моря, учет природного порового давления на 20—35 % снижает значения прочностных характеристик водонасыщенных глинистых грунтов по сравнению с результатами испытания тех же образцов, но без создания в них начального порового давления. Проведение испытаний по указанной выше методике особенно важно, когда исследуются образцы донных отложений с больших глубин.
Исследования природного порового давления, которые были проведены на слабых водонасыщенных глинистых грунтах Архангельска, Мурманска, Волжского, показали, что во многих
20
грунтовых массивах слабых водонасыщенных глинистых грунтов (молодые отложения) существует природное поровое давление, отличающееся от гидростатического. В связи с этим при определении прочностных характеристик рассматриваемых грунтов, залегающих ниже уровня грунтовых вод на глубину 10 м и более и характеризующихся явлением начального градиента напора при фильтрации, обязательно следует учитывать природное поровое давление. При проведении опытов в стабилометрах на образцах грунтов, отобранных из указанных выше толщ, до нагружения образца вертикальным и горизонтальным давлением в нем следует создать поровое давление, равное природному, на той глубине грунтовой толщи, из которой был отобран испытываемый образец.
1.6. ФИЛЬТРАЦИОННЫЕ СВОЙСТВА СЛАБЫХ ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТОВ
Фильтрационные характеристики слабых водонасыщенных глинистых грунтов определяют сроки консолидации и используются для расчетов осадок фундаментов промышленных и гражданских сооружений во времени, при расчетах искусственных оснований и т. д.
Более 20 тысяч опытов, проведенных автором МИСИ им. В. В. Куйбышева на слабых водонасыщенных глинистых грунтах различного генезиса, показали, что фильтрационные свойства таких грунтов обладают рядом особенностей.
Так было установлено, что фильтрация во многих видах слабых глинистых грунтов подчиняется закону, несколько отличному от закона Дарси (начальный градиент напора). При значениях градиента напора, меньших начального, фильтрации воды через глинистый образец не наблюдалось. В некоторых опытах была обнаружена фильтрация воды при градиентах, имеющих несколько меньшее (на 20%) значение, чем начальный градиент напора, однако скорость фильтрации при этом резко падала. Следует отметить, что в области малых градиентов напора разброс значений коэффициента фильтрации весьма высок.
Явление начального градиента напора впервые было обнаружено в 1929 г. II. П. Пузыревским для бетонов. В 1935 г. К. П. Лундин столкнулся с подобным явлением при фильтрации через уплотненные торфы. В 1940 г. С. А. Роза и Б. Ф. Рель-тов обнаружили это явление при исследовании фильтрации через твердые и полутвердые глины, а в 1963 г. начальный градиент напора был зафиксирован автором при изучении фильтрационных свойств самых разных слабых водонасыщенных глинистых грунтов. Более подробно физико-химическая природа явления начального градиента напора при фильтрации приведена в монографии автора (1973 г.).
21
Рис. 1.5. Зависимости изменения скорости фильтрации v воды через образцы ила Риги (а) и Каширы (б) от градиента напора I в процессе уплотнения грунтов
Рис. 1.6. Изменения коэффициента фильтрации при уплотнении лёсса Грозного (а) и ила Волгограда (б)
Многочисленные исследования фильтрационных свойств показали, что в отличие от других видов глинистых грунтов величины коэффициента фильтрации и начального градиента напора при фильтрации в процессе уплотнения слабых водона-сыщенных глинистых грунтов существенно меняются (рис. 1.5).
Из исследования фильтрационных свойств слабых водонасыщенных глинистых грунтов, проводимых на приборах Ф-1М, (компрессионно-фильтрационные) видно, что в процессе уплотнения между изменением коэффициента фильтрации и коэффициентом пористости указанных грунтов существует логарифмическая зависимость. Некоторые результаты таких исследований приведены на рис. 1.6.
22
Фильтрационные характеристики слабых водонасыщенных глинистых грунтов в зависимости от их структурных свойств и действующих при фильтрации градиентов напора существенно изменяются во времени. Так, при больших градиентах напора проницаемость этих грунтов с малым содержанием глинистых частиц (лёссовидные супеси) с течением времени увеличивается и коэффициент фильтрации резко возрастает. В других опытах на илах с содержанием органических веществ более 7 % при действующем градиенте напора, равном 6, значение коэффициента фильтрации в течение 90 сут может уменьшиться в 7 раз.
Следует отметить, что из-за анизотропности большинства слабых водонасыщенных глинистых грунтов значения коэффициента фильтрации в вертикальном и горизонтальном направлениях могут различаться более чем в 10 раз. Так как для решения многих инженерных задач (устройство вертикальных песчаных дрен, железобетонных свай и т. п.) необходимо располагать значением коэффициента фильтрации в горизонтальном направлении, то при инженерно-геологических исследованиях коэффициент фильтрации и начальный коэффициент напора при фильтрации воды следует определять отдельно — при вертикальном (вверх) и горизонтальном движении воды через образец.
Таким образом, при проведении исследований фильтрационных свойств слабых водонасыщепных глинистых грунтов необходимо установить следующие характеристики: коэффициент фильтрации и начальный коэффициент напора для образца грунта естественной пористости; то же, для образца грунта после уплотнения его давлением 0,3—0,5 МПа; коэффициент фильтрации и начальный градиент напора для аналогичных состояний грунта при горизонтальном движении воды через образец, а также установить, как изменяются перечисленные характеристики в течение длительного отрезка времени.
1. 7. ПОЛЗУЧЕСТЬ СЛАБЫХ ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТОВ
На слабых водонасыщепных глинистых грунтах довольно часто строятся такие промышленные и гражданские сооружения, для которых допустимы только малые осадки (статически неопределенные системы, автоматические линии и т. п.). В этих случаях прогнозирование осадок и скорости их развития должно производиться с большой точностью. Прежде всего в этих прогнозах необходимо учитывать процессы ползучести, возникающие при сжатии слабых водонасыщенных глинистых грунтов.
За последние годы много исследований (С. С. Вялов, Ю. К. Зарецкий, Л. Я. Бутин, 3. Г. Тер-Мартиросян и др.)
23
посвящено изучению ползучести грунтов при сдвиге. К сожалению, очень немногочисленные эксперименты освещают проблему ползучести грунтов при их сжатии (вторичной консолидации). Вероятно, что в дальнейшем удастся установить зависимость между характеристиками ползучести грунтов при сдвиге и характеристиками вторичной консолидации. Пока такой зависимости не установлено, необходимо проводить раздельные исследования ползучести слабых водонасыщеиных грунтов при сжатии и сдвиге. Это особенно актуально для расчетов осадки промышленных и гражданских сооружений на слабых водонасыщенных глинистых грунтах, так как для некоторых видов грунтов осадка, обусловленная только процессами ползучести, может составлять 70—80 см.
Сложность определения характеристик ползучести глинистых грунтов при сжатии обусловлена тем, что для получения количественных характеристик требуется проведение опытов в течение 3—9 мес. Такие опыты весьма трудоемки и дорогостоящи, в силу чего характеристики вторичной консолидации обычно не определяются при проведении инженерно-геологических исследований.
Однако характеристики ползучести при вторичном сжатии могут быть изучены на приборах для измерения релаксации напряжений в образцах грунта. Чтобы создать методику подобных исследований и разработать приближенный способ определения осадки, обусловленной процессами вторичной консолидации, в МИСИ им. В. В. Куйбышева были созданы две группы экспериментальных стендов: первая — для изучения процессов вторичной консолидации образцов слабых водонасыщенных глинистых грунтов при уплотнении и вторая — для изучения процессов релаксации напряжений при сжатии аналогичных образцов.
На стендах первой группы проводились исследования грунтов в условиях открытой системы (при возможности отжатия воды из образцов) при постоянном давлении. Одновременно измерялись деформации образца и поровое давление и (рис. 1.7).
На стендах второй группы испытания грунтов проводились также в условиях открытой системы, но при постоянной деформации (в отличие от стендов первой группы, где опыты проводились при постоянном давлении). Одновременно измерялись общие напряжения в образце о грунта и поровое давление и (рис. 1.8).
Стенды первой группы состояли из компрессионного прибора с площадью образца 60 см2 и высотой до 3 см. На нижнем торце образца водонасыщенного грунта измерялось поровое давление гидравлическим, тензометрическим или струнным датчиками, которые обеспечивали точность измерения до (10—15)10-2 Н/см2.
24
Тензометрические датчики порового давления состояли из
пористого камня, расположенного на месдозе конструкции ЦНИПСКа. Изменение порового давления во времени произ-
водилось при помощи прибора КСМТ-4 с автоматической записью величин порового давления. Точность измерения порового давления составляла (5—
10)-2 Н/см2. При применении струнных датчиков конструкции Г идропроекта
в качестве вторичной аппаратуры использовался возбудитель сигналов в струне датчика, а частота колебания струны определялась высокоточным частотомером 43-33. Точность измерения порового давления составляла (10—
20)10-2 Н/см2.
Деформации образца
слабого водонасыщенного грунта измерялись двумя индикаторами часового типа с точностью 0,001 мм.
Рис. 1.7. Схема экспериментального стенда для изучения ползучести грунтов при сжатии с гидравлическим (а) и струнным (б) датчиками порового давления
1 — образец грунта; 2—пористый камень— фильтр; 3 — корпус прибора; 4 — перфорированный штамп; 5 — индикаторы деформаций;
6 — нуль-индикатор; 7 — цилиндр давления;
8 — манометр; 9— струнный датчик
Рис. 1.8. Схема экспериментального стенда для исследования релаксации напряжений в грунтах
а — схема прибора; б — струнный датчик; в — тарировочнып график датчиков; 1 — образец грунта; 2 — струнные датчики; 3 — мессуры; 4 — шток винтового пресса; 5 — возбудитель струны; 6 цифровой частотомер 43-33
в!
25
Осадка образца во времени определялась по перемещению верхнего штампа компрессионного прибора.
Стенды второй группы состояли из компрессионного прибора таких же размеров, как и используемые для стендов первой группы. В нижней части образца помещался датчик струнного типа для определения порового давления. К верхнему штампу компрессионного прибора присоединялся струнный датчик для измерения общих напряжений, возникающих в образце. Чтобы в образцах слабых водонасыщенных глинистых грунтов создать напряжения при постоянной деформации, компрессионные приборы с датчиками измерения порового давления п общих напряжений помещали в винтовой пресс. Деформации образца (перемещение верхнего штампа) создавали поворотом винта пресса и фиксировали двумя индикаторами часового типа с точностью 0,001 мм.
Исследования процессов вторичной консолидации проводились на образцах слабых водонасыщепных глинистых грунтов, отобранных из разных районов СССР. Были, например, исследованы засоленные илы оз. Сиваш, морские илы из Владивостока, водонасыщенные лёссовые грунты из городов Грозный и Георгиевска, засоленные илы из г. Фао (Ирак), морские илы Мурманска. Физико-механические свойства водонасыщенных грунтов были исследованы с трехкратной повторностью.
Методика экспериментальных исследований заключалась в следующем. Из большого монолита грунта с ненарушенной структурой отбирали 10—30 колец для исследования в компрессионных приборах. Эти образцы-близнецы изучались на стендах первой и второй групп.
Для проведения исследований па стендах первой группы образцы грунта помещали под нагрузочное устройство и к ним прикладывали постоянное давление. При постоянном давлении измеряли изменения порового давления и деформаций образца во времени.
В опытах на стендах второй группы образец грунта, помещенный в прибор, деформировали винтовым прессом на определенную величину. Например, образец грунта с первоначальной высотой 3 см в результате перемещения верхнего штампа деформировался на 1 мм (относительная деформация 3,3%). Сразу после деформации образца измеряли поровое давление и общие напряжения. Измерение последних проводили до тех пор, пока поровое давление не исчезало вовсе, а величина общих напряжений не уменьшалась до определенного стабилизированного значения. Всего на обоих стендах было проведено 88 опытов.
Чтобы исследовать образцы одного и того же грунта па стендах как первой, так п второй группы в опытах использовалась методика, суть которой поясним на примере исследования вторичной консолидации илов Мурманска.
26
Рис. 1.9. Графики релаксации общих напряжений — ст и порового давления и во времени t при различных начальных деформациях s образцов илов из Мурманска
l-O-f(l); 2 — u — yfj)
После того как один образец-близнец ила с ненарушенной структурой был помещен в релаксационный прибор (стенд второй группы), задавалась деформация 1 мм (относительная деформация 3,3%). Вначале общее напряжение в образце оказалось равным 0,16, а поровое давление 0,145 МПа. Через 75 мин поровое давление в образце уменьшилось до нуля, а общее напряжение составило 0,11 МПа. Через 5 сут после начала опыта общие напряжения стабилизировались при конечных значениях 0,089 МПа. Затем образец снова деформировали на 1 мм (общая относительная деформация образца 6,7%). В первый момент времени максимальная величина общих напряжений о оказалась равной максимуму порового давления и (0,39 МПа). Через 90 мин после начала опыта, поровое давление уменьшилось до нуля, а общие напряжения были равны 0,295 МПа. Через 6 сут значения общих напряжений в образце стабилизировались до конечных значений 0,238 МПа (рис. 1.9).
Параллельно образцы-близнецы были испытаны в компрессионных приборах на стендах первой группы, где поровое давление измерялось следующим образом. К образцу прикладывали вертикальное давление 0,09 МПа, т. е. по величине равное конечному значению напряжения, которое было получено при испытании аналогичного образца на релаксационном приборе стендов второй группы. Под этим давлением образец давал осадку в течение 2,5 мес до достижения полной стабилизации деформаций. Величина конечной относительной деформации
27
образца при давлении 0,09 МПа составила 3,4%, т. е. практически оказалась равной начальному значению деформации при опытах на релаксационном приборе стендов второй группы (3,3%). После окончания опыта при давлении 0,09 МПа образец был снова нагружен дополнительной ступенью давления, равной 0,15 МПа. Такое давление в компрессионном приборе было выбрано из соображения, что при процессах вторичной консолидации на релаксационном приборе разница между значениями конечных общих напряжений была равна ~0,15 МПа (0,238—0,089 = 0,149).
Осадка образца при второй ступени давления продолжалась до полной стабилизации деформаций в течение 94 сут. Величина конечной относительной деформации образца, возникшей от приложения второй ступени давления, оказалась равной 3,48%, т. е. близкой величине относительной деформации, заданной вторично при исследовании образцов-близнецов на стендах второй группы. По аналогичной методике были проведены исследования образцов других видов слабых водонасыщенных глинистых грунтов, указанных ранее.
Таким образом, методика исследования вторичной консолидации различных слабых водонасыщенных глинистых грунтов на стендах первой и второй группы заключалась в следующем.
1. Ставился опыт по определению релаксации напряжений исследуемых грунтов при двух-трех равных ступенях давления (создаваемого перемещением верхнего штампа), где в качестве критерия стабилизации процесса релаксации напряжений принималась неизменность показаний струнного динамометра в течение 4 сут (15-10-2 Н/см2 в течение указанного промежутка времени). Затем строился график релаксации общих напряжений о = /(/) и падения порового давления « = ср(/) во времени для каждой ступени давления.
2. Ставился опыт для определения ползучести исследуемых грунтов при сжатии образца, в котором ступени давления принимались равными конечным значениям эффективных напряжений (До = (Уэф), полученным при исследовании релаксаций напряжений. За стабилизацию осадки образца грунта при данном давлении принималась скорость осадки штампа 0,001 мм за 4 сут. Затем строился график относительной осадки 8 = f(0 и падения порового давления и во времени для каждой приложенной ступени давления.
3. По результатам исследования как релаксации напряжений, так и ползучести при сжатии строился общий график зависимости относительной деформации образца 8 = f(Z) в процентах эффективных напряжений для двух значений времени: /ф, /к, где /ф — время начала стадии вторичной консолидации, определяемое по моменту падения порового давления до нуля (в пределах точности опыта); /к— время окончания процесса
28
вторичной консолидации (ползучести при сжатии или релаксации напряжений), определяемое условным критерием стабилизации процесса.
Было установлено всеми экспериментами, что при равных конечных значениях напряжений в опытах по исследованию ползучести при сжатии в компрессионных приборах (стенды первой группы) и в релаксационных приборах (стенды второй группы) конечные значения деформаций равны между собой.
Во всех опытах, проведенных на релаксационном приборе с различными слабыми водонасыщенными глинистыми грунтами для одновременного измерения изменений общих напряжений и порового давления в испытываемых образцах, были получены следующие закономерности.
Уменьшение общих напряжений во времени происходит на первом этапе опыта со скоростью, равной скорости падения порового давления в образце. Из рис. 1.9 видно, что линии падения общих напряжений и порового давления практически параллельны. Это позволяет сделать вывод, что на первом этапе опыта уменьшение общих напряжений на стадии фильтрационной консолидации происходит за счет уменьшения порового давления в результате фильтрации поровой воды из образца.
Зная относительную деформацию, при которой поровое давление уменьшается до нуля (т. е. деформацию, при которой осадка, обусловленная фильтрационными процессами, практически оканчивается) и зная общую величину осадки, можно разделить последнюю на две составляющие — осадку, скорость которой удовлетворительно описывается теорией фильтрационной консолидации, и осадку, скорость которой определяется процессами вторичной консолидации.
При проведении длительных исследований консолидации образцов слабых водонасыщенных глинистых грунтов на стендах первой группы (т. е. на компрессионных приборах с измерением порового давления) было установлено, что снижение порового давления в образцах до нуля во времени хорошо совпадает с моментом окончания фильтрационной консолидации, определенной по методу А. Казагранде. Эти результаты были получены как при исследовании малопроницаемых плов оз. Сиваш, так и хорошо проницаемых водонасыщенных лёссов Грозного.
Анализ результатов исследований вторичной консолидации (ползучести при сжатии) слабых водонасыщенных глинистых грунтов различного происхождения показал, что для некоторых видов грунтов процесс консолидации может быть описан полностью только теорией фильтрационной консолидации, так как после уменьшения порового давления осадка образца стабилизируется. Однако имеется большое количество таких слабых водонасыщенпых глинистых грунтов, у которых осадка, обусловленная процессами вторичной консолидации, составляет
29
большую часть общей величины. Так, результаты выполненных исследований свидетельствуют о том, что для водонасыщенных илов Мурманска, засоленных илов оз. Сиваш, г. Фао (Ирак) и Душанбе осадка, обусловленная вторичной консолидацией, составляет 38—82; 8—62; 15—45 и 10—56 % осадки, определяемой теорией фильтрационной консолидации.
Вызванная процессами вторичной консолидации осадка донных илов Азовского и Каспийского морей составляла 12, а за-торфованных суглинков Новокузнецка 45—95 % величины, определяемой фильтрационной консолидацией.
Итак, в опытах не удалось найти общей закономерности развития осадки при фильтрационной и вторичной консолидации для всей выделенной группы слабых водонасыщенных глинистых грунтов. В связи с этим для каждого из видов слабых грунтов необходимо устанавливать, какая именно часть осадки обусловлена вторичной консолидацией. Как уже отмечалось, существующая методика определения этой величины требует проведения испытаний в течение нескольких месяцев. Ниже предлагается метод приближенного определения характеристик вторичной консолидации по результатам исследований образцов в релаксационном приборе.
Методика определения характеристик вторичной консолидации слабых водонасыщенных глинистых грунтов в релаксационном приборе. Образец слабого водонасыщенного глинистого грунта природного сложения, помещенный в релаксационный прибор, сжимают на 2 % первоначальной высоты и определяют падение порового давления и общих напряжений во времени. После стабилизации общих напряжений при заданной ступени деформации образец грунта снова деформируют на 2 % и снова определяют поровое давление и общее напряжение в образце и их изменение во времени и т. д. Результаты этих исследований откладывают на графике в координатах «общее напряжение»—«поровое давление» по оси ординат и «время» (в логарифмическом масштабе) по оси абсцисс. По этому графику определяют время падения порового давления до нуля и находят, какая доля общей величины конечной осадки (слоя) будет приходиться на время после падения порового давления, т. е. иными словами, какая часть осадки обусловлена процессами вторичной консолидации. Графический метод определения вторичной консолидации показан на рис. 1.10. Эта методика позволяет определять величину осадки, обусловленную вторичной консолидацией, в течение 8—20 сут.
Изучение процессов вторичной консолидации слабых водонасыщенных глинистых грунтов различного происхождения на компрессионных приборах с измерением порового давления проводилось в течение нескольких лет. Опыты показали, что для большинства видов слабых водонасыщепных глинистых грунтов изменение осадки во времени на стадии вторичной кон-
30
Рис. 1.10. Лабораторные исследования вторичной консолидации илов (Каспийское море) на приборах измерения релаксации напряжений (б) и на компрессорных приборах для измерения порового давления (в); принцип построения графиков относительной осадки е, соответствующей окончанию фильтрационной консолидации и вторичной консолидации (а) 1 — а; 2—4 — и при еь 6a, £з, равных 3; 6 и 9 % соответственно
Рис. 1.11. Схема прибора трехосного сжатия с кручением полых образцов
солидации удовлетворительно описывается логарифмической зависимостью между осадкой и временем. Эти исследования подтвердили справедливость теории Бьюисмана, описывающей осадку слабых глинистых грунтов на стадии вторичной консолидации.
Анализ наблюдений за фактическими осадками промышленных и гражданских сооружений с большими в плане размерами, расположенных на слое слабых водонасыщенных глинистых грунтов, также показывает, что процесс стабилизации осадки сооружения в течение длительного срока удовлетворительно описывается логарифмической зависимостью. Таким образом, используя логарифмическую зависимость между изме-
31
ценном осадки и временем, можно достаточно точно прогнозировать развитие осадки в течение длительного периода.
Чтобы установить скорость затухания осадки на стадии вторичной консолидации и определить расчетные характеристики развития осадки во времени по формуле Бьюисмана предлагается следующая методика. На компрессионном приборе, в котором на нижнем штампе имеется датчик для измерения порового давления, проводится опыт по сжатию образца слабого водоиасыщенного глинистого грунта под давлением, равным давлению под подошвой будущего сооружения (этот метод пригоден для прогнозирования одномерной задачи консолидации).
Опыт проводится в течение нескольких суток. Обычно время опыта принимается на 1—2 сут больше, чем время, при котором поровое давление уменьшается до нуля. На релаксационном приборе проводятся исследования на образцах-близнецах по методике, описанной выше, и определяется величина осадки, обусловленная процессами вторичной консолидации. Зная по результатам испытания на компрессионном приборе величину осадки, обусловленной процессами фильтрационной консолидации, и срок (время) ее окончания, можно определить развитие осадки на стадии вторичной консолидации. Для этой цели условно принимается, что процесс стабилизации вторичной осадки окончится за 1—2 года. На графике с координатами «логарифмы времени — осадка» откладывается величина осадки, обусловленная вторичной консолидацией за 1—2 года. Точку, соответствующую осадке в момент окончания фильтрационной консолидации прямой линией соединяют с точкой, соответствующей моменту окончания осадки вторичной консолидации (см. рис. 1.10).
Проведенные таким образом исследования показали, что при расчете консолидации некоторых видов слабых водоиасы-щенных глинистых грунтов необходимо учитывать процессы вторичной консолидации. Для этого можно использовать, методику, которая позволяет определить характеристики вторичной консолидации грунтов в сжатые сроки.
Исследования ползучести слабых водонасыщенных глинистых грунтов при сдвиге на приборах трехосного сжатия с кручением. Прибор трехосного сжатия новой конструкции позволяет испытывать полые тонкостенные цилиндрические образцы грунта при независимом регулировании трех главных напряжений с поворотом осей главных площадок и получать разные траектории нагружения. Аналогичные приборы применялись за рубежом и в СССР начиная с 1956 г. Отличие прибора конструкции «МИСИ — Гидропроект» от применяемых ранее аналогов состоит в том, что в нем можно непосредственно в процессе опыта к цилиндрическим образцам грунта прикладывать циклические и динамические нагрузки и, кроме других харак
32
теристик, изменять еще и поровое давление. Так как диаметр полости образца грунта в приборе имеет размер 6, а наружный 9 см при толщине стенок цилиндрического образца 15 мм, то при кручении обеспечивается достаточно однородное напряженно-деформированное состояние во всех точках образца грунта.
Прибор кручения (рис. 1.11) состоит из наружной и внутренней камер, среди которых помещают образец грунта /, неподвижно закрепленный между верхним 8 и нижним 2 штампами. Штампы имеют ножи, расположенные в радиальном направлении для лучшего соединения с торцами образца при кручении. Вертикальная нагрузка и крутящий момент передаются на штамп 8 через шток плунжерной пары. Последняя состоит из штока 10 и направляющей втулки 9.
По высоте шток имеет отверстие, которое сверху соединяется переходником с двойным краном, а снизу с пористым штампом 7. Это дает возможность осуществлять гидравлически непрерывную систему, что важно при испытании образца по открытой и закрытой схемам.
Нижний штамп 2 с отверстиями, заполненными пористым камнем, неподвижен. Избыточная отфильтрованная вода через стакан в штампе 2 попадает в переходник 5, который в свою очередь соединен с краном и датчиком порового давления. Это позволяет в необходимых случаях проводить испытания при двухстороннем или же одностороннем дренаже (с измерением порового давления по нижнему торцу).
Наружная резиновая оболочка 5 герметично крепится к подвижному штампу S, а в нижней части защемляется в корпусе 6 с помощью фланца. Внутренняя оболочка в верхней части прикрепляется к штампу пружиной 16, а снизу прижимается к корпусу сердечником с помощью зажимной гайки. Для предотвращения кручения сердечника при завинчивании зажимной гайки между ними устанавливают шарики.
Образец загружается гидравлическим и механическим способами. Гидравлическое загружение образца осуществляется нагнетанием вакуумированного глицерина из измерительной трубки (валюмометра). Сжатый воздух поступает в валюмо-метр из рессивера, который заполняется до необходимого давления сжатым воздухом при помощи компр- :ора.
Для вертикального загружепия образцу хспользуется механический способ — специальное загрузочное устройство, соединенное с рычагом (соотношение плеч 1:10). Для уменьшения силы трения при кручении шкива 12 между штоком и загрузочным устройством 13 устанавливается шарик 14. Крутящий момент создается путем прикладывания горизонтальных усилий на шкив 12.
Индикатор для определения осевой деформации закрепляется в насадке 15. Точность измерения индикатора 0,01 мм. Остальные линейные деформации определяются по количеству
2
Заказ № 2325
33
расхода жидкости в валюмометрах (с учетом ее сжимаемости). Угловые деформации определяются прогибомером с ценой деления 0,01 мм.
Для измерения порового давления использовались тензоре-зисторные датчики конструкции МИСИ с точностью измерения в рабочем диапазоне ±1 %. Максимальный диапазон измерения датчиков порового давления 0,24-0,3 МПа, что составляет 150—300 отсчетных единиц по вторичному измерительному прибору с ценой деления 1 • 10~5 единиц относительной деформации. Для создания полной герметичности в грунте, использовались оболочки толщиной 0,2 мм, изготовленные из высокоэластичной латексной резины.
Для приготовления к испытанию образцов требуемого вида (наружный и внутренний диаметры dH = 90 и dBII = 60 и высота /7=90 мм) были изготовлены специальные приспособления. По наружному контуру образцы вырезались с помощью режущего кольца в винтовом прессе. Затем полученный цилиндрический образец помещался в специальную металлическую обойму и закреплялся в ней кольцевым зажимом. С обеих сторон на обойме устанавливались торцовые направляющие, при помощи которых грунт удалялся по внутреннему контуру. Удаление грунта пластичной консистенции легко осуществляется вращением натянутой струны по торцевым направляющим.
Образец помещался в прибор в следующей последовательности. Прибор устанавливали в перевернутом положении, снимали нижний штамп с закрепленным сердечником. Камеру частично заполняли дистиллированной водой, которую пропускали через пористые камни верхнего штампа и полость штока. По окончании заполнения полости штока и верхнего штампа водой кран 11 закрывали. На пористые камни нижнего и верхнего штампов накладывали фильтровальную бумагу, а затем устанавливали образец. Для полного прилегания резиновой оболочки к образцу через кран 4 в наружную камеру подавали глицерин. После установки нижнего штампа внутренняя оболочка натягивалась на стакан 2. Полость внутренней оболочки заполняли вакуумированным глицерином. Затем устанавливали сердечник и закрепляли его при помощи зажимной гайки. Прибор с образцом устанавливали на подставку и при помощи медных трубок подсоединяли к валюмометрам.
В процессе испытания измерялось поровое давление, причем в качестве вторичной аппаратуры использовался самописец КСМТ ЦТМ-3 (цифровой тензометрический мост). Для увеличения точности измерения порового давления перед опытом в течение 2—3 ч необходимо тщательно вакуумировать стакан 2 (в противном случае пузырьки воздуха в полости стакана увеличивают инерционность измерения).
Экспериментальные исследования на этом приборе проводились с илами, отобранными из основания Черноморского пор
34
тового элеватора, водонасыщенными лёссовыми грунтами, и глинистыми грунтами с нарушенной структурой (А. 3. Хазанов). Опыты проводились по различным схемам: при действии постоянных напряжений в процессе гидростатических обжатий образцов, при ступенчато-возрастающих гидростатических напряжениях и т. д. Образцы нагружались ступенями давлений от 0,025 до 0,20 МПа. При испытаниях по нижнему торцу образцов водонасыщенных грунтов измеряли поровое давление. В верхнем штампе имелось специальное отверстие, через которое вытекала отжимаемая в процессе консолидации поровая вода, для фиксирования ее количества использовался специальный прибор.
На основе этих исследований строились графики зависимости изменения объемных деформаций и порового давления во времени.
Можно предположить, что после уменьшения порового давления до нуля скорость развития дальнейших деформаций определяется ползучестью скелета грунта.
В момент времени когда поровое давление уменьшается до нуля, уравнение ползучести принимает вид
(J* z) лперв (i ДА j_ лперв /1
исж с \ с } Л- иСЖ • ' * '
ОСр О1
При /~>ОО получим
а2 (/, г) = -ММ. = onjP» А + аперв. р ,2)
0Ср ot
где а £жРВ и = —коэффициенты первичной и вторичной сжимаемости
соответственно; а(/, z)=el)(Z, z)/oCp— измеренное значение коэффициента относительной сжимаемости.
Выражение (1.2) действительно для линейной зависимости между напряжениями и деформациями.
При нелинейной зависимости между напряжениями и деформациями уравнение (1.1) можно записать в виде
(/, г) = аг (t, z) F (оср)- (1.3)
Последнее равенство позволяет определять изменение относительных объемных деформаций ev=(/, z) для различных значений аср. Кроме того, оно необходимо для прогнозирования сдвиговых деформаций в процессе нестабилизированного напряженно-деформированного состояния грунта под внешней нагрузкой.
Для определения вида функции F(aCp) графики объемной ползучести были перестроены на изохронные кривые (в координатах «деформации — напряжения» для различных фиксированных моментов времени), соответствующие одноступенчатому нагружению. Из полученного графика (рис. 1.12) видно, что зависимость между напряжениями и объемными деформациями нелинейна.
2*
35
Рис. 1.12. Графики испытания водонасыщенных глинистых грунтов на приборе трехосного сжатия с кручением (изменение объемной деформации во времени)
1 — через 12; 2 — через 24; 3—6 — через 2; 3; 6; 10 сут соответственно
Рис. 1.13. Графики результатов испытаний водонасыщенных глинистых грунтов Одессы для определения сдвиговой деформации ползучести 1—6 — результаты испытаний при давлениях, равных соответственно 0,08; 0.07; 0,06; 0,05; 0,04 и 0,02 МПа (сплошные и штрихпунктирные линии — экспериментальные и расчетные зависимости соответственно)
Анализ полученных изохронных кривых показывает, что значение суммарного коэффициента сжимаемости (/, г) не будет зависеть от оср, если
Г(асР) = 1/сгср. (Ь4)
В этом случае
d&v (t)ldacp = а% (t) aCp-
Проинтегрировав полученное выражение по оСр с пределами интегрирования от оСр = Пср0 до стер и учитывая, что при сгер^ = <Тср° ev(0=0, получим
е0 = (1.5)
где k— коэффициент, равный 0,1 МПа: о®р—структурная прочность при всестороннем сжатии; аСр — действующее всестороннее давление.
Для определения суммарного изменения коэффициента сжимаемости az (t, z) необходимо определить входящие в него параметры.
Коэффициент первичной сжимаемости £сжРВ определяется из начального участка диаграммы ln(/)Z, так как на этом отрезке влияние ползучести незначительно и им можно пренебречь.
Параметры а®ж , б, 61 определяются на участках времени, в пределах которого происходит вязкое деформирование скелета грунта, при поровом давлении и, равном нулю. Для определения параметра 61 график 8V=(/)Z следует перестроить
36
dzv / 1 \ t
dt | In I
V
в координатах
Как показали многочисленные
опыты (рис. 1.13), скорости деформирования, полученные для различных значений 1п((уСр/оСр0) за пределами времени t = = 3—5 сут практически линейны. В этом случае ползучесть грунта может быть описана ползучестью скелета с ядром типа экспоненты К(/—т)=бехр(—Si0. Величина определяется по тангенсу угла наклона полученной полулогарифмической прямой к оси t. Для определения д£ж задается время, при котором
поровое давление уменьшается до нуля и определяется соответствующее этому времени суммарное значение коэффициента сжимаемости асж(/). Далее находится коэффициент вторичной
сжимаемости
вт _ перв _6_ _ ( _ ^первХ _
асж ~ асж „ — [aZ V? йсж )
6, ' 7 1
(1.6)
Параметр 6 определяется по выражению
* = (1.7)
I \ С/К СЛЪ ) ' '
При ступенчато-возрастающих напряжениях характер объемного деформирования будет несколько отличаться от одноступенчатых, так как характеристики ползучести при каждой последующей ступени нагружения будут изменяться с уменьшением значения коэффициента начального порового давления р = <,/<?. 0-8)
Коэффициент р характеризует в какой-то степени прочность связей в грунтовом скелете и их различную сопротивляемость сжатию и растяжению. Из этого следует, что при ступенчато-возрастающих напряжениях коэффициент а?жрв зависит как от напряжений сгСр, так йог времени.
С учетом нелинейной зависимости между напряжениями и деформациями и выражения (1.8) определение относительных объемных деформаций сводится к следующему виду
п
М*’ аср) = Е (°ср- г> ( — т) [< W] — F [ас7‘ ’)]). (I-9)
k=l
где F(a)—функция, характеризующая нелинейную зависимость между напряжениями и деформациями; о^р» аср~! —величины среднего нормального напряжения, соответствующие &-й и (k—1)-й ступени нагружений.
Для определения объемных деформаций при ступенчато-возрастающих напряжениях, необходимо установить закономерность изменения коэффициента р, которая зависит от физико-механических свойств грунта и изменяется в процессе его уплотнения от нуля до единицы.
37
Закономерность изменения коэффициента £ можно установить экспериментально. Для этого при каждой ступени нагружения определяются коэффициент 0 и соответствующая этому моменту времени относительная объемная деформация. Так как 0 изменяется в пределах от 0 до 1, то приближенно зависимость изменения этого коэффициента от относительных объемных деформаций можно принять в следующем виде
0л — 0Н [ 1 --
(1.10)
где 0п и рн — коэффициент начального значения порового давления при п-й и первой ступенях нагружения; е* и е”—относительная объемная деформация соответственно при 0П=О и п-й ступенях нагружения.
Примем линейную зависимость между напряжениями и деформациями, а выражение ^(оср) в виде экспоненциальной функции
ЙСК (1 е ) аср»
(1.11)
где а, д' — параметры уравнения.
Параметр д' определяется аналогично дь но лишь для начального участка времени, для которого поровое давление равно нулю. Коэффициент аСж определяется по кривой ползучести, на участках, где дальнейшее увеличение уплотняющих напряжений не вызывает появления порового давления. Подставляя (1.11) в (1.10), получим окончательное значение коэффициента 0П
0л = 0н 1 ---
При
оср = 0 коэффициент 0Н = 0;
в этом случае выражение для az (t, г) принимает вид
(0 = flclpB + асж f1 ~ е Xj * ' 1 С Л \ J
(1.12)
(1.13)
При этом деформации объема происходят только за счет вязкого перемещения скелета грунта. Вид функции ^(оср) определяется по перестройке кривых объемной ползучести на изохронные кривые, соответствующие времени, при котором поровое давление равно нулю.
Определение закономерностей и параметров ползучести можно проводить с минимальным количеством испытаний образцов. С этой целью используют, например, методику, разработанную С. Р. Месчаном, по которой определяются параметры уравнения ползучести с учетом процесса фильтрационного уплотнения двух образцов-близнецов.
Согласно этой методике сначала необходимо исследовать закономерность объемного деформирования водонасыщенного грунта при однократном и ступенчатом нагружении, а потом определить возможность использования полученной кривой объемной ползучести при ступенчатом нагружении для построения кривых ползучести, соответствующих одноступенчатому нагружению.
С этой целью проводятся испытания двух образцов. Первый из них испытывается при постоянном напряжении оСрт в течение всего опыта. Другой образец испытывается при ступенчато-воз-растающих напряжениях. При этом необходимо выполнение условия, чтобы при каждой ступени нагрузки деформации полностью стабилизировались.
По результатам испытания первого образца при ocpI = const определяется функция as (I). Параметры этой функции находятся по ранее рассмотренной методике. Результаты испытания второго образца позволяют определить функцию а% (/) для первой ступени, что дает возможность сопоставить эту функцию с as(/), полученной при первом испытании. Далее по результатам второго испытания определяется функция F(aCp)- При этом изохронные кривые строятся для времени, когда поровое давление равно нулю.
Подставляя функции as (0 и f (аСр) в (1.9), можно определить изменение относительных объемных деформаций во времени при ступенчато-возрастающих напряжениях. На рис. 1.13 штрих-пунктирной линией показаны теоретические кривые, построенные с учетом а2 (/) = const и (3 = const.
Были также проведены экспериментальные исследования ползучести образцов слабого водонасыщенного глинистого грунта в условиях чистого сдвига при гидростатическом обжатии образца. Зависимость /(ег-, /) была получена при постоянстве среднего нормального напряжения сгСр = 0,2 МПа, но при различных сдвигающих напряжениях, в ходе опыта которые оставались постоянными. В этих исследованиях было испытано шесть образцов ила при напряжениях соответственно 0,02; 0,03; 0,04; 0,06; 0,07 и 0,08 МПа. Для первых трех образцов прикладывались напряжения сГг = 0,02; 0,03 и 0,04 МПа в течение различного времени, при котором достигалось полное затухание деформаций. Так, время стабилизации для первого образца составило 3—4, второго 15—16 и третьего 21—22 сут. В остальных испытаниях при сГг = 0,06; 0,07; 0,08 МПа опыты длились 25—27 сут, однако полного затухания деформаций испытываемых образцов не было получено, хотя во всех опытах, включая испытания образца при Oi = 0,08 МПа, скорость деформаций ползучести постепенно падала, подтверждением чему являются , / 1 dzi \
графики, построенные в приведенных координатах 1~ • \ чЛ I Ul> j •
39
Рис. 1.14. Графики изменения порового давления и в образцах ила (Одесса) во времени при нагружении водонасыщенных образцов в приборе трехосного сжатия
1—5 — нагружения образцов давлениями соответственно равными 0,20; 0,15; 0,10; 0,05 и 0,025 МПа
Точки, полученные в результате шести опытов, не ложатся на одну кривую. Отсюда следует, что кривые ползучести в общем случае не подобны, а зависимость между напряжениями и деформациями нелинейна. Деформирование грунта по линейному закону наблюдается лишь в начальный пе-
риод нагружения.
На этом участке модуль сдвига G равнялся 35— 40 МПа, а структурная прочность Остр при сдвиге соответствовала 0,01 и 0,02 МПа, при оСр = 0,2 и 0,3 МПа соответственно.
При напряжениях, превышающих значение структурной прочности грунта, модуль сдвига резко уменьшался до 10,0—12,0 и при дальнейшем увеличении сдвиговых деформаций снижался до 4,0—4,5 МПа.
Результаты стандартных испытаний на сдвиг при различных значениях средних нормальных напряжений (оср = 0,00; 0,10; 0,20 и 0,30 МПа показали, что во всех случаях в пределах структурной прочности грунта деформации линейны. При ог> >о*г стр наблюдается некоторое отклонение зависимости от линейной. За пределами напряжений о'г7ог11ред>0,5 (сГг/огпред — уровень напряжения) кривизна /(o^, е;) увеличивается вплоть до наступления разрушения образца.
В рассмотренных графиках (как и в других) подобия кривых /(ой бг) не наблюдалось. Поэтому для изучения влияния среднего нормального напряжения на деформации сдвига графики /(ог, е?) были перестроены в координатах &—оСтр для различных фиксированных значений деформаций. Анализ полученной диаграммы показывает, что угол внутреннего трения в процессе деформирования образца грунта возрастает и при определенных значениях деформаций стабилизируется.
При экспериментальных исследованиях объемной и сдвиговой ползучести проводились наблюдения за изменением порового давления в образцах водонасыщенного глинистого грунта. Для получения достоверных значений порового давления образцы дегазировались в течение 3 ч. Контрольные исследования показали, что степень влажности изменялась от 0,96 до 1,0. Запись порового давления проводилась автоматически прибором КСМТ-4. Точность измерения порового давления составляла 25- 10-4 Н/см2.
40
Результаты экспериментальных исследовании изменения порового давления и после окончания нагружения образцов разными по величине давлениями приведены на рис. 1.14. Анализ графиков изменения порового давления во времени при значениях средних напряжений от 0,025 до 0,20 МПа показывают, что в процессе затухания ползучести водонасыщеиных глинистых грунтов поровое давление уменьшается. После его уменьшения до нуля остаточные деформации составляют 8—20 % общей величины деформации ползучести. Эти данные хорошо совпадают с данными определения деформаций, скорость которых определялась процессами вторичной консолидации.
Таким образом, на приборе трехосного сжатия с кручением, как показали эксперименты, можно определять деформации, скорость которых обусловлена процессами фильтрационной консолидации, а также деформации, скорость которых определяется скоростью ползучести скелета.
ГЛАВА 2. РАСЧЕТЫ ОСАДОК ФУНДАМЕНТОВ И ИСКУССТВЕННЫХ ОСНОВАНИЙ
ПРИ СТРОИТЕЛЬСТВЕ НА СЛАБЫХ
ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТАХ
2.1. ОСОБЕННОСТИ ПРОЕКТИРОВАНИЯ
ИСКУССТВЕННЫХ ОСНОВАНИЙ НА СЛАБЫХ ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТАХ
Фундаменты промышленных и гражданских зданий, которые расположены на слабых водонасыщенных глинистых грунтах, должны иметь такие размеры и закладываться па такую глубину, чтобы их осадка по абсолютной величине была меньшей, чем это допускается для нормальной эксплуатации сооружения данного типа. Необходимо также, чтобы разность осадок в пределах всего здания или его части была меньше допускаемой для сооружения данного типа, предназначенного для выполнения определенного технологического процесса. Необходимо также, чтобы при больших осадках, близких по величине к допускаемым, скорость протекания осадок не превышала допустимые скорости, при которых успевают проявиться пластические деформации материала стен и каркаса. Фундаменты должны иметь такую площадь, при которой обеспечивается гарантированная устойчивость оснований.
Тем не менее при проектировании фундаментов промышленных и гражданских сооружений на рассматриваемых грунтах (даже при назначении максимально возможных размеров фундаментов) не всегда удается выполнить все указанные выше обязательные условия проектирования фундаментов.
41
В этом случае можно конструктивно увеличить жесткость сооружений, применяя сплошные железобетонные плиты, антисейсмические пояса, осадочные швы и т. п., в результате чего значения допускаемых осадок и допускаемой разности осадок в пределах сооружения увеличатся. Однако конструктивные мероприятия часто неэкономичны, трудоемки и в большинстве случаев недостаточны для эффективной эксплуатации возведенных сооружений. В большинстве случаев при строительстве промышленных и гражданских сооружений на этих грунтах принимаются меры для создания искусственных оснований путем их уплотнения. Если в основании сооружений слабые водонасыщенные грунты залегают на глубину до 12 м, а ниже расположены прочные породы, обычно применяются сваи, полностью прорезающие слой слабых грунтов и нижними концами заходящие в прочные породы.
В качестве искусственного основания при строительстве промышленных и гражданских сооружений на слабых грунтах часто используют песчаные подушки толщиной до 7 м, песчаные и известковые сваи, вертикальные песчаные и картонные дрены с пригрузочнымп насыпями и т. д. Если коэффициент фильтрации слабых водонасыщенных супесей превышает 0,1 м/сут, то для закрепления основания можно использовать химические способы. Однако все известные химические способы закрепления грунтов экономически нерентабельны, трудоемки и требуют использования дефицитных материалов.
Наиболее дешевым способом устройства искусственных оснований при строительстве на слабых водонасыщенных глинистых грунтах является применение песчаных подушек'или свай, вертикальных дрен и дренирующих прорезей с пригрузочнымп насыпями, а также известковых свай с последующим уплотнением подсушенных грунтов тяжелыми трамбовками.
К сожалению, существующие методы расчета консолидации слабых водонасыщенных глинистых грунтов при указанных выше искусственных основаниях имели невысокую точность и давали большое расхождение между расчетными и наблюдаемыми на практике величинами осадок.
Анализ разных методов расчета консолидации слабых водонасыщенных грунтов приведен в [1] и здесь не рассматривается. Обзор различных методов расчета консолидации дан также в работах Ю. К. Зарецкого, Н. А. Цытовича, 3. Г. ТерМартиросяна и др.
2.2. РАСЧЕТ КОНСОЛИДАЦИИ ГРУНТОВ ОСНОВАНИЯ ПРИ УСТРОЙСТВЕ ПЕСЧАНОЙ ПОДУШКИ
Расчет уплотнения слабых водонасыщенных глинистых грунтов, фильтрация которых подчиняется закону Дарси (без начального градиента напора), структурная прочность сжатия
42
которых равна нулю, а между деформациями и напряжением существует линейная зависимость, приведен в работах Терцаги, Н. А. Цытовича, автора и др.
В результате массовых исследований автором установлено, что фильтрационная консолидация водонасыщенного глинистого грунта с ненарушенной структурой начинается только при таких нагрузках на испытуемый образец, при которых в грунте возникает давление большее, чем величина структурной прочности сжатия. Отжатие поровой воды из уплотняемого слоя водонасыщенного грунта начинается при градиентах напора, больших величины его начального значения.
Рассмотри' i уплотнение слоя водонасыщенного грунта толщиной h залегающего под песчаной подушкой. В начальный момент времени (Z = 0) к слою мгновенно прикладывается равномерно распределенная нагрузка q. Величина избыточного порового давления u(t, z) при / = 0 будет равна
= Рстр = <71* (2.1)
т. е. часть нагрузки, равная величине структурной прочности сжатия /?стр, сразу же воспринимается скелетом грунта.
Зависимость между скоростью вытекания воды из единичного объема и(/, z) и коэффициентом пористости е(/, г) имеет следующий вид:
L_ /2.2)
dz 1 + е dt
Предположим, что грунт деформируется только в вертикальном направлении. Тогда по теории фильтрационной консолидации, сумма избыточного порового давления и эффективного напряжения в грунте, обозначаемого о(/, г), в любой момент времени равна внешней нагрузке, т. е.
и 4~ о = q. (2.3)
Считаем, что движение воды при уплотнении происходит по модифицированному закону Дарси со скоростью
, / 1 ди . \
U — Лф I • • Iq ] ,
\ ?в * /
(2.4)
Где kjj, — коэффициент фильтрации; ув — объемный вес воды; t’o — начальный Градиент напора при фильтрации.
В линейной теории компрессионная зависимость принимается в виде де/дв=—а.
Если в формуле (2.2) заменить е на еср, то из (2.3) и (2.4) получим
ср
де _ dv _ д Г k$ ( де до dt dz dz L Тв \ dz де
<2.5)
43
откуда следует уравнение
де д2&
— = с0 — dt dz2
(2.6)
где Cq= (1 +eCT))k/yBa — коэффициент консолидации.
Таким образом, в уравнение консолидации (2.5) начальный градиент напора io явно не входит (в линейной теории), а учитывается в (2.4) при определении скорости фильтрации. Оче-
I ди . п видно, что при--------—i0>0 фильтрация будет происходить,
Yd dz
1 ди а при-----------С 0 фильтрации не будет. Подобным образом
Yb dz
выводится уравнение консолидации относитель о и, которое имеет вид
ди д2и
dt dz2
аналогичный выражению (2.6).
Начальное условие принимается в виде (2.1), а граничные условия
«|г=о = О;-^- =0. (2.7)
' dz z=h
Второе граничное условие относится к глубине /г, ниже которой фильтрации не происходит, так как на этой глубине градиент напора от действующей нагрузки q меньше начального градиента напора f0. Очевидно, что /i= (q—рСтр)Лмо-
Из закона Дарси следует, что граничные условия (2.7) имеют вид
। л ди и z=o— — zoVb.
dz z=h
Заменим функцию u(t, z) на v(t, z)=u(t, z)—ioyBz, для которой
получим уравнения:
dv d2v
---------------j
dt dz2
(2.8)
У | 2=0 — 0’
dv dz
= 0; z—h
(2.9)
v 11 =o = <7 — Рстр — WbZ = qt + bz, (2.10)
где b = —iyB.
Задача (2.8), (2.9), (2.10) легко решается методом Фурье в виде
4
(2k + 1) л
7i + (~l)
k2bh
(2k + 1) л
sin X
X (2k +
_ Ср (2М-Р3 л2
ЛИ 4ft5»
— е
2h
(2.П)
44
Учитывая значения h, b и ограничиваясь первым членом
ряда, имеем и (/, Z) «
(2.12)
которая описывает рассеивание порового давления во времени и по глубине. Заметим, что при го = О и рстр = 0 приходим к хорошо известному решению одномерной задачи консолидации, полученному еще Терцаги.
2.3. РАСЧЕТ НЕЛИНЕЙНОЙ КОНСОЛИДАЦИИ
СЛОЯ ГРУНТА ОСНОВАНИЯ
ПРИ УСТРОЙСТВЕ ПЕСЧАНОЙ ПОДУШКИ
Экспериментальные исследования свойств слабых водонасыщенных глинистых грунтов, описанные в гл. 1, подтверждают нелинейность основных характеристик процесса консолидации для многих видов этих грунтов. Уточнению методов расчета осадок сооружений на слабых грунтах посвящены работы Ю. К. Зарецкого, Б. М. Нуллера и Л. В. Горелика, Дэвиса, Раймонда, Янбу, Масато, Поскит, А. С. Строганова, А. С. Бельского и др.
Все эти исследования можно условно разбить на две группы. К первой относятся те работы, в которых нелинейные уравнения, возникающие при изучении задачи, решаются на ЭВМ. Вторая группа — работы, в которых тип нелинейности основных соотношений выбирается таким образом, чтобы полученные уравнения было можно решить аналитически (либо приблизить их решения к аналитическим) и чтобы принятые аналитические зависимости соответствовали экспериментальным исследованиям свойств некоторых видов слабых грунтов.
К первой группе относятся исследования Б. М. Нуллера и Л. В. Горелика, Поскита, А. С. Строганова и А. С. Бельского и частично Ю. К. Зарецкого.
Работы Б. М. Нуллера и Л. В. Горелика посвящены решению на ЭВМ задачи консолидации слоя грунта. В них принимается экспоненциальная зависимость коэффициента фильтрации от коэффициента пористости и логарифмическая зависимость коэффициента пористости от напряжения. Считается также, что толщина слоя грунта меняется со временем. Такие допущения реально соответствуют схеме воздействия дамбы или плотины.
Ю. К. Зарецким получено интересное решение одномерной задачи с учетом нелинейности. Все зависимости для решения задачи записываются относительно функции
ек
где е0 и ек — соответственно начальный и конечный коэффициенты пористости.
45
Принимается, что коэффициент фильтрации кф зависит от ф (/, z)
= М5" (*> 2), 1,
а компрессионная зависимость записывается в виде z) = exp [ — аа (f, z)],
где а — безразмерный параметр компрессионной зависимости.
При таких предположениях уравнение консолидации имеет вид
дгр dt
где
cQ =
(1 + £ср) kg TbG?o — ек)а
Это уравнение решалось численно на ЭВМ при следующих начальных и граничных условиях:
М’|<=о = 12=о = е -?
z=h
Были получены кривые при разных значениях параметров, определяющих процесс консолидации, построены графики степени консолидации Q(t). Анализ кривых показывает, что при малых значениях t степень консолидации Q(/) хорошо аппроксимируется зависимостью Q(/)=B
Ю. К. Зарецкий рекомендует принимать следующие значения коэффициентов В\
В = 2,26 ехр ( — — (и — 1) при а < 0,075 МПа; 2h \ 4 ]
и
В = 2,26 ехр / —— (п — 1) при 0,075 < q <0,10 МПа.
Однако зависимость степени консолидации от времени типа В ^/1 дает возможность пользоваться предложенным Ю. К. Зарецким решением только при небольшом по времени протекании процесса консолидации.
Заметим также, что при п=1 нелинейное уравнение, предложенное Ю. К. Зарецким, переходит в линейное. Следовательно, при п=1 параметры Q(t) и ф(/, z) изменяются так же, как и в линейной теории. Ю. К. Зарецким предложены также аналогичные решения для случая двухслойного основания.
В работах А. С. Строганова и А. С. Бельского проведены обширные исследования нелинейных задач консолидации на ЭВМ, решены задачи для разных случаев (слой, круглая песчаная
46
совершенная и несовершенная, а также картонная дрены). Основные теоретические зависимости совпадают с предложенными Ю. К- Зарецким.
Ко второй группе относятся работы Дэвиса и Раймонда. В этих работах предположения об основных закономерностях процесса консолидации выбраны таким образом, что уравнение консолидации имеет вид
л . . ди д Г „ . , ди'
Л (и)---= с— А (и)------ .
dt dz L дг _
и
Заменой Д(п) на J a(s)ds; w = A(u) приводится к лпней-о
ному уравнению dw d2w
dt dz2
В работах Янбу, Масато с помощью ЭВМ исследуется нелинейная задача при некоторых частных основных зависимостях.
Однако во всех указанных работах принято допущение, что фильтрация в уплотняемых глинистых грунтах происходит по закону Дарси и что грунт не имеет природной структурной прочности. В связи с этим рассмотрим решение задачи по уплотнению слоя водонасыщенных грунтов с учетом нелинейных зависимостей, а также структурной прочности сжатия грунта и начального градиента напора при фильтрации.
Для решения задачи используем основные зависимости
— (2.13)
dz l+e dt
(2.14)
где v — скорость фильтрации.
Воспользуемся также основным допущением модели Флорина, согласно которому сумма порового давления и эффективных напряжений в любой момент времени равна внешней нагрузке q, приложенной к поверхности слоя
и (Л г) + а(/, z) — q, (2.15)
Исследование фильтрационных свойств при уплотнении слабых глинистых грунтов показало, что изменение коэффициента фильтрации грунтов йф происходит в степенной зависимости от изменения коэффициента пористости, т. е.
= (236)
где kQ — начальный коэффициент фильтрации; п — безразмерный параметр (п>1); -ф (/, г) = ---—— приведенный коэффициент пористости.
ео — ек
47
Эта зависимость была получена при лабораторных исследованиях слабых водонасыщенных глинистых грунтов из Мурманска, Риги, Владивостока, Фао (Ирак), Петрозаводска и др.
Исследования фильтрационных свойств слабых грунтов из Риги, Фао, Мурманска и Красноперекопска позволили также установить, что между изменениями начального градиента напора при фильтрации и коэффициентом пористости существует степенная зависимость, т. е.
г0 = РФр, (2.17)
где р — коэффициент, равный по величине начальному градиенту напора при / —0.
При исследовании сжимаемости некоторых видов слабых водонасыщенных глинистых грунтов было установлено, что с увеличением давления на образец, начиная с величины, соответствующей структурной прочности сжатия до 0,3—0,5 МПа, между коэффициентом пористости грунта и давлением существует экспоненциальная зависимость, т. е.
e(t, z) = (е0 — ек) ехр [ — аа(^, г) + арстр] + ек, (2.18)
(здесь а — параметр компрессионной зависимости).
Такая зависимость была получена при компрессионных исследованиях илов Владивостока (бухта Патрокл), пресноводных илов Архангельска, водонасыщенных суглинков из Новокузнецка, морских илов г. Фао и многих других типов исследованных грунтов.
Из зависимостей (2.13) — (2.18) вытекает уравнение нелинейной консолидации
дф
kQ
(е0 — ек) (1 -|-ек) dt ува
дф \ dz J
— (Р + п) фР+п—1 .
dz
(2.19)
<?0 к
Если же в (2.13) заменить е на еср (именно так поступают многие исследователи), то приходим к уравнению
37 = ~ • "Г (^-1 (Р + «) ’l’P+n_1 зг • (2 -2°)
1 + ^ср dt yba dz \ dz / dz
Начальное условие, очевидно, имеет вид гр|^=о= 1- Граничное условие при z = 0 получается из зависимости (2.18), если в ней положить a = q. Последнее равенство вытекает из (2.15), так как при z = 0 избыточное поровое давление и = 0. Следовательно,
ф | 2=0 = exp ( — agi); qx = q — рстр.
(2.21)
48
На нижней границе слоя граничное условие принимается в виде
=0. (2.22)
дг z=h
Изложим метод последовательных осреднений, применяемый для решения задачи (2.19) — (2.22). Введем для этого следующие обозначения:
б’о — ек ’ аув ’ /г А2 d — _LzL?£P_ ; х = /iaf (р + п).
ео ек
В новых обозначениях уравнение (2.19) и условия (2.21) и (2.22) записываются в следующем виде:
ф)-12* = А /фП-i ; (2.23;
dt дх \ дх / дх
^|г=о=1’ ^L=o = exP( —=0- (2-24)
дх Х=1
Уравнение, соответствующее (2.20), будет иметь тот же вид, что и (2.23), только (d + ф)-1 заменится на l/d.
На практике, кроме нахождения функции -ф(х, г), а через нее коэффициента пористости и порового давления, интересно вычислить среднее значение пористости
_ 1
-ф (т) — ф (т, х) dx о
и степень консолидации
Q (т) = IzdLM = 1 —4>(т) 1—ф(0) 1— ь
(здесь 6 = ехр (—ш/i)).
Особый интерес представляют значения этих параметров при больших отрезках времени, поскольку консолидация слоя слабых грунтов —длительный процесс. Этим и объяснялся выбор метода последовательных приближений для решения задачи (2.23), (2.24).
Действительно, задача (2.23), (2.24) —это начально-краевая задача для квазилинейного уравнения параболического типа. Так как коэффициенты, стоящие у производных по t и х, зависят от неизвестной функции 4>(/, х), то решать задачу сразу методом Фурье нельзя. С этой целью удобнее применять метод итерации (последовательных приближений), т. е. строить последовательность функций фо(/, х), ф1(/, х),..., ф;г(Л -V), СХОДЯ
49
щихся к решению. При этом функция фп(Л х) будет решением задачи (2.23), (2.24), в коэффициенты которой подставлена функция фп-1(Л х) вместо фп(^, х). Иными словами, имеем последовательность линейных задач с переменными коэффициентами. Последовательно решая эти задачи, можно получить фп(/, х) при больших значениях п, т. е. найти хорошее приближение к решению указанной задачи. Недостаток такого подхода кроется в невозможности аналитического решения, так как получающиеся на каждом шаге итерации линейные задачи с переменными коэффициентами в большинстве случаев можно решать только численно. В связи с тем, что особый интерес представляют средние значения решения, рассмотрим метод итерации, в котором в нелинейных коэффициентах величина ф заменяется все более точными средними по х значениями ф.
Это дает возможность на каждом шаге итерации получать уравнения с постоянными коэффициентами, которые можно решать методом Фурье. Таким образом, в отличие от обычных методов итерации удается получить решение в аналитической форме.
Введем новую неизвестную функцию ф(т, х) = , после
1 — ь
чего ф = 6+(1—&)ф. При этом оба граничных условия становятся нулевыми, а начальное условие остается единственным. Для функции ф(т, х) запишем задачу
(2.25)
(2.26)
Ф(т) = 6 Н-(1 — ^)ф(т),
<2 (т) = 1 — ф(т).
В задаче (2.25) и (2.26) заменим ф71*1 па Фп-1, (d + ф)-1 на (d+ф)-1 и на ф~п-1Лр. Константа Л будет выбрана
позже. Естественно, что для большой точности решения при больших значениях т, К надо выбрать так, чтобы Пшф(т)=л.
Т->оо
Теперь, деля обе части равенства на фп-1(т), получим линейное уравнение, переменные в которохМ разделяются.
Этот метод последовательных приближений заключается в отыскании последовательности функции фДт, х), которая сходится к решению задачи (2.25) и (2.26). Именно для отыска
50
ния /-го приближения подставляем (/—1)-ое приближение в нелинейные члены и получаем таким образом линейное уравнение ДЛЯ ф;.
Заметим, что если существует Х = Нш'ф;(т), не зависящий от
/, то его и надо взять в качестве ф0.
Итак, имеется последовательность задач:
/-1(t/-i(T))-^- = -^--2a-^L, (2.27)
от дх2 дх
Ф/ | х=0 = °.
0<fj дх
— О, Ф/1 т=0 — 1. 1
(2.28)
Здесь
f(y) = (d~\-У)Уп~х\ %(T, x) = Z?4-(l—6)ф/(т, х);
2а = хХР, j = 1, 2, 3 . . .
Вначале получим общее решение задачи (2.27) и (2.28). При этом конкретный вид функции f(y) будет несуществен. Предположим лишь, что /(у)>0 при у>0 и монотонно возрастает. Такое рассмотрение пригодно и для других моделей консолидации с иной функцией /. Например, в случае уравнения (2.20) f(y) =dyn-\
В дальнейшем понадобятся собственные функции и собственные значения оператора
LY (х) = Y" (х) — 2aY' (х), Y (0) = Y' (1) = 0,
где У(0), У(1) —функции Неймана нулевого и первого порядка, т. е. решение задачи на собственные значения
LYk (х) - - Ч = Yk (х), Yk (0) = Y’k = 0.
Решение этой задачи хорошо известно и записывается в виде
Yk (х) = еах sin х, %2k = а2 + ф^, где д)^ — корни уравнения
о tg = — фА. (2.29)
Уравнение (2.29) трансцендентное, но для его решения можно применить простые расчеты.
Общее решение задачи (2.27), (2.28) найдено методом Фурье в виде
оо
ф/(т»х) = Е CkYk fe=l
(2.30)
где
Zm(t) = exp | l [ф/Н1 (s)] ds! (2.31)
l о J
51
Постоянные Ck определяются из начального условия по фор-
муле
Из (2.30)
и (2.32)
1
Ck = ^Y (х) dx о
(2.32)
оо
k=\
оо
у2
%(т) = b + (1 - Ь) у -±-Zjk (т).
А k—\
(2.33)
(2.34)
Из (2.30) и (2.31), (2.34) следует, что независимо от значений фс(т) и X lim ф;(т)=&. Поэтому выбираем фо = й и к =
Тогда 2а = х&Р.
Можно показать, что последовательность ф/(т) сходится при j^+oo к предельной функции ф(т) равномерно по (т). Формула (2.31) показывает, что 2;ь(т) также сходится к некоторой предельной функции г^(т) равномерно по т, а поэтому существует
__ 1
<Р (т, х) == lim ср/ (т, х), ср (т) = Jim ф/ (т) = § ср (т, х) dx. j->oo g
Предельная функция ср(т, х) удовлетворяет уравнению
(2.35)
с начальными и граничными условиями
= 0, ф|т=о = h 1
(2.36)
Предельные функции ф(т)
и Zk(x) связаны соотношениями:
Ч W = ехР
(Ш) ds о
Ф(т) = ^ + (1 — д) £ Yk(Yk) Ч(т)-k=\
Это позволяет выразить функцию ф(т) в квадратурах.
Пусть
52
Тогда имеем:
zft (т) = exp
т
- Х2 5 h (<₽ ($)) dS
О
<Р (Т) = У Mk~k ft) 4=1
Отметим, что г*(т) = г“* (т), где ак = К,;к1^\.
Дифференцируя (2.38) при &=1 по т, получаем zi (т) = — (т) Л (ф, (т)),
или
zj (т) = — X2lzl ft) h ( У М kzak (т)), \4=1 /
откуда дгг ______________________ dz1
г1Л(У •'М?) zif (6 + (i -*) У
*1
= _ i2dT _ X2T = Г----------^a__-------
] 21f(6) + (l-6) f •7 k=\
(2.37)
(2.38)
(2.3Г)
Константы Mk явно вычисляются:
Yk
1 k
4a (2aea sin cpfe + ф/г)2
(%a2e2a sin2 фЛ — Ф* + ф^2а) (a2 + ф|)
(2.4Э)
Таким образом, в общем случае (произвольная функция f) приближенное решение задачи связано с квадратными формулами (2.39). Таким же путем найдены формулы для последовательных приближений (2.30) — (2.34).
Теперь получим решение задачи для определенного вида функции f, например f = yn~1(d + y) (общий случай) и для функции f = dyn~x (замена е на еСр). В первом случае считаем, что для всех /(z/) можно воспользоваться приближенной формулой
+ (Ь).
где
f (b) = bn-i (d + b); fr (b) = 6n“2 (bn + dn — d).
В (2.39) вместо бесконечной суммы берется только первый член. Тогда имеем
- = S г1 [f (b) + (!-*) Mizii’ (*)] dZj.
1
53
Обозначим
S1 =_______W, (2.41)
Л4г(1 -b)f"(b) ЛМ1 — b)(bn + dn — d)
62 = f (b) = bn~l (b + d). (2.42)
В результате Zi выражается формулой
exp ( —
1 + 6j — exp ( — 62^iT)
Таким образом, решение поставленной задачи имеет следующий вид:
°° a2za2 _*2
Q(x)= 1 — £ 1 exp ( — 62Х^т) [1 +6j — exp ( — k *;
ft=i
(2.43)
°° X2/X,2
t (T. X) = b + (1 — b) £ 1 exp (ax — 621£t) X
k=l
X sin (pkx [1 Д- dj—exp f — ]^^1, (-.44)
где
= Y k _ 4a (2деа sin (pfe + <pfe)
Y2k 4a2ae2a sin2<pfe + <p|e2fl — <p|
Уменьшение порового давления во времени вычисляется по формуле
Днач
In (Т, х) а71
— exp ( — 62X,^J] 'k 1.
X sin (pkx exp (ax — "I"
(2.45)
Приведем также выражения для первых приближений:
» Qo — 1»
г1, fe = ехР (— х*б2т);
оо
ip, (т, х) = b + (1 — b) Nk sin ф^х exp (ax — %^2т); k=\
оо
Qi (X) = 1 — 2 Mk exp ( — Х^62т).
/г=1
Можно найти в явном виде второе и третье приближение, а дальнейшие приближения можно выразить только в квадратурах.
54
Если ограничиться в формулах (2.43) — (2.45) первыми членами рядов, то получатся простые выражения для расчета коэффициента пористости, порового давления и степени консолидации в нелинейной теории консолидации слоя грунта:
(т, х) «'& + (! — Ь) схр (ах — s*n X
X (pjX 1 -т — ехР ( —
(2.46)
Q (т) « 1 — М jSj exp ( — 62МТ) 1 — exp f — \ (2-47)
^нач bCLQ-[
ЛД6, exp (ax — 60X?t| sin cp,x [14-6, —
— exp ( —
(2.48)
Формула (2.48) получена заменой ln(l 4-л') па х. Приведенные выражения отличаются от формул линейной консолидации наличием членов f1 + .— exp ( — 62Xfr) j \
Если в бесконечной сумме, входящей в (2.39), оставить только первый член, то получающийся интеграл при некоторых значениях п можно сосчитать явно, а при остальных значениях п только численно. Это делается в том случае, когда приближение
f(tj)^f(b)±(y-b)f'(b)
дает не очень точные результаты, либо для проверки результата, который дает это приближение.
Например, при /г= 1
Ш=НЬ) + (у-Ь)Г (Ь).
Поэтому для этого случая формулы (2.43), (2.44) и (2.45) точные (без учета замены бесконечной суммы первым членом). В случае п>\ целых интеграл (2.39) считается явно, но Z\ не выражается явно через т. Например, при п = 2 получается следующая зависимость Zj от т:
?1 (?1 -г *2)
где
(b-^d)
(1 — b) Mi
Рассмотрим теперь случай f(y)=dyn~x. Это означает, что с самого начала е заменяем на еср.
Тогда в случае произвольного п> 1 из (2.39) с помощью приближения dyn~' = dbn~l 4- (п— 1) dbn~~2 (у — Ь) имеем
dj exp [ — Aqd т
*1 СО =
1 4- — exp —
(2.49)
55
где
Общие выражения для Qr, ф (г, х) и и (г, х)/«Нач получаются заменой в формулах (2.43), (2.44) и (2.45) величин 61 и 62 на 61 И
Случай /?= 1 выводится непосредственно из (2.39) и его решение имеет наиболее простой вид:
= ехр ( — dXjx) •
Q (т) = 1 — У Mk exp ( — f (2.50)
00
ф (т, x) = b 4- (1 — b) у exp (ax — sin
Заметим, что в этом случае, если дополнительно предположить, что р = 0, задачи (2.23) и (2.24) можно решить методом Фур ье. Результат хорошо согласуется с формулами (2.50).
Для целых п интеграл можно считать явно, как и в предшествующем случае. При этом п = 2 дает формулу (2.49), а при л>2 явных формул не получается. Так, при п = 3 имеем
12ЛТ - 1 In (b + O-fr) А*3) , 1 у
1 (1— ьум± ^ + (1 — Ь) М± 1 (1— Ь) Мг
Г_______1______ 1 1
Х [ bzr + (1 — b) ~ b + (1 — Ь) Мг J ’
пользоваться которой неудобно, так как величина Z\ явно не выражена.
Упростим далее постановку задачи, предположив, что Рстр = = 0; р = 0 (отсутствие явления начального градиента); /?=1; е заменено на еср. Тогда предложенный метод дает:
<р* - -J- (2k +1), (2^ + О2;
8 4
Мб =-----------; .
я2 (2£-Н) л (2^ 4-1)
Решение описывается формулами, полностью совпадающими с формулами решения задачи методом Фурье.
Заметим, что предложенные автором выражения в общем нелинейном случае дают хорошее приближение при большом времени протекания процесса. Формулы Ю. К. Зарецкого, наоборот, дают хорошее приближение при малых значениях времени. Таким образом, использование обоих решений позволяет рассчитать процесс первичной фильтрационной консолидации в течение длительного периода.
56
2.4. СОПОСТАВЛЕНИЕ РЕЗУЛЬТАТОВ РАСЧЕТА КОНСОЛИДАЦИИ СЛОЯ СЛАБЫХ ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТОВ СДАННЫМИ НАТУРНЫХ НАБЛЮДЕНИЙ
Для выяснения достоверности результатов предложенных расчетов консолидации по формулам (2.47) было проведено их сравнение с данными натурных наблюдений за изменением осадок во времени. С этой целью были использованы измерения
осадки резервуара емкостью 20 тыс. м3 и диаметром 50 м, построенного на засоленных илах. Свойства илов несущественно изменялись по глубине, что позволяло в расчетах оперировать средними значениями характеристик сжимаемости и проницаемости грунтов.
Исследования образцов грунта, которые были отобраны из основания площадки под резервуар, показали, что илы характеризуются невысокой структурной прочностью сжатия, а изменение их сжимаемости при уплотнении нелинейно. Согласно исследованиям фильтрационных свойств образцов, начальное значение коэффициента фильтрации оказалось равным (1,14-4-1,5) 10—7 см/с. В опытах на компрессионно - фильтрационных приборах типа Ф1-М было установлено, что коэффициент фильтрации в процессе уплотнения образцов плов изменяется нелинейно. Кроме того, было установлено, что при фильтрации через илы основания существует начальный градиент напора, который в процессе уплотнения грунтов изменяется также нелинейно (рис. 2.1, 2.2 и 2.3).
Рис. 2.1. График компрессионного исследования илов г. Фао с ненарушенной структурой (сплошная линия) и математическое описание этого графика (пунктирная линия)
Рис. 2.2. Исследование изменения коэффициента фильтрации илов г. Фао при уплотнении грунтов (сплошная линия) и математическое описание этого процесса (пунктирная линия) при различных параметра?; нелинейности п
57
Рис. 2.3. График изменения величины начального градиента напора при фильтрации илов г. Фао (сплошная линия) и математическое описание этого процесса (пунктирная линия)
Рис. 2.4. Изменение осадки резервуара емкостью 20 тыс. м3 и диаметром 50 м, построенного на илах г. Фао, во времени (сплошная линия) и результаты расчета осадки этого же резервуара по предложенным формулам (пунктирные линии)
Таким образом, на основании проведенных в лаборатории МИСИ им. В. В. Куйбышева исследований, были найдены все начальные характеристики свойств сжимаемости и проницаемости илов, слагающих основание резервуара, и все показатели нелинейности. В опытах было установлено, что сред-
нее значение начального коэффициента пористости равно 1,14. После уплотнения образцов илов давлением 0,12 МПа, что соответствовало фактическому давлению на грунт под днищем металлического резервуара, значение коэффициента пористости илов оказалось равным 0,93. В результате компрессионных опытов при нагружении образцов илов с ненарушенной структурой м ал ы м и ступенями давления
структурная прочность сжатия илов оказалась равной 0,01—0,015 МПа. Исходя из результатов компрессионных и фильтрационных опытов были получены следующие значения коэффициентов нелинейных зависимостей: р= 1,2; /2 = 6; ф = —0,25; а = 3,42.
Результаты теоретического определения изменения осадки резервуаров во времени по формуле (2.47) на ЭВМ Минск-32 приведены на рис. 2.4. В связи с тем, что экспериментальные данные наблюдения за осадками резервуара продолжались 12 лет (сплошная линия), то расчеты по предложенным формулам проводились для такого же срока. Линия 4 на графике
соответствует расчетным характеристикам грунта, определенным по данным лабораторных испытаний (см. выше).
Из графика видно хорошее совпадение расчетных значений с данными натурных наблюдений за изменением осадок резер
58
вуара во времени. Остальные кривые на графике получены варьированием параметров нелинейности р, пу р. Кривые 1 и 2 (п=1 и 3 соответственно; (3 = 0; р = 0) показывают, что если в расчетах не учитывать величины начального градиента напора, то между значениями фактических осадок и данными расчета наблюдается большое расхождение. Кривые 3 и 5 (я = 5 и 7 соответственно; (3 = 1,2; р = —0,25) показывают, что на точность прогнозирования развития осадок во времени большое влияние оказывает точность определения характеристик нелинейности изменения коэффициента фильтрации при уплотнении илов.
Следует отметить, что в приведенном решении в отличие от решения задачи о консолидации слоя по линейной теории В| расчете нельзя ограничиться вычислением только первого члена ряда. Этому факту можно дать следующее толкование. В связи с тем, что толщина слоя имеет порядок 104 см, то при отрицательных значениях р параметр а в формуле (2.28) также имеет значение порядка 104, в силу чего величина Mk в формуле (2.40), а также отдельные слагаемые в формуле (2.43) пренебрежимо малы. Чтобы получить достоверные результаты расчета, необходимо увеличивать количество членов ряда. Так как при больших значениях параметра а величина Mk мала, то первые члены ряда в формуле (2.43) примерно равны между собой. В этом случае можно ограничиться лишь первым членом ряда, умножив его на число членов. Следует отметить, что чем меньше членов ряда берется в расчет, тем меньше точность расчета осадки, особенно в начальный период консолидации.
Рассматривая результаты расчетов консолидации слоя слабых водонасыщенных глинистых грунтов, выполненные по формулам Ю. К. Зарецкого и по предложенным формулам, можно сделать вывод, что первые, как уже отмечалось, позволяют получить результаты, близкие к наблюдаемым в натуре при малых периодах времени. При расчете консолидации слоя слабых водонасыщенных грунтов для определения изменения осадок в течение длительного времени (более одного года), предложенные в статье формулы позволяют получить результаты, более точно совпадающие с данными натурных наблюдений, чем рассчитанные по формулам Ю. К. Зарецкого.
2.5. МЕТОДЫ РАСЧЕТА КОНСОЛИДАЦИИ ГРУНТОВ ОСНОВАНИЯ ПРИ УСТРОЙСТВЕ
ВЕРТИКАЛЬНЫХ ДРЕН
Принцип применения вертикальных дрен заключается в том, что после устройства дренажных колодцев в толще слабых водонасыщенных грунтов сокращается путь фильтрации воды, ко
59
торая отжимается при консолидации водонасыщенного грунта до дренажной поверхности. Все расчеты вертикальных песчаных дрен базируются на использовании теории фильтрационной консолидации.
Вертикальные песчаные дрены впервые были применены в СССР при строительстве плотины Свирь-Ш по предложению Г. О. Графтио и Н. Н. Маслова. В дальнейшем они широко использовались для сокращения сроков консолидации слоя слабых водонасыщенных глинистых грунтов при строительстве транспортных, промышленных и гидротехнических сооружений. В большинстве случаев применение вертикальных песчаных дрен позволяло сократить сроки консолидации водонасыщенных грунтов основания в десятки раз. Однако известны случаи, когда их применение оказывалось неэффективным.
К сожалению, существующие методы расчета дрен не позволяли аналитически установить рациональные пределы их применимости.
Анализ данных наблюдения за осадкой пригрузочпых насыпей, устроенных на слое слабых водонасыщенных глинистых грунтов, в которых предварительно были устроены вертикальные песчаные дрены, и сопоставление этих данных с данными расчетов по существующим методам показывают, что во многих случаях наблюдаемые величины осадок в определенные моменты времени в несколько раз отличались от расчетных значений.
Рассмотрим подробнее методы расчета вертикальных песчаных дрен.
При решении осесимметричной задачи фильтрационной консолидации принимается, что вертикальные песчаные дрены полностью прорезают весь слой слабых водонасыщенных глинистых грунтов. Отжатие воды из слоя водонасыщенных глинистых грунтов происходит в результате того, что сверху слоя возводится пригрузочная насыпь. От веса насыпи в слое водонасыщенного грунта возникает поровое давление, под действием которого поровая вода отжимается в горизонтальном направлении в вертикальную песчаную дрену. Если сверху дрен устраивается песчаная подушка (что характерно для большинства случаев), поровая вода отжимается из слоя водонасыщенного грунта в песчаную подушку и в дрены одновременно.
Для решения задачи о расчете вертикальных песчаных дрен рассматривается уплотнение грунта вокруг одной дрены. Для этого в грунтовом массиве плоскостями, которые ограничивают сферу действия одной дрены от другой, вырезают призматический блок глинистого водонасыщенного грунта так, чтобы дрена была расположена по вертикальной оси блока. Для расчета призматический блок заменяется грунтовым цилиндром такого же объема с дреной по вертикальной оси цилиндра.
60
Решение задачи консолидации водонасыщенных грунтов при устройстве вертикальных песчаных дрен совместно с песчаной подушкой разделяется на решение двух задач. Первая задача — консолидация слоя водонасыщенного грунта при движении отжимаемой при консолидации воды вертикально вверх только в песчаную подушку. Вторая — консолидация слоя водонасыщенного грунта в пределах грунтового цилиндра (зона действия одной дрены) при горизонтальном осесимметричном движении воды в вертикальную песчаную дрену. Затем полученные решения каждой задачи совмещаются с использованием теоремы Н. Карилло.
Решение первой задачи — консолидация слоя водонасыщенного грунта (одномерная задача) при различных условиях — приведено в книге автора. Поэтому здесь рассмотрим решение осесимметричной задачи теории фильтрационной консолидации для случая радиальной фильтрации отжимаемой из грунта в процессе консолидации воды в вертикальную дрену радиусом г0, которая находится по оси грунтового цилиндра радиуса /?.
При решении задачи осесимметричной фильтрационной консолидации для рассматриваемого случая приняты следующие начальные и граничные условия.
1. Для сильносжимаемых водонасыщенных глинистых грунтов в начальный момент времени (^ = 0) при мгновенном приложении постоянной нагрузки q величина избыточного порового давления u\t=Q=q—рСт, т. е. часть нагрузки, равная величине структурной прочности сжатия рСтр, сразу же воспринимается скелетом грунта.
2. Грунты основания под воздействием постоянной нагрузки деформируются в вертикальном направлении.
3. Зоной влияния каждой дрены является цилиндр, площадь основания которого равна площади основания призматического блока, образованного вертикальными плоскостями, которые разделяют зоны влияния дрен в грунтовом массиве. Нагрузка принята равномерно распределенной по площади круга; прикладывается она мгновенно и в течение всего периода консолидации не меняет величины.
4. Фильтрация воды, отжимаемой из уплотняемого сильно-сжимаемого водонасыщенного глинистого грунта в дрену, протекает с отклонением от закона Дарси (явление начального градиента). Полагаем, что величина начального градиента остается постоянной в течение всего процесса консолидации и равна в данной задаче средней величине начального градиента напора (до начала и после окончания фильтрационной консолидации).
5. Принято, что разница в сжимаемости материала дрены и окружающего уплотняемого грунта не вызывает перераспределения начальных напряжений в грунтовом массиве.
61
Для решения задачи приняты следующие краевые условия: 1) первоначальное избыточное поровое давление uQ постоянно во всех точках грунтового массива; 2) избыточное поровое давление на поверхности вертикальной дрены радиусом г0 равно нулю при />0; 3) через цилиндрическую поверхность зоны влияния вертикальной дрены радиусом R в результате симметрии потока движения воды не происходит, т. е. dujdr = Q при r=R. Необходимо отметить, что это допущение справедливо только тогда, когда на поверхности цилиндра зоны влияния градиент напора больше, чем начальный градиент напора для данного грунта. В противном случае возникает неопределенность граничного условия, так как не ясно, почему отсутствует фильтрация через границу — либо из-за симметрии течения от границы, либо из-за начального градиента напора. Кроме того, при определенных значениях начального градиента напора фильтрации может не быть и на определенном расстоянии от границы зоны влияния вертикальной дрены радиусом R$. В этом случае предлагается рассматривать задачу с краевым условием, при котором на расстоянии /?ф= (q—рСтр)/ув*о, где начальный градиент напора равен градиенту напора от действующего давления, скорость фильтрации и = 0 и duldr = y3i^.
Кроме того, принимается, что избыточное поровое давление на горизонтальной поверхности грунтового массива (z = 0) равно нулю при />0 и что нижняя горизонтальная граница грунтового массива (z = H) непроницаема, или что при толщине 2Н вода отжимается к нижней и верхней дренирующим поверхностям одновременно, и вследствие симметрии потока движение воды через поверхность z = H отсутствует, т. е. duldz = Q при z = H.
Для упрощения определения избыточного порового давления ur,z в случае движения воды в вертикальном и горизонтальном направлениях (в дрену и горизонтальную дренирующую подушку) на основе теоремы И. Карилло допустимо определить его только при движении воды в дрену (иг) и только при движении воды в горизонтальную дренирующую подушку (uz). Поровое давление, обусловленное одновременным движением воды в горизонтальном и вертикальном направлениях, приближенно определяется по формуле
tlfllz иг, 2 *
инач
Математически задача сводится к интегрированию неоднородного линейного дифференциального уравнения
ди __ / д2и 1 ди \ cZqYb
dt \ dra г дг ) г
62
при граничных и начальных условиях
и (го. О = 0;
v |г=я — °’
U (г, 0) — мнач — Я Рстр*
Если расстояние между дренами в плане таково, что радиус цилиндрического грунтового блока /?, по оси которого расположена дрена, меньше /?ф, где /?ф= (q—рСтр)Л’о/в, то исходя из положения, что на расстоянии от центра дрены R до края грунтового цилиндра скорость фильтрации через поверхность цилиндра равна нулю, граничное условие может быть принято
следующим:
Это объясняется тем, что поверхность цилиндра является поверхностью, делящей расстояние между дренами пополам, в результате чего возникает симметричный отток воды от поверхности цилиндра к дренам. Аналогичное допущение было сделано Рендулликом и Барроном в своих работах.
Если радиус грунтового цилиндра R больше /?ф, фильтрации на расстоянии большем /?ф от поверхности дрены не будет. В этом случае граничные условия следует определять на границе R$
иг=Дф=°> т- е-
ди
дг
ТвЧ)*
При этом оказывается, что в грунтовом цилиндре, в зоне, где R>R$, фильтрация в грунтах отсутствует, вода не отжимается в дрены и применение их неэффективно.
Таким образом, вертикальные дрены следует располагать в плане на таком расстоянии одна от другой, чтобы /?^/?ф.
Решение дифференциального уравнения в частных производных при начальных и граничных условиях, указанных выше, и имеет следующий вид:
и (г, t) = u (r)+w (г, t) = yBt0 (г — r0) — —- X
Здесь
io Г г0 R
Fi = Тв —V Uо (ni, г) dr — иНач У1 (п/Го) — ~5" и» (niR)>
П{ J П;
1 1
63
где /о, /ь Yo, Fi — функции Бесселя и Неймана нулевого и первого порядков соответственно;
UQ (п, г) = JQ (nr) Yq (nrQ) + JQ (nrQ) Y$(nr)\
Ui (л, r) = (nr) Уо (nr0) — Jo (nrQ) Ya (nr);
ni — корни характеристического уравнения;
J] (nR) Yq (nr0) — Jo (nrQ) Yx (nR) = 0.
R
Значение интеграла J (70(^i, r)dr можно определить численно ним методом.
Введем обозначения Xi = furQ; k = R/rQ; F0 = ct/rQ2.
Тогда последнее (характеристическое) уравнение принимает вид
(*)Л(*> х) — х)Уо(х) = О,
где через xt обозначены корни этого уравнения, которые были выражены рядами и получены Сасахи, а затем Л. И. Диппи-ком.
Так как нас интересует значение порового давления и (г, t) в течение длительного промежутка времени после начала фильтрационной консолидации (более одного года) и так как экспоненциальная функция быстро убывает при больших значениях показателя, то в соответствующих рядах ограничиваемся только первым членом ряда. При этом решение последнего уравнения может быть записано в виде
Решения К. Терцаги и Л. Рсндулика могут быть получены из этих уравнений, если принять структурную прочность сжатия и начальный градиент напора при фильтрации равными нулю.
Для инженерных задач часто необходимо знать нс величину порового давления в точке массива, а среднее значение порового давления в грунтовом массиве на глубине z в момент времени t.
64
Среднее избыточное поровое давление в грунтовом цилиндре водонасыщенного консолидируемого грунта на расстоянии между Го и R может быть найдено в виде
Значение Л определено раньше, a Fo = ct2!r*.
Для приближенного расчета вертикальных песчаных дрен с учетом структурной прочности сжатия слабых грунтов и начального градиента напора при фильтрации для случая равных деформаций автором получена формула, позволяющая определять степень консолидации Qr уплотняемых грунтов в момент времени t*.
Qr= I J Рстр 2 *оУв
\ q з q
(2.51)
где г и R — радиус самой дрены и радиус зоны ее влияния соответственно; q— равномерно распределенная нагрузка;
Формула (2.51) позволяет установить пределы применимости вертикальных песчаных дрен. Если pc^>q, фильтрационной консолидации не происходит, так как вся нагрузка сразу воспринимается скелетом грунта, а порового давления не возникает.
Автором проведены расчеты вертикальных дрен с учетом начального градиента напора и структурной прочности сжатия грунтов для случаев «свободной» и «равных» деформаций (рис. 2.5), а также с учетом зоны нарушения грунта вокруг дрен и т. п. Полученные решения уравнения фильтрационной консолидации позволили уточнить пределы применимости дрен в зависимости от деформационных и фильтрационных свойств
3 Заказ № 2325 65
Рис. 2.5. Расчетные схемы консолидации слоя слабых водонасыщенных грунтов при при-
слабых водонасыще иных грунтов основания, а также от действующей на основание нагрузки.
2.6. УПЛОТНЕНИЕ СЛАБЫХ ВОДОНАСЫЩЕННЫХ
ГЛИНИСТЫХ ГРУНТОВ ПЕСЧАНЫМИ И ИЗВЕСТКОВЫМИ СВАЯМИ
Песчаные сваи впервые были применены в СССР при строительстве здания холодильника на водонасыщенных лёссовых грунтах в Днепропетровске в 1931 г. С 1945 по 1959 г. песчаные сваи применялись при строительстве на слабых водонасыщенных глинистых грунтах в Риге, Клайпеде, Киеве, Архангельске и т. п. Методы расчета, предложенные Ю. М. Абелевым,
менении вертикальных дрен для случая «равных» (а) и «свободных» (б) деформаций
расчетах предполагалось,
заключались в определении такого расстояния между ними, при котором достигается заданная плотность грунта между сваями. В этих что грунт представляет собой «грун-
товую массу». Расчеты консолидации при устройстве песчаных свай не были разработаны. Песчаные сваи в большинстве слу-
чаев позволяли значительно уплотнить слабые водонасыщен-
ные глинистые грунты основания, вследствие чего построенные сооружения не деформировались и успешно эксплуатировались. Однако известно несколько примеров неудачного применения песчаных свай, когда после их устройства грунты оказывались более сжимаемыми и менее прочными.
Рассмотрим технологию устройства песчаных свай. Обычно песчаные сваи изготавливают следующим образом. В грунт забивают пустотелую трубу с закрытым концом (самораскры-вающийся башмак грейферного типа). После забивки такой пустотелой трубы диаметром 35—60 см происходит разрушение и уплотнение грунта в зоне, прилегающей к трубе. В ней возникают большие напряжения, которые радиально уменьшаются от максимальных значений вблизи боковой поверхности трубы до нуля на каком-то расстоянии от нее. В результате смещения частиц грунта вокруг трубы происходит нарушение природной структуры в той зоне, где возникающие напряжения превышают структурную прочность сжатия грунта в горизонтальном
направлении.
После засыпки трубы песком ее извлекают из основания. Таким образом, в грунтовом основании образуется столб (ци
66
линдр) песка, вокруг которого существует зона напряженного состояния. Под действием напряжения в этой зоне возникает поровое давление и вода отжимается в тело песчаной сван (вертикальной песчаной дрены с уплотненной зоной). Решая задачу консолидации, можно установить время
Рис. 2.6. Эпюра распределения начального порового давления вокруг песчаной сваи
уплотнения грунтов и изменение прочности и сжимаемости грунтов в напряженной зоне вокруг песчаной сваи.
Существо устройства известковых свай состоит в том, что в толще слабых водонасыщенных глинистых грунтов бурят скважины, которые затем заполняют негашеной комовой известью. Известь при соединении с поровой грунтовой водой гасится и увеличивается в объеме. В результате этого процесса первоначальный диаметр известковой сваи увеличивается (иногда до 2 раз) и грунты основания подвергаются дополнительному уплотнению. Под действием давления вокруг известковых свай возникает поровое давление и вода отжимается в сваю. Следует отметить, что в последние годы известковые сваи получили широкое применение для уплотнения слабых водонасыщенных лёссовых суглинистых грунтов в Барнауле, Ис-фаре, Душанбе, Чебоксарах и др.
Расчет консолидации слабых водонасыщенных глинистых
грунтов вокруг песчаных свай, которые фактически представляют собой вертикальные песчаные дрены с определенной зоной начального избыточного порового давления в начале процесса консолидации, ранее не был разработан.
Рассмотрим решение задачи консолидации слоя водонасыщенных грунтов с учетом структурной прочности их сжатия и
начального градиента.
При забивке свай в водонасыщенные грунты вокруг свай в пределах определенных границ, как уже говорилось, возникает зона начальных напряжений, которые со временем уменьшаются (релаксируют). Как показали опыты, распределение напряжений после забивки свай в этой зоне различно. Для некоторых видов грунтов (например, для водонасыщенных лёссов) начальное напряжение, вызванное забивкой свай (или трубы), уменьшается пропорционально расстоянию от боковой поверхности сваи. В приводимом далее расчете примем, что в начальный момент времени (/ = 0), начальное поровое давление цНач изменяется линейно (рис. 2.6), т. е.
при / = 0
(г - Я); и ---------------1“на— (Я - г). (2.52)
К — Го
3е
67
Математически задача сводится к интегрированию уравнения
ди __ / д2и
~дГ “ \ дг2 при граничных
w(r0, /) = 0;
и начальных условиях
w (г, 0) =
1 ( Зи \ (2.53)
' • —
Г ( Зг / г
ди Wb (2.54)
dr r=R
(2.45)
R — r0
Решение ищется в форме
и (г, 0 = ув*о (г — r0) + W (г, f),
(2.56)
чтобы при этом функция W(rt t) удовлетворяла уравнению
dW dt
<Ж\ дг /
(2.57)
при граничных условиях д№ W(r, 0 = 0; —— =0 (2.58)
dr r=R
и начальном условии
(г, 0) = --Цнач - (R - Го) - Wo (г - Го) = <₽ (г). (2.59)
А — Го
Решение уравнения (2.57) при условиях (2.58) и (2.59) имеет следующий вид:
IF (г, /) = £ l/o(nft = r). (2.60)
fe=l
Используем начальное условие при £ = 0. При этом
H7 (г, 0) = <р (г) = “нач (R - г0) - Wo (г - г0) = £ CkU0 (пк, гу,
Ф (г) = £ CkUa (п{, г). (2.61)
k=\
Таким образом, ср (г) раскладывается в ряд Фурье по функциям 47о(^г, г). Коэффициент С/с определяется по формуле
л2п2/2(п /?) $
Ck = х 9~7-----7Т“ W dr- <2-62>
2[7о(пк’ ro)-zi (V *)] г0
Обозначим интеграл
R r4(r)UQ(nkl r)dr= Fk. (2.63)
rQ
68
Тогда из (2.61) следует
к
Го
(R — г0) — Ув»о (г — г0)
U0(nk, г) dr.
(2,64)
Этот интеграл вычисляется по частям. Опуская громоздкие выкладки, приведем окончательное решение для Flc
г0
Fk — —^нач го)
nk
Wo Я
и о (.пк, R) - . “нач* <7.0 (пь R) + (Я-г0) nk
(2.65)
Решение уравнения (2.53) находим в виде
« (''о 0 = Wo (г — ПО + № (г, 0 = Wo (г — го) +
R}Fk ~cnk —-------------------е
>1 \nk> го) -у1 \nkR)
Ut(nk, г).
(2.66)
В некоторых грунтах напряжения вокруг сваи уменьшаются по нелинейному закону. Пусть распределение избыточного по-
рового давления неравномерно и нелинейно в начале процесса (рис. 2.7, а). Тогда начальные условия (2.55) и (2.59) изменятся следующим образом:
п(г, О)-гр(г), а Г (г, 0) = 1р(г) —
—Wo (г — г0) = ф! (г). (2.67)
Вид решения сохранится, изменится коэффициент только cqz
R
X J Г4\(г) U0(nk, г) dr,
П>
Рис. 2.7. Эпюра распределения порового давления вокруг песчаной сваи в начальный момент времени при нелинейном (а) и параболическом (б), напряжениях в грунте вокруг сваи
(2.68)
а интеграл (2.63)
R
$ ^(г) UQ(nk, г) dr
Г0
69
примет значение я R
§ r^(r)U0(nk, r)dr-\- 5 WoO* —'о) ^о("Ь r)rdr. (2.69)
Го r0
Решение задачи запишется в виде
д2 и (г, о = Тв»о (г —'’о) + —
- «2 J
—~ С fth *
е U0(nktr), (2.70)
Рассмотрим примеры конкретных значений функции Fk.
Пусть, например, кривая ф(г)=и(г, 0)—парабола (рис.
2.7, б) с вершиной в точке /?, описываемая уравнением
^(г) = и= “на"2 ('-Ю2 (r0 — R)2
ИЛИ
и =
^нач 2#Г/Нач г । ^нач R2
(r0 -Ry r ~ (rB - Ry (r0 - Ry
где
^нач а = ————
('о-*)2
Интеграл (2.69) записывается в виде
R
§ г (аг2 4- br + d) UQ(nk, г) dr
Го
(2.72)
(2.74)
и берется по частям.
Учитывая значения а, b и d в (2.73), после преобразования получим
2^нач Г, 4
Fk-----~ 1 ~ ~( ZY +
nnk L nk\ro—Я) J
/ 2/?UHa4 , Yb<0 \ ? ,, , , , ,п 7(-\
. I —г,-----77 Ч---7“ I ^о(«*> г) dr. (2.75)
Подставив Fk в выражение (2.70), найдем решение задачи для случая, когда избыточное поровое давление в начале процесса (при t = 0) распределено по закону параболы.
В настоящее время для уточнения характера распределения напряжений вокруг свай, забитых в различные грунты, проводятся специальные исследования. Как показали первые опыты, на характер эпюры существенно влияет диаметр забиваемой
70
сваи и начальная пористость грунта. Так, при забивке трубы диаметром 25 см с закрытым концом в илы оз. Сиваш начальные напряжения в грунте уменьшались по мере удаления от сваи по кривой, близкой к параболе. Более точное распределение напряжений для различных грунтов может быть получено при установке месдоз и датчиков порового давления в грунтовый массив на разной глубине и на поверхности основания.
2.7. РАСЧЕТ КОНСОЛИДАЦИИ ГРУНТОВ ОСНОВАНИЯ ПРИ ПРИМЕНЕНИИ ИЗВЕСТКОВЫХ СВАЙ
Опытами установлено, что даже после окончания процесса схватывания и твердения извести на границе «известковая свая — слабый грунт» возникает зона, в которую фильтруется вода.
Примем, что в процессе гашения извести вода может свободно проходить сквозь тело известковой сваи и что в этот период известковая свая является дреной для отжимаемой поровой воды. Иными словами дрена — это известковая свая радиусом Г1, расположенная на оси цилиндра радиусом 7? (зона влияния известковой дрены). В процессе гашения извести дрена (известковая свая) увеличивается в диаметре на величину dr. Примем условно, что в процессе увеличения объема известковой сваи интенсивность вертикальной уплотняющей нагрузки равна q (в большинстве случаев 7 = 0). Так как длина известковой сваи значительно больше диаметра зоны ее влияния, будем считать, что слабый водонасыщенный глинистый грунт в теле цилиндра (зоны влияния известковой сваи) работает в условиях обобщенной плоской деформации.
Рассмотрим напряженное состояние грунта вокруг сваи в начальный момент времени / = 0. Для решения используем теорию линейно-деформируемой среды и предположим, что при / = 0 коэффициент Пуассона ц = 0,5. Из допущения, что е2 = = С\ = const, можем записать
Vr- Al— >
— А\ --- 8gCf,
(2.76)
Trz — t),
где <Jr, (J&, dz — напряжения соответственно в радиальном, тангенциальном и в вертикальном направлениях; Trz— касательные напряжения (рис. 2.8).
Постоянные А, Ci определим первоначально из допущения, что по поверхности r = ri и r = R, соответственно, действуют сжимающие радиальные напряжения и <5г = Ра и Oz = Pa-
li
Рис. 2.8. Схема для расчета а — распределение известковых женное состояние вокруг сваи
известковых свай
свай в плане; б — сечение А— Л; в — расчетное напря-
Кроме того, примем, что в каждом из поперечных сечений вертикальные напряжения равны. Тогда
Используя соотношения (2.77), получим радиальную составляющую смещения
РЛ2-Р0^ qr 1 Ч-Ра
or = -----------г — ----4- --- •-----------------> (2.78)
aGZ?2 —г, <jG 2G R2_f2
где G — модуль сдвига грунтового скелета (грунта).
Совместное воздействие давлений ра и ръ должно быть таким, чтобы внутренняя поверхность дрены (r = ri) переместилась в сторону внешней нормали на величину дг, а внешняя (г = 7?) осталась неподвижной. Выполнение этих условий приведет к следующим соотношениям:
Среднее напряженное состояние в грунте при увеличении радиуса дрены гх на дг
1 дггг
Пер q (Pr + + &z) = <? + 26 - ~ • (2.80)
3 Я2 — rf
72
Таким образом, в результате увеличения объема тела известково-песчаной сваи в грунтовом массиве возрастают напряжения, что приводит к ускорению процесса консолидации по сравнению со скоростью консолидации при использовании вертикальных песчаных дрен.
Дифференциальное уравнение, определяющее поровое давление при движении воды к дренирующей свае, запишется в виде
ди / д2и 1 ди \
dt \ дг2 г дг /
(2.81)
где и — избыточное поровое давление; ст — коэффициент консолидации при горизонтальном движении воды к дрене.
Граничные условия можно записать в следующем виде: при r = r\ и = 0; при r = R
ди
— =0. dt
(2.82)
Начальным условием является полученное выше выражение (2.80), которое можно записать иначе
ut=o = аСр = <7 + 2^ • (2.83)
Решение уравнения (2.81) при граничных и начальных условиях (2.82) и (2.83) известно и может быть получено в форме
где
D (п\ =2 ________^пГ 1)^пгi)___________.
(V>№ rl) — (lnR)2ZUn> r)
Z(n, r) = r(kr)--r0(n, r);
г о(кп/1)
2i (n, n) = /i(n, r) — ——--—yt(n, r).
Собственные числа Xn определяются как корни характеристического уравнения
/о (г, п) Vt (Rn) - Ix (Rn) Уй (г, п) = 0.
73
Если учесть одновременное отжатие воды вертикально вверх в песчаную подушку и считать u = Q при г = 0; duldt = Q при z = n, то получим
« (г,
(2.85)
Эффективные напряжения в грунте будут при этом равны:
Приведенные формулы показывают, что при применении известковых свай, процессы консолидации слабых водонасыщенных глинистых грунтов происходят быстрее, чем при устройстве песчаных дрен с пригрузкой.
Данное решение получено без учета структурной прочности сжатия и начального градиента напора. Это объясняется тем, что в настоящее время еще неизвестно, сохранится ли явление начального градиента напора при химическом воздействии извести на поровую воду в окружающем водонасыщенном глинистом грунте, не произойдут ли осмотические явления и как изменится структурная прочность сжатия в пределах зоны влияния известковых свай при взаимодействии извести с глинистыми частицами скелета слабого грунта. Если, однако, экспериментами будет установлено, что при применении известковых свай в глинистых грунтах, окружающих сваю, сохранится явление начального градиента напора, а также величина структурной прочности сжатия уплотняемых грунтов, то вместо дифференциального уравнения (2.81) следует использовать уравнение (2.57) и принимать граничные условия как для вертикальных песчаных дрен.
Результаты сопоставления результатов аналитических расчетов по предложенным формулам с данными натурных наблюдений при исследовании уплотнения слабых водонасыщенных глинистых грунтов основания показали, что предложенные формулы позволяют с высокой точностью прогнозировать процессы уплотнения грунтов вокруг известковых свай.
74
2.8. РАСЧЕТ КОНСОЛИДАЦИИ ГРУНТОВ ОСНОВАНИЯ ПРИ УСТРОЙСТВЕ ВЕРТИКАЛЬНЫХ ДРЕНАЖНЫХ ПРОРЕЗЕЙ ДЛЯ СЛУЧАЯ «СВОБОДНЫХ И «РАВНЫХ» ДЕФОРМАЦИЙ
При устройстве дренажных прорезей вода, отжимаемая из уплотняемого водонасыщенного грунта, движется в горизонтальную дренирующую подушку (вертикально вверх) и в вертикальную дренажную прорезь (горизонтально). Таким образом в рассматриваемом случае предстоит решить пространственную задачу консолидации. Так как дренирующие прорези обычно устраивают в одном направлении (например, вдоль дороги), то данную задачу можно рассматривать как двухмерную (плоскую) задачу.
Общее уравнение консолидации для этой задачи приобретает следующий вид:
kr д2и kz д2и = аг ди
Тв дх2 ув dz2 1 + еср dt
где kz, kr — коэффициент фильтрации в вертикальном и горизонтальном (радиальном) направлениях соответственно; az — коэффициент сжимаемости грунта в вертикальном направлении; еср — среднее значение коэффициента пористости в процессе уплотнения.
При решении этой задачи полагаем, что устраиваемая над вертикальными дренажными прорезями горизонтальная дренирующая подушка (обычно песчаная) является абсолютно гибкой и не перераспределяет напряжений при разных осадках поверхности грунтового массива (случай свободных деформаций). Поэтому около дренирующих прорезей осадки будут протекать быстрее, чем вдали от них.
Используя теорему Карилло, данную двухмерную задачу можно разделить на две одномерные, а решения совместить в виде
Мг2 = uruzluQ, (2.88)
где Urz — поровое давление при одновременном движении воды в песчаную подушку и в вертикальную дренажную прорезь; uz и ит — поровое давление соответственно при движении воды только вертикально вверх в песчаную подушку и только горизонтально в вертикальную дренажную прорезь.
Решения одномерной задачи консолидации ди _______________________ д2и
~дГ ~С дг*
(2.89)
подробно рассмотрены в ряде работ по механике грунтов и здесь не приводятся.
Если грунты изотропны, т. е. сжимаемость и проницаемость их в вертикальном и горизонтальном направлениях одинаковы, то достаточно решить одно уравнение. В большинстве случаев
75
силыюсжимаемые п водонасыщенные аллювиальные грунты характеризуются анизотропностью свойств. Как правило, фильтрация в горизонтальном направлении сквозь грунт происходит с коэффициентом фильтрации в десятки раз большим, чем в вертикальном. Однако исследования, проведенные на площадках, сложенных водонасыщенными лёссовыми грунтами, показали, что коэффициент фильтрации в вертикальном направлении в 6—22 раза больше, чем в горизонтальном. Кроме того, как было указано в гл. 1, величина коэффициента фильтрации существенно изменяется во времени, и в расчетах следует использовать значения «длительного» коэффициента фильтрации.
Для грунтов описанных типов значения коэффициента консолидации в вертикальном и горизонтальном направлениях будут разными.
Если дренажные прорези располагаются на значительном расстоянии одна от другой (4—7 м), расчет следует проводить по схеме свободных деформаций, а при более близком расстоянии между дренами — по схеме равных деформаций.
Обычно при устройстве вертикальных дренирующих прорезей над ними отсыпают горизонтальную дренирующую подушку, часто устраивают насыпь (дамбу) значительной толщины и жесткое покрытие, обычно бетонное или железобетонное (автомобильные дороги, взлетные дорожки, полы промышленных предприятий и т. п.). Это слоистое покрытие основания при достаточной толщине слоя обладает, как правило, большой жесткостью и может быть рассмотрено как плита (жесткий штамп), которая значительно перераспределяет напряжения в основании и обусловливает равные деформации поверхности основания.
Следует отметить, что сжимаемость материала дренирующей прорези значительно меньше, чем уплотняемого сильно-сжимаемого грунта. Поэтому вблизи дренирующих прорезей осадки будут меньше несмотря на то, что по теории консолидации для случая «свободных» деформаций осадки вблизи прорезей в момент времени I должны быть больше по величине, чем в удалении от них.
Оба эти фактора определяют необходимость постановки задачи для случая равных деформаций, которая и рассматривается ниже.
Приближенный расчет дренажных прорезей для случая равных деформаций основывается на следующих допущениях.
1. Для сильносжимаемых водонасыщенных грунтов в начальный момент времени (/ = 0) при воздействии мгновенно приложенной постоянной нагрузки q поровое давление
^о^^-Рстр. (2.90)
2. Фильтрация воды, отжимаемой из уплотняемого водонасыщенного сильносжимаемого грунта в дренирующую прорезь,
76
протекает с отклонением от закона Дарси (влияние начального градиента напора) со скоростью
/ 1 ди . \ v=kr{-----------to • (2.91)
\ Тв дх /
3. Величина коэффициента сжимаемости в течение всего времени действия нагрузки не меняется.
4. Величина коэффициента фильтрации в процессе консолидации постоянна (в расчете принимаем среднее значение коэффициента фильтрации до и после уплотнения грунта нагрузкой q).
5. Поровое давление в теле дренажной прорезки равно нулю.
6. Поверхность грунтов основания остается горизонтальной в течение всего процесса консолидации (случай «равных»- деформации) .
На основании теоремы Карилло, как отмечалось ранее, двухмерная задача консолидации делится на две задачи: консолидация при движении воды вертикально вверх в дренирующую подушку (эта задача здесь не рассматривается, так как ее решение приведено в ряде работ по механике грунтов) и консолидация, обусловленная движением воды в вертикальную дренирующую прорезь (для случая «равных» деформаций).
Исходя из того, что по условиям поставленной задачи осадки поверхности в любой момент времени t равны между собой, эффективные напряжения в различных точках основания (на горизонтальных плоскостях) в любой момент времени также одинаковы. Таким образом, необходимо решить задачу по определению среднего значения эффективных напряжений в момент времени t для грунта, расположенного между дренажными прорезями.
При воздействии мгновенно приложенной постоянной равномерно распределенной нагрузки конечная осадка
s = aQHq, (2.92)
а осадка в момент времени
st = ЯоНпэф, (2.93)
где (Уэф — среднее эффективное напряжение в горизонтальном сечении основания между дренирующими прорезями.
Степень консолидации Qr при движении отжимаемой из водонасыщенного грунта воды в дренажные прорези может быть получена из формулы
s q
Проведем на расстоянии х от вертикальной дренирующей прорези две параллельные плоскости. Очевидно, что количество
77
Рис. 2.9. Схема для расчета вертикальных дренажных прорезей / — песчаные дренажные прорези; 2 — песчаная подушка; q — равномерно распределенная нагрузка на основание
воды, протекающее через плоскости к дренирующим прорезям, будет равно количеству поровой воды, вытесняемой из объема грунта, расположенного между этими плоскостями — одна на расстоянии х от первой дренирующей прорези, а другая па расстоянии х от дренирующей пло-
скости (рис. 2.9).
Количество воды, которое вытесняется из водонасыщенных
грунтов за единицу времени через единицу площади, равно осадке этого грунта за единицу времени, умноженной на длину рассматриваемого участка
2v = (2L — 2х) а0 , dt
(2.95)
где 2L— расстояние между дренирующими прорезями.
Основываясь на допущении о равных деформациях основания, можно считать, что эффективное напряжение имеет среднюю величину и зависит только от времени консолидации, а поровое давление изменяется по мере удаления от дренирующей прорези и тоже зависит от времени консолидации.
Из условия, что общее переданное на основание давление q равно сумме эффективного напряжения и порового давления, получим
t
q-2 (L —b) = аЭф• 2 (L — 6) + 2 § udx, b
(2.96)
где 2b — ширина дренирующей прорези.
С учетом скорости фильтрации и выражения (2.95) имеем
t / 1 ди . \ ч доэф
kr--------7----*0 = (L — х) а0 -
\ ув дх ) dt
или иначе
— (т __ х} воУв-. дОэ$ । : v п q7x
> » л/ ’ Wb« (2.У/)
дх kr dt
Ищем решение этого уравнения в виде
I х , л \ 1 диэл
и =« I Lx — + А —. ——х- -f- Ув*о*, (2.98)
\ 2 / Cf dt
где cT = kTlynaQ — коэффициент консолидации.
78
давление и=0, найдем А = Ь2/2—Lb и выразим
Из граничного условия, согласно которому при х=Ь начальный градиент напора /о = О и поровое значение постоянной интегрирования уравнение (2.98) следующим образом:
х2 Ь2
Cr
дПэф
—--------Ybjox*
ot
(2.99)
Решая совместно уравнения (2.96)
и (2.99), получим
х2 62
dt
или после преобразований
dt = — d In <7 — Пэф — ?в*о
dx,
(2.100)
(2.101)
где
М = 3cr/(L — b)*.
Интегрируя, находим
In q — аЭф — Тв1о
ИЛИ
-Mt
(2.102)
Постоянную интегрирования D\ находим из ловий (/ = 0; аЭф = рСТр); тогда
начальных ус-
Di — q Perp
Подставляя значение в уравнение (2.102),
3*г 1 — е (L—b)2
получаем
Пэф — q — Рстр V в*о
Рстр*
и
ь
1
м ’
9
q — аЭф — YbQ)
Степень консолидации в момент времени t на основании уравнения (2.94)
О^эф q
Рстр ТвЧ) q q
Рстр q
(2.103)
79
или
n __ °эф _ Рстр Тв*о / "Г \ 1 v
Чг — 1 — — о I Л
q L q q \ 2 j j
X (1 — e~ a<AL-b)* f (2.104)
Согласно этим уравнениям, с увеличением t осадка по величине асимптотически приближается к конечному значению, так как Qr->1.
ГЛ АВА 3. ИНЖЕНЕРНЫЙ ПРОГНОЗ
РАЗВИТИЯ ОСАДОК СООРУЖЕНИЙ
ВО ВРЕМЕНИ ПОДАННЫМ КРАТКОСРОЧНЫХ НАТУРНЫХ НАБЛЮДЕНИЙ
3.1. МЕТОДИКА ОПРЕДЕЛЕНИЯ РАСЧЕТНЫХ ХАРАКТЕРИСТИК ГРУНТОВОГО ОСНОВАНИЯ В ЗАВИСИМОСТИ ОТ ОСАДОК СООРУЖЕНИЙ
В СТРОИТЕЛЬНЫЙ ПЕРИОД
Анализ данных наблюдений за осадками различных промышленных и гражданских сооружений в течение длительного времени показывает, что во многих случаях фактические наблюдаемые величины осадок сооружений и их скорости существенно отличаются от прогнозируемых по существующим методикам. Это расхождение может быть объяснено различными причинами — при неправильном определении свойств грунтов в приборах (например, проектировщики получают неправильную исходную информацию для расчета осадок). В некоторых лабораторных исследованиях процесс нагружения образцов слабых водонасыщенных глинистых грунтов и условия фильтрации значительно отличаются от фактической «работы» грунта в основании реального сооружения. Часто проектировщики принимают неправильные расчетные схемы консолидации, что, естественно, приводит к получению ошибочных данных об осадках и скоростях их развития.
В связи со сложностью точного прогноза развития осадок сооружений, расположенных на слабых водонасыще.нных грунтах, во времени с учетом различных факторов несомненный интерес представляет метод прогноза осадок по данным кратковременных наблюдений за изменением осадок реального сооружения в процессе его строительства или за короткий период эксплуатации.
Впервые эту методику прогнозирования развития осадок сооружений во времени предложил Терцаги. Несколько позже Терцаги и Фрелих разработали приближенный графический
80
способ определения осадок сооружений во времени при возрастании нагрузки с постоянной скоростью.
Метод Терцаги заключается в следующем. В процессе строительства сооружения давление на основание увеличивается до достижения максимальной постоянной нагрузки от массы построенного сооружения. В этот (строительный) период производится наблюдение за развитием осадок строящегося сооружения. По предположению Терцаги, скорость нагружения в процессе строительства может быть принята практически постоянной. По такой схеме строится график изменения нагрузки на основание до достижения ее максимального значения (конец строительства) к моменту /с (рис. 3.1). Кроме того, строится график развития осадок во времени при допущении, что к основанию сразу (мгновенно) прикладывается нагрузка от всей массы сооружения. Приближенный метод Терцаги—Фрелиха основан на предположении, что состояние уплотнения в момент /с такое же, как будто давление на основание pt действовало в течение промежутка времени //2. По истечении промежутка f/2 после мгновенного приложения давления pt осадка
st^s' —, (3.1)
Рс
где s' — осадка в момент времени //2, вызванная уплотнением грунта нагрузкой рс, приложенной мгновенно в момент / = 0; рс—давление от общей массы сооружения; pt — давление на основание в рассматриваемый момент времени t.
Если отложить величину уплотнения st перпендикулярно абсциссе в точке /, то получим точку кривой уплотнения s(t). Другие точки кривой s(t) при постепенном приложении нагрузки могут быть получены путем повторения этого процесса для других значений t. На рис. 3.1 приведен графический способ построения кривой изменения осадки s во времени t при постепенном приложении нагрузки по Терцаги — Фрелиху.
Другой метод прогноза скоростей осадок сооружений предложен Ю. В. Россихиным. Ю. В. Россихин рассматривает различные варианты увеличения нагрузки на основание в строительный период — по линейному закону, по экспоненциальной и другим зависимостям. В отличие от метода Терцаги по методу Ю. В. Россихина рассчитывается протекание осадок при фильтрационной консолидации и с учетом ползучести грунтов основания (по теории наследственной ползучести Вольтерра—Больцмана). Полученная формула используется для нахождения значения осадки сооружения и скорости ее развития в любой момент времени. Однако, поскольку полученные формулы достаточно сложны, для практических расчетов Ю. В. Россихин составил таблицы, вспомогательные графики и программы (для малых ЭВМ).
Автор совместно с А. В. Цоем и Г. Н. Рашутиной разработал приближенные методы прогнозирования осадок и скоро-
81
Рис. 3.1. Графический способ построения изменения осадки s во времени t при линейном возрастании нагрузки (по Терцаги—Фрелиху)
стей их развития по данным натурных наблюдений в течение строительного периода. По аналогии с графическим способом Терцаги—Фрелиха график фактического развития осадок сооружения во времени перестраивается в график осадок сооружения, исходя из предположения, что к основанию мгновенно приложена максимальная нагрузка. В этом случае график осадки можно анализировать по аналогии с методами анализа, разработанными
1 — при мгновенном приложении нагрузки р в момент времени /=0; 2 — при линейном возрастании нагрузки во времени до величины рс
Рис. 3.2. Графическое построение зависимости осадки от времени при мгновенном приложении нагрузки рс
для постоянных и мгновенно приложенных к основанию нагрузок. Рис. 3.2 иллюстрирует способ перестройки графика осадок для равномерно нарастающей во времени нагрузки в график осадки, основанный на предположении, что нагрузка приложена мгновенно. Рассмотрим последовательность перестройки графика.
Через точку Z), соответствующую времени tc, проводят прямую, параллельную оси осадок до пересечения в точке В' с кривой фактической осадки s(/). Через точку А, соответствующую времени /с/2, проводят пря-
мую, параллельную, а через точку В' перпендикулярную оси осадок. Точка В" пересечения указанных прямых является первой точкой искомой кривой s'(Z). На отрезке OD намечают несколько про-
извольных точек Л, /2,tn, через которые проводят прямые,
параллельные оси осадок до пересечения с кривой фактических осадок s(t) в точках Л 2, ..., п. Затем через начало координат и точки Л 2,..., п проводят лучи 0—1, 0—2, . .., q—п до их пересечения с прямой DB' в точках Г, 2', . .., п'. Через середины отрезков О—Л, 0—/2, ...» О—tn проводят прямые, параллельные, а через точки 2',. .., п' перпендикулярные оси осадок. Точки 1", 2",. .., п" пересечения указанных прямых явля
Рис. 3.3. Определение параметров $ф.с и /Ус для строительного периода по графику изменения скорости осадки от осадки
ются искомыми для построе-
ния кривой зависимости осадки во времени в случае мгновенного приложения полной нагрузки строительного периода рс в момент / = 0.
За пределами точки В начинает действовать полная нагрузка, поэтому кривую OB'F' можно, начиная с точки В', перенести влево так, чтобы точка В' наложилась па точку В". Положение точек С", F", М" кривой s'(t) получают путем переноса точек С', F', М' кривой s(t) параллельно оси абсцисс на расстояние В'—В". Полученная кривая OB"C"F"M" представляет собой полный график изменения осадки во времени при условии, что нагрузка строительного периода рс приложена мгновенно.
Поскольку для перестроенной натурной кривой должно выполняться требование постоянства поля напряжений во времени, то можно полагать, что данную кривую осадки во времени $'(/) можно описать экспоненциальной функцией вида
$ = е~т). (3.2)
Параметры консолидации $ф и N определяются по методике, предложенной МИСИ им. В. В. Куйбышева. Согласно этой методике график $'(/) (рис. 3.3) на период строительства /с перестраивается в координатах «скорость осадки (As'/Д/)—осадка s'(/)» в момент времени t. Параметр N равен тангенсу угла наклона р полученного графика к оси s'(/); параметр $ф определяется отрезком, отсекаемым на оси осадок.
В случае, когда действию постоянной нагрузки предшествует период ее равномерного нарастания (см. рис. 3.1), протекание осадки во времени можно описать известными зависимостями, вытекающими из решения одномерной задачи теории консолидации Терцаги — Флорина, оставляя в решении один член ряда:
83
при t<tc
S (t) == «ф
8 ЛГла/с
(I - e-Nt)];
ПрИ t>tc
«(/)=-5ф 1 — - (ewc — 1) e Nt
NtcTi2 ’
(3.3)
(3-4)
где /с — время нарастания нагрузки; $ф, У — параметры, значения которых определяются по формулам фильтрационной консолидации.
В формулах (3.2) — (3.4) параметры консолидации $ф и N являются общими по физическому смыслу. Следовательно, параметры зависимости (3.2), определенные по данным наблюдений за осадкой сооружения в строительный период, могут быть использованы для прогноза протекания осадки по формуле (3.4) после окончания строительства.
Подводя итог изложенному, сформулируем основные положения предлагаемой методики определения параметров консолидации и прогноза осадок сооружения по данным наблюдений за осадкой в период строительства.
1. По графику изменения нагрузки на основание определяется время tc наращивания нагрузки от нуля до проектного значения рс (рис. 3.2).
2. Нагрузка в интервале от нуля до /с аппроксимируется наклонной линией с угловым коэффициентом а, характеризующим интенсивность роста нагрузки на основание (см. рис. 3.2).
3. Используя графический способ Терцаги — Фрелиха, натурную кривую протекания осадки во времени перестраивают в кривую осадок исходя из предположения, что нагрузка строительного периода рс приложена мгновенно и полностью (рис. 3.2).
4. Для перестроенной натурной кривой определяются параметры консолидации $ф и N из графика на рис. 3.2.
5. На основе найденных параметров консолидации $ф и N по формуле (3.4) осуществляется прогноз дальнейшего протекания осадок во времени при t>tc.
Определение параметров консолидации по данным наблюдений за осадкой сооружения в строительный период можно осуществить и без графических построений, предложенных Терцаги.
Рассмотрим формулу (3.3), выражающую протекание осадки во времени в условиях одномерной задачи фильтрационной консолидации при действии нагрузки, изменяющейся по линейному закону.
Продифференцировав дважды обе части уравнения (3.3),
получим
— = (1 . 8 е— Nt
dt tc \ л2
(3.5)
84
Обозначая 8/л2 = В, найдем
dt2 tc
(3,6)
После преобразования уравнение (3.6) примет вид:
—- - -ф- BNe- Nt-\ — N - ,V;
dt2 tc tc tc
N (j _ Be-Nt) + N.
dt2 t? tc
d2s
dt2
$ф
/V.
Из уравнения (3.7) видно, что зависимость (3.3) спрямляется в координатах «ускорение осадки Д2^/Д/2 — скорость осадки As/At» в момент времени /, а параметры этой зависимости $ф и N определяются непосредственно из графика Д2$/Д/2 = = f(As/At) (рис. 3.4). Параметр JV численно равен тангенсу угла наклона полученного графика к оси As/Д/, а параметр Зф определяется отрезком, отсекаемым графиком на оси As/At.
При условии постепенного приложения нагрузки на основание в строительный период можно полагать, что зависимостью (3.3) можно описать протекание осадки во времени сооружений с большой площадью фундамента на слабых глинистых грунтах. Параметры N и $ф зависимости (3.3) определяются из графика A2s/A(2 = f(As/A(), построенного по данным наблюдений
за фактической осадкой сооружения в период строительства. Определенные параметры консолидации JV и $ф используются для прогноза дальнейшего протекания осадкн по формуле (3.4) в период, когда нагрузка на основание стабилизировалась.
Таким образом, изложенный здесь метод определения пара-
метров консолидации по данным жения в строительный период включает следующие этапы.
1. В действительном графике нагрузки на основание выделяют период времени tCt соответствующий постепенному возрастанию нагрузки до проектного значения рс.
2. Нагрузка в интервале времени tc аппроксимируется наклонной линией.
3. Натурный график осадки во времени, полученный по данным наблюдений за фактической осадкой сооружения в период строительства, пере-
наблюдений за осадкой соору-
Рис. 3.4. График зависимости ускорения осадки от скорости осадки сооружений
85
Рис. 3.5. План (а), разрез (б) и геологические условия размещения элеватора
Л 2 — силосные корпуса № 1 и 2 соответственно; 3 — откос; 4— рабочая башня; 5 — насыпной грунт; 6 — песок пылеватый; 7 — супесчаный ил; 8 — суглинистый ил; 9 — песок с гравием; 10 — сарматские глины
страивают в координатах «ускорение осадки A2s/A/2 — скорость осадки As/kt» в момент времени t. По полученному графику определяются параметры консолидации $ф и N (рис. 3.4).
4. На основе найденных параметров консолидации 5Ф и N по формуле (3.4) прогнозируется дальнейшее протекание осадок во времени при t>tc.
86
5, ММ
Рис. 3.6. График изменения нагрузки на основание при строительстве и эксплуатации силосного корпуса № 1 (а) и график осадки этого корпуса во времени (б)
1 — фактическая осадка; 2, 3 — расчетная осадка по 2-й и 1-й методикам соответственно (рс = 0,098 МПа - давление от собственной массы силоспого корпуса)
Рис. 3.7. График изменения нагрузки на основание при строительстве и эксплуатации силосного корпуса № 2 (а) и график осадки этого корпуса во времени (б)
1, 2 — фактическая и расчетная осадка силосного корпуса соответственно; рф—давление от массы фундаментной плиты
Экспериментальная проверка методик. Для проверки методик были использованы данные наблюдений за осадками силосных корпусов портового элеватора в Одессе. Силосные корпуса емкостью по 50 тыс. т располагаются каждый на сплош-
87
Рис. 3.8. График изменения нагрузки на основание при строительстве силосного корпуса во времени (а) и графическое построение изменения осадки во времени s'(t) в предположении мгновенного приложения нагрузки рс (б) 1 — фактическая осадка силосных корпусов
•---«—у-д-т-т-*- , т , , . . .
----------а-----====—
мё ~ё~! Тёс ?•/ но 400 wo 5, мм
Рис. 3.9. График изменения скорости осадки &s/At от ее величины для силосного корпуса № 1 (мгновенное приложение нагрузки к основанию равно 0,098 МПа; Л7= tg р = 0,024 1/мес; $ф=750 мм
ной железобетонной плите размером 76,7X39,5X0,6 м. Инженерно-геологический разрез по продольной оси силосных корпусов приведен на рис. 3.5. На рис. 3.6 и 3.7 изображены графики изменения нагрузки (давления) и осадки основания как в период строительства силосных корпусов, так и в период стабилизации нагрузки на основание.
Последовательность расчетов была следующей. График «осадка — время» условно делился на два периода — первый (0</<7с), когда нагрузка на основание возрастает от нуля до проектного значения рс, и второй (/>/с), в течение которого нагрузка на основание остается постоянной и равной массе строительных конструкций силосного корпуса.
По осадкам за первый период определялись величины расчетных параметров N и $ф грунтового основания, а затем по формулам (3.3) и (3.4) прогнозировался процесс протекания осадок во времени. Данные прогноза сравнивались с фактическими осадками за второй период. Расчеты выполнялись параллельно по обеим методикам и результаты их сравнивались.
88
Дг5 /Д£2мм/мес2
1 /7 АТ 15 17 15 2/ 25 25 27 ДЗ/Д^мм/мк
Рис. 3.10. График изменения ускорения Л2$/Л/2 в зависимости от скорости осадки силосного корпуса № 1, при возрастании нагрузки от 0 до 0,098 МПа за 11 мес. (ЛА — 0,035 1/мес; $ф = 750 мм)
Продолжительность пер- ?____________7__\____________
вого периода для силосного г корпуса № 1 /с= 11 мес (5ч- ? \
4-15 мес). Из графика «на- 7 \
грузка — время» (см. рис. 2.6) \
видно, что этому периоду со- !1 \
ответствует наиболее постелен- Ч
ное нарастание нагрузки на \
основание от нуля до проект- \
ного значения рс = 0,098 МПа. •'.*
В соответствии с 1-й методикой \ •
натурную кривую протекания /у \
осадки во времени перестраи- \ •
вают в кривую осадок в пред- 19 - \
положении, что нагрузка рс \
приложена мгновенно (рис. 21- \
3.8). Для перестроенной на-турной кривой расчетные \
параметры £ф и N определи-лись из графика As/At = f(st) ?5 _ X
(рис. 3.9). В результате рас- \
четов, проведенных по 1-й ме- . /, ,
тодике получены следующие '
значения параметров КОНСОЛИ- Рис. 3.11. График изменения скоро-
сти фактической осадки силосного корпуса № 1 во времени
дации грунтового основания: /С=И мес; рс = 0,098 МПа;
$ф = 750 мм и /V = 0,024 1/мес.
Согласно 2-й методике необходимо было дважды продифференцировать фактическую кривую осадки за период tc = = 11 мес. Дифференцирование проводилось графически. В результате дифференцирования графика As/At = f(t) по времени получают расчетные значения ускорения и скорости осадки в момент времени t, которые используют затем для построения зависимости A2s/A/2=/(As/AZ), приведенной на рис. 3.10.
Расчетные параметры, определенные в соответствии со 2-й методикой из графика 3.10, имели следующие значения: tc= 11 мес.; рс = 0,095 МПа; $ф = 750 мм и N = 0,035 1/мес.
89
Сравнение параметров консолидации грунтового основания, рассчитанных по обеим методикам, показывает их удовлетворительное согласие. На рис. 3.11 приведен график изменения скорости фактической осадки силосного корпуса № 1 от времени.
Анализ приведенных графиков показывает, что расчет по 1-й методике в рассмотренном примере дает более точные результаты прогноза.
Приложение нагрузки на грунтовое основание в период строительства силосного корпуса № 2 осуществлялось в два этапа (см. рис. 3.7). Первый этап продолжительностью 12 мес соответствовал уплотнению основания под действием постоянной нагрузки от фундаментной плиты рф = 0,02 МПа, которую можно считать приложенной мгновенно. Осадка основания от массы фундаментной плиты составила 143 мм. На втором этапе продолжительностью 16 мес уплотнение основания происходило одновременно с возрастанием нагрузки от рф = 0,02 МПа до рс = 0,098 МПа при возведении надфундаментной части сооружения.
В соответствии с различным характером приложения нагрузки анализ данных наблюдений за осадками проводился раздельно для каждого этапа.
1. При постоянной нагрузке на основание рф = 0,02 МПа расчетные параметры грунтового основания ($ф=180 мм и Af= = 0,125 1/мес) были определены из графика As/A/ = f(s<) на рис. 3.9 по методике МИСИ им. В. В. Куйбышева. По найденным значениям параметров прогнозировался процесс дальнейшего протекания осадки и ее конечная величина.
2. При увеличении давления на основание от рф = 0,02 МПа до рс = 0,098 МПа в течение 16 мес (/с=13-?28 мес) анализ данных наблюдений был проведен по методикам, изложенным в данной работе. Чтобы учесть влияние нагрузки от фундаментной плиты на процесс осадки, расчет ведется по фактической осадке за вычетом расчетной осадки от плиты. В результате расчетов по первой методике были получены следующие значения параметров консолидации грунтового основания: tc = = 16 мес; рс = 0,078 МПа; $ф = 520 мм и N = 0,029 1/мес.
Параметры s$ и N определялись из графика на рис. 3.9, построенного по данным рис. 3.8.
Значения расчетных параметров, определенных по 2-й методике, составляют /с=16 мес; рс = 0,078 МПа; $ф = 520 мм и W= = 0,028 1/мес.
Расчетные значения для определения параметров консолидации приведены на рис. 3.12 и 3.13.
Сравнение параметров консолидации грунтового основания, рассчитанных по обеим методикам, показывает почти полное их совпадение.
Как видно из приведенных примеров, обе предложенные методики позволяют с достаточной степенью точности прогно-
90
Л5 /j^^.m/мес
О 20 40 60 60 100 120 140 100 100 200 220 240 260 280 5,мм
Рис. 3.12. График изменения скорости осадки силосного корпуса № 2 от величины осадки основания при мгновенном приложении нагрузки рс — = 0,078 МПа (W=tg0 = O,O29 1/мес; $ф = 520 мм)
At2, мм/г.ч'?
0 2 4 6 8 10 12 Of 1б
25 30
,мм/нес
Рис. 3.13. График изменения ускорения осадки силосного корпуса № 2 в зависимости от се скорости при возрастании нагрузки от 0,030 до 0,098 МПа между 13-м и 28-м мес после начала строительства (W = tg 0 = 0,028 1/мес; $Ф = 520 мм)
зировать осадки сооружений с большой опорной площадью, в основании которых залегают слабые глинистые грунты. Несмотря на меньшую трудоемкость второй методики, ее можно применять в случае, когда приложение нагрузки на основание носит постоянный характер и изменение ее во времени можно аппроксимировать наклонной прямой. При ступенчатом изменении нагрузки на основание рекомендуется использовать 1-ю методику.
Следует заметить, что для расчетов по предложенным методикам необходимы точные данные наблюдений за изменениями нагрузки и осадки в период строительства.
3.2. МЕТОДИКА ОПРЕДЕЛЕНИЯ ПАРАМЕТРОВ КОНСОЛИДАЦИИ ГРУНТОВ ОСНОВАНИЯ
ПО ДАННЫМ КРАТКОСРОЧНЫХ НАТУРНЫХ НАБЛЮДЕНИЙ ЗА ОСАДКОЙ СООРУЖЕНИЙ
Методика разработана для определения характеристик консолидации грунтовых оснований, сложенных слабыми водона-сыщенными глинистыми грунтами, работу которых можно характеризовать условиями одномерной задачи консолидации. Предлагаемые формулы расчета можно использовать только для постоянных во времени давлений на основание. В качестве условного момента начала консолидации (/о = О) берется время, начиная с которого нагрузка па основание принимает постоянное значение (т. е. считается, что осадки за строительный период проходят мгновенно).
91
Определенные расчетные параметры грунтового основания, как уже отмечалось, можно использовать для прогноза дальнейшего протекания осадок, а также для прогноза осадок других сооружений, строящихся в аналогичных грунтовых условиях.
Сущность предлагаемой методики заключается в следующем. Предполагается, что осадка во времени обусловлена одновременным протеканием фильтрационной и вторичной консолидации грунтов. Поэтому формула для определения изменения осадки основания сооружения во времени представлена в виде суммы осадок, возникающих за счет фильтрационной консолидации грунтов, подчиняющейся теории фильтрационной консолидации Терцаги — Герсеванова — Флорина, и осадок, вызванных реологическими процессами в «скелете» грунтов, подчиняющимися теории линейной наследственной ползучести без учета «старения» грунтового «скелета»:
t
s (0 = $ф (0 + § а (х) k (/, т) dr, (3.8)
о
где 5ф(/) —фильтрационная составляющая осадки.
В качестве функции фильтрационной осадки $ф(/) предлагается использовать выражение вида
5ф(0 = «ф(1-Ве-от). (3.9)
Параметры В, N представляют собой обобщенные фильтрационные характеристики грунтового основания и определяются по данным наблюдений за осадкой сооружения.
Вторая составляющая уравнения (3.8) выражает приращение осадки за счет реологических свойств грунтов.
Закон изменения напряжения в скелете грунта о(т) принимается в виде
a(T) = ^(l-Be“-^), (З.Ю)
где q — полная нагрузка (давление) на основание.
Для описания реологических свойств грунта используется ядро ползучести экспоненциального вида
k(t, т) = 6е~б',> (3.11)
где 6 и 61 — реологические параметры грунтового основания, определяемые по данным натурных наблюдений за протеканием осадки.
С учетом (3.9), (3.10) и (3.11) уравнение (3.8) запишется в виде
Г 6 / В6 \ ш
«(0 = «ф ,+7_ + (_77—т-—в)е т—
L Ох \ N — Ох /
I——______ _б_\ 61/
( + 6,)
(3.12)
92
Выражение (3.12) принимается в качестве основной расчетной формулы для прогноза дальнейшего протекания осадок во времени.
а)
Рис. 3.14. Поперечный разрез земляной плотины ГЭС (а) и графики осадок грунтов основания (б)
1 — репер для измерения осадок ила и подиловой толщи; 2 — то же, только подиловой толщи; 3~ дренаж; 4 — песок; 5--ил; 6 — песок с гравием; 7 — осадка грунтов ниже толщи ила; 8 — осадка слоя ила; 9 — общая осадка слоя ила и подстилающих грунтов; 10 — действующая нагрузка на основание при строительстве и эксплуатации (~ 0,272 МПа)
93
Рис. 3.15. Геологический разрез (а) и графики нагрузки и осадок резервуара диаметром 50 м в г. Фао (б)
1 — засоленный суглинок; 2 — водонасыщенные пески; 3 — глинистый ил; 4 — график нагрузки faCp=10,5 тыс. т); 5 — график осадок
Рис. 3.16. Графики зависимости осадок земляной плотины ГЭС (а) рабочей башни элеватора (б) и резервуара для хранения нефтепродуктов (в) в зависимости от радикала времени V/
1, 2 — фактическая и расчетная нагрузки соответственно
Предлагаемая методика определения параметров консолидации грунтового основания, входящих в формулу (3.12), состоит из следующих этапов обработки опытных данных.
1. По данным натурных наблюдений строятся следующие графики:
а) график «осадка s — время t» (рис. 3.14, 3.15); б) график «осадка s — радикал времени д/1» (рис. 3.16); в) график «осадка s — логарифм времени 1g/» (рис. 3.17); г) график «скорость осадки As/At — осадка s» (рис. 3.18).
График на рис. 3.16 является исходным графиком — по нему оценивается качественный характер протекания осадки во времени. Графики на рис. 3.17 и 3.18 строятся с целью достоверного определения периодов времени, в которых осадка обусловливается преимущественно^ фильтрационной консолидацией. По данным графика s = f( 'x/t) устанавливается начало фильтрационной консолидации по методу Тейлора. Конец фильтра
94
ционного уплотнения определяют по методике Казагранде из графика s = f(lg/).
2. По графику As/A^=f(s) (рис. 3.18) определяются фильтрационные параметры грунтового основания $ф, N и В в следующем порядке. Проводится касательная к экспериментальному графику As/A/4-s в точке s0, соответствующей началу эксплуатационного периода и принятой за условный нуль-отсчет (/0). Данное построение имеет следующий смысл. Если бы с момента времени tQ «скелет» грунта не обладал реологическими свойствами, то дальнейший ход протекания осадок во времени подчинялся бы зависимости (3.9), т. е. осадка была бы вызвана только фильтрационной консолидацией. Поэтому график As/A/4-s проходил бы по касательной. Тот факт, что экспериментальные точки лежат выше точек касательной, можно объяснить одновременным протеканием фильтрационных и реологических процессов в грунте. Таким образом, проведенная каса-
тельная является графиком
а)
1}(1),МПа 0,272 МПа
0,25f-—^=^-----------------------------
0,Ю 1 2 tgt^nec
Рис. 3.17. Графики зависимости осадок плотины ГЭС (а), рабочей башни элеватора (б) и резервуара для хранения нефтепродуктов (в) в зависимости от lg t
1,2 — фактическая и расчетные нагрузки со О1ветс1венно
функции фильтрационной осадки 5ф(^). Тангенс угла наклона касательной численно равен параметру N; отрезок, отсекаемый касательной на оси s, численно равен величине $ф. Параметр В определяется по. формуле
В = 1 — $0/$ф. (3.13)
Рис. 3.18. Графики изменения скорости осадок сооружений в зависимости от осадки
а — плотина ГЭС; б — рабочая башня элеватора; в — резервуар для хранения нефтепродуктов
95
3. Определяются обобщенные реологические параметры грунтового основания 6 и Для этого составляется система из п уравнений (3.14) для различных моментов tn
(З.Н)
, 6 / В6 \ _Nt s(tn)^-s^ 1+ —I—-----г—— Be Ntn —
L ot \ N — Oj /
/ B6 6 \ -e1<nl
— ---------4----I e 1 n i
\ N _ n ) J
где /i, /2» • • •» tn — произвольные моменты времени периода наблюдений за осадками основания.
Из решения системы уравнений (3.14) определяются реологические параметры консолидации б и бь Учитывая, что по данным натурных наблюдений за осадками основания можно составить бесконечное множество систем уравнений (3.14) для различных моментов времени /, в качестве расчетных значений параметров ядра ползучести (б и 61) принимаются величины, полученные путем решения нескольких систем уравнений (3.14) для различных моментов времени t и их статистической обработки.
Определив фильтрационные и реологические параметры, можно осуществить прогноз дальнейшего протекания осадки основания во времени по формуле (3.12).
Экспериментальная проверка методики. Для проверки методики были использованы данные по наблюдениям за осадками земляной плотины ГЭС и рабочей башни элеватора Одессы. Последовательность расчетов была следующая. График «осадка — время» условно делился на два периода. По осадкам за первый период определялись величины расчетных фильтрационных и реологических параметров грунтового основания по предложенной выше методике. Продолжительность первого периода назначалась небольшой (~20—30 % общего периода наблюдений за осадками). Для плотины ГЭС и элеватора Одессы это составило 50 и ~45 мес. По найденным величинам фильтрационных и реологических параметров грунтовых оснований по формуле (3.12) прогнозировался процесс дальней-96
шего протекания осадки во времени и величина конечной осадки основания Soo. Данные прогноза сравнивались с фактическими осадками за второй период.
Проведенные расчеты показали, что предложенная методика позволяет с достаточной точностью прогнозировать осадки основания во времени. На рис. 3.16 и 3.17 приведены данные по прогнозируемым осадкам оснований рассматриваемых сооружений и фактическим осадкам.
На рис. 3.18 приведены также результаты расчетов для резервуара в г. Фао, в которых были получены следующие величины параметров консолидации грунтового основания: Л/ = = 0,621 1/год; В = 0,2 (t0 = 2,5 года); 6 = 0,07 1/год; 61 = 0,01 1/год.
Параметры консолидации грунтовых оснований (N и В) для плотины ГЭС и элеватора определялись из графиков As/A/4-s (рис. 3.18). Параметры 6 и 61 были получены из решения системы уравнений (3.14). Для повышения степени достоверности параметры 6 и 61 были определены при решении нескольких систем уравнений для моментов времени tn периода наблюдений за осадками. За расчетные приняты средние значения бибь
Из анализа приведенных графиков видно, что предложенная методика позволяет с достаточной точностью прогнозировать осадки во времени оснований, сложенных слабыми водонасыщенными глинистыми грунтами.
3.3. РАЗРАБОТКА ИНЖЕНЕРНОГО МЕТОДА ПРОГНОЗА ОСАДОК СООРУЖЕНИЙ
В ПЕРИОД ЭКСПЛУАТАЦИИ ПО ДАННЫМ НАБЛЮДЕНИЙ ЗА СТРОИТЕЛЬНЫЙ ПЕРИОД
Как известно, 60 % нагрузки, передаваемой фундаментом силосного корпуса на основание, составляет нагрузка от зерна, изменяющаяся во времени из-за периодического заполнения зерном и опорожнения силосов, что вызывает переменные по времени нагрузки на основание (от 0,08—0,1 до 0,3 МПа). Особенностью работы элеваторных сооружений является также длительная их эксплуатация при неполной загрузке. Эти обстоятельства затрудняют анализ данных натурных наблюдений за осадками подобных сооружений и сопоставление расчетных и фактических значений осадок.
Протекание осадок во времени от постоянной во времени нагрузки, равномерно распределенной по основанию, а также от нагрузки, эпюра давления которой представляет собой треугольник, можно описать на основе простых зависимостей.
Для постоянной мгновенно приложенной нагрузки (р = = const)
5(0=«ф(1~е-от), (3.15)
где и N — обобщенные параметры консолидации.
4 Заказ Av 2325
97
Рис. 3.19. График принятой схемы изменения нагрузки в строительный период и при эксплуатации сооружения во времени
Рис. 3.20. Методика разложения графика фактической нагрузки на несколько упрощенных графиков а — фактический график изменения нагрузки во времени; б — упрощенный график изменения нагрузки во времени; в — график изменения осадки во времени при действии постоянной нагрузки рг, г-д — график изменения осадки s2 во времени при действии временной нагрузки р2; е — график изменения осадки во времени при действии фактической нагрузки
Зависимость (3.15) широко использовалась многими авторами для определения параметров консолидации и прогнозирования осадок сооружений по результатам натурных наблюдений за протеканием осадки в эксплуатационный период, когда нагрузка на основание остается постоянной.
В случае, когда действию постоянной нагрузки предшествует период равномерного ее нарастания во времени, например строительный период (рис. 3.19), осадка выражается следующими формулами:
при t<tc
8
s(/) =
$ф- с tc
Мсл2
при t>tc
е^с^с — 1) е
(3.16)
(3.17)
(1 — е-Л’с 9
где tc — время нарастания нагрузки; $ф. с и Ус — обобщенные параметры консолидации, определяемые по данным натурных наблюдений за осадкой сооружения в строительный период.
Можно полагать, что параметры зависимостей (3.15) — (3.17) отражают совместное протекание процессов фильтрации и ползучести в условиях одномерной задачи.
98
При нагрузке, изменяющейся во времени по произвольному закону предлагается следующая схема решения (рис. 3.20). На отрезке времени /с (рис. 3.20, а), соответствующем периоду строительства сооружения, когда нагрузка на основание возрастает от нуля до рс, определяются параметры зависимости (3.16): $ф. с и Nc.
Закон изменения нагрузки во времени упрощается, например, путем представления ее в виде циклов изменения по прямоугольнику (рис. 3.20, б) и выделения основных уровней нагрузки. В рассматриваемом случае pi—давление на основание от постоянной нагрузки (например, собственной массы сооружения (рис. 3.20, в); р2, рз— дополнительное давление на основание, вызванное временной нагрузкой.
Для каждого уровня нагрузки рассчитываются кривые изменения осадки во времени. Осадка после окончания строительства от общей массы сооружения pi определяется по (3.17), а от временной эксплуатационной нагрузки р2 или рз по (3.15).
Значения параметров $фг- и Ni, необходимые для построения графиков Si = f(t) принимаются из следующий соотношений:
; Nt = Nc, (3.18)
5ф1 Pi
где 5ф f, pi — параметры консолидации и нагрузка на основание в период эксплуатации сооружения; $ф. с, Л^с—параметры консолидации, определяемые по данным наблюдений за осадкой сооружений в строительный период.
Анализ экспериментальных графиков протекания осадки во времени показывает, что обратимой деформацией при разгрузке основания можно пренебречь. Например, обратимая относительная деформация при разгрузке силосных корпусов составляет 0,01—0,08. Неучет обратимых деформаций позволяет значительно облегчить расчет осадки при ступенчатом изменении интенсивности нагрузки на основание.
На рис. 3.20, г и д показано построение графика осадки при ступенчатом изменении нагрузки, в основу которого положено условие, что в периоды времени, когда нагрузка равна нулю, рост осадки прекращается: а при повторном появлении нагрузка осадка начинает снова нарастать. Приведенные на рис. 3.20. г и д кривые сдвинуты во времени согласно действующей нагрузке. Поскольку осадки $i(/), 52(/)» 5з(0, вызываемые каждой ступенью нагрузки, происходят независимо от предшествующих и последующих нагрузок, то, чтобы получить общий график осадки во времени, необходимо провести алгебраическое сложение отдельных кривых изменения осадки (рис. 3.20, е). Такая операция возможна вследствие линейности уравнений (3.15).
Таким образом, путем использования принципа суперпозиции можно достаточно просто прогнозировать осадки сооруже
4*
99
ния в период эксплуатации с учетом фактической (произвольно изменяющейся) нагрузки по данным наблюдений за осадкой сооружения в строительный период.
Экспериментальная проверка методики. По предложенному способу были проанализированы графики протекания осадки во времени для силосных корпусов Одесского портового элеватора. Как уже отмечалось, силосные корпуса емкостью по 50 тыс. т располагаются каждый на сплошной железобетонной плите размером 76,7X39,5X0,6 м. Инженерно-геологический разрез основания по продольной оси силосных корпусов приведен на рис. 3.5. Основание площадки сложено следующими напластованиями (сверху вниз): насыпным грунтом толщиной 5 м; пылеватым, водонасыщенным песком средней плотности толщиной 5,9—8,5 м; супесчаным илом текучей консистенции толщиной 2,6—3,8 м, глинистым илом с включением ракушки толщиной 15—16 м; песчано-гравийными отложениями мощностью до 10 м и, наконец, коренными сарматскими глинами, причем кровля сарматских глин находится на глубине 40 м от земной поверхности.
Строительство силосных корпусов протекало в следующем порядке.
Первоначально для всех сооружений элеватора были забетонированы фундаментные плиты, на которых сразу же установили нивелирные марки. Этот момент принят за условное время начала наблюдений. Для силосного корпуса № 1 за начало наблюдений принято 13 октября 1958 г., а для силосного корпуса № 2 — 30 марта 1959 г.
С 3 апреля 1959 г. по 28 апреля 1960 г. возводился силосный корпус № 1. В апреле 1960 г. началось строительство силосного корпуса № 2, которое было закончено в июле 1961 г. При этом нагрузка на основание от собственного веса конструкций составила 0,098 МПа.
Пробное загружение силосного корпуса № 1 проводилось с сентября 1962 г. по май 1963 г., а с 16 января 1964 г. началась его эксплуатация. Силосный корпус № 2 был поставлен под опытную загрузку с января 1963 г. по февраль 1964 г. В эксплуатацию он был сдан в апреле 1964 г.
Следует отметить, что пробное загружение силосных корпусов осуществлялось на 40—50 % полной мощности. В течение эксплуатации элеваторов давление на основание изменялось в зависимости от степени заполнения силоса зерном от 0,1 до 0,26 МПа.
Исходя из приведенных выше данных, можно констатировать, что осадка силосных корпусов в основном происходила за счет консолидации слоя ила, что вода из слоя ила могла фильтроваться в обе стороны, что в первом приближении основание работает в условиях одномерной задачи консолидации и, наконец, что нагрузки, действующие на основание силосных корпу-
100
Рис. 3.21. График изменения нагрузки силосного корпуса № 1 и график его осадки (б) во времени
1,2 — фактическая и расчетная осадка силосного корпуса соответственно (М5—М.9 — схема размещения реперных марок)
сов переменны, изменяются во времени по произвольному закону в пределах от 0,1 МПа (давление от собственной массы сооружения) до 0,26 МПа (при полной загрузке силосного корпуса).
В течение строительства, первичной загрузки и эксплуатации элеватора проводились регулярные наблюдения за осадками путем нивелирования осадочных марок, расположенных по углам сооружения и на центральной колонне (рис. 3.21). Срок наблюдения составил 22 года.
На рис. 3.21 приведены построенные графики нагрузки (давления) и осадки основания силосных корпусов элеватора во времени.
Расчет осуществлялся в следующей последовательности.
Весь период наблюдений за осадками силосных корпусов условно делился на две части: период строительства и воздействия на основание только собственной массы самого корпуса и период нагружения основания в условиях эксплуатации элеватора. По осадкам за первый (строительный) период определялись обобщенные параметры консолидации грунтового основания по методикам МИСИ им. В. В. Куйбышева. В результате расчетов были получены следующие значения параметров консолидации. Для силосного корпуса № 1 при ps = 0,098 МПа параметр 5ф. с = 750 мм и Nc = 0,024 1 /мес. Для силосного корпуса № 2 при рс = 0,078 МПа (без учета нагрузки от фундаментной плиты) 5ф. с = 520 мм и Nc = 0,028 1/мес.
Используя значения параметров консолидации и данные о загрузке элеватора по изложенному выше способу прогнозировался процесс дальнейшего протекания осадки силосных кор
101
пусов в период эксплуатации и величина конечной осадки основания Soo. Данные прогноза сравнивались с фактическими осадками за второй период наблюдений.
На этом этапе расчета было проведено упрощение закона изменения нагрузки во времени с выделением основных уровней нагрузки и рассчитаны изменения осадки во времени для каждого ее уровня.
При расчете силосного корпуса № 1 вся нагрузка на основание была разделена на три уровня: рь р2, Рз-
Нагрузка pi = p2 = 0,098~0,1 МПа соответствует давлению на основание от собственной массы силосного корпуса. Прогноз осадки в период нарастания нагрузки на основание и после окончания строительства от собственной массы конструкций проводился по формулам (3.16) и (3.17). Параметры зависимостей (3.16) и (3.17) имели следующие значения: $ф1 = 750 мм; N\ = 0,024 1/мес, /С=П мес.
Для прогноза осадок использовались следующие расчетные формулы:
при t^tz
s. (0 = 68 [/ — 33,8 (1 — е“°’О249];
при t>tc
sL (0 = 750 (1 — o,93e“°’o24/).
Нагрузка 0,08 МПа—дополнительное давление р2 на основание, вызванное эксплуатацией силосного корпуса № 2 приблизительно на 50 % своей мощности. Осадку от эксплуатационной нагрузки рассчитывали по формуле (3.15). Параметры зависимости (3.15) с учетом соотношений (3.18) имели следующие значения:
р2 0,8
S(h2 —--Sa-. =----750— 600 (мм); = 0,024 1/мес.
Pi 1
Расчетная формула (3.15) для прогноза осадок во времени от р2 = 0,08 МПа записывается в виде
s2 (0 = 600(1 — е“°’О249-
Нагрузка 0,05 МПа — дополнительное давление р3 на основание при полной загрузке силосного корпуса № 1. Расчетная формула (3.15) для прогноза осадок от р3 = 0,05 МПа с учетом (3.15), (3.18), (3.19) имеет вид
s3 (/) = 375(1 — г-0’024*).
При расчете силосного корпуса № 2 были условно выделены следующие основные уровни нагрузки: pi = 0,02 МПа — давление на основание силосного корпуса № 2 от массы фундаментной плиты и р2 = 0,078 МПа—уплотнение основания от массы надфундаментной части сооружения.
102
Расчетная формула (3.15) для прогноза осадок записывается в виде
s<t>.l(/) = 180(1
Параметры зависимости (3.15)—$ф. 1 = 180 мм и N[ = = 0,125 1/мес — были определены по данным натурных наблюдений за осадкой силосного корпуса № 2 в период строительства и воздействия на основание только массы фундаментной плиты.
Расчетные формулы (3.16) и (3.17) для прогноза осадок имеют следующий вид:
при t^tc= 16 мес
s2 (0 = 33 [/ — 28,9(1 —е-°’О2891;
при t>tc= 16 мес
s2 (0 = 520 (1 — 1,022е“0 ’028Z) •
Параметры $ф2 = 520 мм, N2 = 0,028 1/мес и /с=16 мес определялись в работе по данным наблюдений за осадкой силосного корпуса № 2 в период строительства надфундаментной части сооружения.
Нагрузки рз = р4 = 0,04 МПа и ps = 0,06 МПа представляют собой дополнительное давление на основание силосного корпуса № 2, изменяющееся во времени по мере заполнения зерном и опорожнения силоса.
Расчетные формулы для прогноза осадок с учетом эксплуатации корпуса записываются в виде
S3 (0 = s4 (t) = 260 (1 - е~°'024/);
s5 (0 = 390(1 — е-°’028/).
Для построения общего графика осадки s(t) за весь период эксплуатации элеватора t необходимо провести алгебраическое сложение отдельных кривых изменения осадки Si(t), предварительно сдвинув их во времени согласно действующей нагрузке:
для силосного корпуса № 1
s(0=5i (0+s2 (0 + 53 (0;
и для силосного корпуса № 2
5 (0 = 5г (0 + S2 (0 + S3 (0 4- S4 (0 - S5 (0.
На рис. 3.6 и 3.7 приведены расчетные данные по прогнозируемым и фактическим осадкам рассмотренных сооружений. Как видно из этих рисунков, сопоставление рассчитанных и фактических осадок свидетельствует о достаточно хорошем совпадении данных. Отсюда можно сделать вывод, что предложенная методика с достаточной степенью точности позволяет прогнозировать осадки сооружений в период их эксплуатации с учетом фактической нагрузки по данным наблюдений за осадкой сооружения в строительный период.
103
Отметим, что предлагаемая методика, основанная на не-учете обратимых деформаций, позволяет значительно облегчить расчеты по использованию принципа суперпозиции при прогнозе за осадок сооружений с большой опорной площадью на слабых водонасыщеиных глинистых грунтах.
ГЛ АВА 4. НАТУРНЫЕ ЭКСПЕРИМЕНТАЛЬНЫЕ ИССЛЕДОВАНИЯ НАПРЯЖЕННО-ДЕФОРМИРОВАННОГО СОСТОЯНИЯ ОСНОВАНИЯ ЖЕСТКИХ
ФУНДАМЕНТОВ НА СЛАБЫХ ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТАХ
4.1. ИЗМЕРИТЕЛЬНАЯ АППАРАТУРА
И МЕТОДИКА ПРОВЕДЕНИЯ ИССЛЕДОВАНИЙ
Данные о напряженно-деформированном состоянии грунтового основания, сложенного слабыми водонасыщенными глинистыми грунтами под подошвой фундаментов и в глубине грунтового массива, весьма противоречивы. Специальные комплексные исследования в натурных условиях для решения этого вопроса не проводились. Чтобы восполнить этот пробел, в 1965— 1981 гг. на опытных площадках оз. Сиваш и в городах Мурманск, Грозный и Георгиевск были проведены натурные исследования с целью определения контактных напряжений и напряженно-деформированного состояния в основании жестких штампов-фундаментов. В ходе этих исследований определялись пределы применимости теории упругости для расчетов фундаментов промышленных и гражданских зданий, расположенных на слабых водонасыщенных глинистых грунтах.
При проведении натурных исследований очень важно правильно выбрать измерительную аппаратуру для определения напряжений на контакте грунта с фундаментом и внутри грунтового основания. Для этого были проведены методические исследования приборов разных конструкций для измерения напряжений. Опыты проводились в лабораторных условиях на большом экспериментальном стенде диаметром 50 см и в полевых условиях. Опыты проводились на илах оз. Сиваш с нарушенной и ненарушенной структурой, на слабых водонасыщенных заторфованных суглинках Новокузнецка и на водонасыщенных лёссовых грунтах г. Исфара (ТадССР) с нарушенной и ненарушенной структурой, па водонасыщенных лёссовых грунтах Грозного и Георгиевска, на илах Мурманска и других экспериментальных площадках.
В сопоставительных опытах по измерению напряжений в массиве, сложенном слабыми грунтами, приборами различной конструкции (мембранными приборами с гидравлическим пре
104
образователем и без него, с противодавлением и т. п.) лучше всего зарекомендовали себя месдозы с гидравлическим преобразователем (особенно при определении напряжений в грунтовом массиве). В сопоставительных опытах по измерению контактных давлений оказалось, что месдозы различных конструкций дают примерно одинаковые результаты.
Анализ различных измерительных систем (механические, гидравлические и электрические) показал, что преимущество, несомненно, принадлежит электрическим системам измерения, причем из нескольких видов электрических методов струнный, емкостный, пьезометрический и метод, осванный на изменении индуктивности, для проведения натурных исследований больше других подходят струнный и тензометрический.
Преимущество струнного метода — возможность проведения длительных испытаний. Так, струнная месдоза, заложенная в основание земляной плотины на илах оз. Сиваш, показывала устойчивые значения в течение 5,5 лет.
Струнные месдозы обычно изготавливаются из высокопрочной стали; в них практически отсутствуют погрешности измерений, связанные с колебаниями напряжения, изменениями коэффициента усиления усилителей, изменением сопротивления соединительных проводов и т. п. Небольшим недостатком струнных месдоз можно считать их относительно невысокую чувствительность.
Тензометрический метод измерения позволяет обычно значительно повышать чувствительность месдоз. Так, при проведении методических опытов месдозы, изготовленные в лаборатории МИСИ им. В. В. Куйбышева (типа месдозы ЦНИИСКа), имели точность измерения (2—5) • 10~2 Н/см2. Необходимо отметить, что в связи с небольшими размерами тензодатчиков сопротивления, которые наклеиваются на мембраны, удается сконструировать месдозы значительно меньшего размера, чем струнные.
В проводимых автором исследованиях в основном применялись месдозы типа ЦНИИСКа, многие из которых (изготовленные в лаборатории МИСИ им. В. В. Куйбышева) обладали повышенной чувствительностью. В качестве регистрирующих приборов (вторичной аппаратуры) при проведении натурных экспериментов обычно использовались приборы с автономным питанием (4,5 В), которые работали по схеме «нулевой метод измерения» — ИСД-3, ИД-59 и др. В лабораторных экспериментах в качестве вторичной аппаратуры применялись приборы, работающие на переменном токе. Измерения омического сопротивления фольгового тензодатчика месдозы проводились методом непосредственного отсчета приборами электронного типа (АИД-IM, АИ-1 и др.). Эти приборы позволяли измерять относительную деформацию мембран по изменению сопротивления фольговых тензодатчиков с точностью до 1 • 10-5. Некоторые
105
приборы (например, АИД-IM) после модернизации позволяли измерять относительную деформацию с точностью до 2,3 • 10~6.
Установка датчиков в толщу ненарушенных глинистых грунтов очень сложна, так как при этом нарушается его природная структура, которую очень трудно восстановить.
В связи с изложенным, в многочисленных методических исследованиях изыскивалась возможность восстановления природной структуры различных слабых водонасыщенных грунтов после ее предварительного нарушения. Опыты проводились на образцах морских и речных илов, водонасыщенных лёссов и заторфованных грунтов. Для восстановления структуры в грунты добавлялись различные составляющие — гипс, цемент, различные соли. Качество методов восстановления структуры оценивалось путем исследования характеристик сжимаемости (модуля общей деформации и коэффициента бокового расширения) и прочностных характеристик (угла внутреннего трения и сцепления). Экспериментальные исследования, которые продолжались более трех лет, показали, что наиболее просто восстанавливается природная структура в засоленных илах. Самые хорошие результаты по восстановлению структуры были получены при исследовании засоленных илов из. Сиваш и г. Фао (Ирак). При содержании более 10 % солей в водонасыщенных глинистых грунтах восстановление их структуры после ее нарушения в процессе внедрения в грунтовое основание измерительных элементов происходило в течение 4—15 сут.
Для ускорения процессов восстановления природной структуры грунта после закладки измерительного элемента скважины заполняли местным грунтом с нарушенной структурой, в который добавлялась соль, входящая в состав испытываемых засоленных грунтов. Специальные исследования ЛГУ (М. П. Лысенко, Г. В. Новожиловым и др.) показали, что тиксотропное восстановление природной структуры засоленных илов оз. Сиваш происходит в течение 3—10 сут.
В незасоленных грунтах для восстановления структуры добавлялся цемент (0,3—0,9 %) и гипс (1,1—2,5 %). Так закладывались месдозы в основание экспериментальных фундаментов и штампов на строительных площадках Мурманска и Архангельска.
Следует отметить, что напряженное состояние грунтового массива, сложенного слабыми водонасыщенными глинистыми грунтами, в рассматриваемых случаях определялось приборами, деформативные характеристики которых во много раз отличались от деформативных характеристик грунта. Имеется два пути решения этого противоречия. Во-первых, можно использовать прибор, деформативные свойства которого практически равны деформативным характеристикам грунтов (В. 3. Хейфец и др.). Однако такие приборы в настоящее время только создаются, а существующие имеют такие большие размеры,
106
при которых практически невозможно определить напряженное состояние в основании фундаментов промышленных и гражданских сооружений. Второй путь — применение «жестких приборов» (впервые применение жестких приборов было обосновано Н. Ы. Давиденковым). В этом случае необходимо учитывать погрешности, которые возникают в измерениях из-за различий характеристик деформируемости грунта и прибора. Как уже отмечалось, в описываемых исследованиях напряженного состояния грунтовых оснований принимались жесткие приборы, а погрешности измерения корректировались расчетами по методикам, предложенным Д. С. Барановым.
4.2. МЕТОДИКА ПРОВЕДЕНИЯ ИССЛЕДОВАНИЙ РАСПРЕДЕЛЕНИЯ НАПРЯЖЕНИЙ, ПЕРЕМЕЩЕНИЙ И ПОРОВОГО ДАВЛЕНИЯ В ОСНОВАНИИ
ЖЕСТКИХ ШТАМПОВ-ФУНДАМЕНТОВ
Все экспериментальные натурные исследования распределения напряжений, перемещений и порового давления в грунтовом основании проводились жесткими круглыми металлическими штампами площадью 10 тыс. и 30 тыс. см2. Для нагружения штампов использовались или гидравлические домкраты с гидравлическими стабилизаторами давлений, или нагрузочные фермы с грузами фиксированного веса. В последние годы для нагружения штампов большого диаметра создана нагрузочная ферма длиной 10 м, к концу которой подвешивается металлический бак для заливки воды. Осадки штампов определялись по трем прогибомерам конструкции Максимова (точность 0,1 мм). Использование нагрузочных платформ и грузовых ферм позволило проводить опыты штампами в течение 13 мес.
Исследования проводились по следующей методике. В грунтовое основание на месте размещения будущего штампа при помощи специального устройства залавливали датчики порового давления, месдозы и глубинные марки. Месдозы закладывали в предварительно пробуренные скважины вертикально, горизонтально и под углом 45°. В некоторых опытах месдозы залавливали через боковые стенки шурфа, который отрывали на расстоянии 1—2 м от края штампа, через горизонтальные скважины. Для восстановления природной структуры грунта при тампонировании скважин в грунты добавляли соли, выделенные из поровых вод илов (оз. Сиваш), или цемент и гипс (Мур манск). Измерение порового давления проводилось датчиком совместной конструкции Н. Ф. Арипова и автора. Датчик порового давления состоял из приемной части (перфорированная трубка диаметром 24 и длиной 20—30 мм, которая заполнялась крупнозернистым песком, перемешенным с бакелитовым лаком или клеем БФ-2), измерительной мембраны и штуцера. На мембрану диаметром И и толщиной 0,1—0,2 мм
107
Рис. 4.1. Результаты испытаний водонасыщенных лёссовых грунтов (а) и илов (б) круглыми жесткими штампами площадью 10 000 см2
1 — лёсс Грозного; 2 — лёсс Георгиевска; 3 — лёсс Запорожья; 4 — ил Мурманска; 5 — ил оз. Сиваш
наклеивали круглый фольговый тензодатчик типа ФКМВ-10.
Перед началом натурных исследований приемную часть датчика тщательно заполняли дистиллированной водой под вакуумом. Тарировка датчиков порового давления проводилась в тарировочном баке. Большинство изготовленных датчиков позволяло измерять поровое давление с точностью (5—15) • 10-2 Н/см2 на относительную единицу регистрирующего прибора.
От 1 до 14 датчиков порового давления залавливались в грунтовое основание всех штампов. Измерения порового давления проводились с помощью вторичной тензометрической аппаратуры. По изменению порового давления во времени определялась стабилизация осадки штампа.
Для измерения горизонтальных деформаций глубинные марки различных конструкций (П. А. Коновалова, модифицированной конструкции Б. И. Далма-това — О. В. Голли и др.) из траншеи, расположенной на расстоянии 0,8—1,7 м от края штампа через пробуренные горизонтальные скважины залавливались в стенки скважины (в 5—10 см от скважины). Горизонтальные деформации измерялись с точностью до 0,01 мм.
Для опытных исследований напряженно-деформированного состояния основания жестких штампов и фундаментов на водонасыщенных лёссовых грунтах применялась следующая методика. Месдозы и глубинные марки закладывали в маловлажные лёссовые грунты (в Грозном, Георгиевске, Душанбе и т.п.), после чего проводились соответствующие измерения. Затем грунты основания из котлована и из скважин замачивали в течение 2—10 недель, и только после того, как они становились
108
водонасыщенными на всю глубину сжимаемой зоны (более 7 м), снова проводились измерения. Результаты исследований напряженно - деформированного состояния основания фундаментов и штампов на маловлажных лёссовых грунтах сопоставлялись с результатами аналогичных исследований, но уже на водонасыщенных грунтах (рис. 4.1).
При установке металлических и железобетонных штампов-фундаментов все неровности поверхности грунтового основания устранялись для
Рис. 4.2. Влияние критерия стабилизации осадки штампа площадью 10 тыс. см2 на результаты опытов (сплошные линии соответствуют условной стабилизации осадки штампа со скоростью 0,1 мм за 1 ч, пунктирные — то же, 0,1 мм за 12 ч) / — суглинок Новокузнецка; 2 — ил оз. Сиваш
обеспечения сплошного непрерывного
контакта между штампом и основанием.
Штамп последовательно нагружали таким образом, чтобы среднее давление под его подошвой увеличивалось ступенями по 0,01 МПа. После приложения каждой ступени нагрузки изучали распределение напряжений в грунтовом основании, а также измеряли осадки штампа и перемещения глубинных марок. Каждая последующая ступень нагрузки прикладывалась после достижения условной стабилизации осадки штампа под действием предыдущей нагрузки. В качестве критерия стабилизации принималась скорость осадки штампа равная 0,5 мм за 24 ч. Кроме того, измеряли поровое давление в одной из точек (обычно под центром штампа) грунтового основания на глубине, равной 0,75—1,0 ширины штампа. В большинстве случаев при указанном критерии стабилизации поровое давление либо было равно нулю, либо оставалось неизменным в течение длительного времени. По указанной выше методике выполнено большинство полевых опытов.
Кроме того, для разработки методики проведения полевых исследований деформируемости слабых грунтов изучались различные факторы, влияющие на результаты опытов. Так, на экспериментальных площадках в Новокузнецке и на оз. Сиваш было проведено два параллельных опыта с различными критериями условной стабилизации осадки штампа. В одном опыте в качестве такого критерия была принята скорость осадки, равная 0,1 мм/ч, как это обычно принято в практике проведения инженерно-геологических исследований, а для другого рядом расположенного штампа такой же площади (рис. 4.2)
109
в качестве критерия стабилизации осадки была принята скорость 0,1 мм за 12 ч.
В опытах 1967 г. на илах оз. Сиваш одни штампы погружали такими ступенями нагрузки, чтобы среднее давление под подошвой жесткого штампа увеличивалось ступенями 0,005 МПа, а другие — ступенями 0,01 и 0,05 МПа.
В опытах 1969 г. с круглыми жесткими штампами площадью 10 тыс. см2 нагружение проводилось по следующей схеме. До 0,1 МПа нагрузка прикладывалась так, чтобы среднее давление под подошвой штампа увеличивалось ступенями по 0,01 МПа. В качестве критерия стабилизации осадки принималась ее скорость, равная 0,1 мм за 12 ч при стабилизации порового давления на глубине 1,1 м под центром штампа. После достижения среднего давления под подошвой жесткого штампа 0,1 МПа (опыт был начат 5 мая 1969 г., а давление 0,1 МПа было достигнуто лишь 14 ноября того же года) нагрузка оставалась постоянной, и далее (до 28 июня 1970 г.) изучалось изменение осадки штампа и напряженно-деформированного состояния в различных точках грунтового основания при постоянной нагрузке.
Нагружение жестких штампов площадью 30 тыс. см2 (экспериментальная площадка на оз. Сиваш, 1971 —1973 гг.) проводилось такими ступенями, чтобы среднее давление под подошвой штампа увеличивалось также ступенями по 0,01 МПа. В качестве критерия стабилизации осадки штампа от каждой ступени нагрузки принималась скорость осадки 0,5 мм за 10 ч.
Нагружение штампов круглой и квадратной формы площадью 1000, 3000 и 5000 см3 проводилось по единой методике нагружения. В качестве критерия стабилизации осадки штампа принималась скорость осадки, равная 0,1 мм за 5 ч.
Для сопоставления результатов полевых и лабораторных исследований с целью определения характеристик сжимаемости грунтов до начала опытов из основания (недалеко от места установки штампа) отбирали монолиты грунта размерами 20X20x20 и 30X30X30 см, которые после тщательного консервирования доставляли в лабораторию для проведения исследований в компрессионных приборах и стабилометрах. В лабораторных опытах образцы грунта нагружали такими же ступенями давлений, как и при проведении полевых испытаний.
С целью определения коэффициента бокового давления в слабых водонасыщенных глинистых грунтах под центром жестких штампов (на различной глубине) устанавливали вертикальные и горизонтальные месздозы. По изменению вертикальных и горизонтальных напряжений в этих точках определяли значения коэффициента бокового давления грунта при различном напряженном состоянии. Всего было выполнено семь таких исследований на опытных площадках Мурманска, Новокузнецка, Георгиевска, Грозного и оз. Сиваш.
110
В опытах на экспериментальных площадках оз. Сиваш, Грозного, Мурманска, Георгиевска и Новокузнецка принимали участие Н. С. Рязанов, Н. Ф. Арипов, А. 3. Попов, И. Г. Тахиров, А. А. Невский, Л. Я. Гринберг, А. И. Полищук и др.
Всего было выполнено 38 полевых исследований со штампами разных размеров и формы на слабых водонасыщенпых грунтах разного типа при продолжительности одного исследования от 1 до 13 мес.
4.3. РЕЗУЛЬТАТЫ ИССЛЕДОВАНИЯ НАПРЯЖЕННО-ДЕФОРМИРОВАННОГО СОСТОЯНИЯ ВОДОНАСЫЩЕННОГО ГЛИНИСТОГО ОСНОВАНИЯ ЖЕСТКИХ ШТАМПОВ
зависимости от диаметра штампа.
Рис. 4.3. Графики исследования сжимаемости илов оз. Сиваш жесткими штампами различного размера и формы
/ — квадратный штамп площадью 1000 см2; 2 — то'же, 5000 см2; 3 — круглый штамп площадью 1000 см2: 4—7 — то же, площадью 3000, 5000, 10 тыс., 30 тыс. см2 соответственно
Методические исследования, описанные в предыдущем пункте настоящей главы, показали, что характеристики сжимаемости слабых водонасыщенных глинистых грунтов существенно зависят от размером штампа и его формы.
Квадратные штампы одинаковой площадью с круглыми теряют устойчивость при меньших давлениях под подошвой, чем круглые. В процессе нагружения квадратных штампов нагрузками, близкими предельным, около углов штампа наблюдались трещины, что свидетельствует о концентрации напряжений вблизи углов и о существенно неоднородном напряженном состоянии грунтов под различными точками штампа.
Нагружение круглых штампов различного размера позволило установить, что значение модуля общей деформации грунтов основания меняется в Однако для штампов площадью 10 тыс. п 30 тыс. м2 существенного различия в значениях модуля общей деформации не было установлено. Значения последнего, определенные по результатам испытаний слабых водонасышенных глинистых грунтов круглыми жесткими штампами площадью 10 тыс. см2, весьма незначительно отличались и от данных, полученных по результатам нагружения фундаментов площадью 16 и 20 м2 (Новокузнецк). Результаты полевых исследований плов оз. Сиваш
111
a)
Рис. 4.4. Графики изменения начальных показаний датчиков порового давления (а) и месдоз (б) после задавливания их в грунтовое основание до установки штампов (в скобках указана глубина погружения, м)
1, 2 — ил оз. Сиваш и Архангельска; 3, 4 — водонасыщенный лёсс Грозного и Георгиевска соответственно
ции МИСИ им. В. В. Куйбышева,
штампами различного размера и формы приведены на рис. 4.3.
Исследования на площадке из слабых водонасыщенных глинистых грунтов (оз. Сиваш, Новокузнецк) показали, что существующая практика проведения испытаний подобных грунтов штампами в течение 5—25 сут при критерии условной стабилизации осадки штампа 0,1 мм/ч приводит к получению неправильных значений модуля общей деформации слабых водонасыщенных грунтов. Ошибка при этом может достигать 200 % •
Значения модуля общей деформации слабых водонасыщенных глинистых грунтов, определенных при испытании грунтов штампами площадью 10 тыс. см2, в компрессионных приборах и в стабилометрах конструк-сопоставлены в табл. 4.1.
В ней приведены также данные полевых испытаний слабых
водонасыщенных грунтов штампами при критерии условной стабилизации осадки штампа со скоростью 0,1 мм за i2 ч.
Сопоставление результатов полевых и компрессионных опытов показывает, что при одинаковой схеме нагружения слабых
водонасыщенных глинистых грунтов и для одних и тех же диапазонов действующего давления значения модуля общей деформации получаются практически одинаковыми. Таким образом, при определении значений модуля общей деформации слабых водонасыщенных грунтов в компрессионных опытах не следует вводить поправочных коэффициентов (типа коэффициента А. И. Агишева).
При изучении напряженно-деформированного состояния основания жестких штампов после установки датчиков порового давления (методом задавливания) и месс доз во всех проведенных опытах начальные показания мессдоз (в течение 3—12 сут)
112
Таблица 4.1. ВЕЛ ИЧИ НА МОД УЛ Я ОБЩЕ Й ДЕФОРМАЦИИ Е ГРУНТОВ ПРИ ИЗМЕНЕНИИ ВЕРТИКАЛЬНОГО ДАВЛЕНИЯ
Испытания Значения Е,„ МПа, при вертикальном давлении МПа
0,02—0,05 0,05—0,10 0,05—0,15 0,02—0,05 • 1 1 in •k 0,05—0,20 0,025—0,05 1 0,05—0,10 0,05—0,20
ил (оз. водонасыщенные суглинки (Новокузнецк) ил (Архангельск)
Сиваш)
В компрессионном приборе 1,77 3,63 6,15 1,25 1,91 3,20 3,07 4,32 6,75
В стабилометре конструкции МИ СИ им. 1,62 3,12 5,13 1,90 2,22 2,50 2,50 2,93 2,57
В. В. Куйбышева Полевые испытания 2,71 4,32 3,04 1,73 2,02 1,61 4,33 4,72 4,02
круглыми штампами площадью 10 тыс. см2
изменялись по сравнению с показаниями месдоз непосредственно после тампонажа скважин. Наблюдались и изменения начальных показаний датчиков порового давления в течение 2—5 сут. Это явление может быть объяснено процессами релаксации напряжений в грунтах вокруг датчиков (рис. 4.4).
Следует отметить, что в ряде опытов начальные значения порового давления в датчиках, заложенных на глубину более 3 м, существенно отличались от гидростатического давления даже после окончания процесса релаксации напряжений в грунтовом массиве вокруг датчиков в течение длительного времени. Это свидетельствовало о наличии начального порового давления в грунтах. Для уточнения этого вопроса на экспериментальной площадке в Архангельске были поставлены специальные опыты, результаты которых приводятся далее.
Распределение вертикальных и горизонтальных напряжений в основании жестких штампов площадью 10 тыс. и 30 тыс. см2 в испытаниях на водонасыщенных лёссах и илах, а также экспериментальные исследования деформаций в основании жестких штампов той же площади приведены на рис. 4.5—4.7.
При проведении экспериментальных исследований напряженно-деформированного состояния на илах оз. Сиваш в основании штампов площадью 10 тыс. см2 одновременно измерялось поровое давление в основании (под центром и краем штампа). Максимальные значения измеренного порового давления в различных точках грунтового основания и величины общих напряжений в этих же точках, приведены на рис. 4.8. Необходимо отметить, что со временем (в течение 2—65 сут)
113
Рис. 4.5. Экспериментальные исследования вертикальных деформаций в основании жесткого круглого штампа площадью 10 тыс. см2, расположенного на водонасыщенных лёссах Георгиевска
Рис. 4.6 Экспериментальные исследования изменения вертикальных деформаций под краем жесткого круглого штампа площадью 10 тыс. см2,
Рис. 4.7. Экспериментальные исследования распределения вертикальных деформаций в основании круглого жесткого штампа площадью 30 тыс. см2, расположенного на илах оз. Сиваш (1971)
большинство датчиков зареги стрировало уменьшение поро вого давления до нуля, а дат чики, расположенные на глу
расположенного на водонасыщенных лёссах Георгиевска при увеличении нагрузки на штамп
1 — месдозы; 2 — глубинные марки под штампами
дования штампов
бине более 2 м, — до 0,014— 0,005 МПа (далее оно оставалось постоянным в течение всего исследования).
Экспериментальные иссле-
жестких
Георгиевске,
горизонтальных напряжении в основании площадью 10 тыс. см2 проводились в
Грозном на водонасыщенных лёссах. На рис. 4.9—4.11 приве-
дены результаты исследования горизонтальных напряжений а на рис. 4.12 — распределения горизонтальных деформаций
в основании этих же штамов.
Анализ результатов исследования напряженно-деформированного состояния основания жестких штампов, сложенных слабыми водонасыщенными глинистыми грунтами, позволил ус
тановить некоторые закономерности.
Прежде всего следует отметить, что распределение верти-
114
Рис. 4.8. Экспериментальное исследование порового давления и вертикальных напряжений в основании круглого жесткого штампа площадью 10 тыс. см2 на илах оз. Сиваш (сплошные линии соответствуют полным напряжениям; пунктирные — поровому давлению под центром штампа (а) и под его краем (б)
Рис. 4.9. Экспериментальные исследования распределения горизонтальных напряжений в основании круглого жесткого штампа площадью 10 тыс, см2, расположенного на водонасыщенных лёссах Георгиевска
1'15
$112 C/4’
Рис. 4.10. Экспериментальные исследования распределения горизонтальных напряжений в основании круглого жесткого штампа площадью 10 тыс. см2, расположенного на водонасыщенных лёссах Грозного
кальных напряжений в грунтовом основании под жесткими штампами при среднем давлении под штампом, равным или меньшим структурной прочности сжатия грунтов основания, хорошо согласуется с данными распределения вертикальных напряжений по теории линейно-деформируемых тел.
При увеличении давления на штамп до величины, равной примерно условному критерию применения теории упругости для расчета деформаций фундаментов (условное развитие зоны пластических деформаций под краем штампа на глубину 0,2— 0,3 его ширины), наблюдаются отклонения измеренных величии напряжений от расчетных по теории упругости, однако это расхождение не превышает 20—30 %.
При дальнейшем нагружении штампов расхождения между наблюдаемыми и прогнозируемыми по теории упругости напряжениями в основании штампа резко увеличиваются (особенно на глубине, превышающей ширину штампа). По мере увеличения нагрузки на штамп, превышающей структурную прочность сжатия грунта основания, наблюдается концентрация
116
<Pff2ch
Рис. 4,11. Экспериментальное исследование распределения горизонтальных напряжений иР в основании круглого жесткого штампа площадью 10 тыс. см2, расположенного на илах оз. Сиваш (1969—1974)
вертикальных напряжений вдоль центральной оси под штампом. Это явление становится все более заметным с возрастанием нагрузки на штамп. Следует отметить, что в грунтах, которые характеризуются большей сжимаемостью (т. е. меньшими значениями модуля общей деформации), концентрация вертикальных напряжений происходит более интенсивно по сравнению с менее сжимаемыми водонасыщенными глинистыми грунтами (рис. 4.13).
Исследования также показали, что вертикальные деформации в основании жесткого штампа распространяются на значительно большую глубину, чем это прогнозируется расчетами по действующим нормативным документам, в которых используются решения теории линейно-деформируемых сред. Глубина зоны распространения вертикальной деформации в основании жесткого штампа увеличивается по мере возрастания нагрузки
1Г7
Рис. 4.12. Экспериментальные исследования развития горизонтальных деформаций в грунтовом основании из водонасыщенных лёссов под краем жесткого круглого штампа площадью 10 тыс. см2 (Георгиевск). Цифры на графике соответствуют горизонтальным перемещениям, см, при различных давлениях (рт) под штампом
Рис. 4.13. Сравнение экспериментально полученных данных распределений вертикальных напряжений с расчетными данными в основании круглого жесткого штампа площадью 10 тыс. см2 на илах оз. Сиваш (сплошные линии соответствуют данным экспериментальных исследований; пунктирные — расчетным значениям по теории упругости)
118
на штамп. При достижении среднего давления под штампом 0,03—0,05 МПа во многих опытах наблюдалось выпучивание грунта. Перемещения грунта вверх наблюдались в основании жестких штампов под их краями на глубину до 0,2—0,3 диаметра (см. рис. 4.7). Следует отметить, что подобные перемещения грунта под краями жесткого штампа наблюдались при нагрузках на штамп в 2—3 раза меньших максимальных нагрузок, при которых штамп теряет устойчивость. Последнее косвенно свидетельствует о том, что под штампом возникает зона, перемещающаяся вместе со штампом вниз, а вокруг этой зоны наблюдается выпирание грунта.
При давлении под подошвой штампа, меньших или равных структурной прочности сжатия, вертикальные деформации в грунтовом основании не были обнаружены (они были либо ничтожно малы, либо равны нулю). При возрастании нагрузки на штамп наблюдалась концентрация деформируемой зоны вдоль центральной оси под жестким круглым штампом на слабых водонасыщенных грунтах, выраженная значительно заметнее, чем по аналитическим прогнозам вертикальных деформаций, следующим из теории линейно-деформируемых тел. По мере нагружения штампа концентрация вертикальных деформаций вдоль центральной оси растет.
Изучение порового давления в слабых водонасыщенных глинистых грунтах под жесткими штампами показало, что в различных точках основания поровое давление равно нулю или начальному (природному) поровому давлению до тех пор, пока среднее давление под подошвой жесткого штампа не превысит структурной прочности сжатия. При дальнейшем нагружении штампов измеренное поровое давление становится меньшим, чем вертикальное, на величину, равную структурной прочности сжатия (или большую величину). Уменьшение порового давления во времени происходит несколько медленнее, чем по теории фильтрационной консолидации, особенно после достижения степени консолидации 60—70 %. Это свидетельствует о необходимости учета процессов вторичной консолидации для точного прогнозирования развития процессов деформирования во времени.
Экспериментальные исследования порового давления в толще слабых водонасыщенных глинистых грунтов (оз. Сиваш, Архангельск) показали, что на глубине более 2 м в грунтах существует начальное поровое давление, величина которого увеличивается по мере удаления от дренажной поверхности. В процессе нагружения штампов поровое давление возрастало, а затем уменьшалось. Однако во всех опытах поровое давление уменьшалось не до нуля, а до определенного постоянного значения, которое всегда превышало его начальную величину. Явление начального порового давления может быть объяснено тем, что фильтрация воды в илах оз. Сиваш происходит только
119
Рис. 4.14. Экспериментальные зависимости между вертикальными а2 и горизонтальными напряжениями в грунтовом основании под центром штампа площадью 10 тыс. см2
1, 2 —ил оз. Сиваш и Мурманска; 3, 4 — водонасыщенный лёсс Георгиевска и Грозного соответственно
в тех случаях, когда градиент напора превышает начальный градиент. Во всех экспериментальных исследованиях после достижения стабилизированной осадки штампа при данной нагрузке, поровое давление, как правило, оставалось постоянным в течение длительного времени.
Исследования коэффициента бокового давления для слабых водонасыщенных грунтов проводилось по результатам измерения вертикальных и горизонтальных напряжений (и изменении этих напряжений при нагружении штампа) в одной и той же точке грунтового основания под центром штампа, но на различной глубине. Исследования показали, что величина коэффициента бокового давления меняется в зависимости от напряженного состояния. Поэтому в различных точках под центром штампа (т. е. на различной глубине) коэффициент бокового давления оказывается разным (см. рис. 4.14). Особенно существенно меняется коэффициент бокового давления при малых давлениях под подошвой штампа (до 0,03 МПа). Значения коэффициента бокового давления существенно увеличиваются, когда напряжения превышают структурную прочность сжатия. Так, при исследовании, проводимом на илах оз. Сиваш, при среднем давлении под подошвой штампа 0,05 МПа значения коэффициента бокового расширения грунта на глубине 0,7 м под центром штампа были равны 0,27—0,31. При увеличении среднего давления под подошвой штампа до 0,09 МПа коэф-
120
фициент бокового расширения грунта в той же точке увеличился до значения 0,35—0,38.
В экспериментах на площадках Мурманска было установлено, что при среднем давлении под подошвой штампа 0,02 МПа коэффициент бокового расширения равен 0,11 на глубине 1 м под его центром. При увеличении давления под подошвой штампа до 0,08 МПа коэффициент бокового расширения грунта в этой же точке составил 0,32—0,36. При увеличении давления до 0,13 МПа (штамп потерял устойчивость при среднем давлении под подошвой штампа 0,15 МПа) коэффициент бокового расширения в той же точке увеличился до 0,42.
Таким образом, при расчетах распределения напряжений в основании штампов, расположенных на слабых водонасыщенных глинистых грунтах, величина коэффициента бокового расширения грунтов (или коэффициента бокового давления) должна назначаться с учетом фактического напряженного состояния грунтового основания.
Исследования распределения горизонтальных напряжений под жесткими штампами показали, что они концентрируются относительно вертикальной оси, проходящей через центр штампа, и распространяются на большую глубину, чем это следует из теории упругости. При малых вертикальных давлениях, когда средние напряжения под подошвой штампа не превышают структурной прочности сжатия грунтов, расхождение между наблюдаемыми в экспериментах и вычисленными по теории упругости значениями горизонтальных напряжений в основании жестких штампов не превышают 10 %. При среднем давлении под подошвой штампа, равном давлению, соответствующему критерию применения теории упругости для расчета осадок фундаментов (развитие зоны пластических напряжений под краями жесткого штампа на глубину 0,25 от ширины фундамента), расхождение между расчетными и экспериментальными значениями доходит до 25 %. При дальнейшем нагружении наблюдается еще большее увеличение концентрации напряжений вокруг вертикальной оси, проходящей через центр жесткого штампа.
Концентрация напряженных и деформированных зон вдоль центральной оси под подошвой круглого жесткого штампа может быть объяснена нелинейными соотношениями между деформациями и напряжениями для слабых водонасыщенных глинистых грунтов. Этими же процессами можно частично объяснить расхождение между расчетными значениями времени уменьшения порового давления по теории фильтрационной консолидации и временем фактического падения порового давления по результатам натурных наблюдений.
Сравнение напряженно-деформированных состояний в основании штампов площадью 30 тыс. и 10 тыс. см2, установленных на илах оз. Сиваш, показало, что основные закономерности,
121
описанные выше, близки для обоих рассмотренных случаев. Это позволяет сделать вывод, что результаты натурных исследований могут быть учтены при проектировании реальных фундаментов площадью до 3 м2 на слабых водонасыщенных глинистых грунтах.
Таким образом, натурные экспериментальные исследования напряженно-деформированного состояния оснований жестких штампов и фундаментов площадью до 3 м2 свидетельствуют, что при напряжениях под подошвой фундаментов, равных или меньших структурной прочности сжатия, их распределение незначительно отличается от рассчитанных по теории упругости.
При среднем давлении под подошвой фундамента, равном расчетному сопротивлению (по терминологии СНиП), при развитии зон пластических деформаций под краями жестких фундаментов на глубину, составляющую 0,25 их ширины, имеют место отклонения опытных значений от расчетных по теории упругости. Реальные зоны деформаций и напряжений являются более концентрированными и распространяются на большую глубину, чем прогнозируемые значения по теории упругости.
При давлении, превышающем расчетное сопротивление под фундаментом, концентрация вертикальных и горизонтальных напряжений вокруг вертикальной оси, проходящей через центр фундамента усиливается, а концентрация деформаций в основании жесткого штампа также возрастает.
Глубина активной сжимаемой зоны (по вертикальным напряжениям под центром жесткого штампа) на 40—60 % превышает аналогичный параметр, определяемый по существующим нормативным указаниям. Глубина сжимаемой зоны определяется той же глубиной, на которой действующие вертикальные напряжения равны величине структурной прочности сжатия грунтов для той же глубины.
При определении размеров песчаной подушки и других искусственных оснований для фундаментов промышленных и гражданских сооружений площадью до 3 м2 следует учитывать, что горизонтальные напряжения распространяются более концентрированно и на значительно большую глубину, чем по расчетам теории упругости. При давлениях под подошвой фундаментов, равных значению расчетного сопротивления грунта, глубина изобары 0,1 ол на 40 % превышает эту же глубину, определенную по теории упругости.
Проведенные натурные полевые исследования показали также, что напряженно-деформированное состояние основания является переменным и существенно зависит от давления, действующего под подошвой фундаментов, и физико-механических свойств слабых водонасыщенных глинистых грунтов.
122
ГЛАВА 5. ПОЛЕВЫЕ ЭКСПЕРИМЕНТАЛЬНЫЕ ИССЛЕДОВАНИЯ ЭФФЕКТИВНОСТИ ПРИМЕНЕНИЯ ВЕРТИКАЛЬНЫХ ПЕСЧАНЫХ ДРЕН, ИЗВЕСТКОВЫХ И ПЕСЧАНЫХ СВАЙ В СЛАБЫХ
ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТАХ
5.1. ЭКСПЕРИМЕНТАЛЬНЫЕ ИССЛЕДОВАНИЯ ЭФФЕКТИВНОСТИ ПРИМЕНЕНИЯ ИЗВЕСТКОВЫХ СВАЙ В ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ЛЕССОВЫХ ГРУНТАХ
Известковые сваи очень редко применяются при строительстве на слабых водонасыщенных глинистых грунтах, что объясняется отсутствием надежных расчетов консолидации с одной стороны, и экспериментальных натурных исследований — с другой.
Известковые сваи наиболее часто используются для глубинного уплотнения водонасыщенных лёссовых, заторфован-ных и глинистых грунтов. Суть этого метода заключается в том, что после устройства известковых свай степень влажности полностью водонасыщенных грунтов уменьшается настолько, что позволяет уплотнить подсушенные грунты тяжелыми трамбовками (масса 25 т), которые при сбрасывании с высоты 12 м, способны уплотнить грунты па глубину до 9—10 м. Кроме того, известковые сваи сами по себе уплотняют и упрочняют слабые водонасыщенные глинистые грунты на всю глубину их заложения.
Впервые известковые сваи диаметром до 10 см были применены в XIX в. в КНР при строительстве па водонасыщенных лёссовых грунтах. Глубина их обычно принималась равной 2—3 м. В СССР первое применение известковых свай в Риге оказалось неудачным, так как при этом не удалось пи уплотнить грунт вокруг известковой сваи, ни изменить степень его влажности. Чтобы выяснить причину этой неудачи были проведены соответствующие исследования на экспериментальном стенде диаметром 50 см, в результате которых было установлено, что эффективность применения известковых свай зависит от качества извести и что для известковых свай следует применять негашеную комовую известь активностью 75 % и более.
Натурные исследования эффективности применения известковых свай проводились на площадке строительства в Алтайском крае, которая была сложена водонасыщенными лёссовыми суглинками на глубину около 30 м. До глубины 14 м основание было сложено суглинками текучей и текучепластичной консистенции; ниже (до 26 м) лёссовые суглинки имели мягкопластичную консистенцию. Физико-механические свойства лёссовых суглинков площадки, где были устроены экспериментальные известковые сваи, характеризовались следующими показателями:
123
Рис. 5.1. Натурные экспериментальные исследования эффективности применения известковых свай в водонасыщенных лёссовых грунтах
а — схема размещения в плане известковых свай и контрольных скважин (А—Е); б — изменение влажности в центре свайного куста после устройства известковых сван; в — изменение влажности по глубине между известковыми сваями в точках А, Б и В (см. а); 1 — предел раскатывания; 2, 3—W (h) соответственно после и до устройства известковых свай; 4 — предел текучести
2,5 м *28^10 м 8)
Рис. 5.2. Схема основания цеха моторного завода, уплотненного известковыми сваями
а — план свайного пола; б — разрез по сваям; / — уплотненный грунт; 2 — утрамбованный тяжелыми трамбовками грунт; 3 — водонасыщенный лёссовый грунт; 4—известковые сваи
плотностью (2,63—2,66) г/см3; объемной массой (1,51—1,61) г/см3; природной влажностью 22,3—27,2 %; влажностью на пределе раскатывания и на пределе текучести 18—21 % и 26,7— 29,5 % соответственно степенью влажности 0,91—0,98. Модуль общей деформации грунтов по данным компрессионных опытов, а также по результатам испытания грунтов круглым штампом площадью 5000 см2, характеризовался значениями 1,03—
124
1,57 МПа. Угол внутреннего трения <р был равен . 13—14°, сцепление 0,012—0,021 хМПа. Прочностные характеристики получены при испытании нормально уплотненных образцов по методике медленного сдвига. Известковые сваи были изготовлены при помощи станка УГБ-50-А и имели длину 7 м. Всего было устроено два экспериментальных куста по девять свай в каждом. В первом кусте расстояние между известковыми сваями принималось равным 2, во втором 2,5 м. Сваи обоих кустов располагались в плане по квадратной сетке (рис. 5.1).
Через 5, И и 26 сут после устройства свай между ними были пробурены скважины и отобраны образцы грунта. Исследования показали, что после устройства известковых свай первого куста по описанной выше сетке (2 м между сваями) степень влажности грунта оказалась равной 0,48 через 5 сут. При устройстве свай по сетке с расстоянием между центрами 2,5 м (второй куст), степень влажности грунта между ними на глубине 2,5 м составляла 0,64—0,69. В связи с тем, что уплотнение грунтов тяжелыми трамбовками эффективно при степени влажности не выше 0,7, было решено устроить известковые сваи в основании здания цеха на вышеупомянутой стройплощадке по сетке 2,5x2,5 м. Так как экспериментальные исследования проводились непосредственно на площадке этого цеха, то полученные физико-механические показатели, указанные выше, достоверно описывают свойства грунтов в его основании.
В мае—июне 1966 г. было устроено 587 известковых свай длиной 6 и 7 м (по 17 свай в сутки). Скважины для известковых свай засыпали небольшими слоями негашеной комовой извести, которую предварительно дробили на куски размерами до 3 см. После укладки слоя высотой 70—90 см, его уплотняли трамбовкой массой 170 кг. Последняя представляла собой тяжелую трубу с закрытым сферическим нижним днищем, которую сбрасывали с высоты 1,3—2,1 м по 5—8 раз. Для известковых свай применялась негашеная комовая известь активностью 75—77 %. Общий вид основания под цехом после устройства известковых свай показан на рис. 5.2.
После устройства известковых свай на различных расстояниях между ними были отобраны образцы грунта. Сопоставление результатов лабораторных исследований физико-механических свойств грунтов с аналогичными характеристиками этих же грунтов до уплотнения показало, что после устройства известковых свай влажность грунта между сваями уменьшилась на 2—9 %. Образцы, отобранные между сваями и испытанные на срез по такой же методике, как и до начала их устройства, характеризовались углом внутреннего трения 17—21° и сцеплением 0,030—0,037 МПа. Модуль общей деформации грунта, определенный на образце с ненарушенной структурой, отобранном на расстоянии 15 см от боковой поверхности известковой сваи, оказался равным 6,50 МПа, а модуль общей деформации
125
образца, отобранного на расстоянии 1,10 м от боковой поверхности сваи (т. е. между сваями), по данным компрессионных опытов характеризовался значениями 2,9—3,8 МПа. Всего из грунта между известковыми сваями было отобрано 22 образца для определения степени влажности. Согласно данным исследований, степень влажности грунта на глубинах от 1 до 4 м между сваями была равна 0,63—0,78.
Уменьшение степени влажности позволило уплотнить всю поверхность основания цеха (независимо от размещения известковых свай) тяжелыми трамбовками массой 4,5 т. При этом понижение поверхности составляло 35—72, а от последнего удара 2,2—2,8 см.
Контрольные исследования свойств грунтов после их уплотнения тяжелыми трамбовками показало, что объемная масса скелета грунта на глубине до 2,5 м была больше 1,6 г/см3, а в пределах уплотняемого слоя изменялась от 1,88 до 1,60 г/см3. Модуль общей деформации грунтов после их уплотнения тяжелыми трамбовками по данным компрессионных исследований увеличился до 9,0—13,5 МПа.
Над уплотненной зоной была отсыпана грунтовая подушка из местного суглинка со степенью влажности 0,62—0,7, каждый слой которой уплотняли катками и тяжелыми трамбовками. На уплотненном таким образом грунтовом основании были заложены фундаменты промышленного цеха со средним давлением под подошвой (фундамента) 0,25 МПа. Осадки цеха в 1979 г., т. е. после 11 лет его эксплуатации, составили 14,3 см.
Другое натурное экспериментальное исследование эффективности работы известковых свай в водонасыщенных лёссовых грунтах было проведено на экспериментальной площадке г. Бустон (северная часть ТадССР). Площадка на большую глубину (более 20 м) была сложена водонасыщенными лёссовыми грунтами. Согласно данным лабораторных исследований, свойства грунта в пределах верхних 8—10 м изменялись по глубине незначительно. В среднем характеристики физико-механических свойств грунтов (90 образцов) имели следующие значения: плотность 2,66 г/см3; объемная масса (1,704-1,80) г/см3; природная влажность, влажность на пределе текучести и на пределе раскатывания соответственно 25,4—30,1; 21,5— 30,2 и 18,1—21,3 %; коэффициент пористости 0,8—0,93; степени водонасыщения 0,95—1,0.
Значение модуля общей деформации по данным полевых испытаний грунтов штампом площадью 10 тыс. см2 и изменении давления до 0,05 МПа составляло 1,6 МПа. По данным компрессионных опытов значения модуля общей деформации при изменении давления от 0 до 0,2 МПа было равно 1,9— 2,45 МПа. Прочностные характеристики определялись на срезном приборе по методике быстрого сдвига на предварительно уплотненных образцах. Угол внутреннего трения оказался рав
126
ным 23°, сцепление 0,018—0,020 МПа, коэффициент фильтрации грунтов 7 • 10~6 см/с.
Одной из задач исследования на данной экспериментальной площадке являлось выявление зоны распределения температур вокруг известковой сваи. С этой целью до начала их устройства в грунтовое основание были установлены термоэлектрические датчики температуры (термопары типа ТКХ, хромель-ко-пелевые). Термоэлектроды для термопары изготавливались из хромеля и копели диаметром 1,2 мм. Рабочие концы сваривались. Для натурных исследований было изготовлено 63 термопары. Градуировка последних проводилась до и после окончания полевых опытов. Вторичным прибором для термопар служил переносной потенциометр типа ПП-63 (класс точности 0,05). Задавливание термопар производилось с помощью специального приспособления (металлические стержни с захватом), которые позволяли погружать термопары в заданную точку грунтового основания на глубину до 4 м. До начала экспериментальных исследований. вокруг сваи было задавлено 36 термопар.
С целью определения возникающего в грунтовом массиве напряженного состояния вокруг известковой сваи при помощи залавливающего устройства было заложено 16 датчиков порового давления конструкции МИСИ им. В. В. Куйбышева (конструкция датчиков приведена в гл. 4). Провода всех датчиков соединялись с автоматическими переключателями. Показания приборов снимались в течение 7 сут. Следует отметить, что многие из заложенных датчиков сначала показывали значение порового давления, равное 0,3—0,4 кгс/см2, но через двое-трое суток во всех датчиках оно уменьшилось до нуля. Это явление можно объяснить процессами релаксации напряжений вокруг датчиков и отжатием поровой воды.
Известковые сваи глубиной 4 и 5 м изготавливались с помощью металлической трубы диаметром 265 км. Схема размещения датчиков порового давления и термопар вокруг известковой сваи приведена на рис. 5.3. При этом температурные датчики были установлены на глубине 2 (преимущественно) и 3 м (четыре датчика).
Первую известковую сваю устраивали следующим образом: погружали трубу с закрытым концом (в виде башмака, который оставался в грунте) и засыпали ее негашеной известью активностью —80 %. После извлечения трубы известь соединялась с поровой водой, в результате чего происходил процесс гашения извести в теле известковой сваи. Одна из задач исследования состояла в том, чтобы изучить развитие температур в теле известковой сваи в процессе соединения извести с поровой водой из окружающего грунта. Для этой цели в тело сваи на разном расстоянии от ее центра было заложено семь термопар.
127
Z о
Рис. 5.3. Схема размещения температурных датчиков (а) и датчиков порового давления (б) вокруг известковой сваи на опытной площадке г. Б уст он
1 — датчики порового давления; 2 — температурные датчики
----_ __
После извлечения трубы проводились измерения температур в самом теле известковой сваи, в грунтовом массиве вокруг нее, а также измерения порового давления. К сожалению, в первой серии опытов месдозы, заложенные в грунтовый массив вокруг известковой сваи, не работали (использовались месдозы конструкции Новочеркасского политехнического института; причина неудачи объясняется, вероятно, тем, что эти месдозы не имели дополнительной гидроизоляции).
Второй эксперимент проводился на этой же площадке с ку-стами известковых свай. На расстоянии 15 м от первой опытной сваи были изготовлены два куста известковых свай. Каждый куст состоял из 8 свай, расположенных на расстоянии 2 м друг от друга. Сваи изготавливались по технологии, описанной выше. Для более точного размещения свай в кусте, на месте каждой будущей сваи на глубину 30 см отрывали приямок, размеры которого принимались равными размерам металлического или железобетонного башмака. Башмак устанавливали на наконечник (применялись металлические и железобетонные наконечники), на который автокраном устанавливали обсадную трубу. Чтобы предупредить попадание грунтовой воды в последнюю, верхнюю часть наконечника обматывали паклей с солидолом. Затем обсадную трубу с наконечником погружали на глубину 3,8—5,1 м, в трубу засыпали негашеную известь слоями по 0,5—0,8 м и уплотняли ее с трамбовкой массой 150 кг, которая перемещалась внутри трубы. Каждый последующий слой отсыпали только после уплотнения предыдущего. Трубу из грунта извлекали ступенями (по 1—1,5 м).
Как и в первом случае, для измерения температуры на различных расстояниях от известковых свай в грунтовом массиве между ними, а также для измерения порового давления и общего напряжения только от влияния гашения извести после погружения обсадной металлической трубы строго вертикально залавливали термопары, датчики порового давления и месдозы. Схема размещения датчиков и термопар вокруг известковой сваи показана на рис. 5.4, а результаты измерений на рис. 5.5.
Чтобы установить, какие начальные поровые давления и
128
напряжения возникают в грунтовом массиве вокруг обсадной трубы с закрытым концом (это исследование необходимо для решения задач о начальном напряженном состоянии вокруг песчаных и железобетонных свай, вертикальных песчаных дрен и т. д.), в двух опытах датчики порового давления были размещены после закладки наконечника в приямок еще до забивки трубы.
Результаты этого исследования приведены на рис. 5.6.
Согласно экспериментальным данным в теле известковой сваи температура достигает 228—308 °C через 4—5 ч после ее устройства. Это время обусловлено временем гашения извести. Такая температура сохранялась в течение 2—5 ч, а затем она начинала
Рис. 5.4. Схема натурного исследования температурных полей вокруг известковой сваи на опытной площадке г. Бу-стон (показаны температурные датчики на глубине 2 м)
Рис. 5.5. Изменение температуры в известковой свае и вокруг нее во времени (показания температурных датчиков № 40, 44, 47 и 48 на рис. 5.4)
уменьшаться. Температура на контакте между известковой сваей и окружающим грунтом оказалась равной 100—135 °C. Следует отметить, что в двух экспериментах при устройстве кустов из известковых свай температура на контакте между сваей и грунтом достигала 178—190 °C (результаты измерения температуры в теле известковой сваи и вокруг нее приве-
Рис. 5.6. Распределение порового давления в водонасыщенных лёссовых грунтах после забивки обсадной трубы диаметром 26,5 см (г — расстояние от боковой поверхности обсадной трубы)
дены на рис. 5.5). Анализ распределения
порового давления вокруг известковой сваи (см. рис. 5.6) по-
казал, что максимальное поровое давление в грунтовом массиве возникает после забивки обсадной трубы с наконечником. Максимальная величина порового давления (0,21 МПа) была
5 Заказ № 2325
129
зарегистрирована датчиком, расположенным на глубине 2 м и на расстоянии 12 см от боковой поверхности известковой сваи. В другом эксперименте датчик порового давления, заложенный на глубине 1,4 м и на расстоянии 14 см от боковой поверхности известковой сваи, зафиксировал максимальное давление 0,18 МПа. Как показали исследования, поровое давление в грунтовом массиве возникало на расстоянии 120 см вокруг сваи. Датчики, расположенные на расстоянии 1,5 м от ее боковой поверхности, не фиксировали изменения давления при задавливании трубы в грунт (точность измерения порового давления составляла 0,002 МПа). При забивке обсадной трубы с закрытым концом, как показал эксперимент, поровое давление в грунте возникает в зоне диаметром 2,4 м и уменьшается пропорционально расстоянию от боковой поверхности сваи.
Следует отметить, что после извлечения трубы не было замечено дальнейшего увеличения порового давления вокруг известковой сваи, хотя диаметр ее после гашения извести увеличился на 6—13 см, т. е. боковое давление на поверхности между известковой сваей и грунтом возрастало.
Факт, что в первый период поровое давление в грунтовом массиве вокруг сваи не увеличивалось, может быть объяснен тем, что в этой области одновременно протекают два процесса— релаксация напряжений (и порового давления), которая возникает при забивке в грунтовой массив сваи, и увеличение порового давления, что обусловлено давлением на поверхность скважины при увеличении объема извести при гашении.
Чтобы изучить влияние каждого из указанных выше процессов, в одном из опытов определялось поровое давление в грунтовом массиве вокруг забитой обсадной трубы в течение 4 сут. Исследования поля распределения и изменения во времени порового давления вокруг обсадной трубы показали, что в течение 12—42 ч в водонасыщенных лёссовых грунтах оно уменьшалось либо до нуля, либо до определенного значения, которое составляло 0,2—0,3 первоначального и сохранялось в течение длительного времени (к сожалению, время этих опытов не превышало 4 сут).
Измерение общих напряжений проводилось только в трех точках (остальные месдозы вышли из строя), поэтому эпюру распределения общих и эффективных напряжений вокруг известковой сваи не удалось построить. Однако измерение общих напряжений и порового давления в точках, расположенных на одном и том же расстоянии от боковой поверхности известковой сваи, показало, что начальное значение порового давления составляло 0,7—0,85 общего давления. Кроме того, уменьшение порового давления и полного напряжения во времени в одних и тех же точках происходило по одному и тому же закону. Сопоставление величин порового давления и общих напряжений показывает, что разность между начальными значе-
130
Рис. 5.7. Исследования сжимаемости водонасыщенных лёссовых грунтов штампами площадью 10 тыс. см2 до (/) и после (2) устройства известковых свай
ниями порового давления и общих напряжений в одной и той же точке грунтового массива между известковыми сваями примерно равна структурной прочности сжатия водонасыщенного лёсса или немного больше этой величины.
Анализ температурного поля, возникшего вокруг известковой сваи, показал, что температура более 100 °C, при которой происходит испарение воды из грунта, наблюдалась лишь в небольшой кольцевой зоне вокруг сваи на расстоянии 10—15 см от ее боковой поверхности. Ни в одном из опытов не наблюдалось
повышения температуры больше 100 °C в других точках грунтового массива. Таким образом, испарение воды из окружающего сваю грунта происходит в очень небольшой зоне за 2— 4 ч. Отсюда видна неправильность утверждения, что уменьшение влажности в грунтовом массиве между известковыми сваями происходит только в результате испарения воды.
После устройства известковых свай и окончания наблюдения за изменением температуры, порового давления и общих напряжений на грунт между известковыми сваями был установлен штамп площадью 10 тыс. см2. Штамп нагружали железобетонными плитами. Результаты этого опыта приведены на рис. 5.7. Значение модуля общей деформации грунтов при изменении давления от 0,01 до 0,05 МПа равно 4,40 МПа.
В другом опыте после проведения основных экспериментов был отрыт шурф размерами в плане 2,5x5,5 м на глубйну 1,2 м. В шурфе на различном расстоянии от известковых свай были отобраны образцы грунта. Эти образцы исследовались в лабораторных условиях для определения физических, дефор-мативных и прочностных характеристик грунтов. В результате было установлено, что степень влажности грунтов меняется от 0,49 до 0,71. Образцы грунта, отобранные на расстоянии 35 см от боковой поверхности известковой сваи, характеризовались значением угла внутреннего трения 16—22° и сцеплением 0,035—0,043 МПа. Образцы, отобранные на расстоянии 70 см от боковой поверхности известковой сваи, характеризовались значениями угла внутреннего трения 14—17° и сцеплением 0,018— 0,025 МПа.
Таким образом, проведенные экспериментальные исследования позволили выявить физические процессы, которые возникают в грунтах вокруг известковых свай, и установить 5* 131
зону их влияния на грунтовый массив из водонасыщенных лёссовых грунтов. Экспериментальные исследования подтвердили, что известковые сваи являются эффективным методом уплотнения слабых водонасыщенных лёссовых грунтов, а методы их расчета с высокой точностью позволяют прогнозировать процессы консолидации.
5.2. ПОЛЕВЫЕ ЭКСПЕРИМЕНТАЛЬНЫЕ ИССЛЕДОВАНИЯ КОНСОЛИДАЦИИ СЛАБЫХ ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТОВ ПРИ УСТРОЙСТВЕ
ПЕСЧАНЫХ СВАЙ
Отличие песчаных свай от вертикальных песчаных дрен состоит лишь в том, что при забивке песчаных свай: вокруг них возникает уплотненная зона. Песчаные сваи располагают таким образом, чтобы уплотненные зоны перекрывали одна другую и между сваями находился уплотненный грунт, в поровой воде которого возникает давление. Процесс консолидации водонасыщенных грунтов в уплотненной зоне между песчаными сваями происходит в результате отжатия поровой воды в тело песчаной сваи, а из верхних уплотненных слоев грунта — в песчаную подушку. Отжатие воды происходит под действием порового давления, которое возникает в грунтовом массиве при внедрении в него обсадной трубы с закрытым концом.
Вертикальные песчаные дрены располагают на значительно большем друг от друга расстоянии, чем радиус зоны уплотненного грунта. Поэтому при их устройстве над грунтовым основанием возводят земляную пригрузочную насыпь, под действием веса которой в грунтовом массиве, сложенном водонасыщенными грунтами, возникает поровое давление, отжимающее воду в дрены и песчаную подушку. До настоящего времени, несмотря на широкое применение песчаных свай и дрен, не проводились натурные исследования для определения напряженного состояния, которое возникает при этом в грунтовом массиве из слабых водонасыщенных глинистых грунтов. Не исследовались и процессы консолидации уплотненного грунта вокруг песчаных свай. Не изучались свойства грунтов после их уплотнения песчаными сваями, хотя это необходимо для расчетов песчаных свай.
Для решения этих задач использовалась экспериментальная площадка на оз. Сиваш, инженерно-геологические особенности которой приведены в гл. 3. Контрольные исследования физикомеханических свойств образцов, отобранных на площадке в месте устройства песчаных свай, оказались практически такими же, как и в основании площадок, где испытывались штампы. Песчаные сваи диаметром 26,5 см и глубиной 6,5 м размещали на расстоянии 1,8 м между их центрами. В плане они образо
132
вывали углы равностороннего треугольника. Для засыпки обсадных труб (т. е. для изготовления песчаных свай) применялся среднезернистый песок, содержание частиц в котором диаметром менее 0,1 мм не превышало 11 %.
Чтобы выявить напряженное состояние, которое возникает на контакте между боковой поверхностью песчаной сваи и грунтовым массивом, внешняя сторона обсадной трубы на расстоянии 3,5 и 4,0 м от нижнего ее конца была снабжена двумя месдозами конструкции ЦНИИСК. Песчаные сваи были устроены в виде куста из 11 свай.
Технология изготовления свай была следующей. На месте каждой будущей сваи устанавливался наконечник из дерева, высота которого составляла 40 см, а внешний диаметр был равен диаметру обсадной трубы. Обсадную трубу погружали вибратором ВПП-2, на что затрачивалось от 5 до 11 мин. После погружения трубы замерялось давление на боковую поверхность обсадной трубы по показаниям месдоз. В качестве вторичной аппаратуры для регистрации показаний месдоз использовался ПИД-10М. Давление измеряли в течение 10—20 мин и лишь в двух опытах в течение 24 ч (рис. 5.8).
Затем в трубу слоем 1 м засыпали песок, включали вибратор и извлекали трубу из грунта на высоту 0,8 м. После этого засыпали следующий слой песка и при помощи вибратора снова извлекали трубу на высоту 0,8 м.
Для измерения напряженного состояния в грунтовом массиве вокруг песчаной сваи после установки деревянных наконечников вокруг двух свай были задавлены датчики порового давления конструкции МИСИ им. В. В. Куйбышева. В качестве вторичной аппаратуры при измерении порового давления использовался ПИД-1 ОМ.
Через 46 дней после устройства песчаных свай были отрыты шурфы глубиной 1,8 м и отобраны 16 образцов грунта из тела сваи и из грунтового массива между ними. Исследование физико-механических свойств грунтов в лабораторных условиях показало, что прочность грунта между песчаными сваями увеличилась. Так, если до устройства песчаных свай прочностные характеристики илов характеризовались углом внутреннего трения 9—11° и величиной сцепления 0,014—0,019 МПа (по методике быстрого сдвига), то после уплотнения песчаными сваями образцы илов, отобранные на расстоянии 0,4 м от боковой поверхности сваи, характеризовались углом внутреннего трения 17° и сцеплением 0,026—0,030 МПа. Образец грунта, отобранный на расстоянии 75 см от боковой поверхности сваи, характеризовался углом внутреннего трения 12° и величиной сцепления 0,025 МПа (также по методике быстрого сдвига). По данным компрессионных испытаний до уплотнения песчаными сваями модуль общей деформации илов был равен 3,20-т-3,65 МПа при изменении давления от 0,05 до 0,10 МПа.
133
в грун-массиве после погружения об-
Q
Q О
О— \ Лс
4 ,.<D-—-б
®!80,
вания напряженного состояния товом
садной трубы в толщу илов оз. Сиваш а — схема размещения датчиков в грунтовом массиве; б — результаты измерения порового давления на различном расстоянии от края обсадной трубы; 1—4 — поровое давление соответственно через 3; 15 мин и 2,28 ч; М — месдозы; ДПД — датчики порового давления
Рис. 5.9. Экспериментальные исследования эффективности применения песчаных свай на илах оз. Сиваш
а — размещение песчаных свай и датчиков порового давления в плане; б — графики изменения порового давления между песчаными сваями после забивки обсадной трубы; в — то же, после нагружения площадки давлением 0,035 МПа; г — сопоставление экспериментальных данных (сплошные линии) с данными расчета (пунктирные линии)
134
После уплотнения сваями модуль общей деформации для образцов, отобранных на расстоянии 40 и 70 см от боковой поверхности сваи, увеличивался до 4,80 и 4,60 МПа. Иными словами, проведенные исследования свидетельствуют об эффективности уплотнения засоленных илов песчаными сваями.
Анализ изменений порового давления в грунтовом массиве между песчаными сваями в начальный период и во времени показывает, что после забивки обсадной трубы в грунтовом массиве возникает поровое давление на расстоянии до 0,8 м от боковой поверхности сваи. Датчик, установленный на этом расстоянии, в двух опытах даже не показал возникновения порового давления. Распределение порового давления вокруг песчаной сваи быстро уменьшается с расстоянием, но уже не по линейному (как при опытах на лёссовых грунтах Таджикистана) закону. Экспериментальные исследования показывают, что этот закон может быть достаточно хорошо описан уравнениями параболы, гиперболы и т. д. Результаты измерений порового давления вокруг песчаной сваи, начиная с момента забивки трубы с закрытым концом, приведены на рис. 5.9. Кроме того, анализ изменения порового давления во времени вокруг свай (по данным шести датчиков) показывает, что уменьшение порового давления в уплотненной зоне грунтового массива происходит в результате действия двух одновременно протекающих процессов — релаксации напряжений во времени и фильтрационной консолидации, при которой вода из уплотненной зоны илов отжимается в тело песчаной сваи. К сожалению, наблюдение за датчиками порового давления производилось в течение 27 сут, за которые не было достигнуто полного падения порового давления. В связи с этим вопрос об остаточном поровом давлении в уплотненной зоне вокруг песчаных свай остался открытым.
Сопоставление результатов изменения порового давления в уплотненной зоне во времени с результатами расчетов консолидации по предложенной в гл. 2 формуле показало, что для начального момента разница между результатами расчета и натурных наблюдений существенна (60 %). Однако по прошествии 12 ч после устройства песчаных свай результаты натурных наблюдений хорошо совпадают с данными аналитических прогнозов. Большое расхождение данных в первый период времени после устройства песчаных свай объясняется, вероятно, тем, что в предложенных расчетах не был учтен процесс релаксации напряжений во времени. Поэтому следует еще раз подчеркнуть, что предложенное выше решение задачи консолидации справедливо для прогнозирования процессов консолидации в течение длительного времени и недостаточно для начального периода. Кроме того, решение предусматривает в основном задачу консолидации грунтового массива из водонасыщенных глинистых грунтов под действием нагрузки,
135
приложенной к поверхности грунтового массива с песчаными сваями. К сожалению, экспериментальную проверку предложенной формулы после приложения нагрузки к грунтовому основанию с песчаными сваями не удалось осуществить.
Исходя из результатов натурного исследования работы песчаных свай в илах оз, Сиваш, можно сделать вывод, что их устройство является эффективным методом уплотнения слабых водонасыщенных илов. При расчетах песчаных свай следует учитывать, что распределение напряжений в грунтовом массиве после их устройства может происходить как по линейной (для водонасыщенных лёссовых грунтов), так и по нелинейной (для засоленных илов) зависимости. Зона влияния песчаной сваи, в пределах которой достигается плотность грунта 1,6 см3 (объемная масса скелета грунта), составляет два диаметра сваи для водонасыщенных лёссов и 1,5 диаметра сваи для засоленных илов.
5.3. НАТУРНЫЕ ЭКСПЕРИМЕНТАЛЬНЫЕ ИССЛЕДОВАНИЯ ЭФФЕКТИВНОСТИ ПРИМЕНЕНИЯ ВЕРТИКАЛЬНЫХ
ПЕСЧАНЫХ ДРЕН
Основная задача исследований в натурных условиях заключалась в экспериментальной проверке аналитических расчетов консолидации (см. далее гл. 2) грунтового массива с вертикальными песчаными дренами. Эти исследования проводились на трех опытно-производственных площадках — Опытном участке оз. Сиваш; при строительстве железнодорожной насыпи на одном участке железнодорожной линии Апатиты — Сорокская (водонасыщенные иольдиевые глины) и при строительстве резервуарного парка на 26-метровой толще засоленных илов г. Фао (Ирак).
Натурные полевые исследования на илах оз. Сиваш проводились вблизи опытного участка рядом с земляной дамбой кислотонакопителя.
В 1966 г. на этой площадке было устроено два куста песчаных дрен. В одном кусте 16 дрен были расположены на расстоянии 2 м друг от друга в шахматном порядке. Во втором кусте 16 песчаных дрен также были расположены в шахматном порядке, но расстояние между их центрами составляло 3,5 м. Вертикальные песчаные дрены устраивались при помощи бурового станка УГБ-50А (диаметр 26 см). После бурения скважин на опытном участке (стенки скважин осыпались так незначительно, что толщина осыпавшегося грунта на дне скважин не превышала 0,5—0,7 м) их засыпали песком среднезернистой крупности (содержание частиц размерами менее 0,1 мм не превышало 11 %). На каждом кусте между дренами было заложено 12 глубинных (рис. 5.10) и 26 поверхностных марок. После устройства дрен из того же среднезерни
136
стого песка, который применялся для их изготовления, была отсыпана песчаная подушка.
Кроме глубинных марок, в каждом кусте песчаных дрен было заложено по 9 датчиков порового давления конструкции МИСИ. К сожалению, датчики работали устойчиво в течение 2—10 мес. Нарушения в работе датчиков за сравнительно короткий период объясняются ползучестью клея БФ, применяемого для наклейки тензорезисторов на мембрану датчиков. Начиная с 1968 г. для этой цели используется клей ВЛ-1, который обеспечивает устойчивую работу датчиков в течение 2—4 лет.
Нагрузка на песчаную подушку достигалась сооружением на ней земляной насыпи высотой 3,5 м, создающей давление на поверхность песчаной подушки 0,06 МПа.
В кусте, где песчаные дрены располагались на расстоянии 3,5 м друг от друга, датчики порового давления были задавлены в грунт до устройства дрен. При этом датчики показали, что на глубине 4,5 м в илах юз. Сиваш, в природном залегании, существует определенное (начальное) поровое давление. Впоследствии это же явление было установлено в опытах на илах оз. Сиваш при исследовании напряженно-деформированного состояния грунтового основания под жесткими штампами в 1969, 1970 и 1971 гг. Зарегистрированное датчиками давление изменялось от 0,025 до 0,040 МПа, но спустя 7—16 ч уменьшалось и во всех датчиках было равно 0,010—0,020 МПа. Эта величина оставалась устойчивой в течение 6 сут до устройства вертикальных песчаных дрен.
Однако после бурения скважины на месте будущей песчаной дрены датчики порового давления, расположенные на расстоянии 0,5 и 0,8 м от нее, показали, что через сутки поровое давление уменьшилось практически до нуля (чувствительность датчиков 0,002—0,003 МПа). Это явление свидетельствует о том, что начальное поровое давление в грунтах обусловлено явлением начального градиента напора, т. е. поровое давление, возникающее в толще илов под действием природного давления, создает градиент напора слишком маленький (меньше начального градиента), чтобы вода могла отжиматься вертикально вверх сквозь 4—5-метровую толщу илов. После устройства скважин расстояние до дренажной поверхности сократилось в 7—10 раз и во столько же раз увеличился градиент напора. Именно поэтому в датчиках порового давления было зафиксировано его падение. Следует отметить, что на 15-е сутки после устройства вертикальных песчаных дрен во всех датчиках порового давления (даже расположенных на расстоянии 1,6 м от боковой поверхности) было зафиксировано уменьшение порового давления до нуля.
Через 24 ч после устройства пригрузки из земляной насыпи (суглинок) во всех датчиках порового давления снова было
137
Рис. 5.10. Схема расположения датчиков порового давления (2), глубинных (3) и поверхностных (4) марок между вертикальными песчаными дренами (1) а — куст № 1, расстояние между дренами 3,5 м; б — куст № 2, расстояние между дренами 2 м
Рис. 5.11. Сравнение экспериментальных данных об изменении порового давления в грунтах между вертикальными дренами (оз. Сиваш) с данными расчета по предложенным в гл. 2 формулам (пунктир)
зафиксировано давление, равное 0,028—0,041 МПа. Измеренное давление по величине оказалось меньше приложенного к поверхности внешнего давления. По-видимому, часть внешнего приложенного давления воспринималась скелетом грунта (структурная прочность сжатия грунта по данным штамповых опытов состав-
ляла для илов этой площадки 0,01—0,02 МПа).
Графики изменения порового давления во времени приведены на рис. 5.11. На этих же графиках при-
ведены расчетные данные по формулам, приведенным в гл. 2 для точек, расположенных на расстоянии 1,6 м от боковой поверхности дрены. Отметим, что расчет проводился без учета отжатия поровой воды в песчаную подушку, так как макси
138
мальное расстояние датчиков, заложенных на глубину 5 м от боковой поверхности вертикальной дрены, составляло 1,6 м (датчик № 7), а другие датчики были расположены на расстоянии 0,5 (датчик № 4); 0,8 (№ 11) и 1,1 м (№5). Сопоставление данных наблюдения за фактически измеренным поровым давлением в этих точках с данными расчета показывает хорошую сходимость результатов.
Через 76 сут поровое давление во всех датчиках оказалось равным нулю, но осадки поверхностных марок продолжались, и фактически стабилизация деформаций была достигнута только после 10 мес. При этом осадка, которая произошла после падения порового давления (т. е. после окончания процесса фильтрационной консолидации), составила 1,6 см.Осадка же за первые 3 мес., т. е. при фильтрационной консолидации, была равна 7,6—9,1 см. Отсюда можно сделать вывод, что осадка, обусловленная процессом вторичной консолидации, составляет 15—20 % общей величины осадки.
Анализ глубинных и поверхностных марок показывает, что с глубиной величина относительных осадок уменьшается. Этот процесс, вероятно, может быть объяснен тем фактом, что в нижних слоях грунтового массива вода отжималась только в дрены, а в верхних слоях — в дрены и горизонтальную подушку. Именно наличие в грунтовом массиве зон, в которых поровое давление сохраняется в течение длительного времени, вероятно, и является основной причиной того явления, что относительная осадка нижних слоев меньше, чем в верхних. Другая причина, возможно, кроется в некоторой неоднородности сложения грунтового массива по глубине, хотя контрольное бурение этого не показало.
Таким образом, проведенные полевые опыты позволили сопоставить аналитические зависимости по предложенным формулам с результатами натурных наблюдений и подтвердили целесообразность применения вертикальных песчаных дрен даже в засоленных илах Сиваша, которые характеризуются начальным градиентом напора и значительной структурной прочностью сжатия.
Натурные экспериментальные исследования эффективности применения вертикальных песчаных дрен проводились, как уже упоминалось, совместно с ЦНИИСом при строительстве насыпи железнодорожной линии Апатиты—Сорокская в 1964 г. Экспериментальная площадка была сложена следующим напластованием грунтов: сверху — водонасыщенный торф со средней степенью разложения толщиной 0,7—1,0 м; ниже — водонасыщенные иольдиевые глины слоем от 11 до 13 м. Свойства иольдиевых глин изменялись по глубине незначительно. Однако верхняя часть слоя (примерно 0,8—1,4 м) имела более низкую влажность и характеризовалась геологами как «корка». Исследования иольдиевых глин основания этой площадки показали,
139
что грунты обладали следующими физико-механическими свойствами: удельная масса (2,65—2,67) г/см3; объемная масса (1,55—1,75) г/см3; естественная влажность 64—88 %; влажность на пределе текучести 52—76 % (иольдиевые глины находились в текучем состоянии). Коэффициент сжимаемости при изменении давлений от 0,05 до 0.15 МПа был равен 0,009— 0,047 см2/Н. .Исследования иольдиевых глин на сдвиговом приборе по методике быстрого сдвига показали, что угол внутреннего трения грунтов равен 4—9°, а сцепление 0,011—0,018 МПа. Коэффициент фильтрации грунтов в вертикальном направлении при природной пористости равен 2*10-7, а в горизонтальном 7,1 • 10-7 см/с. При исследовании было определено, что фильтрация происходит с отклонением от закона Дарси и что величина начального градиента напора равна 4,1—7,3. Эти данные подтверждались всеми опытами.
На опытной площадке был срезан слой торфа и возведена насыпь из песчаных грунтов размерами 6X180 и высотой 4 м. Насыпь отсыпалась из песчано-гравийной смеси, характеризующейся коэффициентом фильтрации 10 м/сут.
Дрены устраивались следующим образом. После снятия слоя торфа отсыпался рабочий слой насыпи высотой 1—1,5 м (для транспорта машин и оборудования). Песчаные дрены диаметром 425 мм и глубиной 11 м устраивались при помощи обсадной трубы и копровой установкой на базе экскаватора Э-1252. Трубу погружали вибропогружателем ВП-1. Чтобы песок легче выходил из обсадной трубы с самораскрывающимся лепестковым башмаком, его предварительно насыщали водой. Время погружения обсадной трубы на глубину 11 м составляло 1 — 2 мин. За смену изготавливали от 6 до 23 дрен, располагая их в шахматном порядке с расстоянием между центрами 2,5 м. За два месяца было устроено 657 дрен.
Затем на поверхность иольдиевых глин были установлены марки, после чего послойно (при высоте слоя 25 см) возводилась насыпь высотой 4 м.
Наблюдения за осадкой слоя иольдиевых глин с вертикальными песчаными дренами показали, что в данном случае устройство дрен оказалось малоэффективным. Осадка произошла в течение 4 мес и составила 51 см вместо 156 см по данным расчета. Отклонение фактических осадок насыпи от расчетных значений объясняется тем, что иольдиевые глины опытной площадки характеризовались очень высокой структурной прочностью сжатия. Так, по данным опытов в компрессионных приборах, проведенных после устройства насыпи, было установлено, что структурная прочность сжатия иольдиевых глин равна 0,025—0,045 МПа. Совершенно очевидно, что расчет осадки, выполненный без учета начального градиента напора и структурной прочности сжатия, привел к ошибкам в 300 %> Контрольные расчеты, выполненные автором по формулам, 140
приведенным в гл. 2, для дрен с учетом структурной прочности сжатия и начального градиента напора также показали, что применение дрен в этих условиях малоэффективно.
В результате контрольного отбора образцов иольдиевых глин между вертикальными дренами из скважины и их исследования в лаборатории было выяснено, что влажность образцов изменилась незначительно (от 2 до 4%), а прочностные и деформативные характеристики оказались практически такими же, как и до применения вертикальных песчаных дрен.
Следует отметить, что часть насыпи была устроена на иольдиевых глинах без применения вертикальных песчаных дрен. Осадка этой части насыпи составила 43 см, а скорость ее протекания во времени несущественно отличалась от скорости осадки на основании с вертикальными песчаными дренами.
Отсюда можно сделать вывод, что в грунтах с высокой структурной прочностью сжатия и начальным градиентом напора применение вертикальных песчаных дрен в основании земляных дамб, передающих на грунты основания малую нагрузку (когда давление под подошвой насыпи незначительно превышает структурную прочность сжатия грунтов основания), нецелесообразно. Предложенные в гл. 2 формулы позволяют достаточно точно определять пределы применимости вертикальных песчаных дрен в зависимости от свойств грунтов основания и от давления, которое передается на основание сооружения.
По предложению автора (совместно с Н. А. Цытовичем) вертикальные песчаные дрены были применены в основании резервуарного парка в г. Фао (Ирак). Площадка размещения резервуаров была сложена на глубину 26 м глинами и суглинками текучей и мягкопластичной консистенции. В лаборатории МИСИ им. В. В. Куйбышева были проведены лабораторные исследования физико-механических свойств грунтов, залегающих в основании сооружений, в результате которых было установлено, что слабые водонасыщенные грунты содержали в своем составе до 11 % солей. Естественная влажность грунтов изменялась от 31 до 46%. Удельный вес был равен (2,63— 2,67) гс/см3, объемная масса (1,76—1,97) г/см3. Объемная масса скелета грунта составляла (1,22—1,51) г/см3. Коэффициент пористости изменялся от 0,99 до 1,40; влажность на пределе текучести 27,8—45,0 %. По данным компрессионных исследований модуль общей деформации при изменении давления от 0,05 до 0,15 МПа оказался равным 0,50—4,80 МПа. Исследование прочностных свойств грунтов по методике быстрого среза показало, что грунты этой толщи характеризуются значением угла внутреннего трения 5°30'—11° и сцеплением 0,008— 0,016 МПа. В результате исследования фильтрационных свойств было найдено значение коэффициента фильтрации, равное (5—9) • 10-7 см/с. Начальный градиент напора был равен 0—2,1. Степень влажности грунтов составляла 0,96—1,0.
141
Ниже слоя слабых водонасыщенных глинистых грунтов залегали мелко- и среднезернистые пески плотного сложения.
На этой площадке необходимо было разместить парк из восьми металлических резервуаров диаметром ~45 и высотой 12 м, каждый из которых имел емкость 20 000 м3. Расчетная величина осадки составляла 2,4 м.
В связи с тем, что величина допускаемой осадки для металлических резервуаров с плавающим понтоном равна всего 35 см, было решено устроить вертикальные песчаные дрены, песчаную подушку из среднезернистого песка высотой 2 м, а сверху песчаной подушки пригрузочную насыпь высотой 15 м. Были запроектированы дрены диаметром 50 см с расстоянием между их центрами в плане 2,5 м. Дрены были запроектированы в виде сплошного поля под днищем каждого резервуара. По данным расчета, после возведения пригрузочной насыпи осадка грунтового массива под днищем будущего резервуара от веса пригрузочной насыпи должна была достигнуть 2,8 м за 5,5 мес.
Для наблюдения за процессами консолидации грунтового массива в толщу слабых водонасыщенных глинистых грунтов на различной глубине должны были быть заложены глубинные марки и датчики порового давления. Пригрузочную насыпь было предложено возводить послойно. Высота каждого слоя рассчитывалась из условия устойчивости грунтового массива в данный момент времени с учетом консолидации. Расчеты проводились по формулам, приведенным в гл. 2.
Первоначально предполагалось, что устройство вертикальных песчаных дрен будут выполнять строительные организации СССР. В связи с этим при расчетах консолидации грунтового массива с дренами использовались формулы консолидации с учетом «зоны уплотнения». Однако изготовление вертикальных песчаных дрен было передано голландской международной компании по устройству фундаментов (I. F. С.), которая для изготовления дрен применяет способ размыва. Максимальный диаметр дрен 300 мм.
В связи с этим был составлен другой вариант проекта, в котором дрены имели диаметр 300 мм, а расстояние между ними было принято равным 150 см (длина дрен по проекту составляла 20 м). Под каждым резервуаром было устроено ~1020 дрен. После этого в основания двух резервуаров были заложены датчики порового давления, а на всех резервуарах установлены глубинные марки.
Технология изготовления дрен была следующей. На автомобиле была установлена металлическая труба высотой 2,2 м и диаметром 10 см, внутри которой (близко к ее низу) были расположены четыре патрубка с соплами. Вода подавалась через длинные резиновые шланги диаметром 5 см под давлением 0,54-0,6 МПа. Резиновый шланг, армированный стекло-142
тканью и металлической сеткой, был намотан на барабане, и по мере опускания трубы с соплами в процессе размыва разматывался с барабана и опускался в скважину. После достижения низа металлической трубы проектной отметки (20 м) подачу воды в скважину продолжали до тех пор, пока из нее не выделялась на поверхность «светлая» вода (без взвешенных частиц). Затем трубу с резиновым шлангом вынимали, а в скважину, наполненную водой, вручную засыпали среднезернистый и крупнозернистый песок. Как показал опыт изготовления вертикальных песчаных дрен, вода, залитая в скважины, играла роль «глинистого раствора» и в данных грунтовых условиях надежно обеспечивала устойчивость вертикальных стенок скважин в течение 15—25 сут.
В связи с тем, что при данной технологии вокруг вертикальных песчаных дрен не возникало уплотненной зоны, расчеты консолидации грунтового массива с вертикальными песчаными дренами проводились по формулам, приведенным в гл. 2, без учета уплотненной зоны.
После изготовления песчаных дрен и песчаной подушки толщиной 1,8—2 м сверху послойно отсыпали пригрузочную насыпь (толщина каждого слоя 1,5—2 м) и укатывали каждый слой катками. Каждый последующий слой пригрузочной насыпи в соответствии с проведенным расчетом отсыпали после консолидации слабых грунтов основания от приложенной ступени нагрузки.
Контроль за процессами консолидации проводился путем регулярных измерений осадок по глубинным маркам, а также по данным измерения порового давления датчиками, установленными на двух резервуарах. Интересно отметить, что когда строители, не поверив данным расчетов консолидации, решили возвести следующий слой пригрузочной насыпи,-не дожидаясь консолидации от предыдущей ступени нагрузки, произошел выпор грунта из-под основания пригрузочной насыпи, в результате чего пришлось проводить дополнительные работы по восстановлению целостности грунтового основания.
Осадки марок, заложенных в основание между вертикальными песчаными дренами, которые наблюдались после окончания работ по возведению пригрузочной насыпи, показаны на рис. 5.12. На этом же рисунке для сравнения приведены данные расчетов по формуле, предложенной в гл. 2. Как видно из рисунка, сопоставление данных аналитических расчетов и фактически измеренных осадок насыпи во времени показывают удовлетворительную сходимость аналитических и натурных данных. Некоторые расхождения между данными расчетов и данными наблюдений могут быть объяснены тем, что толща слабых водонасыщенных глинистых грунтов, в которой расположены вертикальные песчаные дрены, была неоднородной по глубине.
143
Рис. 5.12. График осадки s3 реперов основания при возведении насыпи высотой Я после устройства вертикальных песчаных дрен при шаге 2 м на площадке г. Фао и рассчитанная по формулам гл. 2 осадка sp
Таким образом, данные экспериментальных исследований подтвердили целесообразность применения вертикальных песчаных дрен для ускорения процесса консолидации толщи слабых водонасыщенных грунтов. Необходимо отметить, что после того, как фактическая осадка грунтовой насыпи превысила 1 м, насыпь сняли и переместили на следующую площадку резервуарного парка, а на месте пригрузочной насыпи возвели металлический резервуар, который нормально эксплуатировался в течение многих лет. Наблюдения за осадками металлических резервуаров показывают, что они незначительны и не превышают 7 см.
Натурные экспериментальные исследования работы вертикальных дрен в г. Фао (Ирак) также подтвердили возможность применения предложенных в гл. 2 формул для расчета консолидации грунтового основания из слабых водонасыщенных грунтов с вертикальными песчаными дренами и целесообразность применения предложенной методики для прогнозирования устойчивости пригрузочных насыпей в аналогичных грунтовых условиях.
Интересно, что в процессе бурения скважин для исследования грунтов на площадке резервуарного парка в г. Фао они часто не засыпались. С течением времени (за 2—4 месяца) вокруг скважины образовывались воронки диаметром 4—6,5 м глубиной в центре (у скважины) 42—48 см. Причем из скважины в воронку отжималась вода. Аналогичное явление было зафик-
144
Рис. 5.13. Экспериментальное исследование распределения природного порового давления в толще илов Архангельска
а — расчетная эпюра гидростатического давления МПа; б — измеренное портовое давление МПа; в — эпюра расчетного значения природного давления, МПа; г — фактическая эпюра порового давления (эффективное давление), МПа; I — заторфованный суглинок; II — ил; III — моренный суглинок
сировано геологами ЦентрТИСИЗа в 1976 г., исследующими площадку для нефтеперекачечных станций трубопровода Северная Румейла — Фао, когда при бурении скважин сквозь толщу засоленных илов на глубину до 20 м за 3 мес произошла осадка грунта вокруг скважины на глубину 54 см в центре воронки. Диаметр воронки достигал 7—7,5 м. Это явление наблюдалось около всех пробуренных скважин.
Описанное выше явление может быть объяснено существованием в глинистых грунтах (у которых фильтрация происходит с начальным градиентом напора) начального порового давления (природного). После бурения скважины через такие грунты расстояние до дренажной поверхности (до скважины) уменьшается, в связи с чем резко возрастает градиент напора в грунтовых зонах, расположенных около скважины, что приводит к процессу консолидации.
Специальные исследования были проведены на площадке строительства Архангельской ТЭЦ (рис. 5.13). Площадка была сложена по глубине следующими слоями грунтов: сверху на глубину 2,4 м залегали заторфованные суглинки (объемная
145
масса 1,13 г/см3; природная влажность 0,63), ниже — до глубины 12,7 м илы (объемная масса 1,55 г/см3, природная влажность 0,76; коэффициент пористости 1,91—2,05). Исследования фильтрационных свойств показали, что коэффициент фильтрации этих грунтов практически одинаков в вертикальном и в горизонтальном направлениях и равен (3—8) • 10“7 см/с, а начальный градиент напора при фильтрации через грунты природного сложения равен 2—6. Уровень грунтовых вод на 10 см был выше слоя ила.
В слой илов на различной глубине от поверхности методом задавливания были заложены тензометрические датчики порового давления конструкции МИСИ им. В. В. Куйбышева с точностью измерения (1—2) • 10~2 Н/см2. Глубина заложения датчиков составляла 3,6; 3,8; 5,2; 7,6; 10,4; 1,2 и 14,7 м. Последний датчик был заложен в подстилающий ил слой моренного суглинка.
Исследования проводились по следующей методике. В точке размещения датчика пробуривали скважину на глубину, меньшую глубины его заложения на 0,8—1 м и со дна пробуренной скважины залавливали его в грунт штангой. После заложения датчиков измеряли поровое давление, которое, как правило, возникало после установки датчика (диаметром 2,4 см) и через 5—24 ч становилось постоянным в течение 10—46 сут.
На графике рис. 5.13 приведены расчетная эпюра гидростатического давления воды в слое илов и подстилающих их моренных суглинков (ниже уровня грунтовых вод) и эпюра фактически измеренного порового давления в различных точках (на разной глубине) грунтовой толщи. Как видно из рисунка, измеренные значения порового давления оказались большими, чем расчетные значения гидростатического давления, из чего следует, что фильтрация отжимаемой поровой воды под действием расположенной выше массы грунтов происходит с отклонением от закона Дарси (явление начального градиента напора). Так как природное поровое давление имеет определенную устойчивую во времени величину на различных глубинах грунтовой толщи, то при определении фактической эпюры природного давления от массы лежащих выше грунтов, следует учитывать поровое давление.
На рис. 5.13, в и г приведены эпюры природного давления, определенные по существующим методам и одна эпюра, построенная в эффективных напряжениях. Из анализа построенных эпюр можно сделать вывод о том, что в толщах глинистых водонасыщенных грунтов, для которых характерно наличие начального градиента напора при фильтрации, существует начальное природное поровое давление, существенно снижающее фактическое природное (бытовое) эффективное давление от массы лежащих выше грунтов.
Анализ материалов инженерно-геологических исследований
146
площадок, сложенных илами и другими глинистыми грунтами, показывает, что влажность по глубине грунтов, у которых фильтрация происходит с начальным градиентом напора, распределяется неравномерно. В тех случаях, когда дренажный слой (песок) расположен выше слоя илов, а илы подстилаются малопроницаемыми глинистыми грунтами, природная влажность с глубиной увеличивается. В тех случаях, если выше и ниже слоя илов залегают дренирующие слои песка, максимальная влажность наблюдается в середине слоя илов, а по мере приближения к дренажным поверхностям она уменьшается. Следует отметить, что многочисленные исследования распределения влажности в толще водонасыщенных лёссов, начальный градиент напора которых при фильтрации обычно равен нулю, показывают, что влажность изменяется равномерно в пределах всего слоя грунта.
Анализ данных исследования консолидации слабых водонасыщенных глинистых грунтов, для которых характерно наличие начального градиента напора, показал, что после окончания процессов фильтрационной консолидации и стабилизации осадок опытных штампов в толще грунтов поровое давление не уменьшается до нуля, а в некоторых случаях остается равным 0,1 МПа. Такие величины остаточного порового давления после полного затухания осадок фундаментов во времени были зафиксированы на экспериментальных площадках оз. Сиваш, Архангельска, Риги. Аналогичные результаты были получены и во внииг им. Б. Е. Веденеева при исследовании процессов консолидации в основании земляной плотины (см. рис. 3.14).
Все приведенные здесь примеры подтверждают необходимость учета этого явления при проведении опытов, так как наличие порового давления существенно влияет на прочностные характеристики водонасыщенных глинистых грунтов.
ГЛАВА 6. СВАЙНЫЕ ФУНДАМЕНТЫ В СЛАБЫХ ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТАХ
6.1. ОСОБЕННОСТИ ПРИМЕНЕНИЯ СВАЙ
В СЛАБЫХ ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТАХ
Свайные фундаменты при строительстве на слабых водонасыщенных глинистых грунтах применяются для того, чтобы уменьшить осадку проектируемого сооружения или увеличить его устойчивость. Как правило, забивные жесткие сваи для уменьшения осадки используются в тех случаях, когда слой слабых водонасыщенных глинистых грунтов имеет относительно
147
небольшую глубину (обычно до 12 м), а ниже залегают мало-сжимаемые прочные грунты. Длина сваи должна быть такой, чтобы она полностью прорезала слой слабых грунтов и передавала нагрузку на подстилающие прочные грунты. Если необходимо увеличить устойчивость сооружения, то применяются сваи, не полностью прорезающие слой упомянутых грунтов.
Процесс развития осадок жестких железобетонных свай в толще слабых водонасыщенных глинистых грунтов до настоящего времени изучен еще недостаточно. Не установлено, например, какие пространственные деформации возникают в грунтовом основании вокруг свай при их погружении, а также в процессе нагружения свай и грунта между ними. Поэтому большой интерес вызывает комплекс исследований, проведенных Ю. В. Россихиным, А. Г. Битайнисом, Б. В. Бахолдиным с сотрудниками.
Осадки грунта в массиве вокруг сваи определяются обычно глубинными реперами, марками, по перемещению датчиков порового давления или месдоз, которые заложены в грунтовом массиве рядом со сваей. Однако при этом необходимо учитывать напряженное состояние в массиве грунта при погружении в него железобетонных свай или металлических труб с закрытым концом. Так, испытания, которые проводились Ю. В. Россихиным на илах Риги с прослойкой песка, показали, что глубинный репер, удаленный примерно на 1 м от оси сваи, показывал осадку при начальном нагружении в 10 раз меньшую, чем осадка сваи. В дальнейшем, когда осадка сваи достигла 5 мм, перемещения репера не наблюдались.
Расчет осадки свайных фундаментов производится по общепринятым методикам. Однако угол распределения напряжений в слабых водонасыщенных глинистых грунтах нужно принимать равным !/4 значения угла внутреннего трения, определенного по методике быстрого сдвига (когда срез образцов грунта происходит в течение 5—6 мин без предварительного обжатия образцов) .
Следует отметить, что расчет осадки свайных фундаментов весьма условен, так как считается, что распределение напряжений по глубине ниже острия сваи подчиняется законам теории упругости. Для многих видов слабых водонасыщенных глинистых грунтов это допущение является весьма грубым и не подтверждается данными наблюдений за фактической осадкой свайных фундаментов.
Время «засасывания» свай в слабых водонасыщенных глинистых грунтах зависит от ряда их характеристик. Это объясняется перемещением грунта вокруг свай при их забивке на расстояние до 1—2 диаметра сваи, в результате чего в скелете окружающего сваю водонасыщенного грунта возникают напряжение и поровое давление. Размеры зоны развития порового давления и напряженного состояния вокруг сваи зависят от на
148
чальной пористости грунта, степени его водонасыщения, коэффициента фильтрации, характеристик прочности и сжимаемости, а также ползучести скелета грунта: Со временем напряжения в зоне вокруг забитой сваи релаксируют, в результате чего напряжения в скелете грунта уменьшаются либо до нуля, либо до определенной конечной величины, называемой эффективным напряжением. Поровое давление в окружающем сваю слабом водонасыщенном глинистом грунте со временем обычно уменьшается до нуля.
Очевидно, что основная доля несущей способности свай будет достигнута в момент, соответствующий времени падения порового давления до нуля в окружающем сваю грунте. К сожалению, до настоящего времени не существует методов расчета сроков набирания сваей несущей способности во времени в зависимости от указанных выше характеристик. Сейчас условно считается, что основная часть несущей способности сваи достигается через 6 сут после ее забивки. Совершенно очевидно, что эта рекомендация условна и во многих случаях приводит к искажению данных о фактической несущей способности сваи. Не изучен и вопрос, как будет изменяться несущая способность свай в слабых водонасыщенных глинистых грунтах в сейсмических районах. Вероятно, в последнем случае целесообразно принимать несущую способность сваи равной аналогичной величине, определенной непосредственно после их забивки без учета «засасывания».
Среди строителей распространено мнение, что возрастание несущей способности свай через некоторое время после отдыха объясняется увеличением несущей способности боковой поверхности сваи. Для изучения этого вопроса Б. В. Бахолдин провел натурные опыты на тензометрических сваях с динамометрическими элементами, расположенными в острии и между секциями по длине сваи (длина 5 м). Эти сваи были забиты в большой слой пластичных супесей (влажность 0,22; влажность на пределе текучести 0,23—0,26 %, степень влажности 0,9—1,0). Оказалось, что со временем (через 70 сут) несущая способность острия и боковой поверхности свай увеличилась, а отношение между этими величинами оставалось практически постоянным (15 и 85%).
В тех случаях, когда после погружения в слой слабых грунтов «засасывания» свай не происходит, результаты определения их несущей способности по динамическому способу (т. е. по величине отказа) как с учетом его упругой части, так и без учета дают практически одинаковые результаты. Натурные исследования, проведенные на железобетонных забивных сваях длиной 5 м в слое пластичной супеси, позволили установить, что в случае «засасывания» свай при их динамических испытаниях величина упругого отказа значительно увеличивается и что учет этой величины позволяет рассчитать несущую способность
149
забитых свай, очень близкую по величине к несущей способности, определенной методом статического нагружения.
Исследование несущей способности свай, погруженных в слабые водонасыщенные глинистые грунты при помощи молота одиночного действия, дизель-молота и вибропогружателя, показали, что через двадцать суток после «отдыха» их несущая способность была различной. Сваи, забитые вибропогружателем (вибромолотом), имели несущую способность на 30—40 % меньшую, чем несущая способность свай, забитых без применения вибрации.
Несущая способность свай в слабых водонасыщенных глинистых грунтах определяется по формулам СНиП П-Б.5-67, т. е. как для свай, забитых в прочные грунты. К сожалению, специальные методы определения несущей способности свай в водонасыщенных слабых грунтах с учетом процессов консолидации не разработаны.
6.2. «ОТРИЦАТЕЛЬНОЕ» ТРЕНИЕ
ПО БОКОВОЙ ПОВЕРХНОСТИ СВАЙ
В последние годы установлено, что в ряде случаев при расчете свай в слабых грунтах необходимо учитывать явление «отрицательного» трения. Учет отрицательного трения является, например, обязательным при проектировании свайных фундаментов на грунтах, в которых имеется прослойка торфа. Несомненно, что при забивке свай в толщу слабых водонасыщенных глинистых грунтов также необходимо учитывать явление «отрицательного» трения.
«Отрицательное» трение на боковой поверхности сваи возникает в тех случаях, когда происходит независимая от сваи осадка окружающей грунтовой среды. Так как осадки толщ слабых водонасыщенных глинистых грунтов довольно частое явление, то очевидно, что свая, погруженная в их толщу, часто погружается «отрицательным» трением оседающего слабого грунта вдоль ее боковой поверхности. В городских условиях «отрицательное трение» может возникнуть (по Ю. В. Росси-хину) при динамическом воздействии на грунты основания тяжелого оборудования (пилорам, турбогенераторов и т. п.), тяжелого транспорта. При указанных воздействиях происходит осадка рыхлых песков в прослойках илов и лежащих выше слоев слабых грунтов.
Откачка подземных вод, наличие труб старой канализации, которая является естественным дренажем, и другие случаи, связанные с понижением уровня грунтовых вод, вызывают перемещение толщины слабых грунтов, сопровождаемое «отрицательным» трением по боковой поверхности свай.
Часто слабые водонасыщенные грунты, залегающие в основании городской застройки, нагружаются подсыпками при пе-150
риодических ремонтах дорожных покрытий. В строительстве, например, используется намыв и подсыпка на территории низменных районов для создания планируемой поверхности, в результате чего грунты основания нагружаются массой насыпных и намывных грунтов, что также приводит к развитию осадок толщи и возникновению «отрицательного» трения. В процессе эксплуатации сооружений расположенные рядом штабели железобетонных элементов или деревянных конструкций, склады сыпучих материалов и другие длительные нагрузки могут вызвать сжатие толщ слабых водонасыщенных глинистых грунтов, сопровождающиеся перемещением грунта относительно погруженной сваи («отрицательное трение»).
Измерения Бьеррума, Ейде, Ендо, Шибата и др. показали, что нагрузка, возникающая в свае от действия «отрицательного трения» очень велика и может превышать 500 кН.
Так, исследования Фелениуса и Бромса железобетонных составных висячих тензосвай, погруженных на глубину 53 м сквозь толщу различных по составу глинистых слабых грунтов в слой песка, показали, что «отрицательное» трение на ненагру-женную сваю может вызвать давление в свае, равное 400 кН. В этих опытах были изучены и процессы развития осадок по глубине слоя (глубинные марки), и распределение порового давления вокруг сваи.
Следует иметь в виду, что «отрицательное трение» по боковой поверхности сваи происходит даже при небольших осадках окружающего сваю грунта.
В Канаде при строительстве на большой толще илов (более 40 м) была устроена грунтовая насыпь высотой 12 м, давление под подошвой которой составляло ~0,17 МПа. Через 19 мес после окончания отсыпки насыпи осадка слоя слабых грунтов составила 160 см, что соответствовало достижению 70 %-ной степени консолидации. В эти грунты были погружены сваи длиной ~80 м, причем давление под подошвой некоторых свай измерялось. Оказалось, что при Дальнейшей 12-сантиметровой осадке толщи слабых грунтов на боковую поверхность сваи было передано большое «отрицательное трение» (максимальное), которое при дальнейшей осадке слоя слабых грунтов в основании грунтовой насыпи уже не увеличивалось.
В опытах Ейде и Бьеррума на стальных трубчатых тензо-сваях диаметром 50 см, из которых одна свая имела в нижней части уширение, проводились исследования развития процессов «отрицательного трения» в толще слабых водонасыщенных глин, залегающих на глубину до 35 м. Все сваи полностью прорезали слой слабых грунтов и опирались нижними концами на скалу. Слой слабых грунтов сверху был покрыт толщей насыпных грунтов, отсыпанных еще до начала текущего столетия, что позволяло считать процесс консолидации практически законченным. Однако, как показали исследования, осадка насыпи все
151
еще продолжалась и скорость ее достигала 1—3 см/год, в связи с чем погруженные сваи испытывали «отрицательное» трение по боковой поверхности. Исследования показали также, что эти сваи, не загруженные внешней нагрузкой, в результате развития «отрицательного» трения испытывали в нижней части усилия, достигающие 2500 кН. В этих опытах измерялось также поровое давление в грунте вокруг сваи.
Расчет свай на отрицательное трение по методу Ю. В. Рос-сихина, Б. В. Бахолдина и др. состоит в следующем. Определяется некоторая глубина го, на которой осадка сваи равна осадке грунта около нее. Выше этой глубины осадки (деформации) грунта превышают вертикальные перемещения сваи и, стало быть, в этой зоне действует «отрицательное» боковое трение. Ниже перемещение грунта рядом со сваей меньше осадок сваи, в результате чего в нижней зоне возникает «положительное» боковое трение. Зная зоны действия «отрицательного» и «положительного» трения, проводят расчет несущей способности свай. При этом проверяется прочность грунтов основания под нижними концами свай, нагруженным «отрицательным» трением грунта по боковой поверхности в верхней зоне. Проверяется прочность стволов свай на продольный изгиб.
Меры по уменьшению влияния «отрицательного» трения в свайных фундаментах. Величина «отрицательного» трения, которое возникает по боковой поверхности свайных фундаментов при оседании окружающего слабого грунта под нагрузкой, зависит от времени и последовательности приложения нагрузок. Если пригрузка к слабым водонасыщенным грунтам приложена давно и процессы консолидации грунтов массива закончились, то при последующей забивке свай явление отрицательного трения будет отсутствовать. Если же пригрузка к поверхности грунтового массива из слабых водонасыщенных глинистых грунтов после забивки свай не кончается, то отрицательное трение будет максимально.
Для уменьшения «отрицательного» трения существует несколько способов. Можно, например, заранее, если это требуется по проекту, отсыпать насыпь заданной высоты и принять меры, чтобы до погружения свай процессы консолидации слабых водонасыщенных глинистых грунтов основания закончились (устройство вертикальных дрен, дренажных прорезей и т. п.).
Кроме этого, применяются специальные обмазки погруженных свай в толще слабых водонасыщенных грунтов и принимаются меры для уменьшения прилипания глинистых грунтов к боковой поверхности свай (электроосмос и т. п.). Все это позволяет резко снизить «отрицательное» трение. Эффективно применение также длинных свай с уширенными нижними концами, боковая поверхность которых покрывается битумными обмазками. Интересные исследования этого вопроса провели Бьеррум и Иохансон. Три сваи диаметром 50 см и длиной более
152
50 м были оборудованы тензодатчиками и погружены до скалы. Сверху слой слабых водонасыщенных глин был нагружен насыпью высотой 15 м. Скорость осадки поверхности грунтового основания от массы насыпи составляла 10—15 см/мес. Две сваи из металлических труб были выполнены с уширенными нижними концами диаметром ~70 см. Боковая поверхность двух свай была покрыта битумной мастикой.
Результаты опыта показали, что применение битумного покрытия приводит к уменьшению сил «отрицательного» трения почти в 10 раз. В тех случаях, когда битумное покрытие было разрушено, то даже при уширенных концах свай отрицательное трение не удалось снизить.
В. М. Карпов и Л. Ф. Златоверховников изучали осадку свай в результате развития процессов «отрицательного» трения при строительстве многоэтажного склада в Риге. Эти осадки наблюдались в течение 15 лет и для их ликвидации потребовалось проведение дополнительных ремонтных работ.
6.3. ПРОИЗВОДСТВО СВАЙНЫХ РАБОТ
И ИСПЫТАНИЯ СВАЙ В СЛАБЫХ ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТАХ
Динамический метод, при котором несущая способность рассчитывается по формуле Н. М. Герсеванова в зависимости от отказа свай при забивке, позволяет получить только ее приближенное значение. Это объясняется тем, что формула Н. М. Герсеванова применяется для различных грунтов без учета их свойств. Как показывает опыт, применение этой формулы для расчета несущей способности свай в слабых водонасыщенных глинистых грунтах может привести к ошибке 100—150 %. Именно поэтому данные определения несущей способности свай динамическим методом необходимо контролировать проведением статических испытаний свай, нагружая их домкратами или грузовыми платформами, чтобы установить фактическую несущую способность.
Определение несущей способности свай в слабых водонасыщенных глинистых грунтах статическим методом следует проводить в течение более длительного времени, чем свай, забитых в другие виды грунтов. Это определяется тем, что осадка свай в слабых водонасыщенных глинистых грунтах происходит медленно, по мере отжатия поровой воды из уплотняемых под острием сваи грунтов и по мере развития процессов ползучести при сдвиге в грунтовом массиве вблизи боковой поверхности свай. Обычно каждая ступень приложенной к свае нагрузки должна выдерживаться не менее 24 ч до достижения стабилизации осадки при данной ступени нагрузки.
Необходимо отметить, что испытания по определению несущей способности свай динамическим и статическим методами
153
не позволяет определить процессы «отрицательного трения». Так, при испытании свай, забитых в основание промышленного объекта в Прибалтике, сложенного толщей илов, динамическим методом было установлено, что несущая способность свай равна 1350—1500 кН. При возведении сооружения на каждую сваю была передана нагрузка 700—780 кН, однако осадки свай при этой нагрузке превысили 30 см, что объяснялось развитием «отрицательного» трения.
При создании сооружений на слабых водонасыщенных глинистых грунтах применяются сваи из различного материала и разных конструкций. Как показала практика, в этих грунтах длительное время хорошо эксплуатируются деревянные сваи. Металлические сваи без специальной обработки поверхности быстро корродируют, особенно в условиях городской застройки под действием блуждающих токов. Наиболее часто в слабых водонасыщенных глинистых грунтах применяются сборные железобетонные и набивные бетонные сваи.
При устройстве набивных свай в слабых водонасыщенных глинистых грунтах чаще всего стенки скважин крепятся от обрушения глинистым раствором или избыточным давлением воды. Принцип крепления стенок скважин избыточным давлением столба воды, залитой в скважину выше залегания грунтов или выше уровня грунтовых вод на 3 м, заключается в образовании потока воды из скважины в окружающий грунт, что препятствует обрушению ее стенок. При использовании глинистого раствора бетонирование скважин производится с помощью вертикально перемещающейся трубы. Для бетонирования под водой применяют бетонолитные трубы с герметичными быстроразъемными стыками. Этот метод используется для создания свай длиной до 30 м диаметром до 170 и с уширением в конце сваи до 350 см.
Наиболее часто буронабивные сваи в слабых водонасыщенных глинистых грунтах изготавливаются с креплением стенок от обрушения обсадными трубами.
В последние годы при устройстве свайных фундаментов в слабых водонасыщенных глинистых грунтах стали чаще всего применять трубчатые сваи. Это объясняется тем, что при одинаковом объеме бетона периметр этой сваи в 1,4—1,7, а площадь поперечного сечения (с учетом заполнения внутренней полости грунтом или бетоном) в 2,5—3,5 раза больше, чем у квадратной. Трубчатые сваи имеют диаметр от 40 до 160 см. При этом толщина их стенок изменяется от 8 до 12 см.
Кроме указанных свай, для промышленных и тяжелых гражданских сооружений стали применяться цилиндрические полые сваи диаметром более 1,6 м. Такие сваи условно называют колодцем-оболочкой. В настоящее время освоено изготовление и вибропогружение сборных колодцев-оболочек диаметром до 5— 6 м в слабые водонасыщенные грунты на глубину до 20 м.
154
Обычно такие тонкостенные колодцы-оболочки погружаются вибраторами.
Трубчатые сваи и колодцы-оболочки собирают из двух-трех звеньев длиной по 6—8 м. Следует отметить, что применение колодцев-оболочек большого диаметра позволяет создавать колодцы-водозаборы и подземные сооружения, оборудованные для заглубленных емкостей, вместо применения дорогостоящих кессонов и опускных колодцев. Стыки трубчатых свай и свай-оболочек соединяются либо при помощи сварки с последующим бетонированием стыка и обмазкой его битумом, либо болтовыми соединениями. Если трубчатые сваи не полностью проходят слой слабых водонасыщенных глинистых грунтов, то их следует погружать с закрытыми нижними концами.
Погружение железобетонных полнотелых свай квадратного сечения в слой слабых водонасыщенных глинистых грунтов обычно не вызывает сложностей. Вес молота одиночного действия должен превышать вес сваи примерно в 1,5 раза. При забивке свай в слабые грунты могут применяться сборные железобетонные сваи с различным армированием, предварительно напряженной высокопрочной арматурой, с предварительно напряженной горячекатаной арматурой и т. д. Если, однако, в слое слабых водонасыщенных глинистых грунтов встречаются валуны или другие прочные включения (что характерно для грунтов моренного происхождения), не следует применять железобетонные сваи с центральным армированием и струнобетонные предварительно напряженные сваи.
Технология производства работ по погружению свай в слабые водонасыщенные глинистые грунты не отличается от обычной технологии jno производству свайных работ.
В качестве ударного оборудования для погружения сплошных и трубчатых свай диаметром до 60 см следует использовать паровоздушные молоты одиночного и двойного действия. В последние годы погружение трубчатых свай и колодцев-оболочек производится тяжелыми вибраторами (НВП-56, ВП-ЗОС, ВП-80, ВП-160 и т. п.).
В этом случае, если при имеющемся ударном оборудовании погружение свай не осуществимо, применяется подмыв грунта высоконапорными насосами, а при забивке трубчатых свай и колодцев-оболочек— удаление грунта из внутренней полости оболочки, для чего используются грейферы, гидроэлеваторы и т. п. Обычно подмыв при погружении свай производится с помощью двух или более подмывных труб, которые располагают по обеим сторонам сваи вдоль боковой поверхности. При использовании подмыва для погружения трубчатых свай диаметром менее 1 м часто осуществляют подмыв одной центральной трубкой. При погружении трубчатых свай большего диаметра и колодцев-оболочек подмывные трубки размещают по контуру оболочки на расстоянии 1 —1,5 м одна от другой. Внутренний диаметр труб
155
для подмыва 37—131 мм; давление воды у наконечника трубы 0,4—2,0 МПа.
Подмыв следует производить на глубину на 0,5—1,0 м меньшую проектной отметки. Дальнейшее погружение свай производится без подмыва. Забивка свай с подмывом вблизи существующих зданий производится только в том случае, если при движении вод не возникнет суффозии грунтов в основании этих зданий.
Следует отметить, что при забивке свай для повышения устойчивости фундаментов при неполной прорезке сваями слоя слабых водонасыщенных глинистых грунтов и их малой несущей способности следует рассмотреть возможность применения комбинированных методов (например, песчаные сван и железобетонные сваи или песчаная подушка, вертикальные дрены и железобетонные сваи).
Буронабивные сваи целесообразно применять в слабых водонасыщенных глинистых грунтах только в тех случаях, если можно прорезать сваей всю толщу слабых грунтов и опереть ее на прочные грунты. Следует обратить особое внимание на то, что для набивки свай должен применяться быстротвердеющий бетон, так как после извлечения обсадной трубы боковое сопротивление грунта недостаточно, чтобы сохранить вертикальными стенки пластичной бетонной смеси тела сваи. Известны случаи, когда при устройстве набивных свай в слоистом напластовании слабых глинистых грунтов и рыхлых песков движущаяся по песчаному прослою вода выносила цемент из сваи.
ГЛАВА 7. ОСОБЕННОСТИ СТРОИТЕЛЬСТВА
СООРУЖЕНИЙ НА ЗАСОЛЕННЫХ
ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТАХ
7.1. ИССЛЕДОВАНИЕ ФИЗИЧЕСКИХ, ХИМИЧЕСКИХ
И МЕХАНИЧЕСКИХ СВОЙСТВ ЗАСОЛЕННЫХ ГРУНТОВ
К засоленным относятся грунты, в которых содержится более 5 % среднерастворимых или более 0,3 % легкорастворимых солей (от веса сухого грунта). К легкорастворимым солям относятся хлористые соли натрия (NaCl), калия (КО), кальция (СаС12) магния (MgCl2); бикарбонаты натрия (ЫаНСОз), кальция (СаНСОзЬ; карбонат натрия (Na2CO3); сульфаты натрия (Na2SO4) и магния (MgSO4). К среднерастворимым солям относятся гипс (CaSO4-2H2O) и ангидрит (CaSO4).
Засоленные грунты, по данным Г. Ч. Чохонелидзе, занимают ~750 тыс. км2. Эти грунты широко распространены в районах Средней Азии, Закавказье, Казахской ССР, на Урале, в Приднепровье и других районах СССР. В связи с массовым разви
156
тием ирригации и мелиорации многие территории, сложенные ранее маловлажными засоленными глинистыми грунтами, оказались водонасыщенными. При строительстве сельскохозяйственных промышленных сооружений часто возникает проблема использования водонасыщенных грунтов искусственно засоленных внесением удобрений, в качестве основания.
На побережье Черного и Азовского морей, а также на Дальнем Востоке имеются большие территории, сложенные засоленными морскими илами. Толщина слоя таких грунтов составляет 10—12 м. Засоленные водонасыщенные глинистые грунты имеют широкое распространение и на территории Ирака, Индии, Ирана, Египта, Алжира, США, в ряде государств Африки.
Опыт строительства гражданских и промышленных сооружений на засоленных водонасыщенных грунтах показал, что строительство без учета специфических свойств засоленных грунтов часто приводит к деформации (и аварии) сооружений в результате коррозии конструкций последних и развития неравномерных осадок и просадок грунтов.
Нормы и рекомендации проведения инженерно-геологических изысканий на строительных площадках, сложенных засоленными грунтами, к сожалению, еще не разработаны. Очень часто геологи проводят здесь изыскания так же, как на площадках, сложенных обычными грунтами, в результате чего проектировщики не имеют необходимой информации о специфических особенностях свойств засоленных водонасыщенных грунтов. В отчетах инженерно-геологических изысканий часто приводятся только данные об агрессивности грунтовых вод, а результаты исследования физико-механических свойств и сведения о концентрациях и видах солей, которые содержатся в засоленных грунтах, отсутствуют. Не получив информации от геологов о свойствах засоленных грунтов, проектировщики принимают меры только для защиты материала бетонных конструкций фундаментов и подземных частей сооружений от коррозии под действием агрессивных вод. Проекты производства работ в засоленных водонасыщенных грунтах также разрабатываются без учета их специфических свойств.
Из-за того, что никакие специальные меры по защите грунтов дна котлована не принимаются, в процессе производства работ атмосферные и грунтовые воды часто затопляют котлован и попадают в материал обратной засыпки фундаментов в подвальных стенах. Строители откачивают воду из котлована, не устраивая зумпфов, в результате чего засоленные грунты в основании строящихся зданий обессоливаются и существенно отличаются по своим свойствам от грунтов, первоначально охарактеризованных геологами.
Сжимаемость таких обессоленных грунтов существенно увеличивается, а прочность в несколько раз уменьшается, в результате чего фактические осадки строящихся сооружений иногда
157
в несколько раз превышают расчетные значения прогнозируемых осадок. Необходимо также отметить, что до настоящего времени не разработаны нормативные документы, учитывающие особенности устройства котлованов, искусственных оснований и методов производства работ нулевого цикла на засоленных грунтах. Именно поэтому разные строительные организации при возведении одинаковых сооружений на аналогичных площадках, сложенных засоленными грунтами, применяют различные методы производства работ нулевого цикла.
Очень часто строители и геологи не обращают должного внимания на особые свойства засоленных грунтов, в результате чего происходят деформации сооружений и нарушается эксплуатационная пригодность зданий. Так, в Караганде было построено двухэтажное кирпичное здание детского сада на толще засоленных грунтов. Никаких специальных мер по подготовке основания или по проведению водозащитных мероприятий принято не было. Через год после начала эксплуатации в здании появились трещины с раскрытием более 10 см, вызванные систематическими утечками горячей воды из прачечной, расположенной в соседнем здании. Горячая вода, проникая в засоленные грунты, вымывала соли, приводя к процессам суффозионной осадки. Из-за уменьшения прочности обводненных засоленных грунтов в основании фундаментов зданий возникла опасность потери устойчивости фундаментов.
Хотя единые нормы по проведению инженерно-геологических исследований площадок строительства, сложенных слабыми водонасыщенными засоленными грунтами, отсутствуют, проведено много исследований различных свойств таких грунтов. Анализируя эти данные, а также данные исследований, проведенных в МИСИ им. В. В. Куйбышева, можно описать основные физико-механические свойства засоленных водонасыщенных грунтов.
Существуют следующие гипотезы о происхождении засоленных глинистых грунтов. Первичные соленбсные породы образовались на месте древних морей. Постепенно соленосные морские отложения были покрыты эоловыми, делювиальными, другими глинистыми отложениями. Атмосферные и грунтовые воды, проникая в соленосные грунты, растворяли часть солей и при подъеме уровня грунтовых вод переносили соль в верхние слои глинистых грунтов. В результате испарения влаги из поверхностных слоев соли выпадали в виде кристаллов и друз и заполняли поры между глинистыми частицами и агрегатами. При новом подъеме грунтовых вод (или в результате ирригации) происходит обводнение засоленных грунтов, часть солей растворяется, а часть солей, даже легкорастворимых, остается в рассолах, так как концентрация растворов может быть очень насыщенной. Засоленные грунты такого происхождения обычно залегают в аридных зонах.
158
Засоление глинистых грунтов вдоль побережий морей и океанов происходило также при выносе солей вместе с водой в виде капель, аэрозолей и при затоплении побережья волнами. Ветер переносил капли морской воды на большие расстояния; вода проникала в грунт, засоляя его. Засоленные водонасыщенные грунты при взаимодействии с пресной водой рассоляются, и легкорастворимые соли переходят в раствор. Именно этим явлением объясняет Бьеррум образование оползней в Норвегии и уменьшение прочности водонасыщенных засоленных грунтов морских отложений на побережье Скандинавского полуострова.
Особенность проведения инженерно-геологических исследований площадок строительства промышленных и гражданских сооружений, сложенных засоленными грунтами, состоит в том, что при этом необходимо учитывать вероятность утечек пресных вод из водопровода, систем теплофикации и технологических трубопроводов.
Слабые засоленные глинистые грунты в зависимости от происхождения залегают различными слоями. Вдоль морских побережий толщина слоя засоленных грунтов обычно постоянна на больших площадях. Однако часто встречаются слои засоленных глинистых грунтов, которые не выдержаны ни по простиранию, ни по толщине.
Распределение количества солей по глубине засоленных грунтов также переменно в зависимости от их происхождения. Между тем для обоснованного проектирования оснований и фундаментов необходимо иметь достоверную информацию о распределении солей в толще слабых глинистых грунтов или об изменении их свойств по глубине. Поэтому при назначении объема инженерно-геологических изысканий площадок для строительства промышленных и гражданских сооружений необходимо в пределах каждого сооружения устраивать буровые скважины и шурфы под каждым сооружением. Глубина геотехнических выработок назначается такой, чтобы был изучен не только весь слой засоленных водонасыщенных глинистых грунтов, но и подстилающие грунты на глубину нескольких метров.
При проходке буровых скважин и шурфов через каждые 0,5 м по глубине из слоя засоленных грунтов следует отбирать образцы грунта с ненарушенной структурой и определять физико-механические свойства и степень засоления. Если засоленные глинистые грунты имеют пластичную консистенцию, но в их толще встречаются прослойки или друзы солей, которые обладают высокой прочностью, следует использовать обуривающие грунтоносы. Виброметод для отбора образцов засоленных грунтов в данном случае не подходит, так как он приводит к расслоению образца и нарушению контакта между тонким слоем соли и глинистым грунтом. Если в грунте основания соляные прослойки отсутствуют, отбор образцов следует производить,
159
используя тонкостенные грунтоносы, методом задавливания (как для обычных слабых водонасыщенных грунтов).
Наименование глинистого грунта обычно определяется числом пластичности. Исследования, проведенные в МИСИ им. В. В. Куйбышева, показали, что для засоленных грунтов наличие солей существенно изменяет пределы пластичности, и определение числа пластичности грунта и его наименования по обычной методике неправомочно. Из опытов видно, что с увеличением содержания сульфатных солей увеличивается влажность грунтов на границе текучести. При содержании в грунтах хлоридных солей влажность на границе раскатывания оказывается значительно меньшей, как и влажность на границе текучести.
Необходимо также отметить, что чем больше солей находится в грунте, тем больше в нем крупных агрегатов глинистых частиц. Совершенно очевидно, что именно наличие солей обусловливает слипание отдельных глинистых частиц в группы (конгломераты) . Поэтому для определения достоверного значения гранулометрического состава грунта необходимо предварительно удалить из него соли. Если в грунте находятся легкорастворимые соли, то они отмываются водой, а если в них содержится большое количество средне- и труднорастворимых солей, то удаляются растворами кислот.
В большинстве случаев легкорастворимые соли в водонасыщенных грунтах находятся в поровом растворе. Это объясняется тем, что растворимость хлоридов и сульфатов натрия и магния составляет больше 100 г на 1 л раствора, а растворимость гипса и ангидрида, которые относятся к среднерастворимым солям, в несколько тысяч раз меньше. Поэтому очень часто в засоленных водонасыщенных глинистых грунтах гипс встречается в твердой кристаллической фазе.
Плотность частиц засоленных грунтов несущественно изменяется в зависимости от количества солей и в среднем равна (2,61—2,64) г/см3. По данным Г. И. Чохонелидзе, плотность искусственно засоленных суглинков незначительно уменьшается с увеличением содержания солей до 10 %.
При рассолении грунтов существенно меняются их физические свойства. Это следует учитывать при проектировании сооружений, во время эксплуатации которых возможна утечка пресных вод из водоводов.
По данным В. П. Петрухина, изменения физических свойств засоленных грунтов зависят от состава фильтрующей жидкости, формы частиц, химико-минералогического состава грунта. При содержании легкорастворимых солей до 5 % существенного изменения характеристик физических свойств грунтов не наблюдается.
Характеристики деформируемости и прочности засоленных глинистых грунтов целесообразно определять по образцам с не
160
нарушенной структурой при природной влажности и после во-донасыщения засоленных грунтов в течение длительного срока. В тех случаях, когда ожидается попадание пресных вод в грунты основания в процессе строительства или эксплуатации, целесообразно определять характеристики сжимаемости засоленных глинистых грунтов на компрессионно-фильтрационных приборах (типа Ф1-М). Если засоленные грунты с большим количеством легкорастворимых солей залегают в грунтовых основаниях промышленных сооружений, у которых для технологических надобностей используется горячая вода (ТЭЦ, бани, прачечные и т. д.), целесообразно при определении сжимаемости пропускать через образец засоленного глинистого грунта горячую воду. Так, при температуре 60 °C в насыщенном растворе содержится 22 г карбоната натрия на 100 г раствора, а при температуре 3 °C 7 г натрия на то же количество насыщенного раствора.
Исследования, проведенные в МИСИ им. В. В. Куйбышева на водонасыщенных засоленных суглинках Караганды (содержание легкорастворимых солей 3,6—4,5 %) на срезных приборах конструкции Гидропроекта, показали, что при полном водо-насыщении значение угла внутреннего трения грунтов изменялось в пределах 6—15°, а величина сцепления была равна 0,011—0,016 МПа. После замачивания образцов в течение 7 сут горячей водой (60—90 °C) значения угла внутреннего трения и сцепления оказались на 15—25 % меньшими по сравнению с этими же характеристиками для образцов, которые замачивались водой при температуре 20 °C.
Исследование фильтрационных характеристик засоленных глинистых грунтов следует проводить для обоснованных растворов фильтрационной консолидации и решения других задач. Эти исследования следует проводить с учетом вероятности проникания в грунты основания сооружений того или иного раствора. Для жилых зданий и многих видов промышленных сооружений характерны утечки из коммуникаций маломинерализованных вод. В этом случае коэффициент фильтрации следует определять, фильтруя через образец засоленного глинистого грунта водопроводную воду. Для промышленных химических и нефтеперерабатывающих заводов следует использовать в качестве фильтрата те технологические растворы, которые при авариях коммуникаций могут попасть в грунты основания.
При фильтрации воды через засоленные грунты (особенно в тех случаях, когда в них содержится большое количество легкорастворимых солей) наблюдается некоторое увеличение значений коэффициента фильтрации во времени. Как показали многочисленные опыты, после выноса легкорастворимых и 10— 20 % среднерастворимых солей значение коэффициента фильтрации глинистых грунтов при данном градиенте напора остается практически неизменным. Во всех опытах по фильтрации, которые проводились на глинистых грунтах с содержанием лег
6 Заказ № 2325
161
корастворимых солей в количестве 0,3%, не было обнаружено начального градиента напора при фильтрации. Таким образом, можно сделать вывод, что, если в засоленных грунтах содержатся легкорастворимые соли в количестве более 0,3%, то фильтрация через такие грунты происходит по закону Дарси. При фильтрации наблюдается вынос солей из образцов грунта, и до тех пор, пока не произойдет вымывание всех легкорастворимых солей, коэффициент фильтрации не имеет постоянного значения. В связи с этим для сокращения сроков исследования предлагается предварительно отмывать соли водой при температуре 80—100 °C, а затем уже определять коэффициент фильтрации. Исследования МИСИ им. В. В. Куйбышева показали также, что уплотнение образцов засоленных глинистых грунтов приводит к резкому уменьшению коэффициента фильтрации, иногда в сотни раз. Между изменением коэффициента фильтрации и коэффициентом пористости засоленных глинистых грунтов существует нелинейная зависимость. Поэтому при проведении исследований фильтрационных свойств засоленных глинистых грунтов необходимо знать значение коэффициента фильтрации грунтов природной пористости после удаления легкорастворимых солей и коэффициент фильтрации этих же грунтов после уплотнения образцов грунтов давлением 0,3—0,5 МПа.
Из исследований реологических свойств засоленных суглинков, которые также проводились в МИСИ им. В. В. Куйбышева, видно, что при их уплотнении только до достижения 40—60 % степени консолидации можно пользоваться решениями теории фильтрационной консолидации для расчета протекания осадок во времени. При большей степени консолидации необходимо учитывать процессы вторичной консолидации, так как характеристики вторичной консолидации засоленных грунтов зависят от физических свойств грунтов, состава и содержания в них солей. Таким образом, засоленные грунты обладают специфическими свойствами, которые необходимо учитывать при проведении инженерно-геологических изысканий.
7.2. ОСОБЕННОСТИ ПРОЕКТИРОВАНИЯ ОСНОВАНИЙ И ФУНДАМЕНТОВ НА ЗАСОЛЕННЫХ ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГРУНТАХ
В зависимости от типа и конструкции возводимого промышленного или гражданского сооружения и с учетом глубины залегания и свойств засоленных глинистых грунтов, складывающих основание проектируемых сооружений, применяются и различные методы подготовки оснований из засоленных глинистых грунтов.
Принципы проектирования фундаментов на засоленных грунтах в целом не отличаются от обычных принципов проектирования фундаментов. Общая величина осадки фундамента, рас
162
положенного на засоленных грунтах, которая определяется процессами их уплотнения, суффозионной осадкой и т. п., не должна превышать величины допускаемой осадки для сооружения данного типа. Устойчивость фундаментов на засоленных грунтах должна быть обеспечена при самых неблагоприятных условиях их замачивания.
Как показали исследования, проведенные на засоленных суглинках и супесях, отобранных в основании сооружений Караганды, скорость развития осадки фундаментов большой площади на водонасыщенных засоленных грунтах может быть определена по теории фильтрационной консолидации только до достижения степени консолидации 40—60 %.
Расчет скорости осадок фундаментов на водонасыщенных засоленных грунтах при степени консолидации, большей 60 %, следует производить с учетом вторичной консолидации. Как показали исследования, выполненные У. Р. Джумашевым на засоленных суглинках, на стадии вторичной консолидации существует логарифмическая зависимость между осадкой слоя (одномерная задача) и временем консолидации, т. е. осадка фундаментов промышленных и гражданских сооружений большой площади во времени на слое водонасыщенных засоленных глинистых грунтов, толщина которого меньше 0,5 ширины фундамента, может определяться по формуле Бьюсмана, в которой учитывается логарифмическая зависимость между осадкой и временем консолидации.
Если величина ожидаемой осадки сооружения, расположенного на засоленных глинистых грунтах, превышает величину допустимой осадки для данного типа конструкций не более чем на 30 %, вместо устройства искусственных оснований можно осуществить конструктивные мероприятия, повышающие общую жесткость сооружения. В результате допускается значительно большая величина средней осадки, так как неравномерность осадок в пределах здания или сооружения не может быть значительной. Жесткие сооружения работают как единый жесткий штамп и в этих условиях допустимы значительно большие средние осадки. Более подробно конструктивные мероприятия по повышению жесткости сооружений приведены в гл. 10.
Если проектируемые промышленные и гражданские сооружения допускают небольшую осадку (менее 10 см), а толща сильнозасоленных грунтов с большим количеством легкорастворимых солей залегает на глубину до 12 м, ниже которой расположены прочные незасоленные и непросадочные грунты, то часто применяются свайные фундаменты. Длина свай назначается из расчета, чтобы вся толща засоленных грунтов была полностью пройдена, а сваи были заглублены в прочный грунт на глубину от 50 см (скальные и полускальные грунты, плотные пески) до 3 м (разнозернистые пески, твердые глины и т. п.). Так как среднерастворимые соли часто залегают в виде боль
6-
163
ших друз, прожилок и прослоев (иногда толщина этих включений превышает 30 см), при устройстве свайных фундаментов необходимо либо применять очень тяжелые молоты и сваи усиленной конструкции, либо на месте каждой сваи пробуривать лидирующую скважину. При опускании колодцев в толщу засоленных глинистых грунтов из-за неоднородности залегания друз и прослоев гипса и ангидрита в толще засоленных грунтов следует предусмотреть меры принудительного опускания колодцев (метод предварительно заложенных анкеров с нагружением домкратами) и т. д.
В засоленных водонасыщенных грунтах, особенно с большим количеством легкорастворимых солей, следует применять сборные железобетонные сваи. Применение набивных свай осложняется тем, что легкорастворимые соли, входящие в состав засоленных грунтов, могут проникнуть в состав тела набивных свай, что приведет их к разрушению. При необходимости применения буронабивных свай большего диаметра с уширенной пятой следует использовать кислотоупорные бетоны и установить такой защитный слой бетона вокруг арматуры, при котором не произойдут процессы солевой коррозии.
Устраивая сваи в основаниях из сильнозасоленных грунтов, в состав которых входит большое количество легкорастворимых солей, при проектировании следует учесть вероятность развития процессов «отрицательного» трения, т. е., если после забивки свай в результате вымывания солей произойдет суф-фозионная осадка, то грунты вокруг сваи будут перемещаться вниз под весом лежащих выше слоев грунта или нагрузки от сооружения (например, от полов). В результате возникнет дополнительное усилие вдоль боковой поверхности сваи, которое называется «отрицательным» трением. Методика учета «отрицательного» трения до проведения специальных исследований может быть принята по аналогии с методикой расчета этого же параметра для свай, забитых в заторфованные грунты.
На водонасыщенных засоленных глинистых грунтах часто устраивают песчаную подушку. Расчет песчаных подушек производится по той же методике, как и для обычных слабых водонасыщенных грунтов. Сложность состоит лишь в том, что при консолидации в толщу песчаной подушки отжимаются сильноминерализованные грунтовые воды, и в результате испарения этих вод из подушки может произойти кристаллизация солей, сопровождающаяся резким снижением фильтрационной проницаемости песка.
При возведении сооружений, для которых допустимы небольшие осадки в процессе эксплуатации, можно применить, как уже говорилось, метод предварительного обессоливания засоленных грунтов основания. Этот метод эффективен в том случае, если в толще грунта содержится большое количество легкорастворимых солей.
164
Предварительное обессоливание засоленных грунтов основания проводится следующим образом. Отрывается котлован на месте строительства будущих сооружений, ширина которого на 5—8 м превышает ширину или габариты будущих зданий и сооружений. Глубина котлована принимается равной 0,7—1,0 м.
В котловане постоянно поддерживается уровень пресной воды высотой не менее 40 см. При толщине слоя засоленных грунтов более 3,5 м, а также в случаях, если коэффициент фильтрации засоленных глинистых грунтов оснований меньше 8’10~8 см/с (или начальный градиент напора при фильтрации через эти грунты больше 2), целесообразно пробурить в котловане скважины диаметром не менее 89 мм и засыпать их песком. Внутри каждой скважины в толще песчаной засыпки следует заложить резиновую или полиэтиленовую трубку диаметром И—20 мм на всю глубину скважины.
Котлован для замачивания засоленных грунтов отрывается симметрично осям сооружений. Дно его по всему периметру проектируется с уклоном 0,02—0,03 к наружным стенам котлована. Вертикальные скважины устраивают по сетке с расстояниями между ними от 3 до 8 м. Глубина скважины принимается равной 0,8—0,9 толщины слоя засоленных грунтов. Скважины заполняют среднезернистым или крупнозернистым песком или химически стойкими шлаками.
В засоленных грунтах многих типов скважины могут быть устроены способом размыва. Для этой цели обычно используется инвентарная обсадная труба диаметром 70—90 мм. К нижней части трубы присоединяется фреза, а в верхнюю часть трубы через патрубок и резиновый шланг подается вода. Длина обсадной трубы, которая состоит из отдельных звеньев, должна превышать глубину дренажных скважин на 1 —1,5 м. Обсадную трубу подвешивают к автокрану и устанавливают в точках проходки скважины.
Грунт размывают водой, которая проникает через щели фрезы и выносит размытый грунт на поверхность. Обсадную трубу опускают под действием собственного веса. В некоторых случаях целесообразно соорудить пригрузку к ее верхней части. В засоленных грунтах с большим количеством легкорастворимых солей скважины на глубину 5—6 м устраивают за 10— 15 мин.
После заливки воды в котлован и в засыпанные песком скважины через каждые сутки определяют общее количество солей, растворенных в воде котлована. Для этой цели обычно применяются различные экспресс-методы (электрохимический и т. п.).
При откачке возникает поток воды, приводящий к дополнительному вымыву солей. В некоторых случаях целесообразно вместо пресной воды заполнить котлован и скважины растворами соляной или серной кислоты (до 30 %-ных растворов).
165
Наличие кислот резко увеличивает растворимость солей, в результате чего удается растворить в грунте не только легкорастворимые соли, но и часть среднерастворимых солей. После определенного времени (через 3—10 сут) растворы кислот откачивают из полиэтиленовых и резиновых трубок за пределы котлованов, а в скважины подают новые порции раствора. Откачка воды и растворов кислот из скважин, засыпанных песком, должна производиться столько раз, чтобы в составе откачиваемых растворов не содержалось легкорастворимых солей.
При проведении работ по предварительному обессоливанию засоленных грунтов основания водой или растворами кислот просадок грунтов, как правило, не происходит. Это объясняется тем, что для возникновения просадки необходимо, чтобы напряжения на контакте между частицами грунта или между агрегатами частиц превышали прочность этих контактов. Именно поэтому при обессоливании небольших толщ засоленных грунтов, где давление от веса вышележащих слоев грунтов невелико, просадочные деформации не происходят.
После проведения работ по предварительному обессоливанию прочностные, деформативные и фильтрационные свойства засоленных грунтов резко изменяются. Обычно значительно увеличивается проницаемость и в несколько раз снижается прочность грунтов. В связи с этим после предварительного обессоливания засоленные грунты следует уплотнять. Для этой цели можно устраивать песчаные и гравийно-песчаные подушки, применять песчаные сваи и т. д. Песчаные подушки особенно эффективны после предварительного обессоливания грунтов, так как в толще водонасыщенных засоленных грунтов остаются скважины, засыпанные песком, которые фактически представляют собой вертикальные песчаные дрены. В связи с этим на песчаной подушке можно возвести пригрузочную насыпь такой высоты, чтобы давление в основании насыпи превышало давление в основании . фундаментов проектируемого сооружения, т. е. произвести предварительное уплотнение слабых грунтов. Сроки уплотнения водонасыщенных обессоленных глинистых грунтов будут значительно меньшими, чем при уплотнении засоленных грунтов в основании песчаной подушки.
Если в результате предварительного обессоливания будет растворен большой объем солей, в толще грунтов основания могут образоваться полости (типа карста). В этом случае необходимо, если это возможно, заполнить полости глинистыми или цементными растворами, так как незаполненные полости в толще грунтов основания могут явиться причиной деформации сооружений.
Обессоленные водонасыщенные глинистые грунты могут быть уплотнены железобетонными и песчаными сваями и т. д. Методы уплотнения таких грунтов аналогичны методам уплотнения слабых водонасыщенных глинистых грунтов.
166
При проектировании вертикальных песчаных дрен и вертикальных дренажных прорезей с пригрузочной насыпью следует учитывать, что в процессе консолидации слоя засоленных водонасыщенных глинистых грунтов от веса пригрузочной насыпи в дренажной прорези и в вертикальной песчаной дрене будет происходить процесс засоления пор. По мнению зарубежных исследований, с этой целью в проекте следует предусмотреть диаметр вертикальной дрены на 50 % больший, чем это требуется по расчету. Однако практика строительства на засоленных илах (г. Фао и оз. Сиваш) показала, что через 2—3 мес все песчаные дрены оказываются засоленными и не фильтруют. Чтобы предотвратить их засоление, следует по оси каждой дрены закладывать полиэтиленовую или резиновую трубку диаметром 10—20 мм и промывать дрены от соли пресной водой раз в 10—15 сут.
Особенность конструктивных мероприятий при строительстве на засоленных грунтах состоит в необходимости применения гидроизоляционной прокладки, исключающей капиллярное поднятие засоленных растворов по материалу стен. Следует отметить, что при прокладке рулонных гидроизоляционных материалов в стенах конструктивно отрезается нижняя подвальная часть здания от верхней части, в результате чего резко снижается общая жесткость сооружения. В связи с этим для горизонтальной гидроизоляции целесообразно использовать такой слой из раствора кислотоупорного цемента или из цемента с добавками, который бы служил преградой для изделия засоленных растворов по стене и не подвергался коррозии.
Если строительство промышленных и гражданских сооружений проводится в сейсмических районах на засоленных глинистых грунтах, то обычно меры, которые предусматриваются в проекте с целью повышения жесткости конструкции сооружений для предохранения их от возможных сейсмических воздействий, достаточны и для восприятия тех вероятных дополнительных напряжений в элементах конструкции, которые возникнут при неравномерной осадке фундаментов на засоленных грунтах. Выбор конструктивных и водозащитных мероприятий искусственных оснований различных типов при строительстве сооружений на засоленных грунтах может быть обоснован только проведением сопоставительного технико-экономического расчета.
7.3. ЗАЩИТА ФУНДАМЕНТОВ И ПОДЗЕМНЫХ СООРУЖЕНИЙ ОТ СОЛЕВОЙ КОРРОЗИИ
Наблюдения за эксплуатируемыми промышленными и гражданскими сооружениями, построенными на слабых водонасыщенных засоленных грунтах, показали, что разрушение фундаментов и подземных частей сооружений, а также стен в пределах
167
цоколя на высоту 1 м выше поверхности грунта встречаются довольно часто.
Солевая коррозия заключается в следующем. Грунтовые воды, заполняющие поры засоленных водонасыщенных грунтов и имеющие очень высокую степень минерализации, проникают в открытые поры и капилляры бетонных и других материалов фундаментов и подвальных стен (при отсутствии гидроизоляции грунтовые воды проникают по стенам и в верхние части сооружений). При испарении воды с поверхности стен, особенно в жаркие периоды года, концентрация солевого раствора возрастает до полного насыщения, что сопровождается кристаллизацией солей в порах стен и в нижних частях бетонных и железобетонных колонн промышленных зданий. При кристаллизации солей их объем увеличивается, и в порах стен и колонн возникает давление до нескольких сот килограммов на каждый квадратный сантиметр поровой поверхности (по данным А. И. Минаса). Это давление часто становится причиной разрушения подземных и надземных конструкций и деформаций сооружений.
Кристаллизация солей в порах бетона, железобетона, кирпича и других материалов фундаментов и цокольных частей стен возможна при нагревании наружных слоев конструкций до определенной температуры и при низкой относительной влажности воздуха. По данным И. И. Черкасова, особенно интенсивно солевая коррозия развивается при средней дневной температуре более 30 °C и количестве дней в году с влажностью менее 30 %, равном или превышающем 160.
В зависимости от вида солей, которые содержатся в растворе воды, проникающем в материалы конструкции, возникает различное давление в его порах. Так, кристаллизационное давление растворов разных солей может достигать следующих значений: 0,44; 0,36 и 0,09 МПа соответственно для Na2SO4, MgSO4 и CaSO4.
Во время суточных и сезонных изменений температуры воздуха соли в порах материалов у поверхности могут, переходя из безводных и маловодных форм и кристаллогидраты, присоединить большое количество молекул воды. При этом обычно увеличивается объем твердой фазы солей и возникают дополнительные напряжения в порах и капиллярах материалов конструкций. Например, сульфатные соли натрия (Na2SO4) и магния (MgSO4) после перехода в кристаллогидраты (Na2So4* • 10Н2О) увеличиваются в объеме до 300 %.
При большом содержании в засоленных грунтах сульфатных солей наблюдается гипсовая коррозия. Такая коррозия возникает при концентрации аниона SO4" более 1 г/л. Гипс выделяется из раствора и откладывается в порах материалов фундаментов и подземных сооружений. Очень часто сульфатные соли соединяются с составляющими цементного камня — трехкаль-168
циевым алюминатом; при этом образуется труднорастворимый гидросульфатоалюминат кальция. Кристаллы гидросульфоалюмината кальция представляют собой длинные тонкие иглы, которые разрушают цемент («цементная бацилла»).
Следует также отметить, что при определенном содержании ионов хлора в воде, которая проникает по капиллярам в бетонные и железобетонные конструкции, наблюдается коррозия цементного камня. Если в воде содержатся сульфатные и хлорид-ные соли в количестве более 3000 мг/л, прочность цементного камня снижается, его пористость увеличивается, вследствие чего процессы коррозии интенсифицируются. Существенное влияние на развитие процессов коррозии цементного камня оказывает свободная углекислота. При взаимодействии с ней значительно увеличивается растворимость многих труднорастворимых солей и развиваются процессы коррозии цементного камня.
В некоторых случаях, если концентрация гидрата окиси кальция в цементном камне больше, чем в окружающих минерализованных грунтовых водах, вода начинает проникать в поры бетона, создавая осмотическое давление. Величина этого давления может достигать 0,2 МПа и более. При коррозии бетона часто разрушается защитный слой, который предохраняет металлическую арматуру железобетонных конструкций.
Повышенные содержания в грунтовых водах свободной углекислоты хлоридных и сульфатных солей вызывают интенсивную коррозию арматуры, а хлористые соли приводят к язвенной коррозии ее отдельных участков. Это объясняется тем, что хлориды разрушают пленку гидрата окиси железа Ее(ОН)з на поверхности арматуры. Этот вид коррозии считается наиболее опасным, так как локальное уменьшение поперечного сечения арматуры протекает очень быстро и в значительно более короткие сроки, чем при равномерной коррозии. Именно в связи с этим в существующих нормативных документах запрещается добавка хлоридных солей в бетонные и железобетонные конструкции. Особенно опасна язвенная коррозия в предварительно напряженных железобетонных конструкциях.
В связи с изложенным совершенно очевидна необходимость принятия мер, предупреждающих развитие солевой формы коррозии материалов подземных сооружений и стен.
В большинстве случаев наиболее эффективным и простым способом защиты подземных частей сооружений от солевой коррозии являются защитные покрытия, к которым предъявляются очень жесткие требования. Так, покрытия должны быть целостными и водонепроницаемыми в течение длительного времени (на период эксплуатации сооружения); иметь хорошее сцепление с бетоном или другим материалом поверхности подземных сооружений, обладать высокой водонепроницаемостью, неизменяемостью защитных свойств во времени и при изменении температуры; должны быть трещиностойкими пластичными (не
16Q
хрупкими), не стекать с поверхности сооружения; иметь невысокую стоимость. Кроме того, технология нанесения этих покрытий на поверхности защищаемых подземных сооружений должна быть достаточно простой.
Как показали многочисленные исследования, наиболее полно всем перечисленным требованиям удовлетворяют различные типы защитных покрытий на основе черных органических вяжущих и искусственных смол. Хорошо зарекомендовали себя полимерные пленочные, а также рулонные и гидроизоляционные материалы, которые обработаны битумными вяжущими.
Кроме того, особо ответственные подземные конструкции можно защитить устройством различных футеровок. Обычно комбинированные футеровки состоят из непроницаемого подслоя и бронированного слоя из штучных кислотоупорных материалов. В тех случаях, если необходимо защищать подземную конструкцию, расположенную рядом с источником тепла, перед броневой футеровкой укладывается слой керамических или диабазовых плиток.
В последнее время стали широко применяться армированные и неармированные лакокрасочные покрытия. Армирование покрытия обычно производится с помощью стеклотканей. Наибольшее распространение получили покрытия из эпоксидных, каменноугольных, перхлорвиниловых смол и их компаундов. При защите от коррозии металлических труб иногда применяют восьмислойное перхлорвиниловое покрытие, которое состоит из нескольких слоев эмали, нескольких слоев лака и грунта. Кроме того, используются и другие виды смол, лаков, герметиков.
Практика строительства на засоленных глинистых грунтах показала, что в этих случаях необходимо принять меры по защите от коррозии полов, фундаментов, заглубленных лотков, каналов, тоннелей, приямков и т. д. Кроме защиты указанных конструкций антикоррозионными покрытиями, можно применять строительные материалы, которые практически не разрушаются при солевой форме коррозии. Как указывалось выше, солевая форма коррозии происходит при наличии в материалах конструкций открытых пор и капилляров. При применении гидротехнических плотных или кислотостойких бетонов на жидком стекле с кремнефтористым натрием физическая коррозия не возникает. Использование кислотоупорного кирпича, а также полимербетонов для подвальных сооружений практически полностью гарантирует предупреждение солевой коррозии.
Если же в конструкциях применяются легкие бетоны на пористых заполнителях, а также автоклавные и силикатные бетоны (что крайне нежелательно), необходимо устраивать очень надежные защитные покрытия, предупреждающие проникание солевых растворов в эти материалы с очень большой открытой пористостью.
170
Если в засоленных глинистых грунтах прокладываются каналы и тоннели, то необходимо принимать такие размеры сооружений, чтобы они были проходными (высота не менее 1,8м). Обычно антикоррозионные работы выполняются до монтажа плит перекрытия каналов и тоннелей.
7.4. ОСОБЕННОСТИ ПРОИЗВОДСТВА РАБОТ
НУЛЕВОГО ЦИКЛА В ЗАСОЛЕННЫХ ГРУНТАХ
В связи со специфическими свойствами засоленных грунтов (солевая коррозия материалов конструкций, просадки фундаментов в результате суффозии солей и т. п.) работы по устройству оснований и фундаментов на площадках, сложенных засоленными грунтами, должны проводиться по специально разработанному проекту производства работ нулевого цикла.
В тех случаях, когда засоленные грунты используются в качестве естественного основания фундаментов промышленных и гражданских сооружений, необходимо принять меры, препятствующие замачиванию подготовленного основания, размыву грунтов поверхностными пресными грунтовыми водами, повреждению грунтов дна котлована строительными механизмами и транспортными средствами. При устройстве котлованов необходимо установить систематический надзор за состоянием засоленных грунтов в основании.
До проведения земляных работ следует провести планировку территории таким образом, чтобы исключить попадание поверхностных вод в котлован. Для этой цели устраивают постоянные ливнесточные сети открытого типа, специальные нагорные канавы для отвода атмосферных вод, стекающих со склонов к строительной площадке. В некоторых случаях целесообразно применять специальные сооружения, такие, как, например, дамбы обвалования, отводящие атмосферные воды за пределы котлована.
При планировке строительной площадки следует создать условия для быстрого стока с нее атмосферных вод. Поэтому не следует проводить планировку под одну отметку и применять дренирующие материалы (песок, шлак, строймусор и т. д.) для планировочных подсыпок и насыпей.
Очень часто площадки, сложенные засоленными глинистыми грунтами, расположены в предгорных районах. В этом случае участок строительства целесообразно планировать в виде отдельных террас. Террасы должны быть запроектированы таким образом, чтобы атмосферные воды не перемещались по склону, а откосы террас должны иметь крутизну не менее 1 :2. Атмосферные воды следует спускать по откосам, по железобетонным или керамическим быстротокам. Кюветы следует расположить на таком расстоянии, чтобы фильтрация через стенки не вызывала обводнения основной площадки строительства.
171
При устройстве котлованов в засоленных водонасыщенных слабых глинистых грунтах, обычно характеризующихся очень низкими прочностными свойствами, необходимо обеспечить устойчивость стенок котлована в течение всего времени производства работ нулевого цикла и защитить грунты основания от разрушения землеройными и транспортными механизмами, а также от воздействия поверхностных и подземных вод.
При неправильных методах производства землеройных работ, водопонижения, водоотлива и т. д. очень часто происходит разрушение грунтов основания, в результате чего приходится проводить дорогостоящие дополнительные работы.
В районах распространения засоленных грунтов (особенно на севере Казахстана) возможно промерзание грунтов на глубину до 2 м. Водонасыщенные засоленные глинистые грунты, будучи сильно пучинистыми в процессе промерзания и оттаивания резко снижают присущую им прочность, а их сжимаемость увеличивается. Именно поэтому земляные работы по устройству котлованов в водонасыщенных засоленных глинистых грунтах целесообразно проводить не в зимнее время. При необходимости проведения работ в зимнее время грунт не добирают на такую глубину, при которой не происходит его промерзание на отметках ниже отметки заложения фундамента. Котлован отрывают захватками таких размеров, при которых на этом участке возможно в течение двух — четырех смен смонтировать по частям фундамент и подземные сооружения.
Если котлован устраивается в слое слабых засоленных водонасыщенных глинистых грунтов в зимнее время, то не рекомендуется для уплотнения применять шар-молот или клин-бабу, от ударов которых природная структура грунта может разрушиться на большую глубину.
Применение экскаваторов, оборудованных ковшами типа «драглайн» или «грейфер», для .устройства котлованов в засоленных слабых водонасыщенных глинистых грунтах приводит последние к разрушению. Чтобы сохранить природную структуру грунта на дне котлованов при разработке их драглайнами, величина недобора должна составлять не менее 30 см. При разработке грунта бульдозерами или экскаваторами с прямой лопатой величина недобора должна быть не менее 20 см.
Устройство котлованов в маловлажных и очень прочных засоленных грунтах вызывает другие проблемы, связанные с тем, что такие грунты обладают очень высокой прочностью, и без предварительного рыхления не удается разработать котлованы обычными землеройными механизмами. Для рыхления засоленных глинистых грунтов твердой и полутвердой консистенции используются машины ударного действия (копры, экскаваторы и краны, к стрелам которых подвешиваются грузы массой 2— 5 т), машины вибрационного и ударно-вибрационного действия. В ряде случаев при небольших объемах земляных работ
172
применяют отбойные молотки. При необходимости разработки больших котлованов на большую глубину, когда в составе засоленных грунтов встречаются прослойки и линзы солей, применяют взрывной способ рыхления засоленных грунтов.
В том случае, если засоленные глинистые твердые грунты содержат большое количество легкорастворимых солей, до начала проведения работ можно прибегнуть к предварительному замачиванию грунтов. Для этой цели площадку на месте будущего котлована обваловывают дамбами, откосы которых иногда покрывают полимерными рулонными материалами, обвалованный участок заполняют водой. В тех случаях, когда основная часть легкорастворимых солей расположена в верхних слоях грунтов, этот метод очень эффективен. Для большей растворимости солей в воду можно добавить серную или соляную кислоту, которые существенно ускоряют процессы растворения солей в грунтах. Чтобы вода быстрее проникла в толщу засоленных грунтов, иногда до замачивания вспахивают их верхний слой. Этот метод особенно эффективен в тех случаях, когда на поверхности засоленных грунтов имеются «корки» солей, препятствующие прониканию воды в грунтовую толщу. Время замачивания обычно варьирует от 10 до 40 сут. Как показала практика, очень часто ранее твердые засоленные грунты после замачивания легко разрабатываются обычными землеройными механизмами.
Анализ деформаций промышленных и гражданских сооружений, которые были построены на засоленных глинистых грунтах, показал, что в большинстве случаев они произошли в результате развития неравномерной суффозионной осадки (просадки), в связи с утечками из наружных сетей водопровода, канализации, теплофикации и т. п. В связи с этим проблеме устройства инженерных сетей следует уделять особое внимание. В тех случаях, когда материал трубопроводов может быть разрушен солевой коррозией, целесообразно применять наземную и надземную прокладку сетей (особенно за пределами застройки городов и поселков). Надземная прокладка создает хорошие условия для постоянного контроля за целостностью напорных трубопроводов. Наземная прокладка в районах с большой глубиной промерзания грунтов дает самый большой экономический эффект. В этом случае трубопроводы прокладывают в коробках, заполненных опилками, пенобетоном и другими теплоизоляционными материалами, предохраняющими воду от замерзания в водоводах. Короба следует хорошо изолировать, чтобы избежать попадания в них влаги и нарушения теплоизоляции. Недостаток наземной и надземной прокладок — загромождение территории.
Подземную прокладку трубопроводов можно проводить лишь в таких засоленных грунтах, где аварийные утечки не вызовут больших просадочных деформаций. Не следует прокладывать
173
трубопроводы под землей и в том случае, если в толще засоленных грунтов встречаются большие линзы или друзы легкорастворимых солей. Исходя из возможной коррозии целесообразно применять в этих случаях полиэтиленовые напорные и асбестоцементные безнапорные трубопроводы. Железобетонные напорные трубы следует покрывать лакокрасочными антикоррозионными обмазками и между отдельными секциями устраивать гибкие резиновые соединения. Для самотечных трубопроводов можно применять керамические трубы диаметром до 250 мм.
При проведении работ нулевого цикла следует очень тщательно предусмотреть возможность водопонижения, так как при откачке воды из грунта возникает гидродинамическое давление, часто сопровождаемое выносом мелких частиц. Совершенно очевидно, что при этом из толщи засоленных грунтов будут вымываться соли. В зависимости от количества легкорастворимых солей, а также от количества глинистых частиц в засоленных грунтах (от проницаемости) влияние водопонижения на изменение прочностных и деформативных свойств может быть различным. Однако, как показали наблюдения, при откачке воды из зумпфов котлованов, дно которых сложено засоленными суглинками и супесями, прочность грунтов на глубину до 1,5 м уменьшилась в 4, а сжимаемость возросла в 2,5 раза. В ряде случаев после водопонижения необходимо проводить дополнительные работы для повышения прочности засоленных грунтов, из которых часть растворенных солей была удалена при водопонижении. Необходимо отметить, что при резком падении уровня воды в котловане во время водопонижения грунтовые воды вокруг котлована остаются на значительно более высоких отметках, чем в котловане, в результате чего возникает поток воды через откосы в котлован. При таком перемещении воды происходит дополнительное вымывание солей из грунтов стенок котлованов, часто приводящие их к потере устойчивости. Поэтому откачка воды должна проводиться равномерно, незначительно опережая скорость понижения уровня грунтовых вод в грунтовом массиве котлована.
Как показала практика, применение открытого водоотлива в котлованах, вырытых в засоленных супесях, пылеватых и мелкозернистых песках, приводит к значительному разрыхлению грунтов основания. В этих случаях целесообразно откачивать грунтовую воду из системы скважин, иглофильтров, трубчатых колодцев и т. п., которые обеспечивают понижение уровня грунтовых вод ниже отметки дна котлована. Такой метод особенно эффективен в тех случаях, когда при открытом водоотливе возможно резкое снижение прочностных свойств грунтов стен котлованов.
Устройство свайных фундаментов из забивных железобетонных свай в засоленных грунтах, кроме принятия мер по защите конструкции железобетонных свай и солевой коррозии, имеет и 174
другую особенность, связанную со свайными работами. Как правило, засоленные маловлажные прочные грунты — весьма труднопроходимая среда для погружения свай. Известно много случаев, когда большое количество железобетонных свай было разрушено в процессе забивки, много свай не удалось погрузить до проектной отметки в связи с тем, что в толще засоленных грунтов встречаются слои и линзы очень прочных солей. Поэтому при проведении свайных работ прежде всего необходимо применять очень тяжелые свайные молоты. В подобных случаях нельзя использовать сваи с центральным армированием, а также предварительно напряженные струнобетонные сваи. Лучше всего применять сваи усиленной конструкции (СУ).
В тех случаях, когда вес молота недостаточен для погружения сваи на проектную отметку, на месте размещения сваи необходимо пробурить скважину на глубину, меньшую проектной на 0,5—1 м. Если и после устройства лидирующей скважины диаметром 6—10 см не удается погрузить сваю на проектную отметку, следует увеличить диаметр лидирующей скважины. В крайнем случае, лидирующие скважины устраивают диаметром, равным диаметру сваи, и пробуривают их на глубину, на 1 м меньшую длины сваи.
Если засоленные грунты содержат большое количество легкорастворимых солей (более 2 %), то целесообразно погружать сваи методом подмыва. Практика строительства показывает, что сопротивление засоленных грунтов погружению сваи значительно уменьшается при применении горячей воды и повышении давления в подводящих патрубках до 0,6—1,0 МПа.
При устройстве буронабивных свай, как указывалось выше, необходимо принимать меры по защите свежеуложенной бетонной смеси от солевой коррозии. С этой целью применяются сульфатостойкие цементы, в состав бетонной смеси вводятся специальные добавки и т. п. В ряде случаев после устройства скважин производится обмазка боковой поверхности их стенок растворами жидкого стекла, карбамидных смол, стойких к солевой агрессии, а также полимерными материалами, препятствующими прониканию солей в тело сваи. При устройстве набивных свай с уширенной пятой целесообразнее всего применять метод покрытия поверхности стенок скважины и уширения растворами жидкого стекла по технологии, предложенной В. П. Петрухиным.
При устройстве сверху свай железобетонных ростверков следует остановиться на конструкции высокого ростверка, чтобы исключить контакт между его поверхностью и засоленными грунтами. Для ростверка удобно использовать сборные железобетонные элементы, поверхность которых может быть легко защищена различными формами покрытий.
Следует помнить, что если основание сложено засоленными глинистыми грунтами с большим содержанием легкорастворн-
175
мых солей, нельзя допускать перерыва между окончанием работ по устройству котлована и остальными работами нулевого цикла. В тех случаях, когда такой перерыв является вынужденным, необходимо принять меры по условной консервации строительства, чтобы вода не скапливалась вокруг фундамента в котловане, не происходило рассоление грунтов, чтобы смонтированные части зданий и подземных сооружений не подвергались солевой коррозии и т. д. Устройство котлованов в таких грунтах следует выполнять с недобором до проектной отметки, а зачищать котлован целесообразно непосредственно перед монтажом фундаментов.
При строительстве на засоленных грунтах следует обратить особое внимание на проблему устройства обратной засыпки стен подвалов и подземных коммуникаций. Обратная засыпка подземных частей здания должна выполняться грунтом, в котором содержится не более 0,3 % легкорастворимых солей и не более 3 % среднерастворимых. Если таких грунтов на стройплощадке не имеется, то следует произвести работы по искусственному предварительному обессоливанию грунтов, особенно в случае, если в грунтах содержатся легкорастворимые соли. Обратная засыпка должна обеспечить целостность гидроизоляции фундаментов и других подземных частей здания и подземных коммуникаций. Обратную засыпку пазух следует выполнять до отметок, при которых поверхностные воды будут полностью отводиться от здания.
В тех случаях, если фундаменты промышленных и гражданских сооружений устраивают из монолитного бетона, следует предусмотреть возможность немедленной откачки атмосферных и грунтовых вод из котлована, чтобы не допустить обводнения несхватившегося слоя бетона и раствора до приобретения ими 60 % проектной прочности. С этой целью до начала устройства монолитных фундаментов в котловане следует оборудовать сборные колодцы и водоотводные лотки (желательно водоотводящие лотки, канавы и водосборники размещать вне контура сооружения). Чтобы предупредить вымывание солей из грунтов дна котлована дно водоотводящих канав надо покрывать полимерными материалами или железобетонными лотками. Уклон канав должен быть не менее 0,005.
При производстве работ нулевого цикла необходимо принять меры, способствующие быстрому стоку поверхностных вод и вод из водоводов со строительной площадки. При производстве земляных работ следует так организовать отвал грунта, чтобы поверхностный сток вод не был нарушен. Снег из котлованов и траншей следует систематически убирать за пределы котлована в сторону пониженного рельефа. При необходимости устройства временных сетей водоснабжения, теплофикации и канализации такие сети целесообразно укладывать на небольшой глубине в железобетонных лотках или специальных закры-176
тых коробах. При этом сети должны быть оборудованы задвижками и затворами для быстрого отключения при аварийных ситуациях. Все пункты водоразбора должны находиться не ближе 10 м от строящихся промышленных и гражданских сооружений. Площадки, где расположены пункты водоразбора, следует забетонировать или покрыть асфальтом так, чтобы утечки воды организованно отводились в систему канализации.
7.5. НОВЫЕ ИССЛЕДОВАНИЯ СВОЙСТВ ЗАСОЛЕННЫХ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТОВ
В последние годы усилились исследования специфических свойств засоленных грунтов и возможности их использования в качестве оснований сооружений. Впервые в строительные нормы и правила (СНиП 11-15-74) включен раздел, посвященный особенностям проектирования оснований, сложенных за
соленными грунтами.
Следует отметить первые исследования по этой проблеме, которые были выполнены И. И. Черкасовым. В дальнейшем строительство на засоленных грунтах изучалось В. П. Петрухиным, У. Р. Джумашевым, С. В. Альперовичем, Г. В. Болдыревым, автором настоящей книги и др. Работы В. П. Петрухина посвящены в основ-
ном исследованию
свойств загипсованных и маловлажных засоленных грунтов. Интересны исследования, которые проводились В. П. Петрухиным и Г. В. Болдыревым с целью изучения деформируемости загипсованных грунтов при длительной фильтрации воды. В этих опытах установлено, что при выщелачивании гипса из грунта глубина деформируемой зоны со временем увеличивается.
В многочисленных ис-
Рис. 7.1. Графики зависимости относительной суффозионной осадки ДА/Л при растворении солей от их содержания (начальное содержание легкорастворимых солей 3,4 %)
Рис. 7.2. Изменение коэффициента фильтрации грунта #ф и содержания солей с при фильтрации во времени (начальное содержание легкорастворимых солей 6,7%)
177
Рис. 7.3. Схема размещения мессу р (7) и месдоз (2) под жестким круглым штампом площадью 10 тыс. см2 для измерения контактных напряжений (а) и напряжений внутри массива засоленных грунтов (б)
следованиях автора и У. Р. Джу-машева изучалось изменение сжимаемости глинистых грунтов с большим содержанием легкорастворимых солей: изменение значений коэффициента фильтрации в зависимости от изменения содержания легкорастворимых солей во времени. Результаты опытов, которые проводились на компрессионно - фильтрационном приборе, показали, что при фильтрации дистиллированной воды через образец водонасыщенного засоленного грунта происходит вынос легкорастворимых солей, сопровождающийся суф-фозионной осадкой (рис. 7.1). Специальные исследования изменения фильтрационных свойств
засоленных водонасыщенных глинистых грунтов с содержанием легкорастворимых солей от 5 до 9 % показали, что даже
при небольших градиентах напора наблюдается увеличение значений коэффициента фильтрации во времени в процессе уменьшения содержания легкорастворимых солей. Результаты одного из таких опытов приведены на рис. 7.2. Таким образом, при расчетах по теории фильтрационной консолидации необходимо определять два значения коэффициента фильтрации — при естественном содержании солей и после отмыва легкорастворимых солей из образца грунта. Точно так же следует
дважды определять и значения начального градиента напора.
На водонасыщенных засоленных суглинках Караганды были проведены полевые исследования с целью определения напряженно-деформированного состояния в основании жестких фундаментов. Для исследований использовались круглые жесткие металлические штампы площадью 5 тыс. и 10 тыс. см2. Напряжения измерялись как на контакте штампа с грунтовым основанием, так и в последнем. Месдозы конструкции ЦНИИСК диаметром 35 и 70 мм погружали на глубину 2,25 м ниже подошвы заложения металлического штампа. Для установки месдозы в грунтовое основание из стенок шурфа, который открывался на расстоянии 1,2 мм от боковой грани штампа на глубину 3,2 м, пробуривали скважины. Точность измерения напряжений составляла (10—35) • 10~2 Н/см2.
Чтобы выявить возможность использования различных грунтовых моделей на поверхности грунтового массива, рядом со
штампом, через 6 см по радиусу устанавливали мессуры, которые позволяли определять форму деформированной поверхности вокруг штампа. Схема размещения месдоз и мессур вокруг штампа и на глубине приведена на рис. 7.3.
Экспериментальные исследования показали, что для водонасыщенных слабых засоленных грунтов в основании жесткого штампа характерна трансформация эпюры контактных напряжений с увеличением их значений под центром штампа. При нагружении более 0,10 МПа (среднее давление под подошвой штампа) эпюра контактных напряжений приобретала параболическую форму. На рис. 7.4 сопоставлены данные натурных измерений контактных напряжений в процессе нагружения жесткого штампа с эпюрами, определенными по формуле И. Я. Штаермана.
Натурные опыты по изу
Рис. 7.4. Распределение контактных напряжений в основании жесткого круглого штампа площадью 10 тыс. см2 на засоленных грунтах (содержание легкорастворимых солей 6,7%) при его нагружении сплошными линиями показаны данные экс-
чению распределения напря- периментов, пунктирными — расчет-жений в грунтовом массиве ные значения по формуле И. Я. Шта-показали, что глубина ежи- еРмана маемой зоны получается не-
сколько большей, чем рассчитанная по теории упругости (К. Е. Егоров). Однако фактическое распределение вертикаль
ных напряжений в основании жесткого штампа оказалось очень близким к эпюрам, полученным в результате аналогичного исследования на незасоленных слабых водонасыщенных глини-
стых грунтах.
Большие натурные исследования по искусственному обессоливанию засоленных глинистых грунтов были проведены У. Р. Джумашевым на полигоне в Казахстане. Для этого был открыт котлован размерами 14X28 м в плане и глубиной 0,6 м. Со дна котлована были пробурены скважины диаметром 70 мм на глубину 2,4 м, которые засыпали песком средней крупности. После засыпки всех скважин на дно котлована отсыпали слой щебня толщиной 10 см. С одной стороны котлована был устроен колодец-зумпф. Затем котлован заполняли водопроводной во
179
дой, уровень которой поддерживался на отметке 0,5 м выше дна. Через каждые сутки воду из зумпфа откачивали, а котлован снова заполняли водопроводной водой. В некоторые песчаные дрены были опущены резиновые шланги для откачки воды (раствора солей). Контрольные исследования химического состава откачиваемой из котлована воды показали, что через 10 сут практически все легкорастворимые соли на глубину ~2,5 м из грунта были удалены.
Для ускорения процесса обессоливания засоленных водонасыщенных глинистых грунтов был применен и исследован электрохимический способ. Для этого в соседние песчаные дрены (скважины, засыпанные песком) опускались металлические трубы, к которым был приложен электрический ток (аноды), а из катодного иглофильтра производилась откачка воды. Как показали исследования, электрохимический способ обессоливания сократил срок удаления солей из толщи засоленных грунтов.
Электрохимические исследования на засоленных грунтах проводились У. Р. Джумашевым и в лабораторных условиях. Сопоставление результатов простого и электрохимического обессоливания засоленных грунтов с содержанием легкорастворимых солей более 5 % показало, что электрохимический способ не только сокращает срок обессоливания, но и несколько повышает прочность грунтов около катода. Этот способ, кроме того, позволяет частично удалять некоторые среднерастворимые соли.
В последнее время В. П. Петрухин, С. В. Альперович и др. изучают проблему изменения длительной прочности и сжимаемости грунтов с большим содержанием среднерастворимых солей.
ГЛАВА 8. ОСОБЕННОСТИ СТРОИТЕЛЬСТВА НА МАКРОПОРИСТЫХ ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТАХ
8.1. МАКРОПОРИСТЫЕ ИЛЫ
Некоторые виды слабых водонасыщенных глинистых грунтов имеют макропористую текстуру. Такая текстура обычно характерна для верхних слоев водонасыщенных макропористых лёссовых грунтов, в которых при замачивании всей толщи не происходит просадочных деформаций и сохраняется макропористая текстура. Макропористые водонасыщенные лёссовые грунты изучались различными исследователями (Ю. М. Абелев, Н. Я. Денисов, А. М. Дранников и др.), установившими основные закономерности деформируемости и прочности таких грунтов.
180
Таблица 8.1. СОДЕРЖАНИЕ РАЗЛИЧНЫХ ВИДОВ ПОР В МАКРОПОРИСТЫХ ГРУНТАХ
Грунт, место отбора Пористость, %
общая ультрамикропористость (< 0,001 мм) межагрегатная и крупная (0,001—0,1 и > 0,1 мм) прочая, в том числе макропористость (>! м)
Супесчаный ил: Мурманск 45,9 10,5 30,3 5,1
Североморск 47,2 8,9 29,8 8,5
Суглинистый ил (г. Онега) 46,6 10,3 28,2 7,1
Лёссовидный суглинок 42,2 6,6 30,4 5,2
(Ростов-на-Дону) Лёсс (Днепропетровск) 46,9 2,6 11,6 2,7
Макропористая текстура часто обнаруживается и у илов морского происхождения. Эти илы в основном имеют вертикальные, хотя иногда встречаются наклонные или отдельные горизонтальные макропоры. Диаметр макропор в илах иногда достигает 4, но наиболее часто 1—2 мм. Макропоры имеют вид трубчатых каналов длиной 6—10 см (длина отдельных макропор 50 см). На гладкой поверхности макропор даже визуально заметны соединения железа.
Макропористые илы, свойства которых впервые были исследованы в 1974 г., в последнее время обнаружены по берегам заливов Белого моря, на оз. Сиваш, по берегам фиордов Баренцева моря и в других районах СССР. Толщина слоя макропористых грунтов изменяется от 1—2 (оз. Сиваш) до 10 м (Мурманск), и на них возводят разные сооружения.
Макропористость исследуемых илов сопоставима с макропористостью лёссовидных пород, а в некоторых случаях превышает ее.
В табл. 8.1 приведено содержание пор различных типов в макропористых илах и лёссовых грунтах.
Макропоры в илах образовались в результате действия различных факторов. Так, макропоры в северных илах объясняются результатом жизнедеятельности морских червей. Другая причина образования макропор — перегнивание в глинистых грунтах остатков корней растений. Именно эта причина, по мнению Розенквиста и Моума, является основной в процессах образования макропор в морских глинах Норвегии. Вероятно, что в некоторых случаях макропоры могли возникнуть в аквальных условиях вокруг водорослевых трубок или вследствие интенсивного выхода пузырьков газа из донных отложений. Этим фактором, очевидно, может быть объяснено образование макропористой текстуры в некоторых донных илах Азовского моря.
181
Таблица 8.2. ХИМИЧЕСКИЙ СОСТ АВ МАКРОПОРИСТЫX И НЕМАКРОПОРИСТЫХ МОРСКИХ ИЛОВ МУРМАНСКА
Химический состав* Содержание химических элементов в илах» %
макропористых немакропористых
в соскобе со стенок макропоры в грунте в целом
Fe2O3 13,40 5,63 5.03
А120з 23,66 23,75 17,29
MgO 0,75 1,85 3,88
so3 0,94 0,59 2,66
к2о 0,35 1,00 1,91
Na»O 0,43 1.41 1,75
* Валовый химический анализ фракции прокаленную навеску. размером <0,001 мм, % на
Применение поляризационного микроскопа с фотоэлектрической насадкой (ФЭМ-1) позволило установить, что вокруг большинства макропор в илах имеется четко выраженная ориентация пылеватых частиц в виде концентрических кругов. Кольца алевролитового материала включают частично ориентированные агрегаты глинистого вещества, а также окиси и гидроокиси железа (табл. 8.2).
Своеобразная текстура макропористых илов создает структурный каркас в отложениях и может быть названа каркаснокольцевой.
Макропористые илы исследовались автором в электронномикроскопической лаборатории МГУ с помощью электронного микроскопа. При этом оказалось, что материал в концентрических зонах вокруг макропор значительно агрегирован. Микродефекты структуры, свойственные образцам в целом, в кольцевых зонах вокруг макропор отсутствуют (микротрещины, крупные микропоры и др.). Коэффициенты микропористости (по А. К. Ларионову), подсчитанные с помощью специальной аппаратуры, в зонах вокруг макропор почти вдвое ниже, чем в остальном массиве.
Исследования химического состава соскобов со стенок макропор и сравнение его с результатами химических анализов грунта в целом позволили обнаружить ряд важных геохимических превращений, происходящих в кольцевых зонах вокруг макропор (см. табл. 8.2).
Различия строения и состава макропористых и немакропористых илов обусловливают и существенные различия их свойств. Некоторые результаты исследований состава, состоя-
182
Таблица 8.3. СРАВНЕНИЕ ФИЗИКО-ХИМИЧЕСКИХ СВОЙСТВ МАКРОПОРИСТЫХ И НЕМАКРОПОРИСТЫХ МОРСКИХ ИЛОВ МУРМАНСКА
Показатель Компрессионная сжимаемость, см2 Н в интервале
давлений, М Ла
Морские илы о
.Мурманска О см
£ О н ю о О I
CJ ГО Q 1
t- О. <х> LZZ
W W W 1. 1 °, о о С
Макропористые
выветрелые 24,09 18,96 20,58 0,629 0,0026 0,0026 0,0013
(корка, п = 85) 2,55 2,02 3,42 0,079 0,0016 0,0011 0,0005
невыветрелые 24,88 18,68 27,45 0,801 0,0041 0,0029 0,0022
(п = 96) 1,50 1,67 3,25 0,109 0,0030 0,0014 1,0013
Немакропористые
выветрелые 26,57 19,74 24,05 0,728 0,0055 0,0027 0,0023
(корка, п = 83) 2,59 1,24 2,92 0,032 0,0035 0,0013 0,0011
невыветрелые 26,84 19,89 32,15 0,888 0,0141 0,0055 0,0039
(и = 88) 3,34 2,37 3,71 0,082 0,0068 0,0013 0,0013
Примечание, п — -число определений.
ния и свойств морских илов береговых террас района Мурманска приведены в табл. 8.3.
Особенно отличаются от соответствующих немакропористых разностей выветрелые макропористые отложения, структурная прочность сжатия которых достигает 0,08—0,10 МПа.
Интересно отметить, что несмотря на макропористость, общая пористость макропористых разностей в соответствующих горизонтах меньше, чем у немакропористых отложений. Это явление обусловлено, очевидно, более интенсивной агрегацией и цементацией макропористых грунтов и соответственно уменьшением при этом межагрегатной пористости.
8.2. ФИЗИКО-МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА
МАКРОПОРИСТЫХ ИЛОВ
Наличие макропор в илах существенно влияет на физикомеханические свойства грунтов. Для этих грунтов характерно повышенное значение удельной массы (2,70—2,77) г/см3.
Исследования деформируемости этих грунтов, проведенные в лабораторных условиях на компрессионных приборах, а также исследования их сжимаемости в полевых условиях штампами площадью 10 тыс. см2 показали, что у макропористых илов величина структурной прочности сжатия равна 0,015— 0,045 МПа.
183
В компрессионных опытах при давлениях, изменяющихся от величины структурной прочности сжатия до 0,6 МПа (для илов Мурманска), характерна линейная зависимость между относительной деформацией образца и изменением давления. Таким образом, значения модуля общей деформации илов Мурманска в указанных выше диапазонах давления оказались постоянными. Изучение текстуры образцов макропористых илов после их уплотнения в компрессионных приборах показало, что большинство макропор сохранилось неизменным.
Прочностные свойства макропористых илов оз. Сиваш и Мурманска изучались на одноплоскостных срезных приборах конструкции Гидропроекта по методике быстрого сдвига. Оказалось, что значение угла внутреннего трения и сцепления оставалось постоянным, несмотря на увеличение вертикального давления на образец макропористого грунта с 0,05 до 0,30 МПа. Мало изменялись прочностные характеристики макропористых илов и после предварительного их уплотнения давлениями до 0,3 МПа при сдвиге (по схеме «медленного консолидированного сдвига»). По-видимому, вертикальные макропоры с прочными стенками как бы армируют грунт в вертикальном направлении, оказывая такое своеобразное влияние на характеристики прочности макропористых илов.
Интересно отметить, что при исследовании образцов макропористых илов в стабилометрах были получены более низкие значения угла внутреннего трения и сцепления. Это может быть объяснено тем, что в срезных приборах плоскость среза была перпендикулярна направлению большинства макропор, а при исследовании образцов макропористых илов в приборах трехосного сжатия поверхность сдвига вообще не задается, и образец разрушается по наиболее слабым поверхностям.
Исследования фильтрационных свойств макропористых илов оз. Сиваш, Мурманска и Баренцева моря проводились в компрессионно-фильтрационном приборе Ф-1М по методике, описанной в гл. 4. На 32 различных образцах изучались фильтрационные характеристики макропористых илов при фильтрации воды через образец в вертикальном и горизонтальном направлениях (т. е. вдоль направления большинства макропор и перпендикулярно ему). Кроме этого, исследовалось изменение фильтрационных характеристик при нагружении образцов макропористых илов давления до 0,60 МПа (рис. 8.1).
Анализ полученных результатов показал, что при уплотнении образцов макропористых илов в вертикальном направлении коэффициент фильтрации изменяется незначительно.
Вертикальные срезы по образцу макропористых илов (до и после фильтрационных исследований) подтвердили, что подавляющее большинство макропор не изменилось. Так как проницаемость макропористых илов в вертикальном направлении определяется в основном макропорами, то именно неизменностью 184
сечения макропор и можно объяснить тот факт, что при уплотнении коэффициент фильтрации остается постоянным.
Исследования отклонения фильтрации через макропористые илы от закона Дарси (что, как уже говорилось в гл. 4, характерно для большинства слабых водонасыщенных глинистых грунтов) показали, что при фильтрации через макропористый грунт в вертикальном направлении отклонения от закона Дарси не наблюдается, т. е. для этих грунтов характерно отсутствие начального градиента напора. Это явление также может быть объяснено макропористой текстурой образцов.
При исследовании проницаемости образцов макропористого ила в горизонтальном направлении было установлено, что начальная проницаемость образцов в этом
а)
Рис. 8.1. Лабораторные исследования фильтрационных свойств макропористых грунтов Мурманска
а — зависимость коэффициента фильтрации от коэффициента пористости; б — зависимость скорости фильтрации от градиента напора; 1 — Рт = 0,05 МПа; е=0,87; 2-р = 0,15 МПа, е=0,86;
3 — рт =0,3 МПа, е = 0,83
11 V
случае гораздо ниже. После уплотнения образцов давлением 0,3—0,6 МПа коэффициент фильтрации резко падает. Таким образом, при фильтрации воды через указанный образец в горизонтальном направлении закономерность изменения коэффициента фильтрации при уплотнении совпадает с закономерностью, характерной для большинства слабых водонасыщен-
ных глинистых грунтов (см. гл. 1).
Фильтрация в горизонтальном направлении через образцы макропористых илов происходит с отклонением от закона Дарси, а значения начального градиента напора составляют от 3 до 14,3.
Таким образом, исследования фильтрационных свойств
макропористых илов показали, что эти грунты характеризуются анизотропными свойствами и что это явление необходимо учи
тывать при проведении консолидационных расчетов.
185
8.3. ОСОБЕННОСТЬ КОНСОЛИДАЦИИ МАКРОПОРИСТЫХ ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГЛИНИСТЫХ ИЛОВ
Изучение процессов консолидации макропористых илов в основании сооружений, опытных штампов и фундаментов проводилось в полевых условиях на экспериментальных участках оз. Сиваш и Мурманска. Кроме того, были проведены длительные лабораторные исследования процессов уплотнения образцов макропористых илов. Методика проведения этих опытов описана в гл. 1 и 2.
Для установления закономерностей процессов консолидации полевые опыты проводились в течение 8—10, а лабораторные — 3—6 мес. Это позволило сократить число исследований. В полевых опытах наблюдения проводились за семью штампами и фундаментами, а в лабораторных условиях изучалась консолидация 17 образцов макропористых илов.
Анализ результатов проведенных исследований показал, что скорость развития во времени осадок образцов при их уплотнении, а также скорость осадки опытных штампов, расположенных на макропористых илах, по величине существенно отличаются от скоростей развития осадки, рассчитанных по теории фильтрационной консолидации. Как правило, хорошее совпадение прогнозируемых и наблюдаемых осадков штампов и фундаментов наблюдалось только до достижения 30—50 % консолидации, а затем наблюдаемая скорость становилась значительно меньше расчетной. Аналогичные результаты были получены и при исследовании образцов макропористых илов на экспериментальных стендах.
Из проведенных исследований можно сделать вывод, что при прогнозе вертикальных осадок фундаментов, расположенных на макропористых водонасыщенных глинистых грунтах, процессы вторичной консолидации необходимо учитывать до достижения 50 % степени консолидации.
Кроме того, уплотнение макропористых илов, как показали эксперименты, не должно производиться с использованием вертикальных песчаных дрен и пригрузочной насыпи, так как фильтрация в горизонтальном направлении у макропористых илов происходит с малыми значениями коэффициента фильтрации, а создать давление в поровой воде этих грунтов очень сложно, ибо они характеризуются большой структурной прочностью. Так как проницаемость этих грунтов в вертикальном направлении значительно выше, чем в горизонтальном, при строительстве гражданских и промышленных сооружений следует использовать песчаные подушки.
Опыт применения вертикальных песчаных дрен при строительстве железнодорожного пути на макропористых илах вблизи Мурманска показал, что дрены не сократили сроков уплотнения грунта. Время консолидации на участках, где были уст
186
роены дрены, и на участках, где их не было, практически одинаково при достижении одинаковой степени консолидации. Более подробно вопрос о применении вертикальных песчаных дрен рассмотрен в гл. 2.
При уплотнении макропористых илов железобетонными сваями оказалось, что на расстоянии 20—30 см от их боковой поверхности наблюдается частичное разрушение макропор, а за этой зоной макропоры полностью сохраняются. Несущая способность железобетонных свай, забитых на глубину 6 м в слой макропористых илов толщиной 10 м, оказалась небольшой (110—116 кН).
Таким образом, исследования свойств макропористых илов показали, что эти группы обладают рядом специфических особенностей. Поэтому при проведении инженерно-геологических исследований площадок для строительства промышленных и гражданских сооружений, где эти илы встречаются, необходимо выделить их расположение и подробно изучить свойства. При этом деформативные свойства этих грунтов следует описывать величиной структурной прочности сжатия и одним значением модуля общей деформации, а фильтрационные характеристики следует определить при движении воды через образцы грунта как в вертикальном, так и в горизонтальном направлениях.
При устройстве искусственных оснований для промышленных и гражданских сооружений на макропористых илах не следует применять висячих железобетонных свай и вертикальных песчаных дрен с пригрузочной насыпью. Целесообразнее широко применять песчаные подушки в основании промышленных и гражданских сооружений.
При расчете осадок фундаментов на макропористых илах во времени необходимо учитывать процессы вторичной консолидации.
ГЛАВА 9. ОСОБЕННОСТИ СТРОИТЕЛЬСТВА РЕЗЕРВУАРОВ ДЛЯ ХРАНЕНИЯ НЕФТЕПРОДУКТОВ, СИЛОСНЫХ КОРПУСОВ
И ВОДОНАПОРНЫХ БАШЕН НА СЛАБЫХ
ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТАХ
9.1. АНАЛИЗ РАБОТЫ СИЛОСНЫХ КОРПУСОВ
И РЕЗЕРВУАРОВ НА СЛАБЫХ ВОДОНАСЫЩЕННЫХ
ГЛИНИСТЫХ ГРУНТАХ
На слабых водонасыщенных грунтах построено много резервуаров для хранения нефтепродуктов и химических растворов, водонапорных башен и силосных корпусов. Особенности работы этих сооружений состоят в том, что после окончания строитель
187
ства к основаниям прикладываются многократно повторяющиеся нагрузки от массы зерна, цемента, воды, нефтепродуктов и прочих заполнителей. По величине повторно приложенные эксплуатационные нагрузки составляют различную часть постоянной нагрузки от собственной массы сооружения. Так, в металлических резервуарах для хранения нефтепродуктов емкостью 10 тыс. м3 давление от собственной массы резервуара на грунты основания составляет 0,02—0,03, а от массы нефтепродуктов еще 0,08—0,12 МПа (эксплуатационная нагрузка). Для силосных корпусов обычно среднее давление от массы конструкций под подошвой железобетонных плит составляет 0,11 — 0,15 МПа. При загрузке зерном или цементом дополнительная нагрузка в среднем увеличивает давление под подошвой фундаментной плиты на 0,09—0,18 МПа. Среднее давление под подошвой фундаментных плит водонапорных башен равно 0,15—0,25, а дополнительное от массы воды в резервуарах 0,07—0,14 МПа. Таким образом, в указанных выше сооружениях давление, которое возникает под фундаментом от переменной во времени эксплуатационной нагрузки, составляет от 10 до 80 % общего максимального давления под фундаментами сооружения.
До настоящего времени проектирование фундаментов и искусственных оснований под конструкции нефтяных резервуаров, силосных корпусов, водонапорных башен и других сооружений, в которых на основание передается чередующаяся во времени эксплуатационная нагрузка-разгрузка, проводится без учета последней. В расчетах принимается постоянная величина нагрузки, исходя из которой рассчитывается и конечная осадка, и протекание осадки во времени, и устойчивость оснований сооружений. Для расчетов осадки и устойчивости используются дефор-мативные и прочностные характеристики, определенные без учета повторно прикладываемых в течение длительного времени эксплуатационных нагрузок.
Наблюдения за эксплуатацией существующих силосных корпусов, зерновых элеваторов, резервуаров для хранения нефти и водонапорных башен показывает, что действительные осадки часто значительно превышают расчетные, которые прогнозировались по существующим методикам расчета без учета изменяющихся во времени эксплуатационных нагрузок.
Так как временно приложенные нагрузки в указанных сооружениях по своей длительности отличаются от динамических, для расчета оснований и фундаментов сооружений нельзя использовать результаты исследований свойств глинистых грунтов при динамических воздействиях. По данным В. Е. Курмеса, который обследовал режим эксплуатации 483 силосных корпусов зерновых элеваторов, время действия эксплуатационной нагрузки в различных элеваторах далеко не одинаково.
Число полных оборотов зерна в заготовительных элеваторах
188
за год составляет ~3, а максимальное число циклов разгрузки и нагрузки отдельных силосов изменяется от 10 до 120 в год. Для производственных элеваторов среднее число оборотов в год равно 6, а максимальное число циклов загрузки и разгрузки отдельных силосов изменяется от 20 до 300. В силосных корпусах новой конструкции дополнительная нагрузка от массы загружаемого зерна может вызвать повышение среднего давления под фундаментной плитой силосного корпуса до 0,27—0,32 /МПа, а современное оборудование в силосных корпусах позволяет в течение 1—2 сут полностью загрузить или разгрузить силосную башню.
В многочисленных публикациях встречаются сообщения, что некоторые нефтяные резервуары, зерновые элеваторы и водонапорные башни испытывают осадки в течение длительного времени, а иногда и об авариях таких сооружений в связи с потерей фундаментами устойчивости или в результате развития больших неравномерных осадок в различных точках сооружений и больших кренов. Рассмотрим некоторые примеры.
Портовый элеватор у Черного моря расположен на большой толще слабых водонасыщенных глинистых грунтов, которые характеризуются средним значением модуля деформации 3,50МПа. Толщина слоя слабых грунтов составляет 16 м. Строительство двух силосных корпусов и рабочей башни элеватора было закончено в 1960 г. Никаких мер по уплотнению грунтов основания принято не было. Уже в период строительства были замечены осадки, которые к моменту окончания строительства достигали 25 см. При этом среднее давление под подошвой плиты силосного корпуса составляло 0,10 МПа. В связи с происшедшей осадкой силосный корпус не нагружался в течение двух лет, т. е. все это время действовала постоянная нагрузка 0,10 МПа. При этой постоянной нагрузке осадка силосного корпуса № 1 достигла 50 см. После начала эксплуатации и первичной загрузки силосного корпуса в сентябре 1962 г. (нагрузка на фундамент в среднем составляла 0,20 МПа) произошла дополнительная осадка, равная 22 см. Начиная с 1965 г. и по 1979 г. этот силосный корпус нагружается временно приложенными нагрузками (зерном). Среднее давление под его подошвой незакономерно во времени изменялось от 0,15 до 0,25 МПа, осадка силосного корпуса достигла 144 см, и хотя скорость осадки корпуса уменьшилась до 3 см в год, следует ожидать дальнейшего развития осадок.
Исследования деформативных свойств слабых водонасыщенных глинистых грунтов основания силосного корпуса показали, что при обжатии образцов водонасыщенного грунта давлением 0,25 МПа, даже после падения порового давления до нуля, осадка образцов продолжается, а величина происшедшей осадки составляет 15—35 % общей величины осадки образцов. Это позволяет сделать вывод, что скорость осадки силосного корпуса
189
№ 1 портового элеватора определяется развитием процессов вторичной консолидации слабых грунтов.
В связи с креном силосного корпуса и опасностью потери устойчивости его загружают только на 50 % полезного объема. Следует отметить, что по предварительным расчетам проектировщиков осадка силосного корпуса № 1 должна была быть равной 60 см, т. е. что существующие методы расчета осадок прогнозируют осадку силосных корпусов с большой неточностью, так как при расчетах не учитывается действие переменной нагрузки, передающейся на грунты основания.
В 1972 г. было окончено строительство другого силосного корпуса в Алтайском крае. В его основании залегали пластичные суглинки, модуль деформации которых по данным штамповых испытаний был равен 11,0 МПа. Наблюдения за осадками проводились с начала строительства. Установлено, что после окончания строительства осадки силосного корпуса от собственной массы конструкций 0,10 МПа под подошвой фундамента размером 19,6x31,6 м достигли 4 см. После начала эксплуатации и приложения нагрузки (засыпка зерна) максимальное давление под подошвой фундамента достигало 0,22 МПа. При выгрузке зерна среднее давление под подошвой фундамента уменьшалось до 0,135 МПа. Всего за 7 лет было выполнено 11 циклов нагрузки и разгрузки зерна в элеваторе. За этот период осадки силосного корпуса достигли 19,9 см и сопровождались креном здания. Минимальная осадка репера, расположенного по диагонали от репера, где была зафиксирована максимальная осадка, составила 11,8 см. Таким образом, разность в осадках достигала 7,1 см. В конструкциях были замечены трещины.
В 1971 г. началось строительство силосных корпусов № 3 и 4 иссыккульского элеватора. Силосные корпуса были расположены на сплошных железобетонных плитах, которые имели размеры в плане 20,6x32,6 м при глубине заложения фундаментов 2,2 м. В основании этих корпусов залегал слой водонасыщенных глинистых грунтов толщиной ~ 1,5 м, которые характеризовались коэффициентом пористости 0,96 и модулем общей деформации 8,00 МПа. Ниже этого слоя залегали глины тугопластичной консистенции с коэффициентом пористости 0,78 и значением модуля общей деформации 17,00 МПа. Строительство силосных корпусов было закончено в сентябре 1973 г. Максимальные осадки от собственного веса конструкций за период строительства достигали 4,5 см (среднее давление под подошвой плит от массы конструкций 0,11 МПа).
После первичной загрузки силосных корпусов зерном давление под подошвой фундаментных плит выросло до 0,284 МПа. При таком давлении в течение года осадки силосного корпуса № 3 возросли до 22,7, а силосного корпуса № 4 — до 16,6 см. При дальнейшей эксплуатации этих корпусов и шестикратной загрузке их зерном и разгрузке (давление при разгрузке состав-190
ляло 0,14 МПа под подошвой фундаментных плит) максимальные осадки силосных корпусов № 3 и 4 составили 26,6 и 19,6 см соответственно. Следует отметить, что за последние два цикла нагрузки и разгрузки осадка корпусов увеличилась всего на 0,2—0,4 см, т. е. можно считать, что она практически стабилизировалась. В связи с тем, что разность осадок в пределах фундаментов силосных корпусов достигала 5 и 7 см, в наружных стенах силосов, колоннах и стенах подсилосного этажа возникли трещины с раскрытием до 3 мм. что потребовало проведения ремонтных работ.
В Канаде проводились наблюдения за вертикальными перемещениями двух зерновых элеваторов при нагрузке и разгрузке силосных корпусов. По данным Дира и Девиссона, при нагрузке силосных корпусов под подошвой фундамента возникает дополнительное давление, в 3 раза превышающее давление от собственной массы конструкций элеваторов. В связи с этим они считают неправомочным расчет осадки силосных корпусов только по постоянно приложенной нагрузке, равной даже сумме максимальных значений нагрузок от массы зерна и собственной массы конструкций элеватора.
Многочисленные резервуары для хранения и технологической переработки нефти и нефтепродуктов часто размещаются на площадках, сложенных слабыми водонасыщенными глинистыми грунтами. Такие резервуарные парки построены на территории Тюменской области, Коми АССР, Карельской АССР, в Западной Сибири и в других областях. За рубежом также многие резервуары возведены на больших толщах слабых водонасыщенных глинистых грунтов. Опыт эксплуатации таких резервуаров показывает, что из-за неправильного расчета многие резервуары были деформированы с нарушением нормальной эксплуатации.
Так, в Японии в 1974 г. произошла авария металлического резервуара диаметром 26 м на заводе Мицубиси. Резервуар был расположен на побережье морского залива, а под ним залегал слой илов толщиной до 12 м. Несмотря на песчаную подсыпку высотой до 3,5 м, произошли неравномерные деформации резервуара, в результате которых стенка резервуара оторвалась от его днища на длине более 10 м. Около стены осадка днища достигала 15 см. Нефть из резервуара вытекла в море.
В 1962 г. в Ираке было построено шесть резервуаров высотой 12 и диаметром 32 м для хранения нефтепродуктов емкостью 10 тыс. м3. Резервуарный парк расположен на 18-метровой толще слабых водонасыщенных засоленных глинистых грунтов. В основании резервуаров была устроена песчаная подушка толщиной 1,7 м из среднезернистого песка. Максимальное давление под днищем резервуара при загрузке нефтепродуктами составляло 0,128 МПа, при разгрузке уменьшилось до минимума (0,024 МПа). После строительства этих резервуаров и первичной загрузки водой (в течение 6 мес) осадки резервуаров
191
составили 43—91 см. В процессе эксплуатации (12 лет) проводились систематические наблюдения за осадками резервуаров. Оказалось, что в результате нагружения и разгрузки резервуаров (более 100 раз) произошли дополнительные осадки, достигшие 1,7 м. При этом разрушились сварные соединения металлических листов стен резервуаров. В период ремонтных работ из основания резервуарного парка были отобраны образцы грунтов, исследования свойств которых показали, что коэффициент пористости этих грунтов равен 0,92—1,24, природная влажность практически равна влажности на пределе текучести или меньше ее на 10—15%. Модуль деформации составляет 4,50 МПа, угол внутреннего трения 9—16°, сцепление 0,018— 0,032 МПа, коэффициент фильтрации 2-10~7 см/с. В грунтах содержалось от 4 до 9,3 % солей.
Исследование сжимаемости этих грунтов штампами площадью 10 тыс. см2 статической нагрузкой 0,13 МПа показало, что установленная сжимаемость в опытах грунтов значительно меньше их фактической сжимаемости в основании резервуаров при циклических нагрузках. На основании этих данных Ал-Алюси сделал вывод, что именно различие в методиках исследований загружения грунтов постоянными и циклическими нагрузками приводит к неправильному прогнозу осадок нефтяных резервуаров на глинистых грунтах.
В Норвегии в течение 11 лет проводились наблюдения за осадками резервуара для хранения нефтяных продуктов емкостью 20 тыс. м3. В основании этого резервуара на глубину 5 м залегали пластичные глины. Экспериментальные исследования сжимаемости этих грунтов, выполненные Бьеррумом в полевых и лабораторных условиях при статических нагрузках, показали, что осадки практически должны стабилизироваться в течение 2—3 лет. Однако осадки нефтяного резервуара продолжаются и сейчас. По мнению Бьеррума, длительная консолидация глинистых пластичных грунтов обусловлена приложением циклических кратковременно действующих повторных нагрузок, которые возникают при заливке и выгрузке нефтепродуктов из резервуаров.
Кезди приводит примеры осадок водонапорных башен, в основании которых залегали глинистые грунты тугопластичной консистенции. Фактические осадки фундаментов водонапорных башен на 40 % превышали расчетные значения. По мнению Кезди, следует разработать расчеты осадок фундаментов, которые бы учитывали количество приложенных нагрузок к фундаменту, время их действия и цикличность.
Приведенные выше данные подтверждают, что в настоящее время еще нет методики аналитического прогнозирования осадок подобных сооружений при длительных периодических повторных нагрузках. Расчет без учета переменной работы сооружений часто приводит к появлению в них деформаций и нару-
192
шению эксплуатационной пригодности. Результат неверных расчетов осадок таких сооружений — дорогостоящие и трудоемкие ремонтные работы.
9.2. ИНЖЕНЕРНО-ГЕОЛОГИЧЕСКИЕ ИССЛЕДОВАНИЯ НА ПЛОЩАДКАХ СТРОИТЕЛЬСТВА РЕЗЕРВУАРОВ, СИЛОСНЫХ КОРПУСОВ И ВОДОНАПОРНЫХ БАШЕН
При проведении инженерно-геологических изысканий в рассматриваемом случае должна быть получена исчерпывающая информация о толщах слабых грунтов, залегающих в основании сооружений, и об их физико-механических характеристиках. Объем изысканий должен обеспечить возможность прогнозирования вероятных осадок сооружений в целом, протекания осадки сооружений во времени, крена сооружений и их устойчивости.
Инженерно-геологические изыскания для размещения силосных корпусов должны предусматривать бурение скважин по всем углам каждого силосного корпуса и одной в его центре. Расстояние между скважинами нс должно превышать 30 м, а глубина их назначается из условия полного прохождения скважиной всей толщи слабых водопасыщенных глинистых грунтов и заглубления в подстилающие прочные грунты не менее чем на 3 м. На месте размещения рабочей башни элеватора должно быть пройдено не менее трех скважин на такую же глубину.
Для проектирования как отдельно стоящих резервуаров, так и резервуаров в составе парка в зависимости от их емкости под каждым из них должна быть пробурена хотя бы одна скважина. Если диаметр резервуара превышает 25 м, следует пробурить не менее четырех скважин под его стенками. Если диаметр резервуара превышает 35 м, следует пробурить не менее пяти скважин (из них четыре под стенками и одна под центром резервуара). При строительстве резервуаров емкостью 50 тыс. м3 и большей скважины следует размещать по периметру резервуара под стенками па расстоянии не более 20 м друг от друга и предусматривать проходку одной — четырех скважин под его днищем.
При проведении инженерно-геологических изысканий для водонапорных башен необходимо пробурить нс менее трех скважин по периметру их фундамента. Все скважины должны быть геотехническими, т. е. дающими возможность отбирать из них образцы грунта через 1 —1,5 м по глубине из всей толщи слабых водонасыщенных глинистых грунтов. Следует также отобрать несколько образцов из подстилающих более прочных грунтов.
Приведенный объем изысканий позволяет обеспечить достоверную информацию о выдержанности слоев слабых грунтов по глубине и по простиранию и дает возможность проектировщикам оценить неравномерность осадок в пределах сооружений.
1V27 Заказ № 2325
193
Особенность проведения лабораторных исследований деформируемости и прочности слабых водонасыщенных глинистых грунтов основания рассматриваемых сооружений состоит в том, что образцы слабых грунтов в лабораторных условиях должны нагружаться таким же образом, как будут нагружаться грунты в основании резервуаров, силосных корпусов и т. д. в процессе строительства и в процессе эксплуатации сооружений. Единых норм по проведению изысканий для таких сооружений не разработано. Приведенные рекомендации по проведению лабораторных исследований сделаны на основе обобщения экспериментальных исследований и практики проведения изысканий в МИСИ им. В. В. Куйбышева, Гппротрубопроводе, ЦНИИ-Промзернопроекте и других организациях.
Характеристики деформируемости слабых грунтов для указанных выше сооружений можно определить в компрессионных приборах, однако методика проведения исследований существенно отличается от приведенной в гл. 1.
До начала исследований, используя решения теории упругости, следует построить эпюры изменения вертикальных напряжений в основании проектируемого сооружения из расчета действия максимальной нагрузки от собственной массы сооружения; суммы максимальной нагрузки от собственной массы сооружения и максимальной эксплуатационной нагрузки рэкс, а также суммы собственной массы сооружения и минимальной эксплуатационной нагрузки. Зная, с какой глубины отобран образец исследуемого грунта, по эпюрам определяется максимальное вертикальное напряжение для всех трех указанны?; выше случаев нагружения грунтов основания.
В связи с тем, что большинство слабых водонасыщепных глинистых грунтов относится к нодоуплотненным от массы лежащих выше грунтов, при назначении схемы компрессионных испытаний не следует учитывать природное (бытовое) давление.
Образец грунта помещают в компрессионный прибор и нагружают максимальным давлением, которое может возникнуть на этой глубине от действия массы возводимого сооружения. Ступени нагружения назначаются так же, как в гл. 1. После окончания стабилизации деформации при данной ступени давления прикладывается следующая ступень, которая принимается равной максимальному давлению, которое может возникнуть при этой глубине от суммарного действия собственной массы сооружения и максимальной эксплуатационной нагрузки. После стабилизации осадки от приложенной ступени давления образец разгружают до такого давления, которое равно нагрузке от собственной массы сооружения в сумме с минимальной эксплуатационной нагрузкой. Обычно минимальная эксплуатационная нагрузка принимается равной нулю и поэтому разгрузка образца производится до давления, возникающего на данной глубине основания, с которой отобран образец грунта. После выдер
194
живания при таком давлении времени ti образец грунта снова нагружают до величины максимального давления, которое возникает на заданной глубине грунтового основания от массы сооружения в сумме с максимальной эксплуатационной нагрузкой. При этом максимальном давлении образец выдерживают время /2 и снова разгружают. Количество циклов нагрузки-разгрузки в указанном выше диапазоне изменения давления должно быть нс менее шести.
Время выдерживания максимальной и минимальной нагрузки определяется из условия, что при изменении толщины образца водонасыщенного глинистого грунта время консолидации изменяется пропорционально квадрату толщины образца (одномерная консолидация). Поэтому, если в естественных условиях время нагрузки и разгрузки силосного корпуса составляет от 10 дней до 6 месяцев, а силосный корпус расположен на слое слабого водонасыщенного глинистого грунта толщиной 10 м, то при исследовании в компрессионном приборе образца толщиной 2 см время выдерживания должно быть уменьшено по сравнению с фактическим в 250 тыс. раз и составит в данном опыте ~2 мин.
Специальные исследования, проведенные В. Е. Курмссом (ЦНИИПромзернопроект) и в МИСИ им. В. В. Куйбышева на компрессионных приборах, в днищах которых были вмонтированы тензометрические датчики порового давления с образцами водонасыщенных глинистых грунтов, показали, что в процессе циклического нагружения и разгрузки поровое давление в образцах постепенно уменьшается до нуля. Длительность падения порового давления зависит от коэффициента фильтрации испытываемых грунтов и времени действия изменяющихся циклично ступеней давления. Во всех опытах при достижении образцами глинистых грунтов упругих деформаций при многократно приложенных нагрузках-разгрузках поровое давление в образцах грунта было равно нулю. Это позволяет сделать вывод, что при многократно приложенных нагрузках появление упругих деформаций при нагрузке-разгрузке свидетельствует об окончании процессов фильтрационной консолидации при заданном диапазоне изменения действующего в опыте давления.
Модуль деформации слабых водонасыщенных глинистых грунтов следует определять в двух случаях. На первом этапе — при нагружении образцов до максимального давления, возникающего в грунтах на данной глубине основания от действия нагрузки от собственной массы конструкций. Это значение модуля общей деформации будет использовано проектировщиками при расчете осадок силосных корпусов, водонапорных башен и резервуаров в процессе строительства (до начала эксплуатации). На втором этапе — исходя из максимально возможной деформации образца водонасыщенного глинистого грунта после многократно приложенной нагрузки-разгрузки. Это значение
195
модуля общей деформации будет использовано проектировщиками для определения конечной осадки в процессе длительной эксплуатации.
Для расчета устойчивости фундаментов сооружений (водонапорных башен, радиобашен элеваторов, высоких силосных корпусов и резервуаров) необходимо знать прочностные характеристики глинистых грунтов основания. Как показали исследования при циклически приложенных нагрузках характеристики прочности уменьшаются, причем их изменение зависит от действующих ступеней нагрузки-разгрузки. Для получения достоверных результатов исследования могут проводиться в срезных приборах конструкции Гидропроекта или в приборах трехосного сжатия.
Рекомендуется следующая методика проведения опытов. В уплотнителях сдвиговых приборов (или в компрессионных приборах, площадь кольца которых равна площади кольца сдвиговых приборов) образцы водонасыщенных глинистых грунтов нагружают вертикально приложенной нагрузкой, равной по величине вертикальным напряжениям, которые возникают в грунтах основания на той глубине, с которой был отобран исследуемый образец при максимальной нагрузке от собственной массы сооружения в сумме с максимальной эксплуатационной нагрузкой. Затем образец разгружают, и вертикальное давление уменьшается до величины, которая возникает в грунтовом основании от действия только собственной массы сооружения. Образец снова нагружают и разгружают. Время выдерживания ступеней давления при нагрузке и разгрузке определяется так же, как и при компрессионных опытах (см. выше). После 6—12 циклов нагрузки и разгрузки в заданных диапазонах давления образец грунта помещают в срезной прибор и определяют характеристики прочностных свойств грунта по методикам, приведенным в гл. 1.
Чтобы рассчитать устойчивость сооружений в процессе строительства, необходимо определить прочностные характеристики грунтов основания без приложения циклических нагрузок, только от действия веса возводимого сооружения. В некоторых случаях при проведении испытаний на срезном приборе после приложения циклических нагрузок прочностные характеристики не уменьшаются, а увеличиваются. Это объясняется тем, что при действующих циклических нагрузках происходит уплотнение грунта. В том случае, если между глинистыми частицами существовали прочные цементационные связи, то при циклических нагрузках прочность грунта снижается, так как переменные касательные напряжения па контактах между глинистыми частицами и глинистыми агрегатами приводят к нарушению целостности контакта, образованию микротрещин и т. д. Именно поэтому необходимо определить характеристики прочности слабых водонасыщенных глинистых грунтов и при 196
статических нагрузках (от массы сооружения) и от циклически приложенных нагрузок (эксплуатационные нагрузки-разгрузки).
При испытании образцов слабых водонасыщенных глинистых грунтов в приборах трехосного сжатия образцы грунта испытываются первоначально статически приложенными давлениями, как указано в гл. 1. Часть образцов-близнецов, вырезанных из того же монолита, испытывается по следующей схеме. Образец грунта нагружают равными вертикальным и горизонтальным давлениями, по величине соответствующими давлениям от массы сооружения на данной глубине, с которой был отобран образец. Затем вертикальное давление увеличивают до значения, соответствующего максимальному давлению от эксплуатационных нагрузок и снова уменьшают до первоначальной величины и т. д. Обычно время выдерживания каждой ступени нагрузки-разгрузки принимается равным 10—30 мин. После 6—12 циклов образец грунта разрушают, увеличивая вертикальное давление.
Опыты, проведенные в МИСИ им. В. В. Куйбышева па илах оз. Сиваш, показали, что после приложения циклической нагрузки-разгрузки угол внутреннего трения уменьшился с 14 до 10°, а сцепление упало с 0,032 до 0,017 МПа.
После приложения циклической нагрузки-разгрузки существенно меняется и длительная прочность слабых водонасыщеп-пых глинистых грунтов. В этом случае образцы слабых водопа-сыщепных глинистых грунтов следует предварительно подвергнуть нагружению циклически приложенной нагрузкой-разгрузкой по методике, указанной для испытания грунтов в компрессионных приборах, а уже затем определить их длительную прочность по методике, указанной в гл. 1.
Опыты, проведенные па образцах засоленных илов оз. Сиваш, показали, что при обычном определении длительной прочности предел ее равен 0,036 МПа, а после приложения циклической нагрузки-разгрузки к образцам-близнецам он уменьшается до 0,024 МПа. Следует, однако, отметить, что приложение циклической нагрузки-разгрузки к слабым водонасыщенным глинистым грунтам нарушенной структуры (суглинки, г. Юргамыш) не влияют на изменение длительной прочности грунта.
Исследование фильтрационных свойств водонасыщенных глинистых грунтов на образцах-близнецах, из которых один образец был подвергнут действию циклической нагрузки-разгрузки, а другой вовсе не нагружался циклической нагрузкой, показало, что коэффициент фильтрации грунта практически не меняется. Однако при циклическом нагружении и разгрузке слабых водонасыщенных глинистых грунтов, содержащих большое количество органических веществ (более 3%), возможно изменение и фильтрационных характеристик (особенно величины начального градиента напора).
197
Изучение характеристик вторичной консолидации (реологических) показало, что после нагружения образцов слабых водонасыщенных глинистых грунтов циклически приложенной нагрузкой-разгрузкой значения реологических характеристик существенно меняются. Изменяется также соотношение между деформацией водонасыщенного глинистого грунта, скорость которой определяется процессами фильтрационной консолидации, и деформацией, скорость которой определяется процессами вторичной консолидации.
Таким образом, для обоснованного проектирования и строительства силосных корпусов, резервуаров и водонапорных башен необходимо знать:
модуль деформации грунта при статически приложенных нагрузках от массы сооружения и модуль деформации грунта после приложения циклической нагрузки-разгрузки, соответствующей эксплуатационному режиму;
угол внутреннего трения и сцепления при вертикальных давлениях от собственной массы конструкции и угол внутреннего трения и сцепления от циклически приложенных нагрузок-разгрузок, соответствующих изменению эксплуатационных нагрузок от сооружений;
характеристики длительной прочности после приложения к образцам циклической нагрузки-разгрузки;
фильтрационные и реологические характеристики после приложения циклических нагрузок-разгрузок, соответствующих ожидаемому эксплуатационному режиму.
В полевых условиях можно нагружать опытные штампы нагрузками по аналогии с указанной выше методикой проведения компрессионных испытаний. Другие полевые методы (зондирование, прессиометрия и т. д.) для выявления влияния процессов нагрузки-разгрузки на изменение физико-механических свойств грунтов основания не применяются.
9.3. ПРОЕКТИРОВАНИЕ ОСНОВАНИЙ И ФУНДАМЕНТОВ
Проектирование фундаментов силосных корпусов, водонапорных башен и резервуаров проводится по предельным состояниям— деформациям и устойчивости сооружений и оснований. В отличие от общепринятых методов расчета сооружений следует учесть изменяемость характеристик свойств слабых водонасыщенных глинистых грунтов при циклически приложенных нагрузках-разгрузках. Поэтому в расчетах следует использовать характеристики, которые определяются по методикам, приведенным в предыдущем параграфе.
Большинство силосных корпусов и водонапорных башен устраивается на сплошной железобетонной плите или на свайном фундаменте. Для водонапорных башен иногда применяются кольцевые ленточные фундаменты. Их расчеты ничем не отли
198
чаются от расчета промышленных и гражданских сооружении на аналогичных фундаментах.
Более сложным вопросом является устройство оснований и фундаментов для резервуаров. Большинство из них проектируется либо в виде стальных вертикальных цилиндрических, либо в виде прямоугольных железобетонных резервуаров. При строительстве на слабых водонасыщенных глинистых грунтах металлических резервуаров емкостью 10 тыс. м3 и более для хранения нефти и нефтепродуктов применяются следующие методы устройства оснований и фундаментов. Под металлическим днищем резервуара обычно отсыпается песчаная подушка толщиной 1—3 м. Под стенками резервуара устраивают кольцевые ленточные, свайные фундаменты либо специальные искусственные основания. Сплошные фундаментные плиты из железобетона практически нс применяются, так как они требуют большого количества цемента и металла.
В связи с тем, что под стенками резервуаров давление несколько больше, чем под его днищем, иногда под ними устраивают кольцевую траншею, которую заполняют либо песком, либо щебнем, либо кислыми шлаками. Глубина траншей принимается большей, чем слой песчаной подушки под днищем резервуара. В некоторых случаях под стенками резервуаров устраиваются монолитные кольцевые железобетонные подпорные стенки, выполненные под глинистым раствором как «стена в грунте». Если существует опасность выдавливания слабых водонасыщенных глинистых грунтов из-под края резервуара, иногда по его периметру устраивают шпунтовое ограждение.
Свайные фундаменты под стенками и в основании железобетонных резервуаров применяют в том случае, если слой слабых грунтов не превышает 12 м и свая может полностью прорезать слой слабых грунтов, передавая нагрузку на прочные подстилающие грунты. Висячие сваи применять нецелесообразно, так как под днищем резервуара при действии эксплуатационной йагрузки возникает очень большое давление, сопровождающееся осадкой слабого грунта под резервуаром. В результате сваи нагружаются «отрицательным» трением, что приводит сооружение к деформации. Не следует применять железобетонные сваи при строительстве на засоленных водонасыщенных глинистых грунтах. Известны случаи аварий резервуаров на железобетонных сваях (Ирак) в результате солевой формы коррозии.
За рубежом при строительстве металлических цилиндрических вертикальных резервуаров на слабых грунтах используются новые конструктивные решения. Так, во Франции в основании резервуаров на слабых глинистых грунтах применяется железобетонный фундамент, имеющий в плане форму трехветвевой или четырехветвевой спирали, которая сходится в центре. Поверх такого фундамента укладываются железобетонные или металлические балки, а пространство между балкой и спирале
199
видным фундаментом заполняется песком, который затем уплотняется. На таких фундаментах был построен резервуар ем костью 1600 м3.
В Японии наиболее часто под днищем резервуаров устраивают песчаную подушку, а под стенками либо железобетонный кольцевой фундамент, либо щебеночную подсыпку. Между днищем и опорной поверхностью кольцевого фундамента прокладывается амортизационный асфальтовый слой толщиной нс менее 20 см.
В Англии металлические резервуары возводят на шлаковых сваях. Для этого под днищем резервуара по сетке 5x5 м отрывают шурфы сечением 1X1 и 1x2 м па глубину 4 м. Затем их засыпают шлаком и уплотняют его. Сверху таких шлаковых столбов-свай устраивают подсыпку из гравия толщиной 60 см, покрытую слоем асфальтобетона толщиной 30 см. В процессе эксплуатации осадки этого резервуара составили 13—19 см.
В ПНР в соответствии с нормами и техническими условиями для устройства оснований в слабых грунтах рекомендуются железобетонные кольцевые фундаменты под стенкой резервуара, кольцевые фундаменты из гравия или щебня и фундаменты в виде монолитной железобетонной подпорной стенки, которая расположена за краем стенки резервуара. Для герметизации днища применяются полимерные пленки, которые приклеиваются специальными клеями к железобетонному фундаменту.
В США при расчетных осадках резервуаров, превышающих 15 см, применяют кольцевые фундаменты из монолитного железобетона при ширине 1,8 м. Если осадки по расчету выше 30 см, используются методы искусственного уплотнения грунтов.
После окончания строительства резервуаров на слабых водонасыщенных глинистых грунтах наиболее часто уплотнение грунтов основания осуществляется путем наполнения резервуара водой. Это позволяет проверить и герметичность резервуара, и создать нагрузку на основание несколько большую, чем эксплуатационная нагрузка от хранимых нефтепродуктов. Однако в тех случаях, когда консолидация происходит в течение длительного времени, обычно устраивают вертикальные песчаные или картонные дрены и возводят пригрузочную насыпь, чтобы консолидировать большие толщи слабых водонасыщенных глинистых грунтов. Сверху вертикальных дрен устраивают песчаную подушку. При этом фильтрация воды из уплотняемых водонасыщенных грунтов основания происходит горизонтально в вертикальные песчаные дрены и вертикально в горизонтальную песчаную подушку.
Уплотнение слабых водонасыщенных глинистых грунтов в основании будущих резервуаров производится путем создания грунтовой насыпи высотой 4—15 м, чтобы давление под подошвой насыпи превышало суммарное давление от эксплуатационной
200
нагрузки и от собственной массы резервуара. Так как при многократно приложенных повторяющихся эксплуатационных нагрузках осадки слабых грунтов основания оказываются большими, чем при действии постоянно приложенной нагрузки такой же величины, величину пригрузочной насыпи следует принять такой, чтобы деформации грунтов основания были меньше пли равны деформациям от временной пригрузочной насыпи.
Время выдерживания насыпи определяется достижением заданной величины деформации поверхности грунтового основания или достижением заданной плотности грунта. Обычно, если время уплотнения слоя слабых водонасыщенных глинистых грунтов данного слоя меньше 6—9 мес, то вертикальные песчаные дрены не применяются. В тех же случаях, если коэффициент фильтрации глинистых грунтов основания очень мал или грунты характеризуются большими значениями начального градиента напора при фильтрации (более 3), применяются вертикальные песчаные или картонные дрены.
Как указывалось в гл. 2, применение вертикальных дрен позволяет сократить сроки консолидации водонасыщенных грунтов основания только в том случае, если сроки уплотнения определяются процессами фильтрационной консолидации, т. с. если роль вторичной консолидации невелика. В тех случаях, когда, согласно исследованиям, более 30 % общей величины осадки сооружения на данных грунтах определяется процессами вторичной консолидации, то применять вертикальные дрены нерационально. В этом случае либо применяют вертикальные песчаные сваи, либо рассматривают возможность использования известковых свай, чтобы уменьшить степень влажности грунтов основания, а затем уплотнить верхние слои грунтов методом тяжелых трамбовок. Проектирование песчаных и известковых свай следует проводить по общепринятой методике, однако действующее на грунты основания давление надо назначать несколько большим того, которое ожидается от эксплуатационной нагрузки совместно с массой сооружения. Иными словами, расчетную нагрузку следует увеличить примерно на 10—20 % в зависимости от того, насколько увеличивается сжатие слабых грунтов основания в результате многократного приложения эксплуатационных нагрузок по сравнению с деформацией этих же грунтов от постоянной нагрузки такой же величины.
Если в основании залегают водонасыщенные супеси с коэффициентом фильтрации более чем 10~3 см/с, можно произвести уплотнение слабых водонасыщенных грунтов основания методом глубинного водопонижения. Идея этого метода состоит в том, что при понижении уровня грунтовых вод снимается взвешивающее действие воды и объемная масса грунта увеличивается практически вдвое. В связи с увеличением природного давления происходит уплотнение лежащих ниже слоев грунта, начиная с такой глубины, где давление от массы лежащих выше грунтов
201
превышает структурную прочность сжатия. Этот метод уже использовался в Нидерландах (1974) при устройстве оснований для металлических резервуаров диаметром 73 и высотой 22 м, общей емкостью 90 тыс. м3. Металлические резервуары были за-конструированы с плавающей крышей-понтоном. В результате водопонижения осадки поверхности слоя слабых водонасыщенных грунтов составили ~100 см.
Вертикальные песчаные дрены часто используются при строительстве металлических резервуаров большой емкости в Норвегии, Венесуэле, США, Индии, Японии, Румынии и в других городах. Анализ результатов наблюдений за осадками эксплуатируемых резервуаров показывает, что этот метод может считаться надежным и относительно дешевым способом устройства искусственных оснований для больших резервуаров. Однако фактические наблюдаемые осадки при этом существенно отличаются от прогнозных. Более детально этот вопрос рассмотрен в гл. 6. Контрольные расчеты по предложенным в данной работе формулам показывают, что в этом случае расхождение между расчетными и наблюдаемыми осадками не превышают 22%.
Вертикальные дрены с временной пригрузкой, песчаные сваи и известковые сваи с последующим уплотнением грунтов тяжелыми трамбовками могут успешно применяться и для устройства искусственных оснований под силосными корпусами зерновых элеваторов, цементных заводов и под водонапорными башнями.
При проектировании оснований и фундаментов по предельным состояниям большое значение имеет определение предельно допустимых деформаций названных сооружений, при которых они могут нормально эксплуатироваться.
Расчеты устойчивости резервуаров большой площади, как правило, не имеют определяющего значения. Для нормальной эксплуатации силосных корпусов и водонапорных башен расчеты устойчивости, наоборот, часто играют решающее значение. Расчеты устойчивости слабых водонасыщенных глинистых грунтов основания следует проводить при возведении временных пригрузочных насыпей, в случае применения вертикальных дрен или методов уплотнения слабых грунтов массой насыпи.
В различных странах приводятся различные допуски по осадкам резервуаров. Проведенный С. Н. Сотниковым и Р. А. Мангушевым анализ допускаемых осадок, принятых в различных странах, показал следующее. В большинстве случаев за рубежом не определяется средняя величина осадки и крен резервуара. Все существующие в Великобритании, Бельгии, Дании и США нормативы (1969—1976) установлены для резервуаров только большой емкости. В этих нормах все допускаемые осадки приводятся вне зависимости от диаметра, высоты и объема резервуара. Во всех нормах устанавливается
202
ограничение на разность перемещения смежных точек днища резервуара. Самые большие ограничения накладываются на металлические резервуары с закрепленной крышей и составляют 5 см на 10 м дуги края днища. Это соответствует перекосу стенки резервуара 0,005. Для металлических резервуаров с плавающей крышей-понтоном допускается разность в осадках (в различных нормах) 3—10 мм на 10 м дуги, что соответствует перекосу стенки 0,0003—0,001.
Фирма Esso (США) предлагает назначать допускаемые осадки в зависимости от качества основания.
Для «отличного» основания предлагается применять такие резервуары, которые допускают максимальную осадку 5 см, а максимальную разность в осадках по дуге 10 м, равную 1,2 см. Для «хорошего» основания рекомендуется применять резервуары, допускающие осадки 15 см и максимальную разность осадки по дуге 10 м, не превышающую 2,5 см. При «удовлетворительном» основании следует применять металлические резервуары, допускающие осадку до 30 см, а разность осадки по дуге 10 м не более 5 см. Наконец при «плохом» основании необходимо сначала провести уплотнение грунта, а затем принять такую конструкцию основания, при котором допустимая осадка составит 30 см и более.
В СССР построено несколько резервуаров, сконструированных в ПНР. Согласно действующим нормам для этих металлических резервуаров допускается осадка 10 см и относительный крен (с закрепленной крышей), равный 1/200 диаметра резервуара. Для резервуаров с плавающей крышей-понтоном допускается относительный крен, равный 1/400 диаметра.
Металлические резервуары для хранения мазута и нефтепродуктов емкостью 10 тыс. м3 и более, запроектированные институтом ЦНИИПроектстальконструкция, характеризуются величиной допускаемой средней осадки 30 см и относительным креном, при котором перекос стенки не превышает 0,001.
Рассчитывая устойчивость основания резервуаров большой высоты следует рассмотреть случай заполнения резервуара водой (гидравлические испытания) с использованием в расчете прочностных характеристик слабых водонасыщенных грунтов основания, которые определены по методике быстрого неконсолидированного сдвига.
Расчет устойчивости водонапорных башен и силосных корпусов следует проводить из условия, что грунты основания консолидировались на 50 % от давления собственной массы конструкций. В расчете следует использовать прочностные характеристики, которые были определены для слабых водонасыщенных глинистых грунтов по методике быстрого неконсолидированного сдвига.
Если в пределах активной зоны сжатия встречается слой очень слабого водонасыщенного грунта, то следует проверить
203
возможность его выдавливания из основания. Приближенное решение этой задачи получено Л. К. Юргенсоном и Де Бером.
При проектировании резервуаров п силосных корпусов на слабых водонасыщенных глинистых грунтах в процессе строительства и эксплуатации следует предусмотреть натурные наблюдения за развитием осадок днища, деформациями конструкции, возможность измерения порового давления в грунтах основания, оседания поверхности грунта за пределами силосных корпусов и резервуаров, а также возможность проведения геодезических работ (наблюдение за фактическими осадками различных точек днища и конструкций резервуаров).
ГЛАВА 10. КОНСТРУКТИВНЫЕ МЕРОПРИЯТИЯ
В тех случаях, когда слабые водонасыщенные глинистые грунты в основании сооружений невозможно уплотнить и упрочнить до таких значений, при которых расчетная осадка сооружений получится меньшей, чем допускается, используют конструктивные мероприятия. Последние применяются для того, чтобы обеспечить нормальную эксплуатацию сооружения при различных по величине осадках отдельных его частей путем усиления жесткости или, наоборот, повышения гибкости и податливости конструкций.
Жесткие сооружения — это сооружения, которые не реагируют на неравномерные деформации, а перемещаются как один пространственный блок. Опускание такого блока может происходить либо равномерно, либо с креном. К таким сооружениям относятся водонапорные башни, дымовые трубы и т. д. К податливым и гибким относятся такие сооружения, которые допускают различные осадки отдельных элементов (в пределах сооружения). Обычно конструкции таких элементов связаны между собой шарнирно, и неравномерная осадка не вызывает значительных дополнительных напряжений в конструкциях. К таким сооружениям относятся различные эстакады с шарнирным соединением верха колонн, одноэтажные промышленные здания с разрезными конструкциями и т. д.
Кроме указанных двух типов сооружений, имеется много других видов, занимающих промежуточное положение между жесткими и гибкими сооружениями и условно названных относительно жесткими. К этой группе относится большинство жилых кирпичных, панельных и блочных зданий, большинство промышленных сооружений и т. п. В них элементы жестко связаны между собой и поэтому при неравномерных подъемах (в процессе набухания) или при осадках основания возникают большие напряжения в элементах конструкции и деформации сооружений. Именно для этой группы и применяются конструктивные мероприятия. Одни сооружения, как уже говорилось, удается 204
с помощью специальных мероприятий сделать более жесткими, а другие податливыми и гибкими. В результате этих мер сооружение может нормально эксплуатироваться при осадках, значительно больших по сравнению с допускаемыми при нормальной эксплуатации сооружения данного типа.
Обычно конструктивные мероприятия предусматриваются при проектировании сооружений на основе анализа инженерногеологических условий площадки. Применяют их также в процессе строительства зданий и сооружений. Так, если при строительстве здания грунты были настолько проморожены, что наблюдались процессы морозного выпучивания грунтов, а после оттаивания они стали сильносжимаемыми и малопрочными, естественно возникает вопрос — как вести строительство здания, если построен первый этаж? Можно, конечно, разобрать построенную часть здания, снять фундаментные подушки, вынуть слабый грунт, засыпать выемку песком и заново начать строительство здания. Однако в ряде случаев возможно, не разбирая сооружения, устроить монолитные железобетонные пояса на уровне перекрытий кирпичного здания, армировать кирпичную кладку в простенках и продолжать строительство сооружения.
В Ленинграде при проектировании новых жилых зданий часто применяют конструктивные мероприятия, что позволяет существенно уменьшить размеры фундаментов и сократить стоимость работ по искусственному упрочнению слабых водонасыщенных глинистых и заторфованных грунтов.
Конструктивные мероприятия нужны и для восстановления проектного положения отдельных элементов сооружения без прекращения его эксплуатации. Опыт эксплуатации промышленных зданий на слабых водонасыщенных глинистых грунтах показывает, что в результате неравномерной осадки колонн часто требуется осуществить подъем (рихтовку) подкрановых путей и площадок для специального оборудования и т. п.
Для повышения жесткости сооружений обычно применяются следующие основные меры.
Разрезка зданий и промышленных сооружений осадочными швами на отдельные блоки. Осадочные швы целесообразно располагать в местах изменения толщины слоя слабых грунтов в тех частях здания, где существенно меняется его высота, где на соседние колонны или стены передаются резко отличающиеся по величине нагрузки и в других подобных случаях.
При проектировании и строительстве разноэтажных сооружений или сооружений большой длины осадочные швы должны отделять разноэтажные части сооружения друг от друга, деля сооружения на жесткие блоки небольших размеров и простой геометрической формы. Расстояния между осадочными швами принимаются исходя из того, чтобы часть здания, расположенная между швами, имела большую жесткость и самостоятельно
205
эксплуатировалась. Осадочные швы в сооружениях большой длины следует устраивать с учетом фактического инженерногеологического строения грунтового основания сооружения. Так, обычно их устраивают в местах изменения толщины слоя слабых водонасыщенных глинистых грунтов, на участках замещения одного вида грунта другим с другими деформативными характеристиками. Выделенная осадочными швами часть здания должна иметь практически равномерную осадку, а осадки соседних отсеков могут существенно отличаться от нее. При устройстве осадочных швов необходимо также учитывать внутреннюю планировку здания и изменение жесткости сооружения по длине.
Расстояние между осадочными швами для кирпичных и панельных зданий принимается равным 45—60 и 20—45 м соответственно. Это же расстояние для многоэтажных жилых и промышленных зданий па слабых грунтах принимается равным 35—50, а для одноэтажных промышленных зданий 40—60 м. Если в здании предусмотрены температурные швы, то их превращают в температурно-осадочные.
Осадочные швы устраиваются таким образом, чтобы разделенные блоки частей сооружения, которые рассматриваются как жесткие, могли перемещаться относительно друг друга в вертикальном и горизонтальном направлениях. В промышленных зданиях при устройстве осадочных швов обычно устанавливают парные колонны или стены.
В промышленных сооружениях осадочные швы должны отделить часть здания с тяжелым эксплуатационным крановым режимом от той части здания, где или нет кранового оборудования, или применяются более легкие краны.
Повышение прочности фундаментов и фундаментно-подвальной части здания. Для повышения жесткости здания в пределах каждого его блока, отделенного осадочными швами, необходимо создать жесткую конструкцию, что достигается повышением прочности фундамента путем применения монолитных железобетонных фундаментов.
Так как сборные фундаментные блоки не способны перераспределять усилия, при необходимости повысить жесткость сооружения вместо сборных ленточных устраивают монолитные ленточные фундаменты (часто с большим процентным содержанием продольной рабочей арматуры). Для дальнейшего повышения жесткости зданий фундамент устраивают из перекрестных монолитных железобетонных фундаментных балок, а в некоторых случаях из сплошной железобетонной плиты под всем зданием или в пределах той его части, которая ограничена осадочными швами. Возможно также применение сборно-монолитных фундаментов.
Ленточные фундаменты армируются в верхней и нижней частях, так как при набухании грунтов фундамент будет нагру
206
жаться снизу вверх, а при усадке — сверху вниз. В тех случаях, когда применяются сборные фундаменты, изготавливают два армированных пояса — ниже и выше фундаментных плит. Иногда их предусматривают при изготовлении отдельных крупных блоков фундаментов. В этом случае арматура, заложенная в блоке, должна иметь выпуски, которые стыкуются сваркой, а затем омоноличиваются бетоном марки 200 и выше.
Так как работы нулевого цикла часто выполняются одной организацией, а монтаж здания или сооружения производится — другой, в силу чего возможен перерыв во времени между окончанием работ нулевого цикла и началом монтажа верхней части сооружения, фундаментно-подвальная часть здания может подвергнуться нагружению в результате осадки подстилающих грунтов. Поэтому целесообразно на уровне надподвального перекрытия устраивать железобетонный пояс, проходящий по всем стенам, который вместе с перекрытием образовывал бы жесткую диафрагму. Если подвальные помещения строятся из панелей, то в панели следует закладывать дополнительную арматуру с выпусками, которые свариваются между собой.
Устройство железобетонных или металлических поясов и армирование швов кирпичной кладки. Пространственная жесткость жилых зданий и многоэтажных промышленных сооружений значительно увеличивается путем устройства железобетонных поясов, которые располагаются на уровне всех перекрытий по капитальным стенам. При необходимости незначительного повышения жесткости железобетонные пояса устраиваются, как уже говорилось, на уровне подвального перекрытия и на уровне перекрытия предпоследнего этажа.
Если железобетонные пояса устраиваются на уровне плиты перекрытия, последние следует связывать с железобетонными поясами. В практике высота железобетонных поясов обычно (с учетом размеров кирпича) составляет 13—40 см, а ширина бывает меньше толщины кирпичной степы на полкирпича. В тех районах СССР, где опасность проникания холода через железобетонный пояс отсутствует, его ширина равна ширине кирпичной несущей стены.
При наличии большого количества проемов и узких простенков вместо устройства железобетонных поясов на уровне перекрытий часто непрерывные пояса совмещают с надпроемными перемычками. В этом случае вместо отдельных сборных железобетонных перемычек устраивают сплошную железобетонную балку-пояс, которая проходит по периметру всех стен. Иногда (в особо ответственных случаях) такие пояса устраивают на уровне перекрытий и перемычек.
Если применяются сборные перемычки, то над перемычкой устраивают армированный шов. При монтаже крупнопанельных зданий следует предусмотреть закладку в панель арматур
207
ных стержней, которые сваривают между собой, образуя непрерывный арматурный пояс. В этом случае необходимо принять меры, чтобы места контактов не подвергались коррозии.
Когда железобетонные пояса устраивают на уровне перекрытий, а надпроемные перемычки изготавливают из сборных железобетонных элементов, для увеличения общей жесткости сооружения целесообразно удлинить железобетонные перемычки на величину, превышающую вероятное горизонтальное перемещение перемычки при неравномерной осадке отдельных фундаментов.
Кроме того, так как простенки между окнами представляют собой наиболее напряженные конструктивные элементы в зданиях, для повышения общей жесткости целесообразно армировать швы кирпичной кладки простенков.
В тех случаях, когда оконные проемы имеют большую площадь, а простенки между окнами узкие, часто применяют сплошные монолитные железобетонные перекрытия в виде сплошного железобетонного пояса-перемычки.
Следует заметить, что металлические пояса можно изготавливать из швеллеров и двутавров, которые накладываются на уже изготовленные кирпичные стены с внутренней и внешней стороны на одной отметке. Внешний и внутренний металлические пояса соединяют по длине болтами, проходящими сквозь кирпичную стену. Обычно болты размещают через 1—2 м по длине металлического пояса. После устройства металлических поясов они штукатурятся цементным раствором или бетонируются.
Устройство жестких горизонтальных диафрагм и повышение прочности стыков между элементами конструкций сооружения. В жилых и общественных зданиях, где междуэтажные перекрытия изготавливаются из сборных железобетонных панелей, между отдельными плитами перекрытий и покрытий устраиваются прочные стыки. Для этой цели по углам и через 2—3 м по длине плит в них закладываются металлические элементы. Закладные части сваривают, а стыки изолируют от коррозии. Образованная таким образом жесткая горизонтальная диафрагма значительно увеличивает жесткость отсека сооружения между осадочными швами. Повысить жесткость сооружения можно также, увеличивая процент армирования отдельных железобетонных элементов, повышая прочность сварных стыковых соединений и увеличивая сечения закладных частей в отдельных железобетонных элементах. Повышения жесткости кирпичных сооружений можно достичь за счет увеличения марки кирпича и раствора.
Чтобы увеличить жесткость промышленных сооружений, устанавливаются дополнительные связи между колоннами, фермами в вертикальной и горизонтальной плоскостях.
208
В тех случаях, когда сооружению необходимо придать повышенную гибкость и податливость (в основном при устройстве промышленных зданий), принимаются меры по обеспечению прочной и устойчивой гибкой связи между отдельными элементами конструкции, увеличению устойчивости балок, плит, ферм и других элементов при опускании колонн из-за осадки грунтов основания. При этом должна быть устроена повышенная гидроизоляция стыков, обеспечивающая водонепроницаемость этой части конструкций при взаимном перемещении отдельных элементов. Гибкие связи между конструктивными элементами должны выполняться таким образом, чтобы взаимные перемещения не вызывали деформаций в других частях конструкций. Как было указано выше, целесообразно увеличивать площадь опирания на колонны и стены различных конструктивных элементов, чтобы обеспечить целостность сооружений при ожидаемых горизонтальных смещениях.
Кроме мер по приданию сооружению повышенной жесткости или повышенной гибкости, предусматриваются такие приспособления и такие конструктивные решения, которые позволяют быстро восстановить нормальную эксплуатацию сооружения или кранов, лифтов и других механизмов, работающих в этом сооружении. С этой целью увеличивают габариты между мостовыми кранами и фермами перекрытий, размеры лифтовых шахт, устраивают специальные крепления рельсов к подкрановым балкам, которые позволяют перемещать рельсы и т. п.
Из сказанного видно, что цель конструктивных мероприятий — обеспечение целостности всех элементов сооружения. Следует обратить особое внимание на принятие таких конструктивных мер, которые обеспечат непрерывность и целостность кровли (особенно для одноэтажных полужестких промышленных зданий), т. е. следует принять меры, чтобы даже при осадке отдельных частей сооружения его кровля оставалась эксплуатационно пригодной и водонепроницаемой. Не следует применять таких конструкций, отдельные элементы которых при неравномерной осадке могут потерять устойчивость.
В промышленном строительстве следует предусматривать создание запаса в габаритах над мостовыми кранами. Это объясняется тем, что промышленные цеха часто дают неравномерные осадки, медленно возрастающие в течение нескольких лет и даже десятилетий. Для нормальной эксплуатации промышленного корпуса с мостовыми кранами необходимо периодически рихтовать подкрановые пути на тех колоннах, которые дали осадку. В результате необходимого подъема подкрановых путей часто возникает ситуация, когда верх мостового крана задевает за фермы перекрытия. В этом случае приходится останавливать технологический процесс и производить реконструкцию цеха. Поэтому при проектировании промышленных цехов с мостовыми кранами, кроме увеличения габаритов над ними,
209
следует также предусматривать специальные приспособления для быстрой рихтовки подкрановых путей.
При строительстве зданий на слабых водонасыщенных грун тах всегда принимаются меры по гидроизоляции стен и для предотвращения капиллярного поднятия воды по стенам. Для этого обычно устраивается рулонная гидроизоляция из толя или других аналогичных материалов. Но в данном случае слой толя отделяет нижнюю часть здания с фундаментом от верхней части, резко снижая пространственную жесткость здания. В связи с этим вместо горизонтальной гидроизоляции в стенах из рулонных гидроизолирующих материалов следует применять цементный водонепроницаемый раствор с различными добавками, уменьшающими водопроницаемость затвердевшего цементного раствора. Для этих целей обычно применяется церезит или другие аналогичные материалы.
Проектируя промышленные здания на слое слабых водонасыщенных глинистых грунтов, не следует применять фермы консольного типа, Т-образные колонны со свободно опирающимися трапецеидальными световыми фонарями и другие типы конструкций, которые быстро разрушаются при неравномерны:; осадках.
Повышения жесткости конструкций сооружений промышленных цехов можно добиться путем возведения отдельных железобетонных колонн не на отдельных фундаментах, а на ленточных, соединенных с фундаментами наружных степ.
Если при строительстве одноэтажных производственных каркасных зданий небходимо применять конструкции неразрезного типа, следует отказаться от принципа повышения общей жесткости здания и перейти к конструкциям с максимальной гибкостью.
При проектировании зданий с несущими продольными стенами во всех случаях, если ожидается перекос (в результате неодинаковой толщины слоя слабых глинистых грунтов, залегающих в основании, при различном нагружении близрасполо-женных фундаментов или при неодновременном загружении фундаментов в процессе строительства), в месте вероятного перекоса необходимо устроить осадочный шов.
Для особо ответственных сооружений следует предусмотреть специальные конструкции и приспособления для подъема отдельных колонн или рам в процессе их эксплуатации при неравномерной осадке.
При проектировании и строительстве высоких дымовых труб, химических технологических колонн, башен различного назначения и других сооружений с высоко расположенным центром тяжести, ширина которых равна или меньше высоты сооружения, фундаменты следует устраивать квадратной или круглой в плане формы. При этом возможна установка нескольких высоких сооружений на одном общем фундаменте.
210
Фундаменты под отдельные опоры высоких мачт линий электропередач, мачт радио и телевидения на слое слабых во-донасыщепных глинистых грунтов следует соединять друг с другом при помощи сборных или монолитных железобетонных балок.
При устройстве фундаментов под оборудование автоматических линий в теле фундаментов следует предусмотреть устройство кронштейнов или специально запроектированных упоров для возможности подведения под них домкратов и восстановления проектного положения фундамента с последующим его подбетонированием.
Основным конструктивным мероприятием при строительстве жилых пяти- и девятиэтажпых зданий является применение железобетонных и металлических поясов. Эт связано с некоторым перерасходом металла, однако окупается снижением эксплуатационных расходов.
Конструктивные мероприятия могут назначаться непосредственно в процессе строительства сооружения, если в результате различных метеорологических воздействий произошло, например, промерзание или оттаивание грунтов в основании фундамента, подсыхание и усадка слабых водонасыщенных глинистых грунтов (что особенно важно для южных районов СССР), разрушение слабых грунтов в основании фундамента в результате неправильной откачки воды из котлована и т. п.
Конструктивные мероприятия следует осуществлять и в том случае, если в процессе строительно-монтажных работ котлованы под фундаментами в пределах одного сооружения отрывают на разную глубину или если наблюдается различная степень разрушения грунта в основании зданий. Более того, если при земляных работах выясняется, что в основании фундамента залегают грунты неодинаковой толщины или линзы различных грунтов, или в пределах контура сооружения (в пределах его части, ограниченной деформационными швами) выклиниваются отдельные слои слабых глинистых грунтов, следует также применить конструктивные мероприятия по повышению жесткости сооружений.
Конструктивные мероприятия должны быть выполнены во всех без исключения случаях, когда сооружение возводится на слабых водонасыщенных глинистых грунтах в сейсмических районах. Особенность конструктивных мероприятий в этом случае заключается в том, что сооружения должны воспринимать быстро возникающие динамические нагрузки, которые действуют в течение очень короткого времени, и в то же время воспринимать усилия, возникающие при неравномерной осадке фундаментов на слабых грунтах и действующие в течение очень длительного периода (иногда несколько десятилетий).
211
ГЛАВА 11. ОСОБЕННОСТИ СТРОИТЕЛЬСТВА НА СЛАБЫХ ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТАХ В СЕЙСМИЧЕСКИХ РАЙОНАХ
11.1. ВЛИЯНИЕ СЕЙСМИЧЕСКИХ ВОЗДЕЙСТВИЙ НА СВОЙСТВА СЛАБЫХ ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТОВ
Во многих сейсмических районах СССР широко распространены слабые водонасыщенные грунты. В результате мелиорации и ирригации большие территории в сейсмических районах Средней Азии, на Кавказе, в Крыму и в Казахстане, которые ранее были сложены маловлажными лёссовыми и засоленными грунтами, ныне представлены слабыми водонасыщенными глинистыми грунтами.
При решении вопроса о принадлежности того или иного района к сейсмической зоне по действующим СНиП учитываются не свойства грунтов этого района, а только тектонические условия региона. Впервые Д. Д. Баркан, 10. Г. Трофименков и М. Н. Голубцова предложили учитывать сейсмическую интенсивность в зависимости от свойств грунтов. Однако предложенная ими характеристика изменения величии сейсмичности зависит не от деформативных или прочностных свойств грунтов, а от обобщающей, несколько неопределенной характеристики — «нормативное сопротивление грунтов». В связи с малой изученностью этого вопроса проектирование промышленных и гражданских сооружений в сейсмических районах на слабых водонасыщенных грунтах проводится с большими коэффициентами запаса, что приводит к необоснованному перерасходу металла, железобетона и значительно увеличивает сроки строительства.
Специальные подробные исследования влияния сейсмических воздействий различной интенсивности па промышленные и гражданские сооружения, расположенные на слабых водонасыщенных глинистых грунтах, не проводились. Однако имеются наблюдения различных специалистов за поведением некоторых сооружений, в основании которых залегают водонасыщенные лёссы, водонасыщенные пески и суглинки и которые расположены в сейсмических районах.
Так, исследования С. В. Медведева показывают, что при расчлененном рельефе местности (овраги, ущелья, крутые склоны), залегании небольшой толщи слабых грунтов па скальном основании, близости наклонных поверхностей к сооружению, а также при наличии на площадке оползней, карста, обвалов и т. п. сейсмические воздействия окажут наиболее неблагоприятное воздействие на сооружение.
Анализ последствий сейсмических разрушений в Алма-Ате
212
позволил установить, что наибольшие деформации сооружений произошли по линиям изменения геологического строения оснований. Моран, рассматривая деформации сооружений после землетрясения 1952 г. в Южной Калифорнии, приводит пример аварии здания, у которого средняя часть была расположена на илах, а боковая на плотных суглинках. При землетрясении деформировалась только средняя часть здания.
Исследования сжимаемости водонасыщенных лёссовых грунтов при действии вибрационных нагрузок, имитирующих землетрясение, проводились автором в компрессионных приборах конструкции Гидропроекта (площадь образцов 60 см2 при высоте 2,5 см) на образцах-близнецах объемной массой скелета 1,44—1,50 г/см3 при степени влажности 0,88—0,94, вырезанных из одного монолита. Один образец помещался в прибор, к которому прикладывалось вибрационное воздействие. Ускорения колебаний образца составляли 1000 мм/с2.
В экспериментах было установлено, что при вибрационных воздействиях значения модуля общей деформации водонасыщенных лёссовых грунтов уменьшилось на 32—65 % по сравнению со значением модуля общей деформации образцов-близнецов при статическом нагружении.
X. 3. Расулов проводил исследования образцов водонасыщенных лёссовых грунтов на срезных приборах при ускорении колебаний различных образцов 500, 1000, 1500,2000 й 2500 мм/с2. Вибрационные нагрузки прикладывались к образцам до начала сдвига в приборе. Опытами установлено, что при влажности лёссовых грунтов 23—28 % значения угла внутреннего трения уменьшились на 2—3°.
Исследования Е. Д. Рождественского на лёссовых суглинках Узбекистана при влажности 25—40 % показали, что существенного изменения характеристик сжимаемости и прочности лёссовых грунтов при их сотрясении не наблюдалось. Исследования, проведенные Сидом на различных глинистых грунтах, при нагрузках, моделирующих сейсмические воздействия, наоборот, показали, что прочностные характеристики грунтов при значительных динамических нарузках снижаются.
Однако очень сложные и трудоемкие исследования Ю. К. Зарецкого, А. И. Чернилова и их сотрудников на песках в приборах трехосного сжатия свидетельствуют о том, что при различных динамических воздействиях прочностные характеристики грунтов остаются практически постоянными, если учесть, что при динамических воздействиях на образец грунта изменяется и напряженно-деформированное состояние образца по сравнению с первоначальным.
Исследования, проведенные в МИСИ им. В. В. Куйбышева автором книги совместно с X. Г. Гафуровым на водонасыщенных лёссовых грунтах в стабилометрах (диаметр образца 6 при высоте 14 см), показали, что при динамических воздействиях па
213
образец в нем резко возрастает поровое давление. Во всех сериях испытаний на лёссовых водонасыщенных грунтах значения угла внутреннего трения при динамических нагружениях оказались на 3—6° ниже, чем при статических испытаниях, а значения сцепления при этом снижались на 10—17 %.
В связи с противоречивостью полученных результатов исследования должны быть продолжены.
Исследования В. А. Быховского, И. Л. Корчинского, Я. М. Айзенберга и др., измерявших в натуре колебания зданий при землетрясениях в Петропавловске-на-Камчатке (1959 г.) и г. Кишиневе (1963 г.), установлено, что наибольшие перемещения испытали сооружения на слабых водонасыщенных грунтах, так как именно эти сооружения подвергались самым большим инерционным нагрузкам. В Петропавловске-Камчатском наибольшие разрушения обнаружены в сооружениях, в основании которых находились пылеватые пески с линзами суглинков и водонасыщенные супеси и суглинки. Авторы исследований считают, что вероятной причиной этих деформаций явилось уменьшение прочностных и деформативных характеристик слабых водонасыщенных грунтов при сейсмических воздействиях. Однако экспериментально это положение не было проверено. Чтобы учесть наличие слабых водонасыщенных грунтов в основании сооружений в сейсмических районах, С. В. Медведев и Е. В. Дедова предложили увеличить расчетную сейсмичность района на один балл.
В настоящее время известно, что сейсмические волны при землетрясениях подобны звуковым, природа которых подробно изучена. Под воздействием сейсмических волн происходит динамическое нагружение водонасыщенных глинистых грунтов, возникают колебательные движения глинистых частиц и их агрегатов. При этих колебаниях на контактах между частицами возникают кратковременные нормальные и касательные напряжения. Если последние оказываются большими, чем сопротивление сдвигу на контакте между глинистыми частицами, происходит разрушение контактов и перемещение частиц относительно друг друга. При «рыхлом» сложении частиц после микросдвигов происходит уплотнение грунта. Если частицы находились в «плотном» сложении, то после разрушения контактов частицы укладываются более рыхло, что сопровождается «разуплотнением» глинистых грунтов.
Особенность сейсмического воздействия на водонасыщенные глинистые грунты состоит в том, что при прохождении через грунтовый водонасыщенный массив сейсмических воли в грунтах возникает поровое давление и эффективные значения угла внутреннего трения и сцепления уменьшаются. Это явление было зафиксировано и в натурных условиях.
Неоднократно отмечалось, что при землетрясениях наблюдается резкое изменение уровня грунтовых вод. По данным на-214
блюдений американских исследователей при землетрясении в Южной Каролине (1952) на расстоянии ~32 км от эпицентра уровень воды в скважинах поднялся на 2,2 м. Аналогичные качественные результаты были получены Тенимото при наблюдениях за изменением уровня воды в песчаном основании, смоделированном в большой экспериментальной установке. Через 2—3 с после динамического воздействия уровень воды поднимался на 30 %. По мнению исследователя, причина подъема уровня воды обусловлена возникновением гидродинамического давления в поровой воде, капиллярными процессами и разжижением песка.
11.2. МЕТОДЫ УСТРОЙСТВА ОСНОВАНИЙ
СООРУЖЕНИЙ НА СЛАБЫХ ВОДОНАСЫЩЕННЫХ
ГЛИНИСТЫХ ГРУНТАХ В СЕЙСМИЧЕСКИХ РАЙОНАХ
Материалы обследования последствий различных землетрясений свидетельствуют, что деформации сооружений зависят от различных причин — направления движения сейсмических волн, расстояния от эпицентра землетрясения, от геотехнических свойств грунтов основания и жесткости гражданских и промышленных сооружений.
Большинство деформаций сооружений при землетрясении на Аляске в 1964 г. произошло в результате потери устойчивости земляными массивами основания, образования оползней и многочисленных случаев потери устойчивости откосами котлованов н оврагов.
10. Г. Трофименков, рассматпвая методы проектирования фундаментов с учетом сейсмических условий Японии, отмечает, что большие осадки при землетрясениях наблюдались в случае устройства висячих свай в толще слабых водонасыщепных грунтов, а при сваях-стойках деформации были незначительными. Отмечено также, что наличие подвалов значительно повышает сейсмостойкость сооружения по сравнению с сооружением, расположенным на ленточных и отдельно стоящих фундаментах мелкого заложения.
Ташкентское землетрясение (1966) показало, что жесткие кирпичные и каменные здания, которым свойствен короткий период свободных колебаний, на слабых и среднесжимаемых грунтах «работают» гораздо лучше и деформации в них гораздо меньше, чем сооружения, запроектированные по гибкой схеме, для которых характерен большой период свободных колебаний. Хорошо перенесли сейсмические воздействия здания каркасного типа с антисейсмическими поясами.
Многие строители считают, что свайные фундаменты даже в слабых грунтах позволяют предохранить здания от разрушения при сейсмических воздействиях.
215
Между тем исследования В. А. Ильичева и Ю. В. Монго-лова, проведенные в натурных условиях на сваях с моделированием сейсмических воздействий короткозамедленными взрывами, показали, что снижение несущей способности свай при вертикальных нагрузках происходит в результате динамического воздействия, которое передается им через ростверк от колеблющегося сооружения и в результате изменения напряженно-деформированного состояния грунтового массива. Эти исследования (с измерением колебаний) проводились на опытном сейсмополигоне в Кишиневе. Опыты с тензометрическими сваями показали, что основной причиной возникновения дополнительных осадок свай при горизонтальных динамических воздействиях на них является снижение сил трения грунта по боковой поверхности верхней части свай. Глубина зоны, где сопротивление грунта по боковой поверхности снижается, достигает нескольких метров и зависит в основном от амплитуды колебаний. Это явление наблюдалось при длительности вибрационных воздействий в течение 30 с., что соответствует средней продолжительности землетрясения.
Высказывается также гипотеза, согласно которой при колебаниях водонасыщенного грунта вокруг жесткой железобетонной сваи наблюдается выделение поровой воды на контакте между грунтом и боковой поверхностью сваи, в результате чего ее несущая способность также снижается. Анализ деформаций свайных фундаментов показывает, что при сейсмических нагрузках в местах соединения железобетонных свай и ростверка наблюдаются разрушения.
Чтобы уменьшить горизонтальные усилия, передающиеся на сваи при землетрясении, в Чили предложена конструкция свайных железобетонных фундаментов с промежуточной подушкой из песка, щебня или другого сыпучего материала. Применение такой промежуточной подушки значительно сокращает число забивных железобетонных свай. Свайные фундаменты с промежуточной подушкой исследовались в полевых условиях в Молдавской ССР на лёссовидных суглинках природной влажности и после водонасыщения. Исследования показали высокую эффективность устройства промежуточных подушек для свайных фундаментов в сейсмических районах. Установлено, например, что значение модуля упругого сжатия для песчаных и щебеночных промежуточных подушек в 10—12 раз превышает значение модуля общей деформации этих грунтов.
В СССР уже запроектированы и выполнены свайные фундаменты с промежуточной подушкой в основании силосного корпуса на одном из заводов Кишинева. Его основание сложено водонасыщенными супесями пластичной консистенции на глубину 7—8 м и подстилается полутвердыми глинами. Сейсмичность районов — 8 баллов. Для восприятия вертикальных нагрузок от сооружения по расчету понадобилось 800 свай сече-216
нием 30x30 см и длиной 8 м. Однако для восприятия горизонтальных сейсмических сил потребовалось еще на 5 % увеличить сечение свай и их армирование. Вместо этого был принят проект промежуточной подушки со свайным фундаментом без увеличения количества свай и их сечения, что привело к повышению сейсмостойкости сооружения.
В итоге отметим, что основные особенности строительства промышленных и гражданских сооружений на слабых водонасыщенных глинистых грунтах заключаются в применении конструктивных мероприятий, повышающих жесткость сооружений, и в устройстве искусственных оснований.
Свайные фундаменты следует устраивать в виде свай-стоек из забивных или буронабивных армированных железобетонных свай, которые полностью прорезают слой слабых грунтов и погружаются в нижележащие грунты на 0,5—3 м. Хороший эффект дает применение свай-стоек в сочетании с промежуточной песчаной или щебенистой подушкой.
Вместо висячих железобетонных свай в слабых водонасыщенных глинистых грунтах в сейсмических районах необходимо устраивать песчаные подушки, вертикальные песчаные дрены и дренажные прорези с пригрузочными насыпями или известковые сваи с последующим уплотнением грунтов тяжелыми трамбовками, песчаные сваи, а также химическое закрепление грунтовых массивов основания сооружения.
При строительстве на слабых водонасыщенных глинистых грунтах часто применяют песчаные подушки большой толщины (гл. 3). Однако, как уже отмечалось, при сейсмических воздействиях возможны процессы как динамического уплотнения, так и динамического разжижения песка в теле подушки. Поэтому от сооружения таких больших подушек лучше отказаться.
Применение конструктивных мероприятий особенно целесообразно при строительстве гражданских и промышленных сооружений на слабых грунтах, так как при этом не только повышается сейсмостойкость сооружений, но и обеспечивается их длительная эксплуатационная пригодность и целостность при вероятных неравномерных осадках основания.
8 Заказ № 2325
ГЛАВА 12. ГИДРОИЗОЛЯЦИЯ
ПОДЗЕМНЫХ КОНСТРУКЦИЙ сооружений В СЛАБЫХ ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТАХ
12.1. СПОСОБЫ ГИДРОИЗОЛЯЦИИ ПОДЗЕМНЫХ конструкций
Одной из наиболее сложных задач, возникающих при строительстве промышленных и гражданских сооружений на (или в) слабых водонасыщенных грунтах, является защита подвалов, подземных сооружений и стен от проникания в них поровой воды. Иногда внутри подземных помещений (хранилища эталонного оборудования, книг, картин, специальных материалов и т. п.) необходимо обеспечить не только относительную сухость, но и заданный режим влажности. Для защиты подземных сооружений и подземных частей конструкций от проникания в них воды используются гидроизоляционные материалы (гидроизоляция надземных сооружений в этой главе не рассматривается) .
В слабых водонасыщенных глинистых грунтах поровая вода находится в различных состояниях. Часть воды прочно или рыхло связана с глинистыми частицами и для ее перемещения в грунте требуются определенные градиенты напора. Однако в супесях, в макропористых супесях и суглинках поры заполнены большим количеством «свободной» воды, которая легко перемещается в грунте. Кроме того, в грунтовых основаниях часто встречаются линзы, прослойки и слои песка, гравия и гальки, по которым легко перемещаются потоки воды.
В связи с широким строительством подземных гражданских и промышленных сооружений на глубинах до 20—40 м следует прежде всего учитывать, что давление воды на таких отметках может доходить до 0,4 МПа.
Анализ эксплуатации многих промышленных сооружений, для технологических процессов которых используется большое количество воды, показывает, что из водопровода, канализации и технологических водоводов происходят систематические утечки. В результате вокруг подземных частей сооружений возникает систематическое обводнение. Часто технологические и грунтовые воды содержат растворы солей и кислот, т. е. становятся агрессивными по отношению к материалам конструкций, заглубленных в грунт, создавая опасность химической и физической коррозии материалов конструкции.
Обследование подвальных помещений многих гражданских и промышленных объектов, расположенных в слабых водонасыщенных грунтах, свидетельствует о наличии пятен на внутренних стенах, обесцвечивании стен, появлении клейкости окра-
218
шейных поверхностей, вспучивании и отслаивании краски, набухании штукатурки, загнивании линолеума и т. д.
По действующим санитарным нормам допустимая влажность кирпичных стен составляет 3 %, при проникании воды в кирпичные стены подвалов и первых этажей зданий влажность повышается до 25, а относительная влажность воздуха до 100 %.
Г идроизоляционные мероприятия могут осуществляться несколькими способами, которые назначаются в зависимости от инженерно-геологических условий площадки строительства.
Влажность заглубленных стен можно уменьшить, применяя с их наружной стороны водопроницаемые завесы и дренажи. В некоторых случаях выше уровня грунта устраивают вентиляционные галереи. При ремонтных работах можно прогревать внутренние стены подвалов нагревательными элементами. Самыми надежными способами гидроизоляции являются обмазка и пропитка стен и конструкций специальными растворами.
Среди строителей широко распространен способ защиты сооружений от грунтовой влаги с помощью устройства дренажных систем, так как при этом понижается уровень грунтовых вод, уменьшается высота капиллярного поднятия влаги как в грунте, так и в материалах подземных конструкций. Однако опыт эксплуатации горизонтальных трубчатых дренажей в гражданском и промышленном строительстве свидетельствует, что такие дренажи успешно работают только в грунтах с большой проницаемостью (песках и супесях). Во всех остальных видах глинистых грунтов трубчатые поры дренажа заливаются и эффект водопонижения не наблюдается.
Гидроизоляция подземных сооружений в слабых водонасыщенных глинистых грунтах может быть осуществлена и при помощи фильтрационных завес. Такие завесы устраивают, нагнетая в грунт через инъекторы растворы битума, жидкого стекла, петролатума, различных смол и других веществ. При взаимодействии растворенного вещества с отвердителем, который обычно включается в состав раствора или нагнетается до его подачи, образуется водонепроницаемая область, препятствующая поступлению воды к подземным конструкциям сооружений. Этот метод часто применяется для восстановления гидроизоляции при эксплуатации сооружений. При этом растворы обычно подаются из гидроизолируемого подземного помещения в окружающий грунт.
Фильтрационные завесы обычно используются в случаях, когда происходит систематическое обводнение степ подвала или подземного объекта из засыпок, выполненных из песка или другого дренирующего материала.
Наиболее часто для гидроизоляции подземных сооружений применяются окрасочная битумная, цементная штукатурная, цементная торкретная и штукатурная гидроизоляция из холод-8* 219
ных и горячих асфальтовых мастик, а также асфальтовая литая гидроизоляция, оклеенная битумная, пластмассовая и металлическая гидроизоляция.
Окрасочная гидроизоляция состоит в окраске изолируемых поверхностей подземных сооружений битумными мастиками. Наиболее эффективна окраска горячими резино-битумными, битумно-латексными и битумно-полимерными мастиками.
Цементную штукатурную гидроизоляцию, которая применяется для подземных сборных и сборно-монолитных конструкций и сооружений, наносят на поверхность в несколько слоев. При использовании коллоидно-цементного раствора обычно применяют поверхностное вибрирование. Для этого раствора используется тонко вибромолотый цемент и вибромолотый песок. Обычная толщина слоя штукатурки 10 мм. Оштукатуренную поверхность окрашивают битумной мастикой.
Цементную гидроизоляцию можно наносить с помощью торкрета по металлической сетке.
Штукатурная асфальтовая или (более надежная) горячая асфальтовая литая гидроизоляция применяется для защиты кирпичных и бетонных конструкций.
Такая гидроизоляция устраивается на основе горячих растворов и мастик и представляет собой сплошной водонепроницаемый слой. Асфальтовую литую гидроизоляцию обычно применяют для покрытия горизонтальных поверхностей (как правило, в два слоя).
Оклеечная битумная гидроизоляция представляет собой сплошной водонепроницаемый слой из таких склеиваемых в стыках битумных рулонных материалов, как изол, гидроизол, стеклоткань, металлоизол и т. п.
В последние годы при устройстве гидроизоляции стали широко применяться полимерные материалы.
Для подземных сооружений используют эпоксидные и каменноугольные смолы. Применяется гидроизоляция из рулонных пластмассовых полимерных пленок, в качестве которых могут быть использованы самые различные пленки — полиэтиленовые, полипропиленовые, поливинилхлоридные и т. д. Изоляция такими пленками эффективна при покрытии ровных поверхностей.
Металлическую гидроизоляцию обычно устраивают из тонких стальных листов, которые соединяют между собой сваркой и заанкеривают в тело защищаемого сооружения.
При строительстве промышленных и гражданских сооружений на слабых грунтах, как уже говорилось, часто устраивают осадочные (деформационные) швы шириной не менее 5 см. Опыт эксплуатации сооружений с осадочными швами показывает, что через них вода проникает в сооружение. Для защиты сооружения такие швы следует заполнить пластичными и эластичными материалами, которые не твердеют и не высыхают 220
в течение длительного времени (мастики на основе полиизобутилена УМ-40, УМС-50, ИЗОЛ).
К одной из наиболее сложных задач проектирования относится решение конструктивных узлов при прохождении коммуникаций через гидроизолированную поверхность. Трубопроводы систем отопления, канализации, водоснабжения в местах прохождения через такие стены должны быть металлическими. Все коммуникации со стороны гидроизоляции следует не менее чем два раза покрыть битумной мастикой.
Для предотвращения капиллярного поднятия воды по стенам необходимо, чтобы гидроизоляционная прокладка пересекала и стену, и внутреннюю штукатурку. Такие прокладки из двух-трех слоев толя или гидроизола следует наклеивать битумом или мастикой толщиной 1—2 мм по выровненным поверхностям.
12.2. проверка качества гидроизоляционных
РАБОТ И РЕМОНТ ГИДРОИЗОЛЯЦИИ
Для обеспечения высокого качества гидроизоляционных работ следует организовать систематическую проверку за подготовкой поверхностей к гидроизоляции, что особенно важно при устройстве пленочной, оклеечной, обмазочной и мастичной изоляции. Следует обратить внимание на устройство закруглений в местах сопряжений.
При производстве гидроизоляции очень важно обеспечить непрерывность нанесенных слоев, отсутствие пустот между слоями, отсутствие водяных или воздушных пузырей. Так, при бетонировании необходимо установить, нет ли механических повреждений в изоляции и оползания; проверить нет ли свищей в готовой асфальтовой гидроизоляции; проверить герметичность сварки в стыках путем нагнетания воды между изоляцией и поверхностью сооружения при устройстве металлической гидроизоляции, а также проконтролировать правильность подготовки шва, состав мастики и т. п. при устройстве гидроизоляции осадочных швов.
Во время окончательной приемки гидроизоляции необходимо проверить данные испытаний использованных материалов, акты промежуточной приемки и рабочую документацию (журналы работ, исполнительные чертежи и т. п.). Для гидроизоляции обычно назначают испытательный срок в один год. В течение этого срока строительная организация обязана за свой счет ликвидировать дефекты гидроизоляции.
Если в процессе эксплуатации подземных сооружений возникли нарушения, производится ремонт гидроизоляции. Ремонт обмазочной изоляции состоит во вскрытии мест, где просачивается вода, и в восстановлении обмазочной изоляции. При наличии трещин или разрушения кирпичной кладки или бетонной
221
конструкции, предварительно усиливают кладку или конструкцию.
Ремонтируя оклеенную изоляцию, следует помнить, что дефект может находиться в стороне или выше выхода воды через стену (пятна). Чтобы ликвидировать течь, применяют водонепроницаемые замазки, расширяющийся цемент, силикатизацию кирпичной кладки, нагнетание горячего битума и т. п. При силикатизации в кладку под давлением нагнетают растворы силикатов. Для этого в кирпичной кладке просверливают отверстия на глубину 10 см и в них вставляют металлические трубки-ииъекторы. Иногда применяют электросиликатизацию, т. е. силикатизацию в электрическом поле с градиентом потенциала 0,7—1,0 В/см.
ГЛАВА 13. ОРГАНИЗАЦИЯ РАБОТ
ПО УСТРОЙСТВУ КОТЛОВАНОВ И ИСКУССТВЕННЫХ ОСНОВАНИЙ В СЛАБЫХ ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТАХ И КОНТРОЛЬ
КАЧЕСТВА РАБОТ
13.1. ОРГАНИЗАЦИЯ РАБОТ
Залегание слабых водонасыщенных глинистых грунтов на строительных площадках осложняет организацию и технологию производства работ нулевого цикла. Из-за низких прочностных свойств слабых грунтов использование большинства землеройных и свайных машин на гусеницах и пневматических шинах весьма затруднено. Временные дороги, устроенные на песчаных подушках, в основании которых залегают илы и за-торфованные грунты, быстро разрушаются, а откосы котлованов и траншей часто теряют устойчивость.
В связи с этим работы нулевого цикла при возведении промышленных и гражданских сооружений должны производиться по специально разработанному проекту производства работ и проекту организации строительства.
Практика строительства показала, что уплотнение слабых водонасыщеиных грунтов известковыми сваями с последующим трамбованием основания тяжелыми трамбовками, песчаными сваями, вертикальными дренами с пригрузочными земляными насыпями и во многих других случаях сопровождается разрушением ранее уложенных сетей инженерных коммуникаций. Поэтому в проекте организации работ, вопреки общепринятой практике, устройство водопровода, канализации и других коммуникаций следует предусматривать после завершения работ нулевого цикла. Следует также учитывать, что инженерные коммуникации часто разрушаются из-за больших осадок оспо-
222
ваиия под путями башенных кранов и под складами строительных материалов.
При разработке проекта организации работ особое внимание следует уделить обеспечению устойчивости башенных кранов. Нагрузка на колесо большинства используемых башенных кранов составляет ПО—280 кН при ширине колеи 3,5—8 м. Для таких кранов допустимая разность в осадках рельсов не должна превышать 3—6 см. Краны размещают на балластной подушке шириной 6—11 м.
Если кран устанавливается на бровке котлована, расчетами его устойчивости следует определить минимально допустимое расстояние от рельсов до бровки котлована с учетом его проектного откоса. Для расчетов устойчивости крана надо использовать прочностные характеристики (угол внутреннего трения и сцепление) грунта, определенные по методике быстрого неконсолидированного недренированного сдвига.
При глубине слабых грунтов под путями башенного крана до 3 м их следует полностью удалить и заменить на песок пли гравий. При глубине слабых грунтов до 10—12 м и условии, что ниже залегают прочные грунты, для тяжелых башенных кранов следует запроектировать свайные фундаменты из сборных свай, полностью прорезающих весь слой слабых грунтов и опирающихся на подстилающие прочные породы.
В тех случаях, когда слабые водонасыщенные грунты залегают на большую глубину, а свайные фундаменты применить нельзя, в основании путей башенного крана устраивают дополнительную песчаную и гравийную насыпи высотой 2—4 м. Если при этом устойчивость насыпи не обеспечивается, следует уплотнить слабые водонасыщенные глинистые грунты основания песчаными сваями или устроить вертикальные песчаные дрены и дренажные прорези с последующим уплотнением грунтов земляными пригрузочными насыпями.
13.2. УСТРОЙСТВО КОТЛОВАНОВ В СЛАБЫХ ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТАХ
Особенности устройства котлованов в слабых водонасыщенных глинистых грунтах обусловлены необходимостью обеспечения гарантированной устойчивости стенок котлована в процессе производства работ по устройству фундаментов, предохранением грунтов от атмосферных осадков (промерзание и высыхание) и от повреждения основания механизмами, а также защитой котлованов от подземных вод.
Отличительная особенность многих видов слабых водонасыщенных глинистых грунтов, как это видно из предыдущего,— их низкая природная структурная прочность. При отрывке котлованов механизмами или в процессе устройства искусственных оснований часто природная структура водонасыщенных глини-
223
стых грунтов разрушается, прочность резко снижается, а сжимаемость увеличивается. Это особенно ярко проявляется при устройстве котлованов в ленточных глинах озерно-ледникового происхождения. Во время таяния ледников откладывались более крупные пылеватые и песчаные частицы, а в осенне-зимний период, когда интенсивность таяния уменьшалась,— глинистые. В результате образовалась тонкослойная текстура грунта: чередование глинистых и песчаных слоев толщиной от доли миллиметра до 1 см. В природном залегании ленточные глины обладают определенной прочностью, но если их структура нарушается, прочность грунтов уменьшается в 4—5 раз.
Нарушение природной структуры слабых водонасыщенных глинистых грунтов в процессе устройства котлованов возникает и в результате производства работ по водоотливу и водопонижению грунтовых вод.
Если котлованы и траншеи расположены в непосредственной близости к существующим зданиям и сооружениям, при производстве работ в котлованах необходимо принять специальные меры по обеспечению целостности фундаментов существующих сооружений, а крепление траншей и стенок котлованов рассчитывать с учетом влияния давления от расположенного вблизи сооружения. Часто именно неучет этого давления приводит к деформациям сооружений и к авариям в котлованах.
Откосы котлованов в слабых водонасыщенных глинистых грунтах рассчитываются на устойчивость по данным об угле внутреннего трения и сцепления грунтов, которые прорезаются котлованом. При небольшой глубине котлованов (менее 2 м) угол естественного откоса может быть принят равным 30° и менее, если прочностные характеристики этих грунтов не исследовались.
В большинстве случаев устойчивость стенок котлованов и траншей обеспечивается креплениями в виде распорок, специальных оградительных щитов (деревянных или металлических) и шпунтовых ограждений. Большие котлованы иногда ограждают замороженной стенкой.
Следует отметить, что понижение уровня грунтовых вод, как правило, приводит к повышению прочности грунтов основания и повышению их прочностных характеристик. Поэтому хороший эффект дает водопонижение грунтов при помощи глубинного водоотлива или с применением электроосмоса (при коэффициентах фильтрации, больших 10-6 см/с). В этих случаях обычно удается устроить котлован на большую глубину откосов без их дополнительного крепления.
В настоящее время котлованы отрывают в любое время года. Однако нельзя забывать, что все слабые водонасыщенные глинистые грунты при промерзании сильно выпучиваются со значительным уменьшением прочности и увеличением сжимаемости. В связи с этим желательно организовать строительные
224
работы таким образом, чтобы отрывка котлована происходила не в зимнее время. В тех случаях, если все же котлован устраивают в зимнее время, необходимо исследовать влияние промерзания грунта на изменение его свойств, определяющих устойчивость дна и стенок котлована (эти исследования проводятся изыскательскими организациями).
В процессе производства работ грунты стенок и дна котлована должны быть защищены от промерзания в период всего производства земляных работ, монтажа фундаментов и подвального помещения до времени обратной засыпки стен подвала (или того времени, когда подвал будет утеплен и во избежание промораживания грунтов через помещение подвала после осуществления обратной засыпки его стен).
В зимний период котлован отрывают участками с недобором грунта такой толщины, которая предотвратит промерзание грунта на отметке подошвы фундаментов. Целесообразно при этом отрывать котлован такого размера, при котором возможно в течение одной-двух смен смонтировать блоки фундаментов, а в основании последних укладывать слой маловлажного крупнозернистого или среднезернистого песка (без включений снега и льда).
Следует обратить внимание на необходимость производства работ по отрывке котлована, монтажу фундаментов, подвальных блоков и засыпке пазух вокруг фундаментов в течение самых сжатых сроков (особенно в районах с суровыми климатическими условиями).
Чтобы грунты котлована не замерзали, часть открытого котлована обычно покрывают слоем утеплителя в виде засыпки, утепляющих матов и т. п., толщина которых определяется на основе теплотехнических расчетов с учетом климатических особенностей. Утепляющую засыпку и маты снимают непосредственно перед укладкой фундаментных блоков. Кроме покрытия котлована слоем утеплителя, иногда применяют электроподогрев грунта. При этом в грунт забивают электроды или укладывают провода под песчаный слой на поверхность слабого водонасыщенного глинистого грунта. В некоторых случаях при небольших размерах котлованов в плане целесообразно устройство тепляков. В последние годы часто применяется засоление грунтов хлористым кальцием или хлористым натрием, в результате которого грунты практически не замерзают до температуры минус 7—9 °C. Недостаток этого метода состоит в том, что грунтовая среда становится весьма агрессивной к бетонам на портландцементе, что требует принятия специальных мер, предотвращающих разрушение бетона.
Пазухи котлованов в зимнее время следует засыпать талым грунтом немедленно после возведения фундаментов. При сборных фундаментах засыпка на высоту, равную глубине промерзания, производится немедленно после монтажа каждого
225
ряда блоков. Пазухи котлованов засыпают минеральным грунтом, полученным при отрывке котлованов, слоями толщиной не более 30 см с послойным уплотнением. При засыпке пазух необходимо принимать меры для предотвращения смещения стен фундаментов.
Немедленно после монтажа фундаментов производят засыпку пазух на высоту, соответствующую уровню стояния грунтовых вод в котловане. При засыпке пазух пучинистым грунтом под нависающими частями фундаментов и цоколя надо оставить зазор 10—15 см. При толщине слоя грунта от подошвы фундамента до проектной поверхности засыпки менее 1,2 м должно быть проведено временное уплотнение основания отсыпкой грунта или иным уплотнителем.
Для защиты грунта основания от промерзания в период возведения надземных конструкций здания используются: а) временное уплотнение подвала или технического подполья (для этого необходимо утеплить надподвальное перекрытие, окна и двери подвала и в случае необходимости наружные стены от уровня земли до перекрытия); б) временное отопление недостаточно утепленных подвалов до ввода постоянного отопления; в) обсыпка фундаментов грунтом, шлаком или иным утепляющим материалом. Материал и габариты обсыпки устанавливаются проектом производства работ. Обсыпка рекомендуется в тех случях, если она может быть оставлена на период эксплуатации (в технических подпольях) или если грунт может быть использован для подсыпки под полы.
При разработке слабых водонасыщенных глинистых грунтов в замерзшем состоянии запрещается применять шар-молот или клин-бабу. Рекомендуется избегать выемки грунта под всем зданием на глубину ниже отметки пола подвала. Не следует применять экскаваторы, оборудованные ковшами типа драглайн и грейфер.
Чтобы сохранить структуру грунта основания следует недобирать грунт на величину, зависящую от вида примененного оборудования.
Так, при разработке грунта экскаватором с обратной лопатой, ковшом типа драглайн, бульдозером или экскаватором с прямой лопатой величина недобора должна составлять 20, 50 и не менее 40 см соответственно.
13.3. КОНТРОЛЬ КАЧЕСТВА РАБОТ
В процессе устройства вертикальных песчаных дрен, песчаных и известковых свай необходимо вести журнал работ, фиксирующий глубинное уплотнение грунтов. В этом журнале должны находиться сменные ведомости, которые составляются наблюдателем, мастером или прорабом. В ведомостях указываются номера свай или дрен на плане, приводится характе
226
ристика механизма ио погружению обсадной трубы от поверхности дна котлована, записывается время погружения трубы для изготовления данной дрены или сваи при применении вибраторов или количество ударов при применении свайных молотов, фиксируется количество песка, засыпаемого в обсадную трубу и вынутого на поверхность после извлечения трубы.
Песок или песчано-гравийную смесь для песчаных свай п дрен исследуют в карьере до перевоза материалов па площадку. На 100 м3 материала отбирают пе менее одного образца. При исследовании особое внимание следует обратить на содержание пылеватых и глинистых частиц.
Качество работ по изготовлению песчаных свай или дрен контролируют путем сопоставления свойств грунта между сваями до и после их уплотнения. Контроль качества выполненных работ при устройстве вертикальных песчаных дрен, песчаных и известковых свай состоит в проверке непрерывности их изготовления. Кроме того, во всех случаях производства работ по уплотнению слабых грунтов необходимо проверить полученные после уплотнения характеристики свойств грунта, сравнить их с проектными данными и установить эффективность проведенного уплотнения.
Непрерывность тела песчаных и известковых свай, а также песчаных вертикальных дрен обычно контролируется методом зондирования, существо которого заключается в том, что в грунт (или в «тело») песчаной сваи погружают трубу с наконечником определенной формы и размеров и проводят один из двух видов зондирования — ударное или статическое. При ударном зондировании по штанге, к низу которой привинчен конус зонда площадью поперечного сечения 10 см2, ударяют специальным грузом, масса которого стандартизирована и обычно равна 60—90 кг. Обычно груз сбрасывают с высоты 0,6—0,8 м и в зависимости от количества ударов, которое требуется для погружения зонда на глубину 1 м, судят о плотности, прочностных и деформативных свойствах грунта.
Статическое зондирование проводится по следующей методике. Зонд погружают на ту глубину, на которой требуется определить свойства грунтов. На штанге, к низу которой прикреплен конус зонда, установлен динамометр и нагрузочное устройство, передающее усилие на конус зонда площадью поперечного сечения 10 см2. По усилию, которое потребуется для погружения зонда в грунтах данного слоя на определенную глубину, судят о прочностных и деформативных свойствах грунтов этого слоя.
В настоящее время разработана методика, которая позволяет с большой точностью определять зондированием значения модуля общей деформации, плотность и другие свойства песков. Однако при зондировании слабых глинистых грунтов данные о прочностных и деформативных свойствах весьма при-
227
блпженны, так как глубина погружения зонда зависит сразу от нескольких характеристик грунта — плотности, влажности, прочности структуры, начального порового давления, содержания органических веществ, минералогического состава и т. п., которые комплексно оцениваются результатами зондирования.
Наиболее часто для динамического зондирования применяют зондировочпые установки УБП-15, которые имеются во всех трестах инженерно-строительных изысканий. Установка УБП-15 представляет собой одноосный прицеп, на раме которого смонтированы мачта из двух шарнирно-соединенных секций, складывающихся при транспортировке, двигатель с муфтой и бензобаком, планетарная лебедка и редуктор. На нижней секции мачты установлены домкраты для опирания на грунт. Проверка качества уплотненного сильносжимаемого грунта между песчаными и известковыми сваями, а также непрерывность свай по глубине определяются при забивке в грунт или тело сваи штанг с конусом на конце (диаметр поперечного сечения конуса 74 мм, а при угле заострения вершины конуса 60°). Забивка штанг с зондирующим конусом производится молотом массой 60 кг, который сбрасывают с высоты 80 см. Обычно для определения указанных характеристик подсчитывают число ударов, которое потребуется для погружения конуса на глубину 10 см. Однако при забивке конуса в слабые грунты целесообразно определить количество ударов, необходимых для погружения конуса на 50 см.
Установка УБП-15 может быть использована при зондировании на глубину до 20 м.
При проверке непрерывности вертикальных песчаных дрен, песчаных и известковых свай зондирование следует производить строго по оси сваи или дрены. При этом надо тщательно следить за вертикальностью мачты зондирующей установки.
Динамическое зондирование применяется также для определения однородности сложения песчаных подушек по глубине и по площади и для контроля деформативных и прочностных характеристик песка в теле подушки. Хотя динамическое зондирование, как было указано выше, часто не позволяет найти абсолютное значение прочностных и деформативных свойств слабых водонасыщенных глинистых грунтов, однако повторное динамическое зондирование может свидетельствовать об относительном уплотнении слабых водонасыщенных грунтов в процессе консолидации (ниже песчаной подушки или между вертикальными дренами) или после перечисленных ранее методов уплотнения основания.
Статическое зондирование, требуя значительно большего времени для осуществления контроля, дает более достоверную информацию об изменении свойств слабых водонасыщенных
228
глинистых грунтов в процессе их уплотнения и упрочнения различными методами.
Контроль качества работ по глубинному уплотнению слабых водонасыщенных глинистых грунтов песчаными и известковыми сваями или вертикальными дренами осуществляется путем сопоставления результатов зондирования до и после уплотнения, а также путем испытаний грунтов основания в полевых условиях статической нагрузкой — штампами площадью не менее 3 м2 еще до устройства песчаной подушки.
Если контроль качества работ покажет, что после устройства песчаных или известковых свай заданная в проекте грунтов плотность не достигнута или модуль общей деформации грунтов окажется меньше величины, принятой в проекте, необходимо изменить проект самого сооружения.
В частности, можно внести в проект конструктивные изменения сооружения, при которых оно будет пригодно для эксплуатации (подробно эти мероприятия описаны в гл. 11). Возможно также изменить площадь фундаментов сооружения и провести их контрольный расчет по предельным состояниям с учетом фактических значений характеристик прочности и сжимаемости грунтов основания после уплотнения песчаными или известковыми сваями. Кроме того, следует рассмотреть возможность дальнейшего глубинного уплотнения слабых грунтов основания путем устройства дополнительного количества песчаных или грунтовых свай. В этом случае новые сваи размещают между уже изготовленными сваями или на месте изготовленных свай.
ГЛАВА 14. ОСОБЕННОСТИ ЭКСПЛУАТАЦИИ ПРОМЫШЛЕННЫХ И ГРАЖДАНСКИХ СООРУЖЕНИЙ, РАСПОЛОЖЕННЫХ НА СЛАБЫХ
ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТАХ, И МЕТОДЫ ВОССТАНОВЛЕНИЯ ДЕФОРМИРОВАННЫХ СООРУЖЕНИЙ
14.1. ЭКСПЛУАТАЦИЯ ПРОМЫШЛЕННЫХ
И ГРАЖДАНСКИХ СООРУЖЕНИЙ НА СЛАБЫХ
ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТАХ
Сложность эксплуатации промышленных и гражданских сооружений на слабых водонасыщенных глинистых грунтах состоит в том, что очень часто в зданиях возникают деформации, разрушаются отдельные конструкции и сооружения в целом. Причина кроется в продолжающемся уплотнении слоев слабых водонасыщенных глинистых грунтов в основании сооружений; в изменениях условий устойчивости фундаментов при отрывке траншей для коммуникаций или для углубления подваль-
229
ных помещении; в осадках сооружении, вызванных влиянием построенных рядом более тяжелых новых зданий и сооружений и, наконец, в вибрационных воздействиях на основание новых машин и механизмов (турбогенераторов, пилорам, кузнечных молотов и т. п.).
Эксплуатировать промышленные и гражданские сооружения на слабых водонасыщенных глинистых грунтах следует в соответствии с правилами и нормами, разработанными для технической эксплуатации. Однако в связи с тем, что при строительстве на слабых грунтах вероятна опасность развития аварийных состояний из-за ошибок при эксплуатации, необходимо проводить дополнительные исследования и более частый осмотр сооружений.
Для эффективной эксплуатации сооружений на слабых водонасыщенных глинистых грунтах работники служб эксплуатации должны иметь полную и достоверную информацию об инженерно-геологических условиях площадки, на которой размещены промышленные и гражданские сооружения; проект устройства оснований и фундаментов и схему выполненных работ; данные о размещении геодезических марок и реперов, поставленных в процессе строительства; результаты наблюдений за осадками сооружения в процессе строительства; чертежи конструкций сооружений и рекомендации проектировщиков по особенностям эксплуатации сооружения в данных грунтовых условиях.
При устройстве искусственных оснований, а также при уплотнении грунтов в основании сооружений до начала и во время строительства рекомендуется заложить датчики порового давления, глубинные марки, месдозы, специальные приборы для измерения горизонтальных перемещений грунта основания (инклинометры и т. п.). Результаты наблюдений за показаниями приборов в период строительства, до начала эксплуатации, а также методика наблюдений должны быть переданы работникам службы эксплуатации.
В тех случаях, когда сооружения не расположены на больших и глубоких фундаментах, полностью прорезающих всю толщу слабых водонасыщенных глинистых грунтов, необходимо организовать систематическое наблюдение за осадками и горизонтальными смещениями сооружений геодезическими методами. Для этого необходимо иметь информацию о системе расположения геодезических знаков (в том числе неподвижных реперов), которые используются для организации систематических наблюдений за деформациями сооружений.
По аналогии с паспортами сооружений, которые имеются при эксплуатации промышленных и гражданских сооружений, расположенных на просадочных лёссовых грунтах, необходимо иметь паспорта зданий и при их размещении на слабых водонасыщенных глинистых грунтах, особенно на засоленных. При эксплуатации сооружений на слабых засоленных грунтах необ-230
ходимо иметь полную информацию о размещении на промышленной территории или в пределах квартала жилых зданий канализационной, водопроводной и теплопроводной сети, о пожарных водоводах и эксплуатационных трубах, по которым перемещаются либо пресные воды, либо химические растворы.
Службу технической эксплуатации промышленных сооружений и жилых зданий в районах распространения больших толщ слабых водонасыщенных глинистых грунтов следует организовать до начала строительства первых сооружений, а в период строительства она должна систематически контролировать качество выполненных работ при отрывке котлована, проведении водопонижения, устройстве искусственных оснований, прокладке коммуникаций. Работники этой службы должны следить за пра* вильностью и своевременной установкой геодезических марок, реперов, глубинных марок датчиков порового давления и другой аппаратуры. Особенно внимательно должен проводиться контроль в зимний период, когда возможно промерзание грунтов основания открытых котлованов и незасыпанных траншей.
Группа службы технической эксплуатации обычно создается при дирекции строящихся промышленных предприятий, а после окончания строительства она составляет основу эксплуатационной службы. При строительстве жилых и общественных зданий группа службы технической эксплуатации создается районными и городскими жилищными управлениями. После сдачи сооружений в эксплуатацию в группу включаются геодезисты, а в некоторых случаях специалисты-прибористы для систематического наблюдения за осадками сооружений и за приборами, заложенными в пределах основания сооружений.
При размещении зданий и сооружений на засоленных водонасыщенных грунтах необходимо систематически обследовать состояние кровли, водосточных труб, отмостки, ливнестоков, канализационных решеток, чтобы организованно отводить атмосферные осадки за пределы зданий и сооружений. Как указано в гл. 7, при строительстве и эксплуатации зданий и сооружений на засоленных грунтах наблюдается интенсивная солевая форма коррозии при проникании растворов засоленных поровых грунтовых вод в стены сооружений — их разрушение. В связи с этим при эксплуатации сооружений на водонасыщенных засоленных грунтах следует организовать систематический контроль и обследование различных гидроизоляционных и антикоррозионных покрытий, которые применялись при строительстве. В период строительства работники службы технической эксплуатации должны очень внимательно и требовательно относиться к качеству гидроизоляционных и противокоррозионных мероприятий. В некоторых случаях в процессе эксплуатации может потребоваться выполнение земляных работ с целью обнажения стен подвалов и подземных коммуникаций для установления дефектных мест в гидроизоляции.
231
Если в процессе эксплуатации разойдутся осадочные швы или кое-где возникнут небольшие трещины с раскрытием до 3 м вблизи оконных и дверных проемов, то это будет следствием неравномерной осадки здания, сооруженного на искусственном основании, сложенном слабыми водонасыщенными глинистыми грунтами. Однако допускаются только такие деформации, при которых не нарушается целостность всего сооружений и устойчивость его отдельных конструктивных элементов. Большинство небольших трещин после окончания процесса консолидации грунтов основания заделывают.
Однако не следует заштукатуривать или бетонировать щели в осадочных (деформационных) швах, так как такое заполнение создает связи между разноосадочными элементами сооружения, вызывая дополнительные напряжения и, как следствие, деформации конструкций.
Геодезические наблюдения за осадками и кренами сооружений обычно проводят по геодезическим маркам на цоколе здания, на несущих поперечных стенках жилых и административно-бытовых зданий, на колоннах промышленных зданий и т. п. Эти наблюдения проводятся с начала строительства надземной части зданий и сооружений. Для наблюдений за развитием осадок используют нивелирование П-го класса точности (прецизионным нивелиром с инвентарной штриховой рейкой). Осадки сооружений оцениваются по перемещению марок относительно неподвижного репера. Неподвижный репер обычно представляет собой металлическую трубу, которая полностью проходит всю толщу слабых водонасыщенных грунтов и погружается в подстилающий прочный грунт на глубину 1—3 м.
При строительстве башенных труб, силосных корпусов, водонапорных башен и других высоких промышленных и гражданских сооружений необходимо организовать наблюдения за их креном. Обычно для определения крена проводится нивелирование марок, расположенных на четырех противоположных сторонах данного сооружения, или специальными приборами.
При возникновении в конструкциях и стенах трещин работники службы эксплуатации должны внимательно следить за их раскрытием во времени. После появления трещин необходимо установить маяки, которые могут достоверно свидетельствовать о раскрытии трещин. Маяки устанавливают на конструктивный материал стены или колонны после снятия штукатурки или других покрывающих отделочных материалов.
Существует много типов маяков, но наиболее часто применяются гипсовые или стеклянные. Их располагают перпендикулярно направлению развития трещины в месте ее наибольшего раскрытия. Иногда применяются металлические маяки, состоящие из двух металлических пластин толщиной 0,5—1,5 мм. При этом первую пластину закрепляют с одной стороны трещины и окрашивают ее в один цвет, а вторую — с другой стороны так,
232
чтобы она перекрывала первую, окрашивают в другой цвет. Металлические маяки располагают и перпендикулярно раскрытию трещин.
При строительстве металлических резервуаров на слабых водонасыщенных глинистых грунтах устанавливают дополнительные марки на днище в 8—12 точках. Обычно измерение перемещений марок проводится с точностью до 1 мм. Результаты измерений осадок днища и деформаций стенок резервуаров при гидравлических испытаниях являются паспортными данными о развитии дальнейших осадок резервуаров в процессе их эксплуатации. Этот метод приведен в главе 3.
В Венгрии широко применяются методы измерения вертикальных и горизонтальных перемещений стенок резервуаров и других больших металлических емкостей с использованием фотограммометрии (этот метод использовался при строительстве нефтяных резервуаров на второй очереди строительства нефтепровода «Дружба»).
В тех случаях, когда сооружение больших в плане размеров имеет гибкое днище для измерения деформаций гибких мембран (днищ), иногда применяют инклинометры, которые предварительно размещаются в основании сооружения, или изотопные датчики. В Швеции с этой целью применяются шланговые измерители осадок. Для определения осадок по этой методике под сооружением размещаются гибкие резиновые или полимерные трубки (шланги), в которые под определенным давлением накачивается воздух. Прибор позволяет определять осадки точек основания (точек резинового шланга) относительно неподвижного репера с точностью до 2,5 см.
Если слабые водонасыщенные глинистые грунты залегают не непосредственно под фундаментами сооружения, а начиная с определенной глубины, наблюдения ведутся за осадками глубинных марок и марок-месдоз, установленных в различных точках грунтового основания. Существует ряд приборов, позволяющих определять перемещение точек слоя на нескольких уровнях в одной скважине. В Швеции для этой цели применяется гофрированный шланг, вертикально заложенный в пробуренную скважину. Этот шланг может сжиматься и растягиваться в зависимости от вертикальных перемещений грунта, смежного со шлангом. Внутри его имеется несколько латунных втулок. В этот шланг вводится металлический прибор, подвешенный к мерной ленте, который позволяет фиксировать положение латунных втулок в шланге и определять расстояние между ними. Точность измерений вертикальных перемещений составляет 2 мм.
При размещении зданий на слабых водонасыщенных глинистых грунтах время осадки и ее скорость могут быть определены (в пределах фильтрационной консолидации) по данным измерения порового давления в различных точках толщи сла
233
бых водонасыщеиных глинистых грунтов, залегающих в основании данного сооружения. Датчики порового давления (по-ропьезометры) выпускаются в СССР отдельными организациями и имеют различную точность измерения. Датчик порового давления конструкции МИСИ им. В. В. Куйбышева позволяет определить поровое давление с точностью до (10—20) Ю-4 Н/см2. Поропьезометры разных конструкций выпускаются в Японии, Швеции, Франции, США и в других странах. Зная, как изменяется поровое давление, можно приближенно судить о степени консолидации грунтов основания и о прочностных характеристиках слабых водонасыщенных глинистых грунтов. В процессе эксплуатации данные порового давления свидетельствуют об опасных напряжениях, которые возникли в некоторых точках грунтов основания в результате, например, большой эксплуатационной нагрузки (силосные корпуса, резервуары, водонапорные башни и т. п.), и позволяют предупредить потерю устойчивости оснований сооружений.
Для измерения горизонтальных перемещений слабого водонасыщенного глинистого грунта в основании сооружений или вблизи откосов применяют специальные реперы. Очень часто для этих целей используют трубчатые инклинометры. Точность измерения горизонтальных перемещений даже на больших глубинах с помощью трубчатых инклинометров составляет 2 см.
Службы эксплуатации должны систематически получать информацию о вертикальных и горизонтальных перемещениях в толще слабых водонасыщенных глинистых грунтов основания не реже одного раза в месяц. В тех случаях, если промышленное сооружение нагружается несимметрично (например, при ремонте части силосных ячеек в силосном корпусе), после нагружения каждой силосной ячейки зерном или другим сыпучим материалом следует проводить наблюдения за датчиками порового давления, инклинометрами за развитием крена сооружений.
14.2. МЕТОДЫ ВОССТАНОВЛЕНИЯ
ДЕФОРМИРОВАННЫХ СООРУЖЕНИЙ
В результате целого ряда причин — ошибок, допущенных при проведении инженерно-геологических исследований площадок, сложенных слабыми водонасыщенными глинистыми грунтами; применения неправильных схем расчета естественных и искусственных оснований и неправильного конструирования фундамента, неправильного выбора схемы производства работ по устройству оснований и неправильных технологических схем при устройстве котлованов и фундаментов, а также в связи с неправильной эксплуатацией зданий и сооружений на слабых водонасыщенных глинистых грунтах возникают деформации сооружений, а в некоторых случаях и их аварии.
234
Анализ многочисленных деформаций и аварий промышленных и гражданских сооружений, расположенных на этих грунтах, показывает, что наиболее массовыми ошибками при проведении изысканий является малый объем последних, редкое расположение буровых скважин и шурфов, проходка скважин не на всю толщу залегания слабых грунтов, неправильный отбор монолитов грунтов и ошибки при их транспортировании и хранении в лабораториях, а также использование неисправных приборов для определения свойств грунтов.
На стадии проектирования наиболее частые ошибки проектировщиков заключаются в проведении неверных расчетов устойчивости основания и осадок фундаментов, неправильном применении конструктивных схем сооружений и их искусственных оснований. В процессе производства работ строители совершают ошибки при отрывке котлована, в результате чего разрушается структура слабых грунтов дна котлована; при откачке воды из котлованов без устройства зумпфов-колодцев; в результате промораживания грунтов основания в зимний период; при неправильных методах погружения железобетонных свай, устройствах пригрузочных насыпей, вертикальных песчаных дрен и т. п. В эксплуатационный период большинство деформаций сооружений обусловлено неправильной отрывкой котлованов и траншей рядом с существующим сооружением, неправильной откачкой воды из подвалов, промораживанием грунтов в основании сооружений, понижением глубины подвальных помещений и т. п.
Анализ причин деформаций жилых и промышленных сооружений на слабых водонасыщепных глинистых грунтах показывает, что даже при наличии трещин в сооружениях и возникновении крена, препятствующего дальнейшей эксплуатации данного сооружения, а также при наличии горизонтальных смещений и других деформаций сооружений (в результате, например, сейсмических или динамических воздействий) в большинстве случаев возможно сохранить сооружение, а после выполнения определенного комплекса восстановительных мероприятий обеспечить его дальнейшую эксплуатационную пригодность.
После выявления основных причин деформаций сооружений и определения характеристик деформируемости и прочности как грунтов основания, так и материалов конструкций сооружений, проводятся работы по восстановлению деформированных сооружений.
Обычно применяется следующая последовательность работ. В первую очередь разбирают угрожающие обвалом части сооружения. Устанавливают новые крепления, чтобы удержать деформированные неразбираемые части здания и обеспечить его общую устойчивость. Для повышения устойчивости деформированных зданий устанавливаются стойки, подкосы, упоры; поврежденные элементы конструкции подвешивают к прочным
235
элементам. Если наблюдается отклонение наружных стен здания от вертикали, то с помощью металлических затяжек (обычно в уровне перекрытий) их следует соединить с более прочными и устойчивыми колоннами и стенами. При этом необходимо обеспечить натяжение затяжек и предохранить их от провисания. Обычно натяжение производится путем подвинчивания гаек при разогретых металлических затяжках.
В связи с тем, что большинство деформаций промышленных и гражданских сооружений на слабых водонасыщенных глинистых грунтах обусловлено большими осадками и потерей устойчивости основания, то при восстановлении зданий следует в первую очередь принять меры по обеспечению устойчивости фундаментов и подземных частей зданий. Во многих случаях между фундаментами стен жилых зданий достаточно поставить металлические или деревянные распорки, препятствующие перемещению фундаментов наружных стен внутрь при потере устойчивости грунтового основания. При появлении трещин в подвальных стенах или нижних частях колонн в местах сопряжения с телом фундамента обычно применяют железобетонные или металлические обоймы и стяжки, которые обеспечивают гарантированную устойчивость и целостность деформированных подземных частей сооружений.
При восстановлении кирпичных зданий прежде всего увеличивают прочность стен, устраивая металлические каркасы и корсеты из швеллеров, уголков и металлических листов. В тех случаях, когда в кирпичной кладке обнаружены трещины вблизи опирания надоконных или наддверных перемычек, необходимо установить вертикальные распорки, обеспечивающие устойчивость этих перемычек при обрушении кладки. Если в промышленности здания узкие простенки, то их следует заключить в металлический корсет, чтобы обеспечить устойчивость простенка и надежность опирания на него перемычек. В зданиях старой постройки, в которых не применялись металлические или железобетонные перемычки над дверными и оконными проемами, необходимо установить горизонтальную балку, подпирающую кладку над окном, которая опиралась на отдельные деревянные или металлические опоры. Если необходимо усилить стену с наклонными трещинами, то в перемычках оконных и дверных проемов разрушенные кирпичи обычно заменяют на целые, более высокой марки. Кроме того, рекомендуется отбить штукатурку с обеих сторон стены и усилить стены металлическими накладками.
В тех случаях, когда в стенах появляются сквозные трещины, расположенные под разным углом, с обеих сторон стены надо снять штукатурку, расчистить трещину (желательно струей воды), очистить на глубину 1—2 см вертикальные и горизонтальные швы кирпичной кладки и промыть поверхность кладки струей воды под давлением. Затем с обеих сторон кирпичной
236
стены следует установить сетки из арматуры диаметром 5—6 мм при ячейках ЮХЮ, 15X15 и 20X20 см, которые соединяют анкерами и присоединяют к стене гвоздями, расположенными в шахматном порядке. После этого наносят торкрет-бетон.
При наличии наклонных трещин в отдельно стоящих кирпичных столбах или колоннах обычно по периметру столба устраивают каркас из четырех уголков размером 60x60x6 мм и металлических полос, которые устанавливают по высоте каркаса через 40—60 см с помощью сварки. Каркас следует завести в тело фундамента на глубину не менее 20 см. После его установки усиленная колонна бетонируется и оштукатуривается цементным раствором марки 50 или 100.
Если обнаружено смещение прогонов, балок, перемычек, что уменьшает площадь опирания, необходимо установить либо дополнительную опору, либо металлическую консольную плиту, которая обеспечит достаточную площадь опирания.
При нарушении целостности антисейсмических поясов кирпичных зданий в результате неравномерных осадок сооружения необходимо очистить пояса от штукатурки на расстоянии 40 см от крайней трещины, забить в железобетонный пояс и стену дюбеля в шахматном порядке с шагом 50 см и прикрепить сетку из проволоки диаметром 5—6 с ячейками 100x100 мм. Если имеются сквозные трещины в бетоне антисейсмических поясов, трещину следует разделать, промыть ее водой под давлением, установить дополнительную арматуру и заполнить цементным раствором. Арматуру приваривают к существующим стержням антисейсмического пояса (высота шва равна диаметру арматурного стержня, длина не менее 15 см.).
При появлении трещин в перегородках, когда отсутствует связь каркасной перегородки с железобетонной балкой перекрытия, по верху перегородки следует установить специальные фиксирующие детали из стального листа, которые обхватывают железобетонную балку. Нарушившиеся связи перегородок со стенами устраняют креплением деревянными брусками обычно сечением 6x6 см.
Следует обратить особое внимание на трещины в лестничных маршах. В этом случае отбивают защитный слой бетона, обнажают арматуру, устраивают дополнительные каркасные усиления, расчищают трещины в плитах маршей и на площадках лестничных клеток, промывают их струей воды под напором и заполняют цементным раствором марки 100 и выше.
При деформации панельных жилых зданий обычно удаляют разрушенную часть бетона, обнажают арматуру панелей и усиливают ее установкой дополнительных арматурных стержней, которые соединяются со старой арматурой сваркой. После этого разрушенную часть панели заполняют бетоном или цементным раствором. Известно удачное применение эпоксидных по-лимеррастворов, которые склеивают отделившиеся части панели.
237
Если появляются трещины в горизонтальных стыках панелей, устанавливают усиленные металлические или железобетонные шпонки, для чего высверливают полости в теле панели, обнажают арматуру, вставляют арматуру шпонок и бетонируют. Шпонки препятствуют относительному горизонтальному смещению панелей.
Если возникает опасность потери устойчивости панелей здания и обрушения последнего, часто применяют металлические затяжки-пояса, которые стягивают все панели по периметру каждого этажа. Для восстановления несущей способности поврежденных панелей часто цементный раствор и эпоксидные материалы нагнетают в трещину с раскрытием до 5 мм. При большем раскрытии трещин с внутренней и наружной стороны устраивают железобетонную рубашку. Для этой цели к поверхности панели прикрепляют металлическую сетку, которую заполняют торкрет-бетоном. В некоторых случаях при обрушении части панели производится полная замена разрушенных панелей или вместо данной панели устраивают кладку из мелкоштучных элементов.
Если в несущих железобетонных конструкциях арматура остается целой, а трещины имеются только в бетоне, часто применяют клеющие смеси на основе эпоксидных смол, которыми заполняют трещину. Этот метод широко применяется в практике восстановления железобетонных элементов США. Вместо эпоксидных клеющих смесей возможно использование и других клеевых соединений с применением полимеррастворов и т. д.
После восстановления целостности конструкций деформированных сооружений принимаются меры по выправлению крена сооружений, ликвидации неравномерных осадок и предупреждению дальнейшей потери устойчивости основания. В некоторых случаях деформированные сооружения после выправления крена становятся более жесткими, чем это предусмотрено проектом.
В тех случаях, когда произошла неравномерная осадка многоэтажных промышленных или гражданских сооружений, в основании которых залегают большие толщи слабых водонасыщенных глинистых грунтов, для ликвидации крена со стороны меньших осадок можно устроить пригрузочную насыпь высотой 4—10 м (по расчету), которая создает большое сжатие грунтов с одной стороны. Чтобы ускорить процесс консолидации слабых грунтов можно устроить вертикальные песчаные дрены на глубину 6—10 м, сверху отсыпать песчаную подушку высотой до 50 см, а над ней пригрузочную насыпь.
В некоторых случаях при выправлении крена водонапорных башен, дымовых труб и т. д. часть грунта удаляют из основания под фундаментом горизонтальным бурением. Если выправляется жесткое сооружение, то ускорить этот процесс можно с помощью троссов, которые прикрепляют к верхней части сооружения, а с другого конца к лебедкам тяжелых тракторов.
238
Иногда, чтобы предупредить дальнейшее развитие осадки с одной стороны здания, с этой же стороны в основание погружают железобетонные сваи различной длины, которые уплотняют грунт только с одной стороны фундамента, препятствуя дальнейшему развитию осадок. Если слой слабых грунтов в основании высоких сооружений на глубине до 6—12 м подстилается прочными грунтами, то часто под существующий фундамент со стороны больших осадок подводят сваи-оболочки. При подведении этих опор под весь фундамент можно, применяя домкраты, исправить нарушение вертикальности сооружения.
При неравномерных осадках силосных корпусов, которые обычно расположены на одной железобетонной плите, силосные ячейки загружают только со стороны наименьших осадок фундаментной плиты. Для некоторых сооружений, которые допускают малые осадки, между конструкциями и фундаментами следует заложить домкраты и при появлении осадок выровнить здание с их помощью.
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ
Абелев М. Ю. Слабые водонасыщенные глинистые грунты как основания сооружения. М.: Стройиздат, 1973.
Абелев М. Ю. Аварии фундаментов сооружений. М.: Изд. МИСИ им. В. В. Куйбышева, 1975.
Абелев М. Ю. Методы строительства на слабых водонасыщенных глинистых грунтах. М.: Изд. МИСИ им. В. В. Куйбышева, 1975.
Абелев М. Ю., Джумашев У. Р. Строительство на засоленных грунтах. М.: Изд. МИСИ им. В. В. Куйбышева, 1977.
Абелев Ю. М., Абелев М. Ю. Основы проектирования и строительства на просадочных макропористых грунтах. М.: Стройиздат, 1979.
Абелев Ю. М. Применение эффективных методов уплотнения слабых и насыпных грунтов в целях использования их в качестве оснований жилых зданий. М.: изд. ЦБТИ Минстроя СССР, 1957.
Абелев Ю. М. Опыт механического уплотнения слабых глинистых и за-торфованных грунтов в г. Клайпеде.— Совещание по закреплению грунтов. Рига, 1957.
Абелев Ю. М. Исследование эффективности глубинного уплотнения слабых водонасыщеиных грунтов песчаными сваями.— Основания, фундаменты и механика грунтов, 1962, № 2.
Березанцев В. Г. Расчет прочности оснований сооружений. М.: Стройиздат, 1970.
Будин А. Я. Эксплуатация и долговечность портовых гидротехнических сооружений. М.: Транспорт, 1977.
Вялов С. С. Реология грунтов. М.: Высшая школа, 1980.
Герсеванов Н. М., Польшин Д. Е. Теоретические основы механики грунтов и их практическое применение. М.: Стройиздат, 1948.
Гольдштейн М. Н. Механические свойства грунтов. М.: Стройиздат, 1973.
Горбунов-Посадов М. И., Маликова Т. А. Расчет конструкции на упругом основании. М.: Стройиздат, 1973.
Горелик Л. В., Нуллер Б. М. О нелинейной задаче консолидации трехфазного грунта.— Известия ВНИИГ, 1967, т. 76.
Далматов Б. И. Практический расчет осадки фундамента методом ограниченной мощности сжимаемого слоя. Л.: изд. ЛДТП, 1965.
Егоров К. Е., Барвашев В. А., Федоровский В. Г. О применении теории упругости к расчету оснований сооружений.— В кн.: Труды к VIII Международному конгрессу по механике грунтов и фундаментостроению. М.: Стройиздат, 1973.
Зарецкий Ю. К. Теория консолидации грунтов. М.: Наука. 1967.
Зарецкий Ю. К. Консолидация торфяного основания.— Основания, фундаменты и механика грунтов, 1970, № 6.
Коновалов П. А. Исследование глубины деформируемой зоны под штампами в полевых условиях.— В сб. трудов Основания и фундаменты, № 54, М.: Стройиздат, 1964.
Крутов В. И. Исследование порового давления и деформаций просадочных грунтов в основании опытных фундаментов.— Основания, фундаменты и механика грунтов, 1962, № 3.
Кузьмин П. Г. Применение извести для закрепления и уплотнения слабых грунтов КНР.— Совещание по закреплению грунтов. Рига, 1957.
Ларионов А. К. Свойства слабых грунтов, их природа и методы исследования. В кн.: Проблемы строительства на слабых грунтах. Рига. Изд • РПИ, 1972.
Ломизе Г. М., Крыжановский А. Л., Воронцов Э. И. Условие предельного ?969°RC2H глинистых п песчаных грунтов.— Гидротехническое строительство,
240
Маслов Н. Н. Длительная устойчивость и деформация смещения подпорных сооружений. М.: Энергия, 1968.
Маслов Н. Н. К оценке устойчивости и деформаций гидротехнических сооружений. Труды I Всесоюзного симпозиума по реологии грунтов. Ереван, 1973.
Малышев М. В. Прочность грунтов и устойчивость оснований сооружений. М.: Стройиздат, 1980.
Марченко А. С. Морские портовые сооружения на слабых грунтах. М.: Транспорт, 1976.
Месчян С. Р. Ползучесть глинистых грунтов. Изд-во АН Арм. ССР, 1967.
Месчян С. Р., Пастолокян Р. А. О методике определения релаксации напряжений в глинистых грунтах при сдвиге.— Труды II всесоюзного симпозиума по реологии грунтов. Ереван, 1976.
Морарескул Н. Н. Основания и фундаменты в торфяных грунтах. Л.: Стройиздат, 1979.
Рельтов Б. Ф. Исследование физико-механической природы сопротивляемости мягких грунтов сдвигу. Изд. ВНИИГ, 1960.
Роза С. А. Расчет осадок гидротехнических сооружений. М.— Л.: Госэнер-гоиздат, 1959.
Россихин Ю. В. Свайные фундаменты на слабых и оседающих грунтах. Рига.: изд. РПИ, 1974.
Россихин Ю. В., Битайнис А. Г. Осадки строящихся сооружений. Рига.: Зинатне, 1980.
Савельев В. И. Свойства илов как естественных оснований сооружений.— Гидротехническое строительство, 1951, № 2.
Савинов Q. А. Применение песчаных свай для уплотнения слабых грунтов. Л.: изд. ЛДНТП, 1957.
Сергеев Е. М., Голодковская Г. А., Зиангиров Р. С. и др. Грунтоведение. М.: Изд-во МГУ, 1971.
Сорокина Г. В. Деформационные характеристики илов.— Информ, бюлл. ЦТИСИЗ, М., 1967, № 2.
Сорочан Е. А. Строительство сооружений на набухающих грунтах. М.: Стройиздат, 1974.
Сотников С. Н.. Мангушев Р. А. Проектирование и строительство оснований и фундаментов стальных вертикальных цилиндрических резервуаров за рубежом. М.: изд. ВНИИОЭНГ, 1979.
Строганов А. С. Устойчивость основания с неконсолидированным подстилающим слоем.— Материалы всесоюзного совещания по строительству на слабых грунтах. Таллин, 1965.
Тер-Мартиросян 3. Г. Одномерная задача консолидации многофазовых грунтов с учетом переменной нагрузки и напора на границе.— Труды VIII международного конгресса по механике грунтов и фундаментостроению. М.: Стройиздат, 1973.
Тер-Степанян Г. И. О ранних исследованиях высокой чувствительности плывунных глин.— Материалы всесоюзного совещания по строительству на слабых водонасыщенных грунтах. Таллин, 1965.
Трофименков Ю. Г., Воробков Л. Н. Полевые методы исследования строительных свойств грунтов.М.: Стройиздат, 1981.
Флорин В. А. Основы механики грунтов. М.: Госстройиздат, 1961.
Цытович Н. А., Зарецкий Ю. К., Малышев М. В., Абелев М. Ю., ТерМартиросян 3. Г. Прогноз скорости осадок оснований сооружений. М.: Стройиздат, 1967.
Цытович Н. А., Березанцев В. Н., Далматов Б. И., Абелев М. Ю. Основания и фундаменты. М.: Высшая школа, 1970.
Цытович Н. А., Тер-Мартиросян 3. Г. Основы прикладной геомеханики в строительстве. М.: Высшая школа, 1981.
Черкасов И. И. Механические свойства грунтов в дорожном строительстве. М.: Транспорт, 1976.
241
Швец В. Б. Эллювиальные грунты как основания сооружений. М.: Строй-издат, 1961.
Abelev М. Yu. Construktion d, ouvrages sur les sols argileus mous satu-res. Paris, 1977.
Abelev M. Yu. Problems of construction on saline silts. Proc. 4 — Asian Conf, on Soil Meeh, Bangkok, 1971.
De Beer E. Foundation problems of petroleum tanks. Ann. Inst, beige petrole, 1961, N 6.
Beer E. E., Wallayes M. G. G. Accelerated Consolidation by Means of Cardboard Drains. Proc, of the 8 ICOSMFE, v. 2, Moscow, 1973.
Buchmajer R., Schad H., Smoltczyk U. Einflus einer muddelines auf die verschiedungen einer hinterfullten Uferwand. Scchste Donau-europaische Kon-ferenz fur Bodenmechanik und Grundbau. Varna, 1980.
Chand Y. С. E., Bro ms B., Peck R. B. Relationship between the settlement of soft clays and excess pore pressure due to imposed loads.— Proc, of the 8 ICOMSMFE, Moscow, 1973.
Grawford С. B. Cohesion in an undisturbed sensitive clay.— Geotechnique, 1963, v. 13, No 2.
Dawis E. H., Poulios H. G. Rate of Settlement under Two- and Three—Dimensional Conditions.— Geotechnique. 1972, v. 22, N 1.
Genevois R., Prestininzi A. Theoretical and experimental evaluation of Recent clayey soils compressibility.— Sixth Danube — European Conference on Soil Mechanics and Engi Foundation Engineering. Varna, 1980.
Jamiolkowski M., Lancellotta R., Tordella M. Geotechnische Eigenschaften des normalverdicheten Porto-Tolle-Schlufftons.—Sechste Donau-Europaische Konferenz fur Bodenmechanik und Grundbau. Varna, 1980.
Hansbo S. Consolidation of Clay, with Special Reference to Influence of Vertical Sand Drains.— Swedich Geotechnical Ins. Proc. 1960, N 8.
Nelson V. D., Moh Z. G., Brand E. W. Laboratory and Field Consolidation of Soft Clay.— Proc, of the 8 ICOSMFE. Moscow, 1973, v. 1.
Scempton A. W., Bjerrum L. A contribution to the settlement analysis of foundation on clay.— Geotechnique, 1957, N 4.
Schiffman R. L., Chen A. T., Gordan J. C. An Analysis of Consolidation Theories. Journal of The Soil Meehan, and ASCE, 1969, N 95.
ОГЛАВЛЕНИЕ
Предисловие...................................................... 3
Глава 1. Свойства слабых водонасыщенных глинистых грунтов 5
1.1. Группа слабых водонасыщенных глинистых 1рунтов............ 5
1.2. Распространение слабых водонасыщенных глинистых грунтов на территории СССР и других стран................................. 6
1.3. Особенности проведения инженерно-геологических исследований площадок, сложенных слабыми водопасыщенными глинистыми грунтами....................................................... 7
1.4. Деформационные свойства слабых водонасыщенных глинистых грунтов ....................................................... 9
1.5. Прочностные свойства слабых водонасыщенных глинистых грунтов 15
1.6. Фильтрационные свойства слабых водонасыщенных глинистых грунтов........................................................21
1.7. Ползучесть слабых водонасыщенных глинистых грунтов ... 23
Глава 2. Расчеты осадок фундаментов и искусственных оснований при строительстве на слабых водонасыщенных глинистых грунтах . . 41
2.1. Особенности проектирования искусственных оснований на слабых водонасыщенных глинистых грунтах...............................41
2.2. Расчет консолидации грунтов основания при устройстве песчаной подушки....................................................42
2.3. Расчет нелинейной консолидации слоя грунта основания при устройстве песчаной подушки....................................45
2.4. Сопоставление результатов расчета консолидации слоя слабых водонасыщенных глинистых грунтов с данными натурных наблюдений .........................................................57
2.5. Методы расчета консолидации грунтов основания при устройстве вертикальных дрен . : : . ...".........................59
2.6. Уплотнение слабых водонасыщенных глинистых грунтов песчаными и известковыми сваями.....................................66
2.7. Расчет консолидации грунтов основания при применении известковых свай.....................................................71
2.8. Расчет консолидации грунтов основания при устройстве вертикальных дренажных прорезей для случая «свободных» и «равных» деформаций................................................75
Глава 3. Инженерный прогноз развития осадок сооружений во времени по данным краткосрочных натурных наблюдений ... ................80
3.1. Методика определения расчетных характеристик грунтового основания в зависимости от осадок сооружений в строительный период 80
3.2. Методика определения параметров консолидации грунтов основания по данным краткосрочных натурных наблюдений за осадкой сооружений.....................................................91
3.3. Разработка инженерного метода прогноза осадок сооружений в период эксплуатации по данным наблюдении за строительный период 97
Глава 4. Натурные экспериментальные исследования напряженно-деформированного состояния основания жестких фундаментов на слабых водонасыщенных глинистых грунтах....................................104
4.1. Измерительная аппаратура и методика проведения исследований 104
4.2. Методика проведения исследований распределения напряжений, перемещений и порового давления в основании жестких штампов-фундаментов ..................................................107
4.3. Результаты исследования папряженпо-деформнрованпого состояния водонасыщенного глинистого основания жестких штампов . Ш
243
Глава 5. Полевые экспериментальные исследования эффективности применения вертикальных песчаных дрен, известковых и песчаных свай в слабых водонасыщенных глинистых грунтах...............................123
5.1. Экспериментальные исследования эффективности применения известковых свай в водонасыщенных лёссовых грунтах...............123
5.2. Полевые экспериментальные исследования консолидации слабых водонасыщенных глинистых грунтов при устройстве песчаных свай 132
5.3. Натурные экспериментальные исследования эффективности применения вертикальных песчаных дрен.............................136
Глава 6. Свайные фундаменты в слабых водонасыщенных глинистых грунтах ...............................................................147
6.1. Особенности применения свай в слабых водонасыщенных глинистых грунтах...................................................147
6.2. «Отрицательное» трение по боковой поверхности свай .... 150
6.3. Производство свайных работ и испытания свай в слабых водонасыщенных глинистых грунтах.....................................153
Глава 7. Особенности строительства сооружений на засоленных водонасыщенных глинистых грунтах...........................................156
7.1. Исследования физических, химических и механических свойств засоленных грунтов.............................................156
7.2. Особенности проектирования оснований и фундаментов на засоленных водонасыщенных грунтах..................................162
7.3. Защита фундаментов и подземных сооружений от солевой коррозии .........................................................167
7.4. Особенности производства работ нулевого цикла в засоленных грунтах........................................................171
7.5. Новые исследования свойств засоленных глинистых грунтов . . 177
Глава 8. Особенности строительства на макропористых водонасыщенных глинистых грунтах.............. ...................................180
8.1. Макропористые илы . : :.................................180
8.2. Физико-механические свойства макропористых илов...........183
8.3. Особенность консолидации макропористых водонасыщенных глинистых илов....................................................186
Глава 9. Особенности строительства резервуаров для хранения нефтепродуктов, силосных корпусов и водонапорных башен на слабых водонасыщенных глинистых грунтах...........................................187
9.1. Анализ работы силосных корпусов и резервуаров на слабых водонасыщенных глинистых грунтах . '.............................187
9.2. Инженерно-геологические исследования на площадках строительства резервуаров, силосных корпусов и водонапорных башен . . 193
9.3. Проектирование оснований и фундаментов....................198
Глава 10. Конструктивные мероприятия...............................204
Глава 11. Особенности строительства на слабых водонасыщенных глинистых грунтах в сейсмических районах................................212
11.1. Влияние сейсмических воздействий на свойства слабых водонасыщенных глинистых грунтов . :...........................212
11.2. Методы устройства оснований сооружений на слабых водонасыщенных глинистых грунтах в сейсмических районах............215
Глава 12. Гидроизоляция подземных конструкций сооружений в слабых водонасыщенных глинистых грунтах...................................218
12.1. Способы гидроизоляции подземных конструкций..............218
12.2. Проверка качества гидроизоляционных работ и ремонт гидроизоляции ..................................................221
244
Глава 13. Организация работ по устройству котлованов и искусственных оснований в слабых водонасыщенных глинистых грунтах и контроль качества работ.................................................222
13.1. Организация работ..................................222
13.2. Устройство котлованов в слабых водонасыщенных глинистых грунтах..................................................223
13.3. Контроль качества работ............................226
Глава 14. Особенности эксплуатации промышленных и гражданских сооружений, расположенных на слабых водонасыщенных глинистых грунтах, и методы восстановления деформированных сооружений...........229
14.1. Эксплуатация промышленных и гражданских сооружений на слабых водонасыщенных глинистых грунтах...............229
14.2. Методы восстановления деформированных сооружений . . . 234
Списокл и тературы. .... . 240
CONTENTS Page
Foreword................................................................... 3
Chapter 1. The properties of soft water-saturated clayey soil..............5
1.1. A group of soft water-saturated clayey soils......................5
1.2. Availability of soft water-saturated clayey soils on the territory of the USSR and other countries................................ 6
1.3. The peculiarities of conducting engineering-geological survey of the sites composed of soft water-saturated clayey soils .... 7
1.4. Deformation properties of soft water-saturated clayey soils ... 9
1.5. Strength of soft water-saturated clayey soils ....................15
1.6. Filtration of soft water-saturated clayey soils...................21
1.7. Creep of soft water-saturated clayey soils........................23
Chapter 2. Calculation of foundation and artificial base setting when built in soft water-saturated clayey soils ......................................41
2.1. The peculiarities of designing artificial bases in soft water-saturated clayey soils..................................................... 41
2.2. Calculation of base soil consolidation when arranging sand bed 42
2.3. Calculation of non-linear consolidation of base soil layer when arranging sand bed.....................................................45
2.4. Comparing the results of soft water-saturated clayey soil consolidation with the data on prototype observations......................>57
2.5. Methods of calculating base soil consolidation when arranging vertical drains...................................................... 59
2.6. Consolidation of soft saturated clayey soil by sand and lime piles 66
2.7. Calculation of base soil consolidation when using lime piles 71
2.8. Calculation of base soil consolidation when arranging vertical drainage slots for possible “free” and “equal” deformations . . 75
Chapter 3. Engineering prediction of structure settlement in course of time according to short-time prototype observation data.........................80
3.1. Methods of determining design characteristics of soil base depending on structure settlement during construction.......................80
3.2. Methods of determining the parameters of base soil consolidation according to the data on short-time prototype observations of structure settlement...................................................91
245
3.3. Elaboration of engineering’ method for the prediction of structure settlement during their use according to observation data over construction period........................................................97
Chapter 4. Prototype experimental investigation of a stressed-deformed state of a rigid foundation base constructed on soft saturated clayey soil 104
4.1. Measuring equipment and methods of carrying out investigations 104
4.2. Methods of carrying out investigation related to distribution of stresses, displacements and pore pressure in the base of rigid foundations............................................................ : 107
4.3. The results of investigating the stressed-deformed state of saturated clayey base of rigid foundations......................................Ill
Chapter 5. Field experimental investigation of the efficiency of vertical sand drains, lime and sand piles in soft saturated clayey soils...............123
5.1. Experimental investigation of the efficiency of using lime piles in saturated loess soils..................................................123
5.2. Experimental field investigation of consolidation of soft saturated clayey soil when arranging sand piles.....................................132
5.3. Experimental prototype investigation of the efficiency of using vertical sand drains................................................. . 136
Chapter 6. Pile foundations constructed in soft saturated clayey soil . 147
6.1. Peculiarities of using piles in soft saturated clayey soil . . 147
6.2. “Negative” friction along side surface of piles.....................150
6.3. Pile driving work and pile testing in soft saturated clayey soil 153
Chapter 7. The peculiarities of building the structures in salinated water-saturated clayey soil.................................................... .... 156
7.1. Investigation of physical, chemical and mechanical properties of salinated soil............................................................156
7.2. The peculiarities of designing the beds and foundations in salinated water-saturated soil................................................162
7.3. Protection of foundations and underground structures against salt attack....................................................................167
7.4. The peculiarities of underground work execution in salinated soil 171
7.5. New investigations of salinated clayey soil properties .... 177
Chapter 8. The peculiarities of construction execution in macroporous saturated clayey soil............................................................ 180
8.1. Macroporous silts...................................................180
8.2. Physical and mechanical properties of macroporous silts . . . 183
8.3. Consolidation peculiarities of macroporous saturated clayey silts 186
Chapter 9. The peculiarities of constructing oil storage tanks, silo shells and water towers in soft saturated clayey soil................................187
9.1. Performance analysis of silo shells and tanks constructed in soft saturated clayey soil.....................................................193
9.2. Engineering-geological survey of construction sites for tanks, silo shells and water towers..................................... . . . 193
9.3. Designing the bases and foundations .... . . .198
Chapter 10. Structural provisions............................................204
Chapter 11. The peculiarities of construction execution in soft water-saturated clayey soil in seismic regions............................................212
11.1. The effect of seismic action on the properties of soft water saturated clayey soil.......................................................212
11.2. Alethods of arranging structure bases in sof-t water saturated clayey soil in seismic regions . . . . 215
246
Chapter 12. Waterproofing of underground structures in soft water saturated clayey soil .... .... ....................218
12.1. Ways of providing dampproof course for underground structures 218
12.2. Quality control of waterproofing work and repair procedure . . 221
Chapter 13. Sequence of work on arranging foundation pits and artificial beds in soft water saturated clayey soil and work quality control .... 222
13.1. Work sequence................................................ 222
13.2. Arranging foundation pits in soft water saturated clayey soil 223
13.3. Work quality control.........................................: 226
Chapter 14. Performance peculiarities of industrial and civil buildings arranged in soft water saturated clayey soil and methods of restoring the deformed buildings.......................................................... 229
14.1. Performance of industrial and civil buildings in soft water saturated clayey soil....................................................229
14.2. Methods of restoring the deformed structures . . ... 234
References....................................................................240
АВТОР МОНОГРАФИИ ПРОФ. АБЕЛЕВ М. Ю., ЗАВ. КАФЕДРОЙ «СПЕЦИАЛЬНЫЕ СТРОИТЕЛЬНЫЕ РАБОТЫ» МИСИ им. В. В. КУЙБЫШЕВА. ОН ЯВЛЯЕТСЯ НАУЧНЫМ РУКОВОДИТЕЛЕМ ЛАБОРАТОРИИ ИССЛЕДОВАНИЙ СВОЙСТВ СЛАБЫХ ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТОВ. ПРОФ. АБЕЛЕВ М. Ю. АВТОР 16 КНИГ И БОЛЕЕ 100 НАУЧНЫХ РАБОТ. ЕГО КНИГИ ПЕРЕВЕДЕНЫ НА ФРАНЦУЗСКИЙ, АНГЛИЙСКИЙ И АРАБСКИЙ ЯЗЫКИ. РАБОТЫ АБЕЛЕВА М. Ю. ОПУБЛИКОВАНЫ В ВЕЛИКОБРИТАНИИ, АВСТРИИ, ТАИЛАНДЕ, ТУРЦИИ, КАНАДЕ, БОЛГАРИИ, ФРАНЦИИ И В ДРУГИХ СТРАНАХ.
ДАННАЯ МОНОГРАФИЯ СОДЕРЖИТ РЕЗУЛЬТАТЫ НОВЫХ НАТУРНЫХ И ЛАБОРАТОРНЫХ ИССЛЕДОВАНИЙ, ПРОВЕДЕННЫХ В СССР ДО 1982 Г. АВТОР ОТКРЫЛ РЯД НОВЫХ ЗАКОНОМЕРНОСТЕЙ УПЛОТНЕНИЯ И ФИЛЬТРАЦИИ СЛАБЫХ ГРУНТОВ, НОВЫЕ ЗАВИСИМОСТИ ПРОЯВЛЕНИЯ РЕОЛОГИЧЕСКИХ СВОЙСТВ ЭТИХ ГРУНТОВ. НА ОСНОВЕ МНОГОЛЕТНИХ ИССЛЕДОВАНИЙ СОЗДАЛ НОВУЮ МЕТОДИКУ ОПРЕДЕЛЕНИЯ СПЕЦИФИЧЕСКИХ СВОЙСТВ СЛАБЫХ ГРУНТОВ, А ТАКЖЕ УСТАНОВИЛ ПРЕДЕЛЫ ПРИМЕНИМОСТИ ТЕОРИИ УПРУГОСТИ, МОДЕЛИ ВИНКЛЕРА И ДРУГИХ МОДЕЛЕЙ ОСНОВАНИЯ. НА БАЗЕ ЭТИХ ИССЛЕДОВАНИЙ РАЗРАБОТАНЫ НОВЫЕ МЕТОДЫ РАСЧЕТА ФУНДАМЕНТОВ НА СЛАБЫХ ГРУНТАХ.
АВТОРОМ ПРЕДЛОЖЕНЫ НОВЫЕ МЕТОДЫ УПЛОТНЕНИЯ СЛАБЫХ ГРУНТОВ ПУТЕМ ПРИМЕНЕНИЯ ПЕСЧАНЫХ СВАЙ, ВЕРТИКАЛЬНЫХ ПЕСЧАНЫХ ДРЕН, ПЕСЧАНЫХ ПОДУШЕК, ИЗВЕСТКОВЫХ СВАЙ И РАЗРАБОТАНЫ ФОРМУЛЫ ДЛЯ РАСЧЕТА ОСНОВАНИЙ ПРИ РАЗЛИЧНЫХ СПОСОБАХ УПЛОТНЕНИЯ ГРУНТОВ. СОЗДАН МЕТОД ПРОГНОЗА РАЗВИТИЯ ОСАДОК СООРУЖЕНИЙ НА СЛАБЫХ ГРУНТАХ В ТЕЧЕНИЕ ДЛИТЕЛЬНОГО ВРЕМЕНИ (ПО ДАННЫМ НАБЛЮДЕНИЯ ЗА ОСАДКАМИ СООРУЖЕНИЙ В ПЕРИОД ИХ СТРОИТЕЛЬСТВА).
РАЗРАБОТАНЫ НОВЫЕ ФОРМУЛЫ, КОТОРЫЕ ПОЗВОЛЯЮТ АНАЛИТИЧЕСКИ ВЫЯВИТЬ ЦЕЛЕСООБРАЗНОСТЬ ПРИМЕНЕНИЯ РАЗЛИЧНЫХ МЕТОДОВ УСТРОЙСТВА ИСКУССТВЕННЫХ ОСНОВАНИЙ В ЗАВИСИМОСТИ ОТ ХАРАКТЕРИСТИК СЛАБЫХ ГРУНТОВ ОСНОВАНИЯ И ВИДА ВОЗВОДИМОГО СООРУЖЕНИЯ- ВПЕРВЫЕ ОПИСАНЫ ОСОБЕННОСТИ СТРОИТЕЛЬСТВА НА СЛАБЫХ ЗАСОЛЕННЫХ ГРУНТАХ, НА ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ЛЕССОВЫХ МАКРОПОРИСТЫХ ГРУНТАХ И ДР.
247
THE AUTHOR OF THE MONOGRAPH PROF. ABELEV M. JU. IS ГНЕ HEAD OF THE CHAIR OF SPECIAL BUILDING JOBS AT THE V. V. KUIBYSHEV CONSTRUCTION ENGINEERING INSTITUTE (MOSCOW). HE IS A SCIENTIFIC LEADER OF RESEARCH LABORATORY OF SOFT WATER-SATURATED CLAYEY SOILS PROPERTIES. PROF. ABELEV M. JU. IS THE AUTHOR OF 16 BOOKS AND OVER 100 SCIENTIFIC PAPERS. HIS BOOKS HAVE BEEN TRANSLATED INTO FRENCH, ENGLISH AND ARABIC. THE WORKS BY ABELEV HAVE BEEN PUBLISHED IN GREAT BRITAIN, AUSTRIA, THAILAND, TURKEY, CANADA, BULGARIA, FRANCE AND OTHER COUNTRIES.
THIS MONOGRAPH CONTAINS THE RESULTS OF NEW NATURAL AND LABORATORY INVESTIGATIONS CARRIED OUT IN THE USSR UP TO 1982.
THE AUTHOR HAS DISCOVERED A NUMBER OF REGULARITIES IN COMPACTION AND FILTRATION OF SOFT SOIL, NEW RELATIONSHIPS IN OCCURENCE OF RHEOLOGICAL PROPERTIES OF THESE SOILS. ON THE BASIS OF INVESTIGATIONS CARRIED FOR MANY YEARS PROF. M. JU. ABELEV HAS CREATED A NEW METHOD OF DETERMINING SPECIAL PROPERTIES OF SOFT SOILS AND DETERMINED THE LIMITS FOR APPLICATION OF ELASTICITY THEORY, VINKLER MODEL AND OTHER BASE MODELS. NEW METHODS OF DESIGNING FOUNDATION ON SOFT SOILS HAVE BEEN WORKED OUT ON THE BASIS OF THESE INVESTIGATIONS.
THE AUTHOR HAS SUGGESTED TO USE NEW METHODS OF COMPACTING SOFT SOIL BY WAY OF USING SAND PILES, VERTICAL SAND DRAINS, SAND BLOCKS, LIME PILES AND HAS WORKED OUT THE FORMULAS FOR DESIGNING THE BASES FOR VARIOUS METHODS OF SOIL COMPACTION. HE HAS CREATED THE METHOD OF PRODICTING THE STRUCTURE SETTING IN SOFT SOIL DURING A LONG PERIOD OF TIME (ACCORDING TO OBSERVATIONS ON STRUCTURE SETTING DURING CONSTRUCTION).
NEW FORMULAS HAVE BEEN ELABORATED WHICH AFFORD TO DETERMINE THE REASONABILITY OF USING VARIOUS METHODS OF CONSTRUCTING ARTIFICIAL BASES DEPENDING ON CHARACTERISTICS OF SOFT SOIL OF THE BASE AND THE TYPE OF THE STRUCTURE BEING ERECTED. FOR THE FIRST TIME PRESENTED IS THE DATA ON THE PECULIARITIES OF CONSTRUCTION IN SOFT SALTY SOILS, ON WATER-SATURATED, LOESSIAL, MACROPOROUS SOILS ETC.