Механика грунтов, основания и фундаменты - Гольдштейн М.Н., Царьков А.А., Черкасов И.И.

Автор: Гольдштейн М.Н. Царьков А.А. Черкасов И.И.
Теги: подземное строительство земляные работы фундаменты строительство тоннелей механика грунтов
Год: 1981
Похожие
Механика грунтов основания и фундаменты
Механика грунтов, основания и фундаменты
Механические свойства грунтов
Механика мёрзлых грунтов
Текст
                    М.Н. Гольдштейн
ААЦарьков
ИИЧеркасов
МЕХАНИКА
ГРУНТОВ
ОСНОВАНИЯ
ИФУНДАМЕНТЫ
Издательство <Транспорт)
М. Н. ГОЛЬДШТЕЙН, А. А. ЦАРЬКОВ,
И. И. ЧЕРКАСОВ
МЕХАНИКА
ГРУНТОВ,
ОСНОВАНИЯ
И ФУНДАМЕНТЫ
Утверждено
Главным управлением учебными заведениями МПС
в качестве учебника для студентов вузов
железнодорожного транспорта
МОСКВА «ТРАНСПОРТ» 1981
УДК [624.131+624.151(075.8)
Гольдштейн М. Н., Царьков А. А., Черкасов И. И.
Механика грунтов, основания и фундаменты: Учебник
для вузов ж.-д. трансп. М.: Транспорт, 1981. — 320 с.
Приведены сведения о физических и механических
свойствах грунтов, основные законы механики грунтов
и их приложение к расчету напряженно-деформирован-
ного состояния оснований, определению осадок фунда-
ментов, общей устойчивости откосов, фундаментов и
подпорных стен.
Рассмотрены конструкции, методы проектирования и
сооружения фундаментов мостовых опор наиболее ра-
циональных систем в различных инженерно-геологиче-
ских условиях, включая строительство на вечномерзлых
грунтах и в сейсмических районах, а также вопросы ди-
намики грунтов, их укрепления, усиления и реконструк-
ции существующих фундаментов.
Учебник предназначен для студентов вузов специ-
альностей «Мосты и тоннели» и «Строительство желез-
ных дорог». Изложенные сведения будут полезны инже-
нерам—проектировщикам и строителям железных дорог.
Ил. 268, табл. 29, библиогр. 37 назв.
Книгу написали:
д-р техн, наук проф. М. Н. Гольдштейн — вве-
дение, часть первую, в части второй § II.1—П.6, гла-
ву XII совместно с И. И. Черкасовым;
д-р техн, наук проф. А. А. Царьков — в части
второй главы III, IV, V, VII, IX, XIII и §.7 главы XI;
д-р техн, наук проф. И. И. Черкасов — в части
второй главы I, И, VI, VIII, X.
Под редакцией д-ра техн, наук проф. М. Н. Гольд-
штейна.
Рецензенты: проф. Е. И. Крыльцов, доценты
В. И. Пусков, Ю. И. Соловьев.
„ 31801-082
Г ~049(01)-81 82-81 • 3601020000
© Издательство «Транспорт». 198J
ВВЕДЕНИЕ
Основания сооружений. Все сооружения опираются на верхние слои
горных пород, образующих толщу земной коры. Часть массива гор-
ных пород, которая непосредственно воспринимает нагрузку от соору-
жения и деформируется под ее действием., называют основанием
сооружения. Основание из естественных пород в их природном зале-
гании называют естественным, если свойства пород искус-
ственно улучшают, упрочняя таким образом основание, — искус-
ственным.
Грунты. В механике грунтов выделяют два существенно различаю-
щихся по своим механическим свойствам основных класса грунтов:
скальные и нескальные.
Скальными называют твердые горные породы, которые в не-
выветрелом состоянии и при отсутствии тектонической раздробленно-
сти и трещиноватости отличаются очень малой сжимаемостью и зна-
чительной прочностью.
Нескальными — грунты, состоящие из легко разделяющих-
ся в воде несцементированных или слабо сцементированных обломков
горных пород и минеральных частиц различной крупности — от изме-
ряемых десятками сантиметров валунов до тонких глинистых частиц
диаметром в тысячные доли миллиметра и менее. Они образуют порис-
тые толщи, часто достигающие значительной мощности.
Деформации оснований и перемещения сооружений. Все грунты
под давлением сооружений сжимаются, поверхность основания осе-
дает и сооружение испытывает вертикальные перемещения — осад-
ки, наклоны — крены, горизонтальные перемещения —
сдвиги. Эти перемещения обычно ничтожно малы при слабо сжи-
маемых скальных грунтах оснований, но могут оказаться весьма зна-
чительными при сильно сжимаемых нескальных грунтах.
Перемещения сооружений в ряде случаев заканчиваются не сразу
после приложения нагрузки и нарастают более или менее длительное
время, зависящее от свойств грунтов основания. Конечные перемеще-
ния и деформации и скорость их нарастания должны находиться в пре-
делах значений, допустимых для сооружения по условиям его экс-
плуатации. Кроме того, максимальная нагрузка на основание ограни-
чивается его сопротивлением разрушению, которое происходит в ви-
де выжимания (выпора) грунта из-под сооружения либо сдвига
массива грунта вместе с сооружением.
Разрушение основания называют потерей устойчиво-
сти, распространяя этот термин на основание и на сооружение, для
которых выпор и сдвиг грунта обычно связаны с катастрофическими
последствиями (рис. 1). Фактическая нагрузка от сооружения всегда
должна быть меньше нагрузки, разрушающей основание (несущей
способности основания). Очевидно, несущая способ-
ность основания тем больше, чем выше прочность грунта, его сопротив-
ление разрушению.
Фундаменты. Чтобы передать и распределить заданным образом
нагрузку от сооружения на основание, между ними вводят специаль-
ную заглубленную в грунт конструкцию — фундамент (рис. 2
и 3). Верхняя плоскость фундамента, воспринимающая нагрузку от
сооружения, называется обрезом (плоскость ab). Нижняя плос-
кость фундамента, по которой распределяется давление на основание,
называется подошвой фундамента (плоскость cd). Верти-
кальное расстояние от поверхности земли до подошвы фундамента —
глуби н~а заложения фундамента. Вертикальное рас-
стояние от обреза до подбЩвы фундамента — высота фун-
дамента.
При небольшом заглублении фундаментов в грунт их называют
фундаментами мелкого заложения. Проектирова-
ние и строительство таких фундаментов не представляют особых труд-
25
Рис. 1. Катастрофическая осадка опор моста на. 5,7 м (штриховой линией пока-
зано первоначальное положение опор, сплошными — настроенные осевшие
опоры)
4
Рис. 2. Фундамент здания:
abed — фундамент; Pi — нагрузка от сооружения;
Р3 — собственный вес фундамента; ОПГ — отмет-
ка поверхности грунта; ГП — глубина промерза-
ния; ГГВ— горизонт грунтовых вод; h3 — глубина
заложения фундамента; cd —подошва фундамен-
та; ab — обрез фундамента; Лф — высота фунда-
мента
Рис. 3. Фундамент опоры
ьроста:
ГМВ — горизонт меженных вод;
ОД — отметка дна.
Примечание. Остальные
обозначения приведены в
подписи к рис. 2
ностей. Расчет сводится к определению размеров фундаментов исходя
из сжимаемости и несущей способности основания.
Выемка в грунте для закладки фундамента называется котло-
ваном.
Фундаменты, которые закладываются на слоях гр унта ж залегаю-
щих глубоко от поверхности земли, называют ф у н д а м ,е н т а*м и.
глубокого заложения.
Некоторые данные из истории фундаментостроения. В течение мне-,
гих веков методы проектирования и строительства основывались поч-
ти целиком на практическом опыте и эмпирических правилах. В те
времена все грунты обычно делились на два вида: «мало сжимаемые»
или «плотные» и «сильно сжимаемые» или «слабые». У первых сопро-
тивление нагрузке было достаточно высоким, чтобы сооружения, сто-
ящие на них, существовали благополучно, не испытывая сколько-
нибудь заметных деформаций. Ко вторым относили грунты, на кото-
рых уже под небольшими давлениями происходили опасные по величи-
не и неравномерности перемещения фундаментов, приводившие к зна-
чительным деформациям сооружений и даже к их разрушению.
Самыми прочными грунтами являются скальные горные породы, и,
естественно, древние строители выбирали для тяжелых сооружений
такие участки, нй которых эти породы выступали на поверхность или
залегали неглубоко под ней. Все сохранившиеся до нашего времени
крупные сооружения древности также были построены на прочных, в
основном скальных, грунтах.
5
Когда же приходилось строить на слабых грунтах, на последние
укладывали сплошные слои мало влажного грунта, которые уплотня-
ли по мере отсыпки ногами прогонявшихся вперед и назад стад скота,
а поверх этой так называемой подушки устраивалось многослой-
ное мощение из камня или высушенных на солнце обожженных кирпи-
чей, связанных с помощью битума. Однако подобное усиление слабых
оснований нередко оказывалось недостаточным, и тяжелые здания
разрушались из-за больших неравномерных осадок.
Фундаменты мостов при неглубокой воде устраивались в виде опи-
равшихся прямо на дно отсыпок из крупного камня или корзин с мел-
ким камнем. Естественно, что мосты на таких опорах существовали не-
долго — до первого сколько-нибудь серьезного паводка. Поэтому
строители предпочитали устраивать временные плавучие мосты — пе-
реправы.
В лесистых районах издавна стали укреплять слабые основания
деревянными столбами-сваями, которые забивали в грунт на близком
расстоянии друг от друга. Особенно глубоко сваи забивать тогда не
могли, и если они не доходили до прочного грунта, избежать осадок не
удавалось. РимЛяне начали первыми опирать мосты на сваи, однако
им не всегда удавалось забить их на глубину, надежно предохранявшую,
от подмыва. Параллельно со свайными фундаментами развивались и
совершенствовались массивные конструкции фундаментов глубокого
заложения и технологические методы их устройства. Так как эти фун-
даменты доводили до прочных мало сжимаемых грунтов, то проблема
расчета осадок и устойчивости их оснований не возникала.
Интенсивный прогресс в развитии конструкций фундаментов под
опоры мостов и способов производства работ в сложных условиях во-
дотоков при необходимости глубокой прорезки слабых аллювиальных
грунтов наблюдается, начиная с первой четверти XIX в., когда стало
широко развертываться строительство железных дорог и в особенно-
сти когда в распоряжении строителей появился железобетон, изобре-
тенный в середине этого века. Применение железобетона для фунда-
ментов, свай и опускных фундаментов, использование сначала паро-
вой, а затем электрической энергии для выполнения тяжелых строи-
тельных работ означало качественный скачок в развитии и совершен-
ствовании технологии фундаментостроительных работ. Значительные
успехи были достигнуты в создании методов защиты от поверхностных
и подземных вод.
Создание механики грунтов. Частые случаи деформаций и повреж-
дений зданий и сооружений, основанных на нескальных грунтах, по-
6
буждали к поискам более эффективных методов обеспечения их долго-
вечности и надежности. Сначала строители пришли к выводу, что раз-
меры фундаментов и нагрузки на них должны определяться в зависи-
мости от прочности грунтов основания, полагая, что значительные осад-
ки, представляющие опасность для сооружения, являются результа-
том нарушения прочности грунтов. На основе опыта строительства и
наблюдений за поведением сооружений в большинстве стран были сос-
тавлены таблицы так называемых «допускаемых давлений» на основа-
ния, сложенные различными грунтами.
Однако уже в первой половине XIX в. было установлено, что еще до
наступления разрушения основание испытывает осадки за счет уплот-
нения грунта под давлением сооружения. Во второй половине XIX в.
была решена задача о распределении напряжений в основании, рас-
сматриваемом как упругий сплошной массив, а в Первой четверти XX в.
К. Терцаги предложил метод расчета осадок вследствие уплотнения
грунта и скорости их протекания. Еще в конце XVIII в. прочность
грунтов стали рассматривать как их сопротивление сдвигу и на этой
основе Ш. Кулон в 1773 г. разработал способ расчета давления спол-
зающего грунта на подпирающую его стенку, затем основные поло-
жения расчета были использованы для определения сопротивления
оснований разрушению при действии нагрузки от сооружения и для
расчета устойчивости откосов и склонов.
На базе этих исследований в 30-х годах XX в. создана наука м е-
ханика. грунтов, включающая в себя расчетно-теоретические
основы фундаментостроения.
Развитие механики грунтов и фундаментостроения в СССР. Огром-
ный размах строительства в Советском Союзе после исторического по-
становления XIV съезда ВКП(б) об индустриализации страны потре
бовал от советских инженеров решения неотложных проблем, связан
ных с возведением крупных инженерных сооружений в разнообраз-
ных геологических условиях, характерных для огромных пространств
нашей Родины..
За короткое время были проведены важные исследования физико-
механических свойств грунтов и их взаимодействия с сооружениями.
Успешно разрабатывались расчетно-теоретические проблемы механики
грунтов.
Большое значение в формировании и развитии советской школы
фундаментостроения имели выдающиеся работы Н. М. Герсеванова,
Н. П. Пузыревского и В. К- Дмоховского по совершенствованию кон-
струкций фундаментов иоснований и методов их расчета; исследования
Н. Н. Маслова по развитию инженерной геологии и механики грун-
7
тов в приложении к строительству крупных гидротехнических со-
оружений; исследования по строительству инженерных сооружений
в сложных геологических условиях: на вечной мерзлоте (М. И. Сум-
гин, Н. А. Цытович), на просадочных грунтах (Ю. М. Абелев,
Н. Я. Денисов, Р. А. Токарь и др.), в сейсмических районах
(К. С. Завриев, Е. Ф. Саваренский), на мощных толщах водонасыщец-
ных слабых илистых грунтов (Б. Д. Васильев, Н. Н. Маслов); ис-
следования действия на грунты динамических нагрузок и разработка
методов проектирования фундаментов под машины (Н. П. Павлюк,
Д. Д. Баркан, О. А. Савинов), уточнение способов расчета устойчиво-
сти земляных сооружений (Н. Н. Маслов, А. А. Ничипорович и др.)
и оснований (В. В. Соколовский, В. Г. Березанцев), изучение дли-
тельно протекающих деформаций грунтов (В. А. Флорин, -Д. Е. Поль-
шин). Освоению советскими инженерами методов механики грун-
тов особенно содействовали монографии Н. М. Герсеванова «Основы
динамики грунтовой массы» (1937 г.) и учебники по механике грун-
тов Н. А. Цытовича (1934 г.); Н. Н. Иванова и В. В. Охотина
(1934 г.).
В те же годы в СССР был организован единственный тогда в мире
Научно-исследовательский институт оснований и фундаментов (ВИОС,
ныне НИИОСП), которому присвоено имя его создателя — Н. М. Гер-
севанова, руководившего разработкой первой официальной инструкции
по испытаниям грунтов (1933 г.) и первых отечественных норм и техни-
ческих условий на проектирование оснований сооружений (1938 г.).
Научно-исследовательские грунтовые лаборатории, созданные тогда
же практически во всех крупных научно-исследовательских и учебных
институтах строительного, гидротехнического и транспортного про-
филей, также внесли существенный вклад в развитие механики грунтов.
Важнейшими достижениями современной отечественной техники
фундаментостроения является широкое применение индустриальных
методов монтажа фундаментов из сборных элементов заводского изго-
товления и механизация фундаментостроительных работ, создание но-
вых эффективных конструкций свай, а также разработка и внедрение
предложенного в. СССР эффективного способа их вибрационного по-
гружения, создание оборудования для бурения скважин большого ди-
аметра и устройства свай с высокой несущей способностью, появление
новых эффективных методов защиты котлованов от грунтовых вод, от-
крытие надежных методов искусственного закрепления грунтов в ос-
нованиях и в стенах котлованов, разработка и внедрение новых рацио-
нальных конструкций и способов погружения массивных фундаментов
глубокого заложения.
«
Современное фундаментостроение в СССР характеризуется, во-пер-
вых, расширяющимся строительством крупных и тяжелых сооружений,
передающих на фундаменты огромные нагрузки, доходящие в высот-
ных зданиях и опорах мостов больших пролетов до нескольких тысяч
тонн на один фундамент; во-вторых, широким использованием под за-
стройку территорий со сложными инженерно-геологическими услови-
ями, в особенности с вечномерзлыми грунтами и мощными толщами сла-
бых грунтов; в-третьих, интенсивно развивающейся механизацией и
индустриализацией строительства.
Для освоения все возрастающих грузопотоков и наращивания про-
пускной и провозной способности железнодорожного транспорта в на-
шей стране в соответствии с решениями XXVI съезда КПСС осуще-
ствляется широкая программа мер, в. числе которых интенсивное
строительство вторых путей и новых линий, и среди них гигантской
Байкало-Амурской магистрали.
Методические рекомендации. Первая часть книги — механика
грунтов, содержит сведения о проектировании оснований искусст-
венных сооружений и данные, необходимые при проектировании
и содержании земляного полотна, изысканиях и проектировании
железных дорог.
При изучении механики грунтов следует помнить, что ее рас-
четные модели отвечают лишь простейшим случаям однородных
и изотропных грунтовых толщ. Поэтому для большинства реаль-
ных грунтов расчеты по этим моделям дают лишь приближенные
значения, которые тем менее точны, чем сложнее геологические
условия строительства. Для принятия правильных проектных ре-
шений в подобных случаях важно ознакомиться с поведением
ранее построенных аналогичных сооружений на близких по струк-
туре и свойствам грунтах.
Вторая часть учебника посвящена проектированию, расчету
и производству работ по устройству оснований и фундаментов ис-
кусственных сооружений. В настоящее время подземная часть кон-
струкций моста составляет примерно 30% общей его стоимости,
40% трудовых затрат и около 40% общего времени, затрачиваемо-
го на сооружение моста. Практика показывает, что основания
и фундаменты каждого нового моста всегда имеют некоторые ха-
рактерные особенности, отличающие его от ранее строившихся.
Поэтому типовой проект и технология работ должны подвергаться
корректировке — привязываться к данным специфическим инже-
нерно-геологическим условиям строительства. Необходимо творче-
ски подходить к выбору оптимальных конструкций и способов
9
строительства, чтобы обеспечить выполнение решений XXVI съездй
КПСС о повышении эффективности капитального строительства на
основе использования достижений научно-технического прогресса
и передового опыта.
При современных темпах научно-технического прогресса методы
исследования грунтов и методы расчета непрерывно совершенст-
вуются, создаются новые эффективные конструкции фундаментов
и способы выполнения работ.
Ошибки, допущенные при проектировании и сооружении фунда-
ментов, часто дают о себе знать только через несколько лет после
окончания строительства и их исправление сопряжено с большими
техническими трудностями, либо вообще бывает невозможно. Что-
бы предотвратить деформации и возможные аварии ответственных
инженерных сооружений, строящихся в сложных геологических
условиях, с самого начала строительства ведут систематические
наблюдения за осадками и перемещениями фундаментов по мере
их загружения возводимыми конструкциями. Сопоставляя получен-
ные данные с проектными прогнозами, вносят необходимые поправ-
ки в ходе строительства. В проектах сооружений, предназначенных
для строительства в сложных геологических условиях, должна пре-
дусматриваться возможность внесения некоторых изменений в за-
висимости от конкретных обстоятельств.
Задача настоящего курса — не только ознакомить с современным
состоянием этой важной отрасли строительной науки и техники, но
и подготовить будущих специалистов к активному участию в ее даль-
нейшем подъеме и развитии, к успешному решению задач, поставлен-
ных перед железнодорожными строителями. Этой же цели служит
расширенное изложение ряда основных вопросов программы, рекомен-
дуемое для проработки в порядке постановки учебно-исследователь-
ской работы студентов (УИРС).
Учебно-исследовательская работа студентов при изучении курса
механики грунтов, оснований и фундаментов имеет важное значе-
ние для подготовки высококвалифицированных специалистов в об-
ласти строительства и эксплуатации инженерных сооружений же-
лезных дорог.
Авторы выражают благодарность специалистам и организациям,
предоставившим ряд материалов, использованных при написании учеб-
ника, а также рецензентам, по замечаниям которых был устранен ряд
погрешностей и внесены необходимые исправления.
Часть первая
ОСНОВЫ МЕХАНИКИ ГРУНТОВ
Глава I
ФИЗИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА ГРУНТОВ
1.1. ФАЗОВЫЙ СОСТАВ НЕСКАЛЬНЫХ ГРУНТОВ.
КОЛИЧЕСТВЕННЫЕ ХАРАКТЕРИСТИКИ
Три фазы грунтов. Все нескальные грунты состоят из твердых ми
неральных частиц, образующих так называемый скелет грунта,
пронизанный сообщающимися порами, в которых содержатся поре?
вая жидкость (обычно вода) и поровый газ (обычно
воздух и водяной пар).
Частицы скелета, поровую воду и поровый газ называют соответ-
ственно твердой, жидкой и газообразной фаза-
м и грунта. Свойства грунтов зависят от относительного содержания и
свойств входящих в него фаз, от закономерностей взаимодействия час-
тиц скелета друг с другом и с поровой водой и от особенностей совмест-
ной работы фаз под действием внешних нагрузок, приложенных
к грунту.
О наименованиях единиц физических величин и символах. В соот-
ветствии со стандартом СЭВ 1052—78 «Метрология. Единицы физичес-
ких величин» наименования физических величин, характеризующих
свойства грунтов и символы (буквенные обозначения), принимаются
согласно Международной системе единиц (СИ). В случае необходимо-
сти дополнительного уточнения буквенных обозначений физических
величин к ним добавляют подстрочные и надстрочные индексы в виде
цифр или букв, смысл которых легко понять, например общепринятые
обозначения осей координат или первые буквы названий грунта и фаз
и т. п.
Для относительных и логарифмических единиц, отсутствующих в
СИ, используются наименования и буквенные символы, общепринятые
в отечественной литературе по механике грунтов и рекомендованные
IX Международным конгрессом по механике грунтов в 1977 г.
Масса и плотность грунта и его фаз. Обозначим объем грун-
та Vr, объем скелета — VCK, объем поровой во-
ды— Ев, порового газа — Уа. Очевидно, Ег=ЕСк +
+ VB + Va. За единицу объема принят кубический метр (м3).
Массу грунта обозначим тг, массу скелета —
тск, массу поровой воды — тв, порового газа —
та. Очевидно,
тг = тск + тв	(1.1)
(массой порового газа по ее малости пренебрегаем).
11
Отношение массы к занимаемому ею объему — плотность —
обозначим соответственно:
Рг=/Пг/Уг, Рск~^ск/^ск» Рв = тв/^в’ Ра“^а/^а-	0*2)
Масса измеряется в килограммах, а при большом количестве —
в тоннах. Единица плотности — килограмм на кубический метр
(кг/м3).
В механике грунтов широко используется понятие об отношении
массы фазы к общему объему грунта. Будем называть это отношение
фазовой плотностью. Обозначим фазовую плот-
ность скелета рфск ифазовую плотность поро-
вой водырф1):
Рф СК ='^ск/^г» Рфв~^В^Г	0*3)
Эти величины в литературе, вышедшей до внедрения СИ, именова-
лись объемными массами.
Долю, которую занимает фаза в единице объема грунта (рис. 1.1),
называют фазовым объемом. Эта относительная величина
обозначается v с соответствующим индексом — начальной буквой наз-
вания фазы: иск — фазовый объем скелета, — фазо-
вый объем поровой воды, fa—фазовый объем
порового газа:
vCK=VCK/Vr; vB = VJVr-, va = Va/VP; оск+«в + «а= 1.	(1.4)
Очевидны соотношения, вытекающие из приведенных выше опре-
делений:
Рг = Рф СК “Ь Рф В’ Рф СК = Рек ^СК» Рф В^Рв ^В*	0*5)
Плотность скелета зависит от плотности минералов, образующих
скелет. Органические примеси снижают плотность скелета грунта.
В СН 528—80 плотность скелета и его удельный вес называются
плотностью частиц, удельным весом частиц, а фа-
зовая плотность и фазовый удельный вес скелета—сухой плот-
ностью и	сухим удельн ы			м весом	грунта.		
	А	5	8 1			л	•
газ		( "’я J	L _ _ та 1 1 Л Уд 1	1	? 1		1 1	Гг=№г
вода		 mt J	\p.-J4 р* Vck			1	гв=^в
скелет	4- зс II	тСК	1			е] £ 1 11		
Рис. 1.1. Количественные характеристики фаз грунта:
А — фазовые объемы; Б— фазовые массы; В — плотности; Г — фазовые плотности; Д — фа-
зовые веса; Е — удельные веса
12
При расчете нагрузки на фундаменты и основания собственный вес
грунта Р определяют, умножая массу грунта на ускорение свободного
падения 9,81 м/с2, или с погрешностью не более 2%,— 10 м/с2. Со-
ответственно, вес 1 кг массы равен 10 Н, вес 1 т массы Р^ 1000 кгх
X 10 м/с2 = 10 000 Н = 10 кН.
Вес единицы объема грунта называется удельным весом
(обозначение уг) и в соответствии с СИ уг = g Рг- Удельный вес скелета
Ус к = £Рск» поровой воды у в = gpB. Назовем вес твердой фазы (ске-
лета) 'в единице объема грунта фазовым весом скелета
Тф ск» вес жидкой фазы (поровой воды) в единице объема грунта — фа-
зовым весом поровой воды (ТфВ)- Согласно (1.3) удель-
ный вес грунта равен сумме его фазовых весов:
Тг = ?Ф СК 4“ Тф В» Тф СК = £Рф ск» Тф В = £Рф В’	(1 *6)
Влажность. Отношение массы воды в грунте к массе его скелета на-
зывают влажностью грунта (W). Для определения масс скеле-
та и поровой воды сначала взвешивают образец влажного грунта —
находят тг, затем его высушивают и снова взвешивают — получают
тск. Влажность вычисляют по формуле
IV = 'Чг-'"<:к = Л!».; a)=iooB7,	(1.7)
Иск тск
где w — влажность, %.
Зависимость между массой скелета и массой влажного грунта.
Подставляя тв из (1.1) в (1.7), получим
„ ___ _______________
ск —14-17 “ 14-щ/юо ’
или
РФСК=Г^.	*1-8)
Из (1.8) следует, что у сухого грунта (W = 0) тск = тТ.
Пористость и коэффициент пористости. Пористостью
(обозначение п) называют объем пор в единице объема грунта. Обычно
пористость выражают в процентах. Следовательно, если обозначить
через Уп общий объем пор в некотором объеме грунта V, то
п = VJV- Ю0=	• 100 = (1 — оск) 100,
где уп — объем пор в единице объема грунта: vu = 1 — оск.
Подставляя vCK = рфСк/рск» находим
п = (1 — —100.	(1.9)
\ Рек /
Коэффициентом пористости (обозначение е) на-
зывают отношение объема пор в грунте Vn к объему скелета Уск:
е = Уп/Уек.
13
или (при объеме грунта v = 1)
е = ViAk-
Так как в единице объема грунта
4" ^СК =
то, подставляя сюда vn = evCK, найдем объем скелета в единице объема
грунта

(1.10)
и объем пор в единице объема грунта
1	1	е
»п=1-ТТ7 = Т7
(1.11)
Выражая объем пор ип через и, легко получить соотношение между
п и е исходя из (1.11):
100е . „ п
п --------; е -------.
1 4-е	100—п
Соотношения (1.10) и (1.11) широко используются в механике грун-
тов, так как выражают объем скелета и объем пор в единице объема
грунта через одну и ту же фазовую характеристику — коэффициент
пористости.
Подставляя в (1.9) рф ск из (1.8), получим соотношение для вычисле-
ния п:
п =
Рп
Рек (1+Ю
Согласно соотношениям (1.10) и (1.5)
Рф СК= Рек/(1 “И ^)»
(1.12)
откуда
е = _₽£!!--1.
РФ Ск
Подставляя вместо рфск его значение из (1.8), получим
с_ Рск(1+Ю 1
(1.13)
или
Рг
(1.14)
е рск(1+а>/Ю0)  j
(1.15)
Рг
Фазовые характеристики рг, рск и W обычно называют основ-
ными, так как их определяют экспериментально. Объемные фазовые
характеристики п и е вычисляют, зная массовые характеристики, по
формулам (1.12) и (1.14).
14
Степень влажности. Влагоемкость. В водонасыщенном двухфазном
грунте поры целиком заполнены водой, т. е. объем воды равен объему
пор. В сухом двухфазном грунте в порах содержится только воздух.
В трехфазном грунте поры заполнены водой и воздухом. Следователь-
но, в трехфазной системе объем воды меньше объема пор. Рассмотрим
еще одну объемную фазовую характеристику — степень влажности.
Иногда эту величину называют относительной влажностью.
Степень влажности — это отношение объема воды в по-
рах к объему пор (обозначение Sr). У совершенно сухого грунта Sr=0.
При Sr > 0,80 грунт считают практически водонасыщенным.
Фазовый объем поровой воды согласно (1.5):
»в = Рф»/р».
Подставляя рфв = Рфск^» получим
По определению
Sr=—,	(1.17)
"п
где vn ~ объем пор.
Подставляя значение vn из (1.11), найдем
5г=рфс"Г('+<)..	(1 Л8)
Рвв
Подставляя вместо рфск его значение из (1.12), получим
$г = Рск£.	(119)
Рв«
Так -как для данного грунта рск/Рв — величина постоянная, то,
обозначая ее const, получим при Sr = 1
е = const W	(1-20)
и, следовательно, при Sr = 1 коэффициент пористости прямо пропор-
ционален влажности.
Влажность в долях единицы, соответствующая полному насыщению
грунта водой (при Sr = 1), называется влагоемкостью
(Wo) грунта при данной пористости:
Го=^-.	(1.21)
Рек
15
1.2.	СКЕЛЕТ ГРУНТОВ
Гранулометрический состав. Классификация частиц по крупности.
Строительные свойства грунтов зависят от их минерального состава,
размера, формы, количества частиц различной крупности, а также от
особенностей расположения их в скелете. Относительное содержание в
скелете частиц различных размеров (обычно в процентах) называют
зерновым, гранулометрическим или механи-
ческим составом грунта.
Частицы грунта по крупности подразделяют на группы — фрак-
ции. Все фракции крупнее 0,005 относят к обломочным; обло-
мочные фракции крупнее 2 мм — к крупнообломочным
(валуны, галька, щебень, гравий, дресва); от 2 до 0,1 мм — кие с-
ч а н ы м или среднеобломочным; от 0,1 до 0,005 мм — к
пылеватым или м е л к о о б л о м о.ч н ы м. Фракции размером
0,005 мм относятся к глинистым или дисперсным.
Большинство естественных грунтов представляет собой смеси раз-
личных фракций, а многие грунты содержат, кроме того, примеси ор-
ганических веществ (гумуса). Грунты получают название по тем фрак-
циям, которые в основном определяют их свойства. Обычно эти фрак-
ции являются преобладающими по количественному содержанию в
грунте.
Минералогический состав скелета. Крупные обломки горных пород
имеют петрографический состав той породы, при выветривании кото-
рой они образовались. Песчаные и пылеватые фракции чаще всего со-
стоят из прочных окатанных или угловатых зерен кварца. Средние
фракции песка часто содержат примесь зерен полевого шпата. В пыле-
ватых фракциях обнаруживаются, кроме кварцевых частиц, гибкие
плоские частицы слюдистых минералов.
Глинистые фракции обычно состоят из плоских частиц толщиной
в стотысячные доли миллиметра так называемых глинистых
минералов, из которых наиболее распространены монтморилло-
нит, иллит (или гидрослюда) и каолоинит.
Сложение песчаных грунтов. Механические свойства песчаных грун-
тов существенно зависят от плотности расположения их частиц в ске-
лете — так называемого сложения или упаковки. Разли-
чают два вида сложения песков: рыхлое и плотное. Рыхлое сло-
жение (рис. 1.2, а) характеризуется крупными порами и относительно
неустойчивым положением зерен, легко нарушающимся при сотрясе-
ниях. Плотное сложение отличается устойчивым положением зе-
рен и незначительными размерами пор (рис. 1.2, б).
У естественных песков минимальный коэффициент пористости мо-
жет быть равным 0,25, а максимальный — 1,2. На рис. 1.2, в показана
сильно увеличенная схема строения пылеватого макропорис-
того грунта, у которого объем большинства пор превосходит об^ем
отдельных частиц, окружающих пору. Кроме разграничения объемной
массы песка по коэффициентам пористости, пользуются также показа-
телем относительной плотности или степей и
плотности (обозначение D). Если обозначить коэффициент по-
16
Рис. 1.2. Сложение мелкообломочных грунтов:
а — рыхлое; б — плотное; в — макропористое (пылеватый лёссовый грунт)
ристости некоторого песка в предельно-рыхлом сложении етах, в пре-
дельно-плотном — еш1П и в естественном — еест, то его степень плот-
ности
D = emex-feCT	(1.22)
emax emin
Если в естественном залегании коэффициент пористости песка мак-
симален, т. е. = етах, то D = 0. При еест = emin D = 1.
Выражая коэффициенты пористости через фазовые плотности, по-
лучим
_• РФ Ск» ест Рфск. min Рфск. шах	2^
Рф ск. max Рф ск. min Рф ск. ест
Сложение глинистых грунтов. Уплотнение нагрузкой делает грунт
более плотным, большинство частиц располагается параллельно. Та-
кое сложение называют пакетным. Расположении? частиц по типу
«карточного домика» соответствует более высокая пористость (рис. 1.3).
Размеры пор в глийе могут весьма сильно различаться—наряду с
относительно крупными порами имеются и исчезающе малые. Под вли-
янием нагрузки сжимаются прежде всего более крупные поры. У гли-
ны, подвергавшейся воздействию ряда циклов загружения и разгруз-
ки, при той же средней пористости образуется более равномерная по-
ристость, чем у обжатой только один раз большей нагрузкой.
Рис. 1.3. Сложение глинистого грунта:
а — по типу «карточного домика»; б — пакетное после обжатия; / — глинистые частицы; 2 —
зерна ш/леватой фракции
17
Ё некоторых случаях сложение пылевато-глинистых грунтов харак-
теризуется как макропористое. Это означает, что размеры у
части пор значительно превосходят окружающие частицы грунта или
их агрегаты, например у лёссовых грунтов (см. рис. 1.2, в).
Модуль сжатия частиц. Модуль объемного сжатия частиц минера-
лов, слагающих грунты (в кПа),
= Л-10.
Частицы многих минералов обладают ярко выраженной анизотро-
пией сжимаемости (неодинаковой сжимаемостью по разным направле-
ниям), различающейся до 10 раз. Поэтому, если все частицы ориентиро-
ваны более или менее одинаково, модуль сжимаемости будет неодина-
ков по направлениям вдоль ориентации и поперек нее. Если же части-
цы скелета расположены беспорядочно, то грунт практически изот-
ропен по сжимаемости. За счет смятия в точках контакта
и вследствие сдвига частиц объемный модуль сжимаемости скелета на
два—четыре порядка меньше, чем модуль сжимаемости отдельной час-
тицы, и находится4у разных грунтов в зависимости от их влажности и
сложения в пределах от А • 103 кПа до А • 10Б кПа, где А — некоторое
число в пределах от 1 до 9.
1.3.	ВОДА В ПОРАХ ГРУНТОВ
Виды поровой воды. Вода, заполняющая поры грунта, состоит из
раствора различных солей. Она может находиться в твердом (в виде
льда в мерзлом грунте), жидком и парообразном состоянии. По харак-
теру взаимодействия со скелетом грунта поровую воду подразделяют
на свободную и связанную. Свободная поровая вода
по физическим свойствам не отличается от обычной и подчиняется ос-
новным . законам гидростатики. Связанная поровая
вода в результате физико-химического взаимодействия молекул
воды с поверхностью глинистых частиц скелета отличается по некото-
рым физическим свойствам от свободной.
Свободная вода. Различают два вида. свободной воды: гравитаци-
онную и капиллярную.
Вода, передвигающаяся в порах грунта под действием силы тяже-
сти, называется гравитационной.В порах крупнообломочных
грунтов и крупнозернистых песков всю поровую воду обычно считают
гравитационной. По более тонким порам мелкозернистых песков или
пылеватых грунтов вода может подниматься, как по капиллярам, и
тем выше, чем меньше радиус пор.'
Капиллярная вода, двигаясь против силы тяжести, испыты-
вает под ее действием растягивающие напряжения, равные в каждом
сечении весу столба воды ниже этого сечения (рис. 1.4, а). Таким обра-
зом, эти напряжения убывают книзу и равны нулю у основания столба.
Капилляры испытывают в уровне менисков сжимающее давление (на
рис. 1.4, б показано условно Стрелками), равное весу поднятого столба
воды и называемое капиллярным давлением. Сопротив-
18
ление сдвигу частиц, создавае-
мое этим давлением, называют
капиллярным сцеп-
лением.
У маловлажных песчано-пы-
леватых грунтов капиллярное
сцепление (рис. 1.5, б) достигает
при малой влажности довольно
большого значения, так как соз-
дается менисками малого радиу-
са /?2, окружающими точки кон-
такта частиц, наподобие коль-
цевых манжет радиусом
(рис. 1.5, а). Однако при насы-
щении грунта водой, так же
как и при полном высыхании,
капиллярное сцепление исчезает.
Давление от внешней нагруз-
ки на воду • и от ее собственно-
Рис. 1.4. Зависимость высоты капилляр-
ного поднятия hK от диаметра капилля-
ров (а) и эпюры гидростатического дав-
ления (б):
1 — отрицательное давление в капиллярной
воде (растяжение); 2 — положительное давле-
ние в свободной воде (сжатие); стрелками по-
казаны сжимающие силы в стенках трубки
го веса по как угодно проведенной в покоящейся поровой воде пло-
щадке всегда действует только нормально к этой площадке. В любой
точке свободной воды нормальные давления равны по всем направ-
лениям, такое распределение давлений называют гидростати-
ческим.
По закону Архимеда, свободная поровая вода оказывает на находя-
щуюся в ней твердую частицу скелета выталкивающую силу, значе-
ние которой равно весу жидкости в объеме частицы, и одновременно са-
ма испытывает действие силы, равной выталкивающей, но противопо-
ложно направленной. Поэтому давление в свободной поровой воде в во-
донасыщенном грунте на любой глубине такое же, как если бы вода од-
на занимала весь объем, заполненный грунтом. Следовательно, в на-
сыщенном водой грунте на глубине h от его поверхности гидростатичес-
кое давление
Рг =
(1.24)
В отличие от твердых тел, у которых упругая деформация сдвига
всегда конечна, у жидкости всякое касательное напряжение, как бы
мало оно ни было, вызывает течение со скоростью, пропорциональной
этому напряжению, и продолжающееся, пока оно действует. Следова-
тельно, в покоящейся жидкости отсутствуют карательные напряжения.
На свойствах жидкости не отражаются прошлые деформации, и как
только действовавшие в ней касательные напряжения исчезают, она
приходит в состояние покоя. Модуль объемного сжатия поровой воды
на порядок больше, чем у частиц скелета (несколько более 2-10® кПа).
Наличие в ней растворенных и защемленных пузырьков газа может по-
низить модуль в 10 раз — до ~1,5- 10Б кПа.
При анализе перемещений поровой, воды ее деформациями можно
пренебрегать и считать ее несжимаемой.
19
Рис. 1.5. Схема капиллярного сцепления,
создаваемого кольцевыми менисками во-
ды 2, окружающими точки контакта час-
тиц / песчаного грунта (стрелки — силы
поверхностного натяжения частиц)
Противоионы
Диффузный
слои
Частица
глины
Рис. 1.6. Схема глинистой частицы с
окружающими ее ионами (а) и поверх-
ность частицы во взаимодействии с по-
ровой водой (б):
/ — отрицательно заряженные поверхностные
ионы; 2 — прочно связанный слой адсорбиро-
ванных ионов (противоионы) и молекул свя-
занной воды; 3 — диффузный слой компенсиру-
ющих ионов в оболочке рыхло связанной во-
ды; 4 — свободная вода; е — электрический по-
тенциал частицы; £ —то же на границе слоя
противоионов
Взаимодействие* поверхности
глинистых частиц с водой. Бели
через воду, в которой взвешены
глинистые частицы, пропускать
постоянный электрический ток,
то частицы будут двигаться к
положительному электроду и
оседать на нем. Это явление —
электрофорез, свидетель-
ствует о том, что частицы глины
несут отрицательный электриче-
ский заряд, распределенный по
их поверхности. Поэтому глини-
стые частицы в воде притягивают
к себе и удерживают положи-
тельно заряженные катионы во-
дорода, натрия, калия, кальция,
алюминия и др., всегда содержа-
щиеся в поровой воде. Процесс
поглощения частицей катионов
называется адсорбцией,
а адсорбированные катионы —
поглощенными или ком-
пенсирующими. Они
располагаются вокруг частиц,
образуя диффузный слой, плот-
ность которого возрастает с при-
ближением к поверхности
(рис. 1.6).
Состав катионов диффузного
слоя (катионный со-
став) глины существенно
влияет на ее свойства. Натрие-
вые глины интенсивно впиты-
вают воду, сильно увеличиваясь
в объеме. Сухие Na-глины очень
прочны и практически водоне-
проницаемы, влажные, сильно
налипают на инструмент. Каль-
циевые глины гораздо слабее
впитывают воду, сухие менее
прочны, липкость их гораздо
меньше. Поглощение ионов каль-
ция, магния, железа, алюминия
приводит к агрегированию глин,
т. е. к «склеиванию» частиц в
крупные водостойкие комочки—
структурные агре-
гаты.
20
Наименьшей способностью к поглощению катионов обладают као-
линитовые частицы, наибольшей — монтмориллонитовые. Кварцевые
частицы песка и пыли адсорбируют катионы очень слабо.
При изменении сос.тава порового раствора одни катионы диффузного
слоя легко замещаются другими. Катионный обмен происходит с боль-
шой скоростью и может быть использован для преобразования свойств
глин путем изменения их катионного состава.
Связанная вода. Дипольные молекулы'воды вблизи поверхности
глинистой частицы взаимодействуют с ее электрическим полем и при-
тягиваются к этой поверхности с большой силой. Вода при эт^г
снижает подвижность, становится связанной. Явление связыва-
ния воды частицами называется гидратацией частиц
грунта.
Первый слой молекул воды, непосредственно примыкающий к по-
верхности частицы, • притягивается особенно сильно и образует
прочно связанную воду. Этот слой при изучении дефор-
маций грунта обычно рассматривают как одно целое с частицей, так
как он может быть удален .только испарением при высокой температуре.
Последующие слои молекул воды, окружающие частицу, притяги-
ваются ионами диффузного слоя и удерживаются частицей глины вмес-
те с этими ионами, образуя рыхло или слабо связан-
ную пленочную воду (рис. 1.6,6). Слабо связанная вода может от-
жиматься из грунта внешним давлением.
При пропускании постоянного электрического тока через водона-
сыщенную глину диффузные.слои движутся к катоду вместе со слабо
связанной водой, вовлекая в это движение и капиллярную воду в по-
рах (рис. 1.7). Это явление — электроосмос, используется иног-
да для осушения переувлажненного глинистого грунта. Рыхло связан-
ная вода подчиняется всем законам гидростатики, но обладает несколь-
ко большими упругостью и сопротивлением сдвигу и более низкой тем-
пературой замерзания, чем свободная.
Способность глины связывать воду называется гидрофил Ь;
н о с т ь ю. Максимальной гидрофильностью обладают монтморилло-
нитовые глины, гораздо меньшей — иллитовые и еще меньшей — као-
линитовые. Частицы неглинистых минералов практически не связыва-
ют воду. Наибольшее количество связанной грунтом воды называется
максимальной молекулярной в л а г оемк о стью
грунта.
Замерзание воды в порах грунта. Концентрация солей, растворен-
ных в поровой свободной воде, в обычных условиях незначительна, и
температура замерзания ее не намного выше О °C. После замерзания
части воды при этой температуре остается незамерзший более концент-
рированный рассол, часть которого может включаться в виде пузырь-
ков в прилегающий лед. При дальнейшем понижении температуры
грунта начинает замерзать свободная вода, а затем связанная. Темпера-
тура охлаждения грунта зимой редко бывает настолько низкой (за
исключением разве только самых поверхностных слоев грунта), чтобы
в естественных условиях могла замерзнуть вся связанная вода. Обыч-
но в лед переходит лишь ее слабо связанная часть.
21
Рис. 1.7. Эпюры скоростей движения во-
ды в порах:
а — при воздействии постоянного электричес-
кого тока; б — под влиянием разности давле-
ний; в — распределение влажности в грунте
при электроосмосе: I — начало процесса; II —
окончание процесса
Рис. 1.8. Льдовыделение при промерза-
нии грунта:
/ — уровень грунтовых вод: 2 — фронт промер-
зания и нижняя граница пластично-мерзлого
грунта; 3 — нижняя граница слоя интенсивного
льдовыделения с линзами и прослойками
льда 4; h — высота пучения
Граница, отделяющая за-
мерзший слой от нижележаще-
го, только начавшего замерзать,
называется фронтом льдо-
образования. В некотором
слое выше последнего промерза-
ние продолжается, захватывая
вследствие более низкой темпе-
ратуры грунта слабо связанную
воду.
В пределах этого слоя,
называемого слоем льдо-
выделения, замерзающая
вода откладывается в форме
линз и прослоек льда, разделен-
ных слоями мерзлого грунта с
поровым льдом. Ближе к фронту
льдовыделения грунт может на-
ходиться в пластичном состоя-
нии (рис. 1.8) и содержать в по-
рах, кроме кристаллов льда,
незамерзшую воду.
Оттаивание грунта. Лед в
грунтах, связывающих воду,
начинает оттаивать еще при от-
рицательной температуре. По
мере повышения температуры
грунта до О °C постепенно от-
таивает. практически вся связан-
ная вода в данном грунте. При
О °C оттаивает вся остальная по-
ровая вода.
Испарение поровой воды.
Если давление воздуха над
жидкостью превышает давление,
при котором происходит кипе-
ние при данной температуре,
жидкость медленно испаряется
и воздух над ней насыщается во-
дяным паром. Испарение пре-
кращается, когда давление пара
над жидкостью равно давлению
воздуха, которое требовалось
бы для кипения при данной
температуре. Это давление на-
зывается давлением на-
сыщенного пара.
Связанной воде соответствует
большее давление насыщенного
22
йара, *1ём над свободной, т. е. для ее испарения необходима более
высокая температура. Давление насыщенного пара у капиллярной во-
ды меньше, чем у свободной, и тем меньше, чем больше капиллярное
давление (меньше радиус кривизны менисков), и она испаряется при
более низкой температуре. При осушении грунта путем испарения
воды с его поверхности сначала испаряется гравитационная вода, за-
тем постепенно капиллярная во все более тонких порах.
Процесс высыхания глинистого грунта при испарении начинается
с крупных пор и захватывает постепенно поверхностный слой некото-
рой толщины, к которому подтягивается снизу поровая вода. Когда
скорость этого подтягивания становится меньше скорости испарения,
поверхность испарения (фронт испарения) опускается все глубже
внутрь грунта. Вследствие большого сопротивления тонких пор глины
движению воды, перемещение фронта испарения вглубь сильно замед-
ляется и поэтому в тонкозернистых грунтах под тонким поверхност-
ным слоем может в течение длительного времени сохраняться переув-
лажненный грунт. Таким образом, верхний слой сухого тонкозернис-
того грунта оказывается хорошей защитой нижележащего грунта от
испарения.
При уменьшении давления в поровой воде некоторая часть раство-
ренных в ней газов выделяется в форме пузырьков, которые прилипают
к поверхности частиц скелета и закупоривают поры, препятствуя дви-
жению сквозь них воды.
1.4.	ВЗАИМОДЕЙСТВИЕ ЧАСТИЦ СКЕЛЕТА
Контактное взаимодействие частиц скелета. У подавляющего боль-
шинства нескальных грунтов сопротивление растягивающим напря-
жениям отсутствует или настолько мало, что его практически не учи-
тывают при проектировании оснований и земляных сооружений. Со-
противление деформациям и разрушению отдельной минеральной час-
тицы всегда гораздо больше, чем у связей между частицами нескаль-
ного грунта в точках их контакта. Поэтому деформации такого грунта
в основном происходят в результате относительного смещения частиц,
а прочность определяется сопротивлением сдвигу, которое оказывают
действию внешней нагрузки межчастичные (или контактные) связи.
Контактное сопротивление может быть трех основных видов:
трение между частицами пропорциональное нормальным силам,
действующим по площадкам контакта (так называемое фрикцион-
ное сопротивление); характерно для обломочных грунтов;
сцепление связности — сопротивление сдвигу час-
тиц, которое не зависит от нормального давления, но изменяется в за-
висимости от влажности грунтов; характерно для глинистых грунтов;
сцепление цементационное не зависит от влажно-
сти; в грунте возможны только весьма малые упругие деформации, после
которых сразу и необратимо это сцепление нарушается. У большинст-
ва глинистых грунтов контактное трение и сцепление связности могут
сочетаться и эти грунты называют связи о-ф рикционными.
23
Рис. 1.9. Нормальные и каса-
тельные напряжения в точ-
ках контакта, частиц грунта
при равномерном сжатии
Фрикционное взаимодействие частиц
обломочных грунтов. В обломочных
грунтах даже при нормально направ-
ленных к поверхности грунта силах в
точках контакта действуют не.только
нормальные, но и касательные напряже-
ния (рис. 1.9).
В разных контактах касательные на-
пряжения имеют различное направле-
ние, хотя по отношению ко всему объёму
песка представляют систему внутренних
взаимно уравновешенных напряжений.
В отдельных точках касательные напря-
жения могут превосходить силрг трения
по площадкам контакта (контакт-
ное или минеральное тре-
ние) и вызывать сдвиг неустойчивых частиц. Например, песок,
особенно рыхлый, может уплотняться под действием внешней нормаль-
ной нагрузки за счет смещения частиц в более устойчивое положение.
.При сдвиге частиц изменяется их относительное положение, они раз-
двигают и смещают друг друга. Сопротивление, которое оказывает
грунт такой перестройке, пропорционально нормальному давлению и
поэтому его называют трением зацепления. В совокупно-
сти с контактным трением оно создает внутреннее трение
грунта, пропорциональное среднему нормальному давлению в
данном сечении грунта. Внутреннее трение характеризуется условным
коэффициентом внутреннего трения, учиты-
вающим контактное трение и трение зацепления. В обломочных грун-
тах внутреннее трение практически не зависит от их влажности.
Сцепление между глинистыми частицами. Между частицами гли-
нистого осадка при их соприкосновении после выпадения из воды воз-
никает сцепление, создаваемое молекулярными силами притяжения
(силы Вандерваальса), действующими в точках контакта. Это пер-
вичное сцепление.
В дальнейшем вследствие взаимодействия поверхности частиц с
ионами порового раствора может увеличиваться прочность связей меж-
ду частицами (с той или иной скоростью и. в той или иной степени).
Возникает сцепление упрочнения физико-химической
природы.
Опыт прказывает, что чем большее постоянное давление испытыва-
ет длительно глина, тем связи между частицами оказываются прочнее.
Именно сцепление упрочнения характерно для глин с естественной
структурой.
В зависимости от соотношения между скоростью роста уплотняю-
щей нагрузки (в виде веса откладывающегося грунта) и скоростью уп-
рочнения связей характер изменения естественной пористости глины
с глубиной может быть различным.
Несвязные и связные грунты. В зависимости от характера контакт-
ного сопротивления различают два основных вида нескальных грун-
24
тов: несвязные и связные. Унесвязных грунтов контакт-
ное сопротивление является чисто фрикционным. Если эти- грунты и
обладают сцеплением, то оно либо пренебрежимо мало, либо опреде-
ляется капиллярными силами и исчезает при насыщении грунта во-
дой. При отсутствии внешних обжимающих сил несвязные груйты не
оказывают сопротивление растягивающим напряжениям. Поэтому-де-
связные грунты называют сыпучими и относят к ним все обломоч-
ные грунты.
У связных грунтов сопротивление сдвигу определяется
сцеплением. Большинство грунтов имеет разнородный гранулометри-
ческий состав и, следовательно, должно обладать как фрикционным
компонентом сопротивления сдвигу, так и сцеплением. Такие грунты
называют сыпуче-связными. К ним относятся глинисто-пыле-
ватые грунты, супеси, суглинки.
Влияние влажности на сопротивление связных грунтов деформации.
Консистенция. Жесткость характеризует сопротивление конст-
рукции упругим деформациям. Так, чем больше жесткость на сжатие
стержня, измеряемая произведением модуля упругости Е на площадь
поперечного сечения стержня F, тем меньше деформация его упругого
сжатия.
Консистенция характеризует сопротивление течению вяз-
ких материалов, скорость которого пропорциональна градиенту каса-
тельных напряжений, и у глинистых грунтов она в значительной сте-
пени зависит от влажности.
Различают три главных формы консистенции г р у н-
т а: твердую, пластичную, текучую. В механике грунтов консистен-
цию характеризуют не непосредственно скоростью вязкого течения, а
условными показателями, связанными с вязкостью. Эти показатели
определяются гораздо проще. Переход глинистого грунта из одной фор-
мы консистенции в другую зависит от его влажности. Поэтому принято
границы между этими формами называть границами конси-
стенции, или характерными влажностями, а физическое состояние
грунта в момент перехода определять в лаборатории по одной и той же
стандартной методике.
Для определения границы пластичности (или гра-
ницы раскатывания) между твердым и пластичным состо-
янием грунта, замешивают грунт с водой и раскатывают комок в шнур.
При раскатывании из него выжимается часть воды. Если шнур распа-
дается на кусочки, когда его диаметр достигает 3 мм, то его влажность
в этот момент называют границей пластичности (обоз-
начается Wp, если влажность определяется. в долях единицы, или
Дор, если влажность выражается в процентах).
Граница между пластичным и текучим состоянием' называется,
границей текучести. Для определения текучести стандарт-
ный металлический конус вдавливают в грунт стандартной нагрузкой
на определенную глубину (обозначение. Wl или taT, %). Границей те-
кучести считают влажность, при которой сцепление глины практичес-
ки равно нулю и ее частицы легко сдвигаются относительно друг друга
даже при очень слабых сотрясениях; границей раскатывания — влаж-
25
ность, при которой в порах глины свободная вода практически отсут-
ствует и, следовательно, не влияет на свойства грунта.
Число пластичности. Оказалось, что разность характерных влаж-
ностей, выраженная в долях единицы
IP = WL—WP	(1.25)
или в процентах
№п =	— tPp	(1.26)
и называемая числом пластичности, является весьма чув-
ствительной характеристикой минерально-гранулометрического и. ка-
тионно-диффузного состава грунта и влияния воды на его сцепление.
Чем выше граница текучести и чем больше при этом число пластич-
ности, тем больше воды связывает грунт. Высокое значение границы
текучести при малом числе пластичности свидетельствует, с одной
стороны, о тонкодисперсном составе грунта, а с другой, указывает
на слабое связывание воды частицами.
К глинистым относят все грунты с числом пластичности 1Р 0,01.
У песчаных грунтов число пластичности меньше 0,01, у чистых песков
без дисперсных примесей равно нулю.
Показатель консистенции грунта. Консистенцию грунта естествен-
ной влажности W удобно характеризовать показателем консистенции:
При влажности, изменяющейся от границы текучести до границы
раскатывания, грунт называют пластичным, и/l изменяется со-
ответственно от 1 до 0. При ZL > 1, т. е. когда W > Wl, грунт —
текучий, при /ь<1, т. е. когда W < WL, грунт—твер-
ды й.
Усадка и набухание. Для связных грунтов характерно изменение
объема при изменении влажности — уменьшение объема при высыха-
нии — усадка и увеличение при увлажнении (впитывании во-
ды) — набухание.
Усадка и набухание являются результатом действия трех видов
внутренних сил:
всасывания — по мере испарения влаги они заставляют воду
подтягиваться к поверхности изнутри грунта при усадке или впиты-
ваться его поверхностью и перемещаться вглубь прй набухании;
связности (сцепления) — сближают частицы скелета при по-
тере грунтом влаги;
расклинивания — раздвигают частицы скелета по мере
поглощения- грунтом воды.
Значение этих сил зависит от минералогической приррды и грану-
лометрического состава скелета, концентрации и вида электролитов в
поровом растворе, начальной влажности и плотности грунта.
При высыхании глины ее объем по достижении некоторого предель-
ного значения далее не уменьшается, хотя влага продолжает испарять-
26
ся. Ёлагоемкость грунта в этом состоянии называется границей
усадки (Ws). В верхних слоях грунта, испытывающих усадку,
могут возникать трещины, свидетельствующие о появлении растягива-
ющих напряжений, так как более глубокие слои медленнее теряют
влагу и медленнее сжимаются, чем верхние.
Усадка грунта может происходить и вследствие внутренней перест-
ройки сложения глинистого грунта, испытывающего с течением време-
ни самоуплотнение с выжиманием на поверхность поровой воды. Это
явление — синерезис, может происходить с глинами, даже на-
ходящимися под водой.
В глинистых грунтах при любой влажности меньшей, чем граница
раскатывания, поры практически целиком заполнены водой и степень
влажности Sr « 1. Это объясняется тем, что при пластичной консис-
тенции испарение воды из пор грунта всегда сопровождается соответ-
ствующей усадкой его объема. Только начиная с границы усадки, кото-
рой обычно соответствует Sr « 0,8-? 0,85, испарение воды происходит
без дальнейшего уменьшения объема грунта и степень влажности у
сухого грунта постепенно снижается до нуля.
Набухание грунта характеризуется относительным
набуханием:
6„= Vc,,-VHa4 ,	(1.28)
Гнач
где VCH — объем образца после свободного набухания при замачива-
нии до полного водонасыщения;
УИач — начальный объем образца природной влажности.
Грунты считают не набухающими при 6Н < 4 % и сильно набуха-
ющими при 6Н > 12 %.
При неограниченном доступе воды к набухающему грунту и от:
сутствии в нем водостойких связей грунт, впитывая воду, в конце кон-
цов полностью теряет связность и распадается. Этот процесс назы-
вают размоканием грунта. Однако при наличии пригрузки на-
бухающего грунта размокание не наступает, а набухание приостанав-
ливается, когда действие силы всасывания, убывающее по мере впиты-
вания воды, подавляется внешним давлением, препятствующим расши-
рению грунта.
Если к естественно залегающему грунту, способному набухать, под-
вести воду, то по мере ее впитывания его поверхность начнет постепен-
но подниматься. Сооружение, расположенное на этой поверхности, бу-
дет испытывать снизу давление набухания. Чтобы соору-
жение не было приподнято и не деформировалось при неравномерном
набухании грунта, его вес должен быть больше суммы сил набухания,
действующих на его фундаменты. Давление набухания у некоторых
глин может доходить до 500—1000 кПа (0,5—1,0 МПа).
Цементационные связи. В нескальных отложениях эти связи обра-
зуются в течение весьма длительного времени в результате химического
взаимодействия поверхности частиц с веществами окружающей среды.
В зависимости от прочности и водостойкости этих связей грунты
относятся к связным или к скальным.
27
Типичные представители весьма прочных грунтов с цементацион-
ными связями — аргиллиты (сцементированные уплотненные
глины) и алевролиты (сцементированные плотные пылеватые
грунты). Они занимают промежуточное положение между связными и
скальными грунтами и часто их относят к полускальным
грунтам.
Для слабо сцементированных рыхлых пылеватых грунтов лёссо-
вых пород характерно наличие макропор, значительно превосходя-
щих размеры отдельных частиц. Благодаря цементационным свя-
зям сухие лёссовые грунты обладают относительно высокой проч-
ностью, но эти связи неводостойки и при замачивании такие грунты
быстро распадаются. Разрушение цементационных связей при дефор-
мациях необратимо и ведет к полному исчезновению цементационного
сцепления.
Понятие о структуре. Закономерности относительного расположе-
ния частиц скелета (сложение грунта) и их взаимодействия друг с дру-
гом по площадкам контакта (контактное взаимодействие) объединяют
общим понятием о структуре грунта.
Длительно. формировавшиеся межчастотные связи и сложение у
глин естественной структуры делают ее свойства существенно отлич-
ными от свойств той же глины, но после нарушения структуры.
Поэтому механические свойства глины в основаниях сооружений необ-
ходимо исследовать на образцах ненарушенной струк-
туры, отобранных из пласта грунта при изысканиях с большой осто-
рожностью.
Если при встряхивании водонасыщенный связный грунт разжижа-
ется, а через некоторое время пребывания в покое снова загустевает и
сцепление полностью восстанавливается при неизменной влажности,
то такой грунт называют тиксотропным (от греческого «так-
сис» — встряхивание). Тиксотропия характерна для пылевато-гли-
нистых грунтов при высоком содержании тонких частиц глинистых
минералов.
Реотропия — явление, отличающееся от тиксотропии час-
тичным обратимым снижением сцепления; наблюдается при деформа-
циях глин пластичной консистенции под действием статических сдви-
говых нагрузок. При медленном загружении частицы смещаются таким
образом, что силовое взаимодействие между ними нарушается меньше и
быстрее восстанавливается. При быстрых изменениях напряженного
состояния деформации нарастают настолько быстро, что нарушенные
межчастичные связи не успевают восстанавливаться, и глина испыты-
вает сильное реотропное разупрочнение.
Если до деформации поведение грунта целиком определялось свя-
зями упрочнения, то в процессе деформации с нарушением структуры
сцепление постепенно уменьшается до остаточного сцеп-
ления, которое может оказаться значительно ниже начального.
Опыт показал, что нарушение структуры глин гораздо больше влияет
на их прочность, чем на сжимаемость.
Текстура грунтовой толщи. Под текстурой понимают ком-
плекс закономерностей, определяющих строение грунтовой толщи по
28
глубине и по простиранию, ее слоистость, включая распределение тон-
ких сплошных илй выклинивающихся прослоек, наличие трещин и
'зеркал скольжения, линз и включений, неоднородность толщи по
физико-механическим свойствам и т. п.
Механическое поведение толщи основания при воздействии нагруз-
ки от сооружения может существенно отличаться от поведения неболь-
шого образца, определяемого его структурой и микротекстурой, и за-
висит от текстуры, механический эффект которой при лабораторных ис-
пытаниях малых образцов не вскрывается и может быть установлен
только специальными полевыми геофизическими исследованиями.
1.5.	ЗАКОНЫ ДВИЖЕНИЯ ВОДЫ В ПОРАХ ГРУНТА.
ФИЛЬТРАЦИОННОЕ ДАВЛЕНИЕ
Виды движения поровой'воды. Различают два основных вида дви-
жения воды в порах грунта: фильтрацию и миграцию. Фильтра-
ция — это течение жидкости в пористой среде под действием сил ме-
ханической природы. Миграция — движение поровой воды под
влиянием таких причин, как капиллярные и адсорбционные силы, ос-
мотическое давление, разность влажностей, температур или электри-
ческих потенциалов в соседних точках грунта и других сил физико-
химической природы. К миграции относят также перемещение поровой
воды к поверхностям ее испарения из грунта и перемещение к центрам
кристаллизации при промерзании грунта и образовании порового
льда.
Механическое воздействие поровой воды на скелет грунта заключа-
ется в ее взвешивающем действии и в давлении фильтрующейся воды
на обтекаемые ею частицы грунта. Каковы бы ни были причины, вызы-
вающие перемещение поровой воды, их действие эквивалентно возник-
новению так называемой разности напоров в точках, между
которыми она Движется.
Пьезометрическая высота. Напор. Для измерения давления в неко-
торой точке потока поровой воды в трубе 1—2 (рис. 1.10) в него опус-
кают до этой точки пьезометрическую вертикальную трубку,
вода в которой поднимается до
уровня, называемого пьезо-
метрическим.
Превышение отметки уровня
воды в пьезометрической трубке
над отметкой данной точки по-
тока называется пьезомет-
рической высотой ha
в данной точке потока. Пьезо-
метрические высоты в точках 1
и 2 (см. рис. 1.10):
Рис. 1.10. Характеристики напорного те-
Ап1 = /71—|	oq\	чения поровой воды:
____ гт	|	\1 •	ДЯ _ разность напоров; Лп — пьезометрическая
п2—ж/2	г2« )	высота; 00— плоскость сравнения
29
Произведение пьезометрической высоты на удельный вес воды рав-
но пьезометрическому давлению в данной точке: yB/in = рп.
В гидравлике принято называть напором высоту Н пьезометричес-
кого уровня над некоторой произвольно выбранной (обычно по сооб-
ражениям удобства) плоскостью сравнения 0 — 0. Напор равен сумме
пьезометрической высоты и ординаты точки г (в гидравлике z называ-
ют отметкой точки):
tf = hn + z.	(1.30)
Давление в покоящейся и в медленно движущейся жидкости. В по-
коящейся жидкости касательные напряжения всегда равны нулю и по-
этому любая площадка в ней является главной и на всякий элементар-
ный объем ее действует только равномерно распределенное нормаль-
ное давление, называемое гидростатическим (обозначение
рг). В песчаном и глинистом грунтах фильтрация поровой воды всегда
ламинарна. При очень высоких напорах, когда вода интенсивно размы-
вает грунт, ее движение в образующихся промоинах переходит в турбу-
лентное. В крупнообломочных грунтах течение даже при относительно
малых напорах переходит в турбулентное.
В движущейся жидкости действуют касательные напряжения и
распределение нормального давления отличается от гидростатического,
характерного для покоящейся жидкости. Однако при ламинарном те-
чении поровой воды распределение давления в ней можно считать гид-
ростатическим (из-за малости скоростей и касательных напряжений).
Следовательно, гидравлическое давление в любой точке медленно дви-
жущейся жидкости
Рг = Рв£Ч = Мв.	(1-31)
где hn — пьезометрическая высота;
g — ускорение свободного падения.
Расход. Объем жидкости, проходящей через все сечение рассмат-
риваемой толщи грунта в единицу времени, называют расходом
(обозначение Q, размерность L*!T\ где L — длина, Т — время). Обыч-
но Q измеряют в сантиметрах кубических в секунду (см3/с) или в мет-
рах кубических в сутки (м8/сут).
Опыты Дарси. Первые непосредственные измерения скорости фильт-
рации воды сквозь грунт выполнил в 1856 г. А. Дарси. В его опытах во-
да протекала под действием разности напоров через столб песка в вер-
тикальном цилиндрическом сосуде (рис. 1.11). Меняя напоры и опре-
деляя соответствующие расходы, А. Дарси описал результаты опытов
зависимостью
=	(1.32)
Z1—za
где кф—коэффициент пропорциональности, характеризующий фильт-
рационные свойства грунта (его гидравлическую проводи-
мость), его называют коэффициентом фильт-
рации или водопроводимости IL/T];
F —площадь поперечного сечения столба песка;
30
—H2—разность между ординатами
уровней воды в верхней /
и нижней 2 пьезометрических
трубках—р азность на-
поров;
Zi—z2—путь фильтрации, равный в
этих опытах разности между
ординатами верха и низа вер-
тикального столба песка.
Скорость фильтрации. Закон Дарси.
Разделив Q на F, получают количество
воды, прошедшей через единицу площа-
ди поперечного сечения песка за едини-
цу времени. Этот удельный расход,
имеющий размерность скорости, на-
зывают скоростью фильтрац
Рис. 1.11. Прибор Дарси:
1, 2 — пьезометрические трубки; 3 —
образец грунта; 4, 5 — направление
движения воды; 6 — трубка
и и воды (обозначение иф):
рФ=-2-	(1.зз)
г
Подставляя Q из (1.32), получим
=		(1.34)
Zx—z2
Обозначая через ДЯ разность напоров Н1 — Н2 и Д/ — длину пути
фильтрации (при вертикальном положении цилиндра с грунтом этот
путь, очевидно, равен Д/ = zx — z2), получим из (1.34) зависимость
Дарси в таком виде
оф=кф^-=кф1,	(1.35)
где через I обозначено отношение
! = — =	,	(1.36)
Д/	Z1—Za
называемое гидравлическим уклоном.
Если распределение Я задано в виде некоторой непрерывной и диф-
ференцируемой функции Я (z) от длины пути фильтрации z, то, пере-
ходя к пределу отношения ДЯ к Д/ = Дг при стремлении Az к нулю,
получим в дифференциальной форме закон Дарси:
Рф = йфНт(—(1.37)
где (— ДЯ) = (Н2 — Нг) < О и всегда Дг = (z2 — zj > 0.
Знак минус в правой части означает, что фильтрация всегда направ-
лена в сторону убывающих значений Н (так как Нх >Я2). Если в каж-
дой точке фильтрационного потока нанести вектор ето его модуль
dH *
будет численно равен гидравлическому уклону в данной точке.
31
Направлен вектор в сторону наискорейшего роста Н. Вектор, модулем
которого является производная функции, взятая по направлению ее
наискорейшего изменения, называется градиентом функции
(обозначение grad).
Соответственно уравнение Дарси можно представить в виде
Оф= — A^grad Н<=* —кф
02
(1.38)
Будем далее обозначать градиент Н так же, как и гидравлический
уклон через I.
Порядок коэффициента фильтрации в различных грунтах. Коэф-
фициент фильтрации в механике грунтов обычно измеряют в сантимет-
рах в секунду (см/с), а в гидрогеологии — в метрах в сутки (м/сут):
1 см/с = 864 м/сут; 1 м/сут = 1,16-10-3 см/с.
Приводим коэффициенты фильтрации различных грунтов (в см/с):
у гравия кф >0,1; у песка — 0,1—0,001; у пылеватых грунтов, глини-
стых песков, трещиноватых и элювиальных глин, лёссовидных грун-
тов и т. п. — 10~3 —10~7, у глин — 10_® — 10-11, т. е. порядка мил-
лиметров и долей миллиметра в год.
Коэффициент кф в пределах каждой группы грунтов зависит преж-
де всего от плотности грунта и его гранулометрического и минерало-
гического состава.
Иногда в экспериментах при малых разностях напоров не происхо-
дит или сильно замедляется фильтрация воды сквозь глинистый грунт.
Это объясняется закупоркой пор пузырьками воздуха, защемленного
при изготовлении образцов грунта.
Кроме того, при извлечении образцов глинистого грунта с большой
глубины, когда они разгружаются от давления вышележащих слоев и
расширяются, в их порах могут образоваться пузырьки пара, также
препятствующие фильтрации.
Гидродинамическое давление. Давление фильтрующейся сквозь
грунт воды на обтекаемые ею частицы скелета называется гидроди-
намическим или ф и л ь
Рис. 1.12. Схема к выводу формулы
(1-48)
рационным (обозначение /ф).
Гидродинамическое давление в
каждой точке направлено^по каса-
тельной к линии тока и действует
в сторону движения воды. Гидро-
динамическое давление является
объемной силой [P/L3].
Рассмотрим механическое взаи-
модействие скелета грунта и фильт-
рующейся поровой воды. Выделим
в грунте цилиндрический элемент
А—В длиной I с площадью попе-
речного сечения F (рис. 1.12). Со-
ставим для движущейся в этом
объеме воды уравнение Даламбера.
С левой стороны она испытывает
32
давление столба воды высотой Лпд, с правой — столба воды высотой
Лпв- Силы будут равны:
Рр ~ Рв ehnk F: I	(1.39)
Рв = рвгЛпвЛ J
где g — ускорение свободного падения.
Кроме того, на воду действует собственный вес G, проекция кото-
рого Т на направление течения Т = pBgFl sin а. Фильтрационный по-
ток встречает по всему своему объему тормозящее сопротивле-
ние течению со стороны скелета.
Это сопротивление — вязкостная сила — находится в сложной за-
висимости от извилистости и переменности площади сечения поровых
каналов и ряда физико-химических факторов.
Тормозящее сопротивление согласно модели Дарси считают равно-
мерно распределенным по всему объему грунта (обозначение dT,
размерность P/L*). Полная тормозная сила по всему рас-
сматриваемому объему DT = d.tlF.
Сила инерции
J =	(1.40)
at
где IF — объем воды;
рв — плотность;
— ускорение фильтрации.
Объем фильтрующейся воды условно принимается равным объему
грунта в соответствии с моделью Дарси.
Суммируя проекции всех сил на направление течения и уравнове-
шивая их результирующей силой инерции J, получим уравнение Да-
ламбера:
Pa-Pb+T + Dt = J;	(1.41)
Pb^daF — Psg/inB F + PvgFl sin a + dT IF = J. (1.42)
Из схемы (см. рис. 1.12) следует, что
sin a = (zb — £д)Д-	(1.43)
Подставив (1.39) и (1.42) в (1.41) и разделив обе части на IF по-
лучим, так как
(^пА + *а) — (Лпв + ?в) = На — Нв,
гидравлический градиент
/ = (ЯА- Яв)//,	(1.44)
уравнение
Рв£/ + d? =	(1.45)
33
Обозначая ускорение фильтрации через «ф, найдем
(/-y)p.g=-aI-	(Мб)
Так как ускорение фильтрации аф в мелкозернистых грунтах весь-
ма мало по сравнению с ускорением свободного падения gt дробью
Яф/g в (1.46) можно пренебречь по сравнению с I и тогда
4т = -Рв£А	(1.47)
Гидродинамическое давление /ф равно по значению и противополож-
но по знаку тормозящему давлению. Следовательно, /ф= — dT и сог-
ласно (1.46)
/Ф = Рв£/-	(1-48)
Эффективный вес скелета. В грунте, поры которого заполнены во-
дой, скелет по закону Архимеда испытывает гидростатичес-
кое выталкивающее действие воды, равное весу воды в объ-
еме скелета (Архимедову силу). Вес скелета за вычетом дав-
ления выталкивания называют эффективным весом скелета
(обозначение Рек):
Р'ск =	(Рг—Р») g = VCK.	(1.49)
Гидродинамическое выталкивание. Суффозия. Гидродинамический
выпор. Если сквозь грунт фильтруется снизу вверх вода (рис. 1.13),
то гидродинамическое давление противоположно по направлению силе
тяжести и грунт испытывает гидродинамическое вы-
талкивание. Если это выталкивание, превосходит эффективный
вес скелета, то фильтрующая вода будет постепенно разрыхлять и раз-
мывать грунт, увлекая с собой его частицы (явление суффозии).
Если размыв захватывает весь скелет грунта, образуя местную труб-
чатую промоину, то его называют внутренней эрозией.
Катастрофическое явление, при котором гидродинамическое выталки-
вание смещает всю массу грунта
ас 7= АН Рис. 1.13. Схема к ‘выводу формулы (1.51): / — грунт	целиком, называется гидроди- намическим выпором. Критический градиент. Гидро- динамический выпор возможен, только'если /ф>й(Рг—Рв)=Уг- (1-50) Из этого условия находим критический градиент, при котором может произойти выпор: /к=г(Рг-Рв) = ?г-	(1-51)
34
Коэффициент устойчивое'»' грунта против гидродинамического вы-
пора при градиенте I
= g(PrrPB>. =2l.	(152)
Дренаж. Осушение грунта путем отвода из него поровой воды назы-
вается дренажем. При дренировании крупнозернистых грунтов
достаточно создать условия, при которых свободная вода может выте-
кать из грунта под действием сил тяжести. Для дренирования тонко-
зернистых грунтов, плохо отдающих воду, различными способами соз-
дают искусственные градиенты, например пропускают через глину по-
стоянный электрический ток, под действием которого вода движется к
отрицательному полюсу, где собирается и отводится (явление элект-
роосмоса).
Влажность грунта после дренирования называется водоудер-
живающей способностью грунта (№уд). Она зависит
от рода грунта и эффективности примененного способа дренирования.
Перемещение поровой воды при промерзании грунта. Избыточное
льдовыделение. При промерзании пылеватых и глинистых грунтов по-
ровая вода подтягивается (мигрирует) из нижних талых слоев вверх к
слою льдообразования, в котором замерзает. При этом
в грунте образуются тонкие прослойки и линзы льда (см. рис. 1.8).
Грунт считают закрытой системой, если линзы льда об-
разуются за счет подтягивания воды из непосредственно прилегающих
участков, причем общая влажность мерзлого слоя не увеличивается.
Влажность прослоек грунта между линзами льда в такой системе по-
нижается.
В естественных условиях грунты при замерзании обычно ведут себя
как открытые системы, т. е. промерзший слой содержит го-
раздо больше воды, чем до промерзания, вследствие подтягивания ее от
горизонта грунтовых вод через нижние талые слои. В этом случае льдо-
выделение называется избыточным. При отсутствии избыточ-
ного льдовыделения в крупнозернистых и в закрытых глинистых грун-
тах льдовыделение называют нормальным.
В результате увеличения при замерзании объема поровой воды
(примерно на 9 %) поверхность промерзающего грунта поднимается —
происходит морозное пучение. Давление расширяющейся
воды при переходе ее в лед огромно — около 1000 МПа, поэтому пуча-
щий грунт оказывает интенсивное силовое воздействие на конструк-
ции, препятствующие его расширению.
Влажность и льдистость мерзлого грунта. Суммарная влажность
мерзлого грунта в долях единицы — это отношение массы всех видов
содержащихся в нем воды и льда к массе скелета грунта (обозначается
WcY-
WC^WB+Wri	(1.53)
где Wn — влажность мерзлого грунта за счет ледяных включений
в виде линз и прослоек льда;
1Гг —- влажность мерзлого грунта, расположенного между ледя-
ными включениями.
35
Суммарная льдистость мерзлого грунт а—
это отношение объема содержащегося в нем льда к объему мерзлого
грунта:
л = .Рм^с-Ув)	(1.54)
РлО+^с)
где Wc — суммарная влажность мерзлого грунта, определяется по
формуле (1.53);
Wn — влажность за счет содержащейся в грунте при данной
температуре незамерзшей воды;
рм — плотность грунта в мерзлом состоянии, г/см3;
рл — плотность льда, принимается равной 0,9 г/см3.
1.6. ФИЗИКО-МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА
СКАЛЬНЫХ ГРУНТОВ
Скальные грунты. Все изверженные и метаморфические горные по-
роды (граниты, диориты, базальты, гнейсы, кварциты и др.) являют-
ся скальными грунтами. К скальным относят также все
осадочные породы с прочными цементационными связями между час-
тицами (конгломераты, песчаники, алевролиты, аргиллиты и др.), а
также массивные отложения осадочных пород химического и биохими-
ческого происхождения (известняки, доломиты, мергели, мел, гипс
и др.).
Естественные нарушения грунтов. Толщи скальных грунтов чаще
всего разделены тонкими трещинами и швами на крупные блоки отно-
сительно правильной формы. В скальных грунтах часто встречаются
области тектонических нарушений. Они возникают от
мгновенных мощных ударов или в результате длительного действия ог-
ромных растягивающих, сжимающих и сдвигающих усилий, вызван-
ных движениями и деформациями земной коры вулканической и сейс-
мической породы. Эти нарушения проявляются в виде образования
смещений и разрывов, изменения первоначального характера залега-
ния пород, возникновения всевозможных складок и зон дробления.
Под влиянием тектонических процессов и выветривания крупные
блоки могут разделяться беспорядочно расположенными частыми тре-
щинами на мелкие слабо связанные отдельности. Трещины — это пу-
ти, по которым процесс выветривания проникает внутрь и разрушает
породы иногда на большую глубину от поверхности. В верхних слоях
естественных массивов скальных грунтов нередко неожиданно обна-
руживаются «карманы» и линзы гораздо более слабых продуктов вы-
ветривания.
Скальные массивы с высокой трещиноватостью и признаками ин-
тенсивного выветривания резко отличаются по свойствам от сплошных
и слаботрещиноватых скальных толщ, а по прочности и сжимаемости
могут даже уступать крупнообломочным и другим нескальным грун-
там. Поэтому выявление зон и степени нарушения скальных грунтов —
важная задача изысканий при использовании этих грунтов как основа-
36
ний сооружений и особенно под мостовые опоры, несущие большие на-
грузки.
Прочность. Предварительно насыщая водой, скальные' грунты
испытывают на прочность при одноосном сжатии. Временное сопро-
тивление (обозначение Rc) может составлять от 5 до 120 МПа (иногда
более) в зависимости от грунта. При Rc < 5М Па породы называют
п о л у с к а л ь н ы м и.
Разупрочнение при водонасыщении. Многие скальные грунты, осо-
бенно осадочного происхождения, могут заметно понижать свою проч-
ность при насыщении водой. Разупрочнение скальных грунтов оцени-
вают коэффициентом размягчаемости ^pз, равным отношению времен-
ных сопротивлений при одноосном сжатии водонасыщенного и воздуш-
но-сухого образцов. Скальные грунты при Крз 0,75 называют н е-
размягчаемыми.
Растворимость. Для скальных пород, способных растворяться в во-
де (каменная соль, гипс, известняк и т. п.), обязательно должна опре-
деляться их степень растворимости, зависящая от состава минеральных
зерен и межзернового цемента.
Различают породы: труднорастворимые (известняк, доломиты, из-
вестковистые конгломераты и песчаники), растворимость которых в во-
де составляет от нескольких десятков до нескольких сотен милиграм-
мов на литр; среднерастворимые (гипс, ангидрит, гипсоносные конгло-
мераты) с растворимостью в несколько граммов на литр; легкораство-
римые (каменная соль с растворимостью более 100 г/л).
Коэффициент выветрелости. При выветривании скальные породы
становятся трещиноватыми и разрушаются до кусков различной круп-
ности. Трещины заполняются мелкозернистыми материалами, часть
вещества выносится водой. Степень выветрелости оценивается коэффи-
циентом /Свс, равным отношению массы образца выветрелого грунта к
массе невыветрелого образца. Для н е вы ветрел ых (монолит-
ных) пород, залегающих в виде сплошного массива, /Свс = 1; для
сильно вы ветрел ых /Свс <С 0,8.
Подробно механические свойства скальных пород рассмотрены в
«Механике горных пород».
Глава II
ЗАКОНОМЕРНОСТИ СЖИМАЕМОСТИ ГРУНТОВ
2.1. РАСЧЕТНЫЕ МОДЕЛИ МЕХАНИКИ ГРУНТОВ
Толщи оснований как пространственные массивы. Основания об-
разованы мощными протяженными массивами горных пород, на кото-
рые передаются нагрузки, распределенные по отдельным участкам ог-
раниченной площади на поверхности массива или на небольшой глу-
бине от нее.
Для естественных толщ грунтов характерны неоднород-
ность в плане и по глубине и анизотропи я—неодинаковость
37
Рис. 2.1. Деформация элементар-
ного объема при формоизменении:
а — разнозначные нормальные напряже-
ния, приложенные к элементу; б — ка-
сательные напряжения по наклонным
площадкам, вызывающие чистый сдвиг
механических свойств по различным
направлениям. Эти толщи могут на-
ходиться в некотором начальном на-
пряженно-деформированном состоя-
нии, возникшем в результате испы-
танных в прошлом природных меха-
нических воздействий геологического
происхождения.
Объемная деформация и формоиз-
менение. Деформации, при которых
изменяется объем тела, а форма со-
храняется первоначальной, называют-
ся объемными, возникающее
при этом напряженное состояние —
шаровым или сфериче-
ским. Касательные напряжения при таких деформациях тел не
возникают. Сферическое напряженно-деформированное состояние соз-
дается всесторонним равномерным давлением (о0).
При деформации чистого сдвига тело, сжимаясь в одном направле-
нии (2 — 2), удлиняется в другом (/ — /), перпендикулярном к нему
(рис. 2.1, а). Если спроектировать напряжения на внутренние площад-
ки, наклоненные к ним под углом 45°, то по этим площадкам будут
действовать только касательные напряжения, вызывающие чисты й
сдвиг (рис. 2.1, б). При чистом сдвиге изменяется только форма де-
формируемого элемента при постоянном объеме. Поэтому деформацию
чистого сдвига называют также формоизменением, а напря-
женное состояние тела при этом — девиаторным.
Любое напряженное состояние тела можно разложить на сфери-
ческое и девиаторное, а деформацию — на чисто объемную и чисто
сдвиговую в двух нормальных направлениях, как показано на
рис. 2.2.
В общем случае толща основания испытывает в каждой точке объ-
емное сжатие и формоизменение. Осадка сооружения — это сумма оса-
док, вызванных вертикальным сжатием столба грунта 1—2—3—4 под
фундаментом и дополнительным поперечным расширением вследствие
сдвиговых деформаций грунта (рис. 2.3).
Рис. 2.2. Схема всестороннего неравномерного сжатия (а) и пример разложе-
ния напряженного состояния на сферическое и девиаторное (б); всестороннее
равномерное давление (в Па):
°о ««(о, +	+ Gi)/3 = 51 /,
38
Рис. 2.3. Деформации несущего
столба:
S— общая осадка за счет вертикально-
го сжатия и поперечного расширения
несущего столба (сдвиг грунта). Гори-
зонтальные стрелки — силы трения о
подошву фундамента и подстилающий
арочный грунт, вызывающие образова-
ние треугольных расклинивающих зон
Существует два основных типа мо-
делей в механике грунтов для расчета
напряжений в грунтах и их деформа
ции, а также устойчивости оснований
и земляных сооружений: дисперсно-
фазовая и сплошной среды.
Дисперсно-фазовая модель. В этой
расчетной модели принято: твердые
минеральные частицы, образующие
скелет грунта, а также поровая во-
да абсолютно несжи-
маемы. Механически частицы ске-
лета взаимодействуют только по пло-
щадкам их контакта, и любая дефор-
мация дисперсно-фазовой модели счи-
тается результатом их относительных
перемещений. При этом частицы ске-
лета остаются недеформированными.
При объемном сжатии (уплотнении) дисперсно-фазовой модели
уменьшается объем пор в единице объема модели и возрастает содержа-
ние твердой фазы. Выжимание воды из пор требует определенного
времени, что замедляет деформацию сжатия. Объемные деформации
дисперсно-фазовой модели рассчитывают по изменению фазовых харак-
теристик. Достоинство дисперсно-фазовой модели — простота и на-
глядность. Ее широко используют для расчета осадок, а также и для
качественного пояснения многих процессов, происходящих в грунтах и
связанных с изменением фазового объема.
Модель грунта как сплошной среды. Перемещения сооружений мо-
гут быть вызваны не только объемными, но и сдвиговыми деформация-
ми оснований, определить которые по дисперсно-фазовой модели слож-
но. Эта модель непригодна для определения деформаций сцементи-
рованных и скальных грунтов. Подобные задачи в механике грунтов
решают на основании модели сплошной среды. Грунт считают
однородным сплошным материалом (квазиоднофазным) и
при определении его деформаций не учитывают, за счет каких именно
структурных микропроцессов они происходят.
В механике грунтов разработан ряд моделей сплошной среды, от-
вечающих различным деформативным свойствам реальных грунтовых
толщ и особенностям их взаимодействия с основными типами сооруже-
ний и видами нагрузки (статическими, подвижными и динамическими).
2.2. ОПРЕДЕЛЕНИЕ СЖИМАЕМОСТИ ГРУНТОВ
ПРИ КОМПРЕССИОННЫХ ИСПЫТАНИЯХ
Компрессионные испытания. Чтобы определить сжимаемость не-
скальных грунтов в основаниях за счет уменьшения пористости, об-
разец грунта помещают в жесткую кольцевую обойму, которая поддер-
живает его боковые стенки и не позволяет расплющиваться. Затем об-
39
❖ J
Рис. 2.4. Компрессионный прибор:
/ — пористый поршень; 2 — кольцевая обой-
ма; 3 — образец; 4 — пористое дно; б —
трубка для отвода выжимаемой воды; 6 —
станина
разец сжимают постепенно увели-
чивающимся вертикальным давле-
нием (рис. 2.4) и измеряют мессу-
рой изменение его высоты.
Благодаря обойме диаметр об-
разца в процессе испытания остает-
ся постоянным, следовательно, по
изменению его высоты определяет-
ся изменение его объема. Испыта-
ние грунта на сжатие без бокового
расширения называется ком-
прессной н ы м, а прибор, в
котором выполняется такое испы-
тание, — компрессионным
прибором (см. рис. 2.4). Дно
и поршень прибора пористые, что позволяет обеспечить выход из об-
разца поровой воды, выжимаемой при его сжатии.
Чтобы уменьшить влияние на сжатие образца трения грунта по
стенке обоймы, ее диаметр принимают в 3—4 раза больше высоты —
обычно 6—7 см. Нагрузку к образцу прикладывают ступенями, зна-
чение которых определяется ГОСТом. От каждой ступени нагрузки
Др измеряют перемещение Д/г верхнего торца образца с точностью до
0,01 мм.
Деформация сжатия Де при этом равна перемещению Д/i (которое
часто называют осадкой образца), деленному на первона-
чальную высоту h образца:
Де = -“.
h
(2.1)
Компрессионная кривая. На основании данных испытаний на ком-
прессию грунта с нарушенной структурой в осях в ~ р строят график
компрессии (рис. 2.5, а, б), из которого видно, что по мере увеличения
давления на грунт его сжимаемость уменьшается (кривая делается
все более пологой). Если зависимость в = f (р) построить в полулога-
рифмической сетке координат в ~ 1g р (см. рис. 2.5, 6), то график при-
мет вид, близкий к прямой, т. е. зависимость в - f (1g р) можно считать
Рис. 2.5. График компрессионной деформации е:
а — в функции давления р- б — в функции 1g р
40
линейной. Следовательно, график (см. рис. 2.5, а) представляет собой
логарифмическую кривую. Найдем ее уравнение. Для
этого на графике, построенном в осях е — 1g р (см. рис. 2.5, б), выбе-
рем две произвольные точки А и В с координатами (еь 1g pj и (еа,
1g Ра)- Из треугольника АСВ
е2 — ®i = (1gРг — 1g Pi) tg а.	(2.2)
Обозначая
tg а = Сс,	(2.3)
получим
е2 = ех 4- Св 1g p2/pv	(2.4)
Эту зависимость называют уравнением компрессии,
а Св — коэффициентом компрессии. При рх = 10 кПа
и ра = 100 кПа получим,ч^о 1g (р2/рх) = 1,
Се — &ря &рл.	(2.5)
Коэффициент компрессии — это деформа-
ция сжатия при изменении давления на об-
раз е ц в 10 р а з.
Осадка s образца высотой Лх при увеличении давления на него от
Pi ДО Рг равна
s=Ae/i = Ce/illg —,	(2.6)
Ря
где Лх — высота образца при давлении рх.
Приближенное уравнение компрессии по модели линейной сплош-
ной среды. Для упрощения осадки рассчитывают по приближенной ли-
нейной зависимости между е и р. Для этого на участке приращения
р истинный криволинейный график компрессии заменяют хордой
(рис. 2.6). Ее уравнение е = (р2—Pi)tg^ = Ap tg ф.
Обозначим 1/tg ф через DK и назовем этот параметр модулем
компрессии. Тогда осадка
e = p/D„	(2.7)
и осадка
s=e/i = -^-/t.	(2.8)
Напряженное состояние образца при компрессии. Пренебрегая тре-
нием между кольцевой обоймой, поршнем и дном прибора, с одной сто-
роны, и образцом грунта, с другой, можно считать вертикальные сжи-
мающие напряжения в образце главными. Обозначим их ох. Напряже-
ния по двум взаимно перпендикулярным вертикальным площадкам бу-
41
Рис. 2.6. Замена участка действительного
графика компрессионного сжатия линейной
зависимостью. Модуль компрессии Dr«=
Рис. 2.7. Главные напряжения в
образце при компрессионном ис-
пытании: Or — давление грунта на
обойму
дут также главными. Обозначим их оа и оа (рис. 2.7). По обобщенному
закону Гука, деформации образца по направлению главных осей 1, 2
и 3 определяются соотношениями:
8j = Oi/E — v/E (<та 4- о8);	(2.9)
еа = оа/Е — v/E (о8 + ох);	(2.10)
е8 = о8/Е — v/E (ох + оа),	(2.11)
где v — коэффициент Пуассона;
Е — модуль линейного сжатия.
Так как понятие о коэффициенте Пуассона в сопротивлении мате-
риалов связано только с упругой деформацией, в механике грунтов бу-
дем называть v коэффициентом поперечного рас-
ширения. Обойма исключает поперечные деформации, образца и
поэтому 8а = е8 = 0. Тогда из уравнения (2.9}
оа = v (о>4-О1).	(2.12)
Подставляя (2.12) в (2.11), найдем, что
oa=YZ7ai’	(2.13)
«2=-^^.	(2. И)
т. е. стенки обоймы испытывают одинаковое боковое давление образ-
ца оа = о8 = ог по всем горизонтальным направлениям, что и следо-
вало ожидать в силу симметричности напряженного состояния отно-
сительно оси 1.
Обозначим напряжения при компрессии аг через ое (боковое),
ох — через р. Обозначим также
v/(l-v) = KK,	(2.15)
тогда
а® = КкР.
(2.16)
42
где Кк — коэффициент бокового давления покоя,
или геостатический коэффициент.
Опыты различных исследователей показали, что коэффициент
К к зависит от вида грунта, его структуры и плотности, от испытанных
ранее деформаций. Зная боковое давление Og грунта на обойму ком-
прессионного прибора, легко определить из (2.16) /<к и затем на осно-
вании формулы (2.15):
----.	(2.17)
1+Кк
Подставим ох и <т8 из (2.13) и (2.14) в (2.9):
откуда, обозначая ех для условий компрессии через ек и ох—через р,
найдем
Ради краткости записи множитель в скобках этого выражения
обозначим через 0 — коэффициент стеснения поперечной
деформации:
= 1-V-2V» = (l + v)(l-2v)	(2 19)
I —V	1 —V
Тогда
вк-P-f-	(2.20)
и согласно (2.7) найдем
DK = Ё/0	(2.21)
зависимость между модулем компрессии DK и модулем линейного
сжатия Е\ где 0 учитывает влияние ограничения поперечной деформа-
ции на вертикальную деформацию в при одноосном сжатии.
Компрессия дисперсно-фазовой модели грунта. Компрессию грунта
часто описывают по дисперсно-фазовой модели. Поэтому выведем урав-
нение компрессии в терминах этой модели, т. е. выразим компрессион-
ное сжатие через изменение коэффициента пористости грунта. Обозна-
чим начальный коэффициент пористости образца ео.
Общий объем скелета в образце высотой h равен
У™, о = ГЛоск. о = Ph 1 /(14- ео),	(2.22)
где F — площадь поперечного сечения образца;
^ск»о — объем скелета в единице объема грунта до деформации.
Под действием давления р высота образца уменьшится и станет рав-
ной Лх. Осадка поверхности образца
s = h — Лх.	(2.23)
43
Рис. 2.8. Компрессион-
ная кривая в координа-
тах е—р
Рис. 2.9. Компрессионная
кривая в координатах
е—Igp
Рис. 2.10. Приближенный
линейный график ком-
прессии в координатах
Обозначим коэффициент пористости грунта после сжатия е. Объем
скелета в образце высотой hr при коэффициенте пористости е
Уск. 1 = Fhi Цск, 1 =Fhx 1/(1 -} е)«	(2.24)
Так как по дисперсно-фазовой модели частицы скелета считаются
несжимаемыми, то их общий объем в образце при компрессии не изме-
нится. Следовательно, VCK,,
h
и из (2.23) и (2.25) найдем
е
0 — Кк, i,	
I _h 1 14~	14~ ®	(2.25)
S = -^4 14~*o	(2.26)
se<* (14-e0). n	(2.27)
откуда
График компрессии, построенный в осях е ~ р, позволяет получить
зависимость, описываемую кривой (рис. 2.8). Откладывая по оси аб-
сцисс 1g р вместо р, получим линейный график, уравнение которого
легко вывести, пользуясь рис. 2.9 и обозначая tg 0 через Св:
«а = «1 — С, 1g рг/pi,.	(2.28)
Если принять Pi = 0,1 МПа и р2 = 1 МПа, то
Св^ерх — ер2.	(2.29)
Из уравнения (2.27) следует, что отношение s/h есть ни что иное,
как деформация еЛ, равная при отсутствии поперечного расширения
объемной деформации еу;
__ ео-е
(2.30)
Приближенное линейное уравнение компрессии по модели дисперс-
но-фазовой среды. Заменяя компрессионную кривую этой модели
44
e = f(p)na некотором участке хордой (рис. 2.10), получим уравнение
линейной компрессии на этом участке в виде
ео — «1 = (Pi — Ро) а,	(2.31)
где а = tg а — коэффициент сжимаемости:
a=«o2i£i..	(2.32)
Р1—Ро
Выражая в (2.31) разность е0—через е0 согласно (2.30) и обозна-
чая р! — ро через р, получим
Обозначая правую часть (2.33) через
ау = — = -гг-’	(2-34)
Р 1+е0
получим согласно (2.26)
s = a? ph.	(2.35)
Коэффициент лу называют объемной сжимаемостью.
Согласно (2.34) его численное значение равно значению е0 при давле-
нии на образец р = 1 кПа. Единица коэффициента I/кПа. Сопостав-
ляя (2.8) и (2.35), получим, что
DK = 1/ау.	(2.36)
Первичная кривая компрессии. Компрессионная кривая, получен-
ная при испытании связного грунта нарушенной структуры с началь-
ным показателем консистенции IL = 1 (влажность равна границе те-
кучести) или сыпучего с начальной степенью пористости D около нуля
(предельно рыхлый грунт), называется пер вичной.
Кривая декомпрессии. Если постепенно разгружать образец гли-
нистого грунта в компреесионном приборе, то он будет увеличиваться
в объеме. Кривая изменения пористости образца при разгрузке назы-
вается кривой декомпрессии (на рис. 2.11 кривая 2—3).
Повторная компрессия. Если после декомпрессии снова загрузить
грунт, то получится кривая повторной компрессии или
рекомпрессии (на рис. 2.12 кривая 3—4). Кривые декомпрес-
сии и повторной компрессии образуют петлю гистерезиса.
Кривая повторной компрессии в отличие от кривой первичной компрес-
сии уже не будет логарифмической. Однако если увеличивать нагрузку
на грунт, то компрессия за пределами повторного участка снова пой-
дет по логарифмической кривой, параллельной первичной, но будет
несколько смещена книзу. На кривой рекомпрессии получается пере-
гиб в месте перехода от нелогарифмической ветви к логарифмической,
45
Рис. 2.11. График компрессии
(/.—2) и декомпрессии (2—3)
грунта
Р
Рис. 2.12. График компрессии
(1—2), декомпрессии (2—3) и
рекомпрессии (3—4):
А — точка перегибе на кривой ре-
компрессии; рп у—давление преду-
плотпения; 2—3—А —петля гистере-
зиса
Рис. 2.13. График многократ-
ного нагружения и разгрузки
грунта. Конечная зависимость
п—т линейная и обратимая
позволяющий определить максималь-
ное давление, которое испытал грунт
при предыдущем загружении. На прак-
тике особенность кривой повторной ком-
прессии используют для приближенно-
го определения максимального давле-
ния, когда-либо обжимавшего j пласт
грунта за его историю.
Это давление называется истори-
ческим.
Давление, испытываемое в данный
период времени грунтом на некоторой
глубине, называется природным,
или бытовым.
Грунты, у которых историческое дав-
ление было больше, чем современное
природное давление, т. е. разгружен-
ные от ранее уплотнившей их нагруз-
ки, называются переуплотнен-
ными. Грунт называется нормаль-
но уплотненным, если истори-
ческая нагрузка продолжает действо-
вать, т. е. равна природной.
Образец грунта, извлеченный с не-
которой глубины, разгружается от дав-
ления, которое он испытывал от выше-
лежащих пластов. В этом случае в нор-
мально уплотненном естественном грун-
те давление, соответствующее точке пе-
региба кривой (на рис. 2.12 точка Л),
будет близко к бытовому давлению.
Многократное загружение образца.
При многократном повторении друг за
другом циклов загружения — разгрузки
образца (рис. 2.13) — остаточные дефор-
мации все время уменьшаются и после
некоторого числа циклов (/, 2,..., п)
грунт испытывает чисто упругую дефор-
мацию.
Влияние нарушения структурных
связей на деформацию грунта под на-
грузкой. В условиях чрезвычайно мед-
ленного естественного отложения в во-
доеме глинистого осадка, образующегося
в течение тысячелетий, нагрузка от соб-
ственного веса' увеличивается с ничтож-
ной скоростью. В этих условиях про-
цессы упрочнения, включающие образо-
вание цементационных связей, могут
46
Рис. 2.14. График деформации и уплот-
нения грунта в естественном залегании:
1—2 — естественная компрессия в ходе форми-
рования пласта грунта; 2—3 —.медленное об-
жатие слоя грунта под действием собствен-
ного веса и постоянного давления вышележа-
щих пластов рист; 3—4 — декомпрессия грунта
в процессе вскрытия котлована; 4—5 — набу-
хание грунта в открытом котловане; 5—6 —
сжатие грунта под нагрузкой от сооружения
протекать достаточно интенсивно по сравнению с ростом нагрузки.
При этом естественная пористость грунта часто оказывается довольно
высокой. С другой стороны, если образец того же грунта испытать
при обычной лабораторной скорости загружения, кривая компрессии
(на рис. 2.14 кривая 5—6) получается значительно более крутой, так
как при этом происходят процессы разупрочнения глины.
При возведении сооружения напряжения в основании, особенно в
более глубоких его слоях, увеличиваются гораздо медленнее, чем при
лабораторных испытаниях. Поэтому сжимаемость основания может
оказаться несколько меньшей, чем по данным компрессионных испы-
таний.
2.3.	ОПРЕДЕЛЕНИЕ ДЕФОРМАТИВНЫХ ХАРАКТЕРИСТИК ГРУНТОВ
ПО МОДЕЛИ СПЛОШНОЙ СРЕДЫ ПРИ ОДНООСНОМ
И ТРЕХОСНОМ СЖАТИИ
Модуль сжатия Герсеванова. Грунты работают как упругие мате-
риалы до тех пор, пока контактные сдвиговые деформации бесконеч-
но малы. Если касательные напряжения вызывают остаточные сдвиги
по контакту частиц, деформации грунта становятся нелинейны-
ми и необратимыми (пластическими). Н. М. Гер-
севанов показал, что на этой стадии дефор-
мирования остаточные деформации прибли-
женно можно считать линейными (т. е. прямо
пропорциональными напряжениям), если
они носят затухающий характер, не сопро-
вождаются интенсивным формоизменением и
разупрочнением грунта. В этом случае мо-
дуль условно-линейной зависимости между
напряжениями и деформациями называют
модулем сжатия или модулем
Герсеванова. Рассмотрим определение
Рис. 2.15. Деформация
образца при одноосном
сжатии (пунктиром по-
казано поперечное рас-
ширение образца)
этого модуля при одноосном и трехосном сжа-
тии образцов грунта.
Одноосное сжатие грунта. Деформативные
характеристики грунта определяют при испы-
тании цилиндрического образца на одноосное
47
Рис. 2.16. График деформации при
одноосном сжатии:
Ек — касательный модуль сжатия tg а(;
Ен — начальный модуль сжатия tg аз
Рис. 2.17. График одноосного сжатия.
Секущий модуль сжатия Ec=tga0
Рис. 2.18. Стабилометр:
/ — образец; 2 — резиновая оболочка; 3 —
верхний диск; 4 — крышка; 5 — поршень;
6 — камера; 7 — жидкость для обжатия об-
разца (вода или касторовое масло); в —
нижний пористый диск; 9 — отвод воды
48
сжатие в том случае, если грунт об-
ладает достаточным сцеплением,
чтобы сохранять приданную ему
форму. Обычно высоту образца при-
нимают в 2,5—3 раза больше его
диаметра. Образец подвергают сжа-
тию при свободном или
нестесненном боковом
расширении (на рис. 2.15
без обоймы).
График испытания на одноосное
сжатие образца глины показан на
рис. 2.16. В большинстве случаев
график сжатия криволинеен, что
свидетельствует о переменности мо-
дуля сжатия грунта. Однако на-
чальный участок кривой сжатия
можно без существенной погрешно-
сти заменять прямой линией.
Модули сжатия при одноосном
испытании. Модуль сжатия, опре-
деленный по начальному линейно-
му участку диаграммы, называется
касательным модулем
сжатия. Он равен
Ек = о/е. (2.37)
Тангенс наклона секущей, про-
веденной через начало координат и
точку, соответствующую х/3 раз-
рушающего напряжения (см.
рис. 2.16), называется началь-
ным модулем (Ев = tg a2).
Если в пределах изменения дав-
ления от некоторого значения, ко-
торое условно обозначим он, ДО ок
(рис. 2.17) заменить криволинейный
участок графика сжатия секущей
прямой и рассматривать связь
между деформациями и напряже-
ниями на участке До = ок — он
как линейную, то отношение Док
к Де будет секущим моду-
лем сжатия:
Вс = -^- .	(2.38)
Де
Значение Ес зависит от выбран-
ного интервала давлений До ==
Рис. 2.19. Кривые трех видов испытаний (а) и схемы загружения (б) при:
1 — компрессии; 2 — трехосном сжатии; 3 — одноосном сжатии
<тк — он. Обычно Ес определяют для интервала от о 0 до о ~
==V3 разрушающего напряжения (см. рис. 2.16) и тогда Ес — Ен. При
одноосном сжатии можно непосредственно измерить поперечное рас»
ширение образца и определить коэффициент поперечного расшире-
ния V.
Трехосное сжатие грунта. Испытание образца на сжатие при все-
стороннем загружении называется трехосным сжатием.
Грунт испытывают при помощи прибора стабилометра (рис. 2.18).
Цилиндрический образец грунта заключают в тонкую резиновую обо-
лочку, помещают в прозрачную пластмассовую камеру стабилометра
и подвергают всестороннему обжатию давлением жидкости (обычно во-
ды), заполняющей пространство между образцом и камерой (так назы-
ваемая камерная жидкость).
Нижний торец образца сообщается с пористым основанием, через
которое может уходить выжимаемая из грунта вода. На верхний торец
передается дополнительное вертикальное сжимающее усилие с по-
мощью штока, проходящего через верхнюю крышку стабилометра.
Модуль объемного сжатия. Для сравнения на рис. 2.19, а даны гра-
фики деформации при одноосном, трехосном и компрессионном испыта-
ниях (схемы напряженных состояний показаны на рис. 2.19, б). При
всестороннем равномерном (гидростатическом) сжатии некоторым дав-
лением а0:
П1 = q2 = о3 = о0	(2.39)
и из обобщенного закона Гука (2.9)—(2.11) получим
8i = е2 = е3 = о0 (1 + 2v)/E.,	(2.40)
Относительное изменение объема 0 равно сумме линейных относи-
тельных деформаций по трем осям согласно (2.40):
0 = Cj 4- е2 4- 83 = Зоо (1 — 2v)/E,	(2.41)
откуда
а0 =—-—е.
0	3(1 —2v)
(2.42)
Обозначая коэффициент пропорциональности между о0 и 0 через
—-—=к,
3(1-2v)	'
(2.43)
49
получим закон Гука для объемной деформаций:
а0 = Кр0,	(2.44)
где Kv — модуль объемного сжатия.
При испытании грунта в стабилометре на горизонтальные торцы
образца действует суммарное давление ов от штока и камерной жидко-
сти. Боковая поверхность образца испытывает давление жидкости аг.
Соответствующее изменение объема грунта
е =-.	= °в+2<Тг ,	(2.45)
где (ов + 2 ог)/3 — среднее давление оо.
2.4.	ДЛИТЕЛЬНОСТЬ КОМПРЕССИИ ДИСПЕРСНО-ФАЗОВОЙ МОДЕЛИ
(ФИЛЬТРАЦИОННАЯ КОНСОЛИДАЦИЯ ГРУНТОВ)
Распределение напряжений между фазами при сжатии грунта. Ис-
следуем действие внешней нагрузки на воображаемую механическую
модель двухфазного грунта (рис. 2.20). Модель состоит из сосуда с же-
сткими стенками, закрытого пористым поршнем с крышкой, опертой на
пружинную сетку. В сосуд налита вода, уровень которой точно совпа-
дает с верхом несжатой сетки. Сжатие сетки моделирует уплотнение
скелета грунта. В начальном положении поршень опущен на воду, мо-
делирующую поровую, и соприкасается с верхом сетки. Для выпуска
воды крышка поршня снабжена краном.
Приложим через поршень давление р на сетку при закрытом кране.
Так как кран закрыт и вода из сосуда выжиматься не может, она не
позволит поршню опуститься и сжать сетку. Таким образом, вся на-
грузка полностью воспринимается водой. Деформация сетки, а следо-
вательно, и напряжения в ней будут
равны нулю.
В воде возникает давление от внеш-
ней нагрузки—н ейтральное или
поровое (обозначение и). При от-
крытом кране вода выжимается из сосу-
да и поршень постепенно оседает. По
мере сжатия сетки она воспринимает все
большую часть нагрузки и напряжения
в ней, называемые эффективными
(обозначение о'), возрастают. Одновре-
менно давление в поровой воде падает,
и когда реакция сжатой сетки пол-
ностью уравновесит нагрузку, нейтраль-
Рис. 2.20. Механическая мо-
дель грунта:
1 — жесткий сосуд; 2 — пружинная
сетка; 3 — вода; 4 — пористый пор-
шень; 5 — отвод воды
ное давление станет равным нулю.
Напряжения в грунте, который рас-
сматривают как единое целое (без деле-
ния на фазы), называют т о т а л fa-
50
Н ы м и или общими (обозначение о<т>). Во всех точках модели
о(т) равно давлению на поршень р.
Из условия равновесия следует, что в любой момент времени сум-
ма нейтральных и эффективных напряжений в грунте равна тотальным
о' (/) 4- и (/) = а<т>.	(2.46)
В начальный момент приложения нагрузки и — о<т> и о' = 0.
В конце процесса сжатия грунта и = 0 и о' = о<г>. В ходе этого про-
цесса положительное приращение за любой интервал времени di эф-
фективного напряжения da' равно отрицательному приращению (убы-
ванию) нейтрального давления du, т. е.
do' = — du.	(2.47)
Согласно этой модели сжатие во времени водонасыщенной (двух-
фазной) дисперсно-фазовой модели протекает как постепенное уплот-
нение скелета по мере выжимания поровой воды.
Упрощенная теория консолидации (консолидация модели). Особен-
ность модели (см. рис. 2.20), отличающая ее от реального грунта, —
равномерное по высоте распределение напряжений в сетке и в поровой
воде в ходе всего процесса консолидации. Это позволяет изложить в
простом и доступном для первоначального ознакомления виде основы
теории консолидации. Примем высоту поршня равной высоте столба
грунта (сетки модели) Л. Модуль компрессионной сжимаемости грунта
(сжимаемости сетки в модели) обозначим £>к, коэффициент фильтра-
ции пористого поршня полную осадку поршня sK, за время t осад-
ка sb вес единицы объема поровой воды Png.
Количество Vt выжатой за время I воды при площади поперечного
сечения поршня F определяется осадкой поршня за это время и равно
согласно формуле компрессии (2.8)
Vt = stF=-^-hF.	(2.48)
Это количество воды должно пройти сквозь поршень за это же вре-
мя t при постепенно убывающем поровом давлении и (/) с соответст-
венно меняющейся скоростью фильтрации (/) по закону Дарси
(1.34), равной
«ф(0 = Лф-^-.	(2.49)
где h — путь фильтрации.
Разность напоров ДЯ (/) в момент t равна высоте столба воды, ока-
зывающего давление и (t) на поровую воду в модели:
дЯ(0=-“1£>- .
Рв£
Объем воды, просочившейся за время i,
у<=ф»(м.
51
откуда согласно (2.48)
f и (О Л
q/ hF —	-°______•
DK	Рв£ л
согласно (2.46)
t
u(t)=o<T> — JiL§u(t)dt,	(2.50)
О
где ск — коэффициент, характеризующий влияние физических свойств
грунта на длительность консолидации. Его называют коэф-
фициентом к о н с.о л и д а ц и и:
ск = 2ф£«_.	(2.51)
Png'
Уравнение (2.50) легко решается путем последовательных прибли-
жений i Сначала положим верхний предел интеграла равным нулю.
Получим нулевое приближение u0(t) = о(т). Подставим w0 (t) под ин-
теграл (2.50) и после интегрирования получим первое приближение
t
U1 (t) = а<’> —J Л=a< т) ( 1 —.
0
Подставляя это выражение под знак интеграла в (2.50), найдем вто-
рое приближение. Затем таким же образом получим последующие при-
ближения, имеющие вид
цп(0 = о(т)Г14-г+ —+ — +— +... +—1 ,
п 7 L	21314!	л! J
где
z= Ск*
Ла
Предел этой последовательности при п -+ со равен е2, где е =
— 2,72 — основание натуральных логарифмов. Следовательно, реше-
нием (2.50) является функция вида
м(0 = а(т) е~гв,	(2.52)
где
T^cCKHh\	(2.53)
Показатель степени 7В называют фактором времени. Ло-
гарифмируя (2.52), получим
1пА^- = -Т„
о(т)	в’
откуда следует, что логарифм порового давления — убывающая функ-
ция от Тъ.
52
Степень консолидации. Отношение осадки st за время t к полной
осадке sK называют степенью консолидации (обозначе-
ние (/, часто выражают в процентах):
и = ^~.	(2.54)
®к
При изменении времени от t = 0 до t -*• оо изменяется U от О
до 1.
Подставляя в правую часть (2.54) выражения для и sK, получим
с учетом (2.46)
g'(0	о(т)—u(0
о(т)	а(т)	’
откуда
е-гв.	(2.55)
Задаваясь несколькими различными значениями t, вычисляют, поль-
зуясь формулами (2.53) и (2.54), соответствующие значения U и стро-
ят график изменения степени консолидации во времени (рис. 2.21).
Из (2.55) следует, что с увеличением коэффициента ск консолидация
грунта существенно ускоряется.
Уравнение одномерной консолидации грунта. В реальных грунтах
распределение напряжений по высоте слоя в отличие от модели, пока-
занной на рис. 2.20, неравномерно изменяется во времени. Поэтому
полученные выше формулы к ним неприменимы. Найдем уравнение
консолидации для случая сжатия грунта в компрессионном приборе,
справедливое также для любого случая одномерной консолидации од-
нородного пласта с горизонтальными границами при действии сплош-
ной равномерно распределенной нагрузки. Обозначим толщину грунта
2h (рис. 2.22). Пусть его консолидация от действовавшего ранее дав-
ления Pi закончилась и к нему приложено добавочное равномерное дав-
ление р, так что общее давление возросло до ра = рх + р.
Эпюра тотальных напряжений по высоте грунта показана на
рис. 2.22, г. В первый момент после загружения это будет и эпюра по-
рового давления. Эффективные напряжения от добавочного давления
равны в этот момент нулю (и — о<т>;
о' = 0).
Из пор тончайших слоев в грун-
те, непосредственно прилегающих
к перфорированным поршням, вода
будет выжата сразу. Затем процесс
консолидации постепенно захватит
все более удаленные от дренажей
части толщи. Из верхней ее поло-
вины вода будет выжиматься
сквозь верхний поршень, из ниж-
ней половины — сквозь нижний.
В соответствии с моделью Дар-
си в теории консолидации прини-
Рис. 2.21. Вид затухающей зависимо-
сти степени консолидации грунта U
от времени t
53
Д) рг-р,+р
ШШ
мННц
HIIUIIIIIIIIIIHIIIIIIIIIIH
t f III
Рис. 2.22. Схема к выводу уравнения (2.60):
а — образец при одномерной двусторонней консолидации в компрессионном приборе; б —
эпюра сжимающих напряжений; в — схема выжимания воды из слоя dz; г — изохроны
I_| til
мают, что в грунте поровая вода и скелет как бы вложены друг в
друга и равномерно распределены по всему объему и их площади
поперечного сечения одинаковы и равны общей площади поперечного
сечения грунта. Соответственно сопротивление выжиманию воды счи-
тают равномерно распределенным по всему объему грунта.
Обозначим начальный коэффициент пористости грунта elt конеч-
ный — е2. Выделим мысленно в грунте вертикальный столбик с пло-
щадью поперечного сечения, равной 1 см2.
Пусть в некоторый момент времени t граница между поровым дав-
лением и эффективным напряжением в эпюре общих напряжений изоб-
ражается кривой / (см. рис. 2.22, г). Через некоторое время dt эта кри-
вая, называемая изохроной, переместится в положение II
(показано пунктиром). Начальной изохроной (нуле-
вой) будет прямая ab, конечной — прямая cd.
Рассмотрим в выделенном столбике элементарный слой dz
(рис. 2.22, в). Снизу в этот слой входит выжимаемая из грунта вода со
скоростью Уф, которая затем выходит из него сверху с большей ско-
ростью Уф + du$, так как добавляется вода, выжимаемая из слоя dz.
У водонасыщенного грунта объем выжатой за время dt воды dv$dt ра-
вен уменьшению объема его пор, которое можно определить как ком-
прессию ds при приращении dal эффективного напряжения за время dt:
dsdt = dvadt = -^-dzdt = — didz, (2.56)
Ф dz	DK dt
откуда
эоф _ i До;
dz DK dt
Скорость движения воды сквозь грунт по формуле (1.37)
-'У	(2.57)
здесь напор в воде выражен через поровое давление и.
Так как согласно (2.47) при консолидации
^Ldt=-—dt,	(2.58)
dt	dt	’
54
то, подставляя (2.57) и (2.58) в (2.56), получим дифференциальное урав-
нение одномерной фильтрационной консолидации Терцаги:
ди ___ Лф Рк д* и .
dt pBg
ди д* и
dt к д*
(2.59)
(2.60)
Решение уравнения одномерной консолидации. Решение уравнения
(2.60) должно удовлетворять начальным и граничным условиям, кото-
рые для данного случая консолидации будут следующими:
1)	в начальный момент времени t = 0 в любой точке по высоте слоя
грунта поровое давление и = о(т);
2)	в любой момент времени на границах с верхним и нижним дре-
нажами поровое давление и = 0. Консолидация верхней и нижней по-
ловин слоя происходит одновременно, поэтому изохроны симметрич-
ны относительно середины слоя грунта;
3)	через достаточно продолжительное время оо, когда консоли-
дация закончится, в любой точке по высоте слоя грунта поровое дав-
ление и — 0.
Поровое давление и как функция i и г, найденная по уравнению
(2.60), представлено быстро убывающим рядом, в каждый член кото-
рого входит произведение двух переменных величин: одной, завися-
щей только от /, и другой — только от г. Ограничиваясь первым чле-
ном этого ряда, получают выражение для U как функции от t в виде
17=1— Ае~втъ	(2.61)
которое отличается от (2.55) коэффициентами А и В, равными А =
= 8/л2, В = л2/4 (см. значения U в функции Тв на с. 56).
Чтобы построить график зависимости U от t (рис. 2.23) для конк-
ретного объекта, задаются несколькими значениями U и для соответ-
ствующих факторов времени Тв вычисляют по формуле (2.53) зна-
чения t. Этой формулой можно пользоваться только при Тв<0,8,
так как дальше расхождение между теоретическими и эксперименталь-
ными значениями U становится недопусти-
мым.
Формулу (2.61) можно применять в слу-
чае любой линейной эпюры тотального дав-
ления при двустороннем дренировании до
U <0,5. При £/>0,5
7В = 1,78 — 0,931 g (100 — U %).
Формулы одномерной консолидации
строго применимы только при сплошной
равномерной нагрузке по всей поверхно-
сти бесконечного полупространства. При
местном загружении фундаментом ограни-
ченных размеров в плане следует пользо-
Рис. 2.23. График консоли-
дации в осях U—Т9
55
Значения U=f (Тв) для одномерной консолидации при прямолинейной
начальной эпюре порового давления
Гв и	0,04 0,08	0,012 0,125	0,028 0,19	0,048 0,246	0,072 0,303	0,125 0,4	0,2 0,504
Тв	0,3	0,4	0,5	0,6	0,7	0,8	
и	0,613	0,697	0,764	0,816	0,856	0,887	1,000
ваться теорией пространственной консолидации А. В. Флорина либо
приближенными приемами, разработанными Н. А. Цытовичем (Меха-
ника грунтов. Краткий курс, Высшая школа, 1979).
Экспериментальный коэффициент консолидации. В ходе испытания
на консолидацию легко определить коэффициент ск по формуле, вы-
текающей из (2.53),
Ск = -^,	(2.62)
где h — половина толщины слоя при двустороннем дренировании.
Для U — 0,5 принимают Гв = 0,2 и, подставляя в формулу (2.62),
находят при значении f0>5, соответствующем в опыте U = 0,5,
с„=0,2—.	(2.63)
*о,в
Определив для момента U = 0,5 модуль компрессии DK, можно по
формуле (2.51) найти коэффициент фильтрации грунта:
h ___ СК Рв g
(2.64)
2.5.	РЕОЛОГИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА ГРУНТОВ.
ВТОРИЧНАЯ КОНСОЛИДАЦИЯ
Понятие о реологии. Упругие деформации по закону Гука распро-
страняются в сплошных средах с высокой скоростью, измеряемой сот-
нями метров в секунду и равной скорости звука в данном материале.
Поэтому упругие деформации допустимо во всех статических задачах
рассматривать с достаточной точностью как мгновенные. Но в ряде слу-
чаев деформации в грунтах протекают при действии постоянной на-
грузки замедленно и либо постепенно затухают, либо увеличиваются
непрерывно, напоминая течение вязких жидкостей. Такого рода дли-
тельно развивающиеся деформации рассматриваются реологией
(греческое «рео» — течь и «логос» — учение).
Основные реологические процессы — релаксация, ползучесть и дли-
тельная прочность.
Релаксация. Процесс постепенного перехода длительно сохраняе-
мой деформации из упругой (обратимой) в необратимую (остаточную,
56
Рис. 2.24. Реологическая мо-
дель релаксации Максвелла:
а — схема; 1 — пружина; 2—
гидравлический амортизатор
(вязкое сопротивление переме-
щению поршня); Е — модуль уп-
ругости пружины; - б — график
релаксации:	?1 — коэффициент
вязкости; Т а — время релакса-
ции, за которое напряжение
уменьшается в е=2,72 раза; в —
изменение соотношения между
деформациями пружины Еу и
амортизатора Еп ® релаксацион-
ной модели с течением времени
пластическую) называется релакс а ц и е Й . Чтобы наглядно пред
ставить сущность релаксации, воспользуемся упрощенной воображае
мой механической моделью Максвелла (рис. 2.24, б). Модель состоит
из упругой пружины, соединенной с замедлителем деформации в виде
вязкодеформирующегося элемента — гидравлического амортизатора.
Амортизатор — это цилиндр, заполненный густой вязкой жидкостью,
внутри которой находится поршень с отверстиями. При перемещении
поршень должен пропустить сквозь отверстия жидкость.
Если сообщить пружине некоторую деформацию еу (рис. 2.24, в,
модель 1) в течение короткого времени, за которое поршень амортиза-
тора не успеет сдвинуться, и сразу же закрепить верхний и нижний
концы модели, то с течением времени поршень переместится на зна-
чение еп = еу (см. рис. 2.24, в, модель 2), а пружина сожмется до пер-
воначальной длины.
Под вязкостью понимают внутреннее трение в жидкостях.
Сопротивление вязкой жидкости течению подчиняется закону
Ньютона:
1 = 4^.	(2-65)
аг
где т — касательное напряжение между двумя слоями жидкости,
текущими с различной скоростью;
т) — коэффициент вязкости;
dv — разность скоростей слоев;
dz — расстояние между слоями.
Упругая деформация модели исчезнет, перейдет в остаточную ед,
и если теперь убрать закрепление, общая длина модели не изменится,
она сохранит полученное удлинение (см. рис. 2.24, в, 2).
Ползучесть. Свойство материала испытывать длительно протекаю-
щие деформации при постоянной нагрузке называют ползучестью.
Явление ползучести можно воспроизвести на механической модели,
называемой реологической моделью Фойгта. Она
состоит из параллельно соединенных пружин и гидравлического амор-
тизатора (рис. 2.25, а). Под действием приложенной к модели нагрузки
пружина упруго растягивается со скоростью, с которой перемещается
57
Рис. 2.25. Реологическая модель ползучести
Фойгта без начальной упругой деформации (а)
и график ползучести (б):
Тй — время, за которое деформация ползучести умень-
шается в е—2,72 раза
Рис. 2.26. Экспериментальный
график с участками консолида-
ции:
1 — фильтрационной; 2 — вторичной
в амортизаторе поршень, передающий давление на жидкость. Под дей-
ствием этого давления вязкая жидкость постепенно продавливается
сквозь отверстия в поршне.
Если удалить нагрузку, пружина начнет сжиматься, возвращаясь
в первоначальное состояние со скоростью, равной скорости перемеще-
ния поршня в амортизаторе. Длительное деформирование модели под
нагрузкой имитирует ползучесть как сочетание упругих и вязких
свойств грунта.
При всестороннем равномерном сжатии грунт уплотняется и его
объемная ползучесть носит затухающий характер, тогда как деформа-
ция ползучести при сдвиге развивается неограниченно, а при отсут-
ствии внешних препятствий заканчивается разрушением грунта
(рис. 2.25, б).
Консолидация как реологический процесс. Вторичная консолида-
ция. Если в модели ползучести Фойгта перенести пружину внутрь
амортизатора и поместить ее под поршень, то она будет подобна меха-
нической модели фильтрационной консолидации Терцаги (см. рис. 2.20).
Следовательно, консолидацию можно приближенно рассматривать как
реологический процесс, моделируемый амортизатором, в котором со-
противление выжиманию воды определяется гидравлическим тормозя-
щим сопротивлением.
Опыты показали, что при текучепластической консистенции гли-
ны так протекает начальный — фильтрационный — этап консолида-
ции, при котором скорость деформации определяется сопротивлением
грунта фильтрационному движению поровой воды. Но сопротивле-
нием относительному перемещению частиц при уплотнении обладает и
сам скелет грунта. На фильтрационном этапе консолидации скорость
перемещения частиц скелета достаточно высокая и не тормозит про-
цесса консолидации. По мере уплотнения грунта сопротивление ске-
лета обжатию все более возрастает и в конце процесса консолидации
полностью определяет скорость последней. Этот этап консолидации на-
58
зывается вторичной или вязкопластической кон-
солидацией.
На экспериментальных графиках консолидации, построенных в
осях s ~ 1g t (рис. 2.26), участок вторичной консолидации стремится
к прямолинейной наклонной асимптоте, в пределах которой осадка st
пропорциональна логарифму времени. Пересечение касательной к
средней части графика консолидации с продолжением нижнего нак-
лонного прямолинейного участка в точке L условно можно считать кон-
цом этапа фильтрационной консолидации и началом вторичной консо-
лидации. В действительности из-за неоднородности состава и строения
грунта фильтрационная и вторичная консолидации протекают одно-
временно, но с различной и существенно меняющейся в ходе процесса
относительной интенсивностью.
Формула Н. Н. Маслова. Теория фильтрационной консолидации
дисперсно-фазовой модели Терцаги не может объяснить явление вто-
ричной консолидации и непригодна для расчета процесса уплотнения
во времени глинистых грунтов с низким показателем консистенции
II- На основе анализа многочисленных наблюдений за процессом кон-
солидации оснований натурных сооружений и систематических лабо-
раторных опытов Н. Н. Маслов пришел к заключению, что длитель-
ность одномерной консолидации двух различных по толщине пластов
одинакового глинистого грунта подчиняется соотношению
где 4 и t2 — продолжительности консолидации при одинаковых дав-
лениях двух пластов мощностью и Н2 соответственно
до достижения одинаковой степени консолидации;
п — показатель Маслова, характеризующий консолидацион-
ные свойства грунта и зависящий от числа пластичности
и консистенции грунта.
При текучепластической консистенции грунтов значение п близко
к двум. По мере уменьшения показателя консистенции II значение
п уменьшается и при полутвердой консистенции приближается к нулю.
Глава III
РАСПРЕДЕЛЕНИЕ НАПРЯЖЕНИЙ
В ГРУНТОВОМ МАССИВЕ
3.1.	НАПРЯЖЕНИЯ ОТ СОБСТВЕННОГО ВЕСА ГРУНТА
Равномерное нагружение невесомого массива. Рассмотрим простей-
ший случай равномерного загружения массива грунта давлением р
(рис. 3.1, а). Собственным весом массива пренебрегаем. При однород-
ном и изотропном грунте любое вертикальное сечение в бесконечно
простирающемся вниз и в стороны массиве остается вертикальным и
59
не испытывает поперечного смещения. Этому условию соответствует
согласно (2.16):
ог = р; сгх = —	<jz /С к р.
1—v
Тотальные напряжения от собственного веса. При горизонтальной
поверхности массива грунта (рис. 3.1, б) напряжения от собствен-
ного веса о2 определяются весом столба грунта, расположенного над
рассматриваемым элементом В, а реакция снизу будет больше oz на
doz, т. е. на вес элемента В. При равномерном загружении попереч-
ное расширение столба грунта равно нулю. Плоскости ab и cd не испы-
тывают касательных напряжений, так как все соседние столбы в од-
нородном массиве подвергаются одинаковым вертикальным деформа-
циям и поэтому не смещаются относительно друг друга. Следователь-
но, напряжения о2 и ох = ov — главные: oz = Oj; о2 — °з и сгх —
=	= аа. Пренебрегая влиянием на деформацию элемента В его соб-
ственного веса, весьма малого по сравнению с весом вышележащего
грунта, получим, заменив сгл на давлениеgp^от веса столба грунта вы-
сотой г (где gpr = уг — удельный вес грунта):
<тх=а8 = —gprz=KKyrz,	(3.1)
1—V
где К к — геостатический коэффициент бокового давления.
Аналогичное рассуждение, а также условия симметрии приводят
к выводу, что
оу = Кк?гг.	(3.2)
Согласно этим формулам напряжения от собственного веса в пласте
грунта растут линейно с глубиной г. Поперечное расширение грунта в
пласте при действии равномерно распределенной нагрузки отсутствует,
поэтому коэффициент бокового давления определяют по формуле (2.16).
Если грунт пластичный, то v = 0,5 и тогда Кк = 1, ох = а2 =
= о3 = уг2. Такое напряженное состояние по аналогии с распределе-
нием давления в жидкости называют гидростатическим.
Эффективные и нейтральные напряжения в водонасыщенном грун-
те. При исследовании напряженного состояния массива грунта, насы-
щенного свободной водой, всегда надо начинать с определения двух
Рис. 3.1. Схема напряженного состояния равномерно загруженного массива:
а — невесомый массив; б — напряжения от собственного веса
60
систем напряжений в грунте, а именно
напряжений в его фазах -^—эффек-
тивных и ; нейтр а л ьных.
В соответствии с законом Архимеда
эффективный удельный вес грунта за
вычетом удельного веса воды будем на-
зывать эффективным удель-
ным весом грунта (yj):
?г — Тг Тв*	(3.3) Рис. 3.2. Напряжения от собст-
венного веса затопленного во-
Так как разность уг — ув представ- донасыщенного грунта:
ляет собой согласно формулам (1.5)—	<ух=р^2К1.+рвй(Н-2)
(1.6) и (1.10) — (1.Н) фазовый вес ске-
лета рек g/(l + б) за вычетом веса равного объема воды рв&/ (1 + е)>
то эффективный удельный вес грунта является одновременно и эффек-
тивным удельным весом скелета, равным (рск — рв ) g/(l +е) = т;.
На рис. 3.2 показаны напряжения от собственного веса грунта, за-
топленного водой,
^ = TrZ+yB(/+z); ax = azz = y/rz^ + yB(Z + z),
так как коэффициент бокового давления воды по закону Паскаля ра-
вен единице.
Если происходит фильтрация воды сквозь грунт сверху вниз или
снизу вверх, следует учитывать два основных положения:
независимо от того, находится ли вода в покое или в движении, час-
тицы скелета испытывают действие статической выталкивающей силы,
[эффективный удельный вес грунта определяют по формуле (3.3)];
кроме статической силы взвешивания на скелет дополнительно дей-
ствует фильтрационное давление движущейся сквозь поры воды, на-
правленное в сторону ее движения. [Фильтрационное или гидродина-
мическое давление воды на скелет в единице объема грунта /ф опреде-
ляют по формуле (1.48).]
3.2.	РАСПРЕДЕЛЕНИЕ СЖИМАЮЩИХ НАПРЯЖЕНИЙ
В МАССИВЕ ГРУНТА ОТ СОСРЕДОТОЧЕННОЙ
И ЛИНЕЙНОЙ НАГРУЗКИ НА ЕГО ПОВЕРХНОСТИ
Модель упругой сплошной среды. Рассмотрим распределение на-
пряжений в упругом невесомом массиве, ограниченном сверху гори-
зонтальной плоскостью и бесконечно простирающемся в остальных на-
правлениях (так называемое упругое полупространств
в о). К плоской поверхности массива приложена сосредоточенная
нормальная сила Р (рис. 3.3). Среда, заполняющая полупространство,
рассматривается как однородная (имеет одинаковые механичес-
кие свойства во всех точках) иизотропная (одинаковые свойства
по всем направлениям в каждой точке). В такой постановке задача о
напряженном состоянии впервые была решена Ж. Буссинеском (1885 г.)
61
и носит его имя. Почти одновременно Фламан решил задачу о напря-
женном состоянии упругой, однородной и изотропной бесконечно тон-
кой невесомой пластины (рис. 3.4, а) с горизонтальной верхней грани-
цей (плоское напряженное состояние). Это решение пригодно также,
если полупространство загружено линейной нормальной нагрузкой
интенсивностью q для распределения напряжений в плоскостях, пер-
пендикулярных к линии загружения (плоское деформированное состо-
яние, рис. 3.4, б).
В задаче Буссинеска, так же как у Фламана, напряжения вблизи
точки приложения сосредоточенной силы стремятся к бесконечности
и поэтому вокруг этой точки возникает некоторая ограниченная об-
ласть, в которой материал переходит в состояние пластического тече-
ния. Вне этой области напряжения в среде не превосходят нигде пре-
дела упругости. Очевидно, распределение напряжений в массиве сим-
Рис. 3.3. Схема обозначений на-
пряжений в элементарном объеме
полупространства, загруженного
нормальной сосредоточенной силой
(задача Буссинеска):
а —в сферических координатах*, б —то
же в цилиндрических; 1 — область пла-
стического течения
Рис. 3.4. Схема обозначения напряжений
элемента полуплоскости, загруженной нор-
мальной сосредоточенной силой (задача
Фламана):
а —плоское напряженное состояние ау-0; б —
плоское деформированное состояние еу-0. Коор-
динаты декартовы (заштрихована область пласти-
ческого течения)
С2
метрично относительно оси z. На верхней граничной плоскости полу-
пространства или на линейной границе полуплоскости напряжения
должны всюду равняться нулю, за исключением точки О, в которой
действует вертикальная сила Р.
Приводим соответствующие этим условиям формулы Буссинеска
для определения напряжёний (см. рис. 3.3, б):
ЗР г* z 2л Я* а ЗР Г гг*	1 —2у 1 .	(3.4) (3.5)
' 2я |_ R‘	3R(R+z) J ’	
Г-L.	—1; 2л L рз Я (₽ + *)]’	(3.6)
т	_ ЗР г2г гг zR 2л Я5	(3.7)
При v = 0,5 формулы (3.5)—(3.7) принимают вид:	
ЗР г» о. —	; 2л Я*	(3.8)
ЗР Яг Х,г Ьг- 2л R» •	(3.9)
Формула (3.4), очевидно, сохранится без изменений, так как az не
зависит от v. Главное напряжение <у0 = 0.
Для точек упругого полупространства, расположенных вдоль оси
z, формула (3.4) примет вид
ai = _3__L «0.5-₽ ,
1 2л z*	&
(3.10)
т. е. сжимающие напряжения вдоль оси г убывают пропорционально
квадрату глубины.
По формуле Фламана сжимающие напряжения в точках полуплос-
кости, расположенных вдоль оси z, убывают пропорционально z (по
гиперболической зависимости):
^ = — —«0,7—.	(3.11)
л г	z
По формулам Буссинеска и Фламана напряжения а2 не зависят от
упругих постоянных и одинаковы во всех упругих телах. Следователь-
но, напряжения oz статически определимы и могут быть получены не-
посредственно из уравнений равновесия.
В формулы для определения огг и а© входит коэффициент Пуассона,
но нет модуля Е. Это означает, что аг и at зависят только от соотноше-
ния между продольными и поперечными деформациями по главным на-
правлениям. Абсолютные значения этих деформаций не оказывают на
них влияния.
Натурные измерения показали, что распределение напряжений
oz в массивах срязного грунта может быть более или менее близким к
63
Рис. 3.5. Влияние анизотропии
и неоднородности (б) грунта на
пределении напряжений
(oz=KPzm/7?,n+2)
полученным по формулам (3.4) и (3.11), тогда как в песчаных масси-
вах наблюдаются заметные отклонения от этих решений. Кроме того,
во всех грунтах распределение напряжений <уг и о0 обычно значитель-
но отличается от упругого. Чтобы получить распределение напряже-
ний, более близкое к наблюдаемому в различных грунтах, ряд иссле-
дователей предложили вместо (3.4) формулу
= KPzmlRm+\
где К = т/2л, т = 2-4-4 для глин и 4—6 для песков в зависимо-
сти от однородности и степени анизотропии отложения. Параметр tn
можно назвать коэффициентом концентрации на-
пряжений, так как при его увеличении напряжения в горизон-
тальных сечениях пласта, несущего сосредоточенную нагрузку, рас-
пределяются менее равномерно (рис. 3.5).
В случае плоской задачи в зависимости от рода грунта напряже-
ния определяют по формулам:
<TZ = BP-С°*"‘В ;	(3.12)
о,=вр cosm-^esin^e	.	(3 13)
Tr^BPC0SW~lesine	.	(3.14)
Для глинистых грунтов 2 т 4; для песчаных 4 т 6;
В — коэффициент, зависящий от т\
т...................... 2	3	4	5	6
В.................... 0,5	0,64	0,75	0,85	0,94
Чем быстрее растет плотность грунта с глубиной, тем больше зна-
чения tn и коэффициента В.
3.3.	НАПРЯЖЕНИЯ В ОСНОВАНИИ ПРИ ДЕЙСТВИИ
РАСПРЕДЕЛЕННОЙ НАГРУЗКИ. СПОСОБ УГЛОВЫХ ТОЧЕК
Система сосредоточенных сил. Приближенный способ. Напряже-
ния в массиве грунта линейно зависят от приложенных сил, поэтому
при увеличении их в п раз напряжения увеличиваются также в п ра*з.
64
Если к поверхности массива приложено несколько сосредоточенных
сил, то напряжения в любой его точке будут равны сумме напряжений
от каждой из этих сил в отдельности.
По формуле (3.4)
а^’5г32#’	(3,15)
где п — число сосредоточенных сил;
Ri — расстояния от точек приложения сил Р, до точки, в которой
определяется напряжение crz (рис. 3.6, а).
При распределенном любым образом по некоторой площади дав-
лении q (х, у) (рис. 3.6, б) нагрузку заменяют системой сосредоточен-
ных сил Pt = qkx&y, где Дх, Ау — элементарные площадки, на кото-
рые разбивается загруженная площадь. Тем самым задача сводится к
предыдущей. По формуле (3.15) находим искомое напряжение <rz.
Очевидно, чем меньше стороны элементарной площадки, тем боль-
шим будет количество сил Pt и тем точнее можно определить напряже-
ние gz. Сравнительные расчеты показывают, что если ширина элемен-
тарной загруженной площадки отвечает условию
(3.16)
то погрешность в определении oz не превышает 5 %.
Распределенная нагрузка (точный способ). Рассмотрим нормальное
давление, распределенное на поверхности полупространства по неко-
торой прямоугольной площади длиной / и шириной b (рис. 3.7). За-
меняя в формуле (3.4) сосредоточенную силу на М\= q (£, т]) d | dt] и
подставляя R (|, т]) = ^(х — £)2 + (у — т])2 + z2, получим, интег-
рируя по всей загруженной площади, напряжение oz в любой точке
полупространства с координатами (х, yt г):
1/2	Ь/2
aI=— f f —--------------------------- (з ,17)
2л J J	Кх-5)2 + (у-пр+гг)5/2	>
— 1/2 — Ъ/2
Вычислите двойной интеграл на ЭВМ несложно. При равномерно
распределенном давлении q получим напряжения о? в точках вдоль
оси, проходящей через центр загруженной площади (х = 0, г/ = 0)
65
Рис. 3.6. Расчет напряжения а2 от на-
грузки на поверхности полупростран-
ства:
а — система сосредоточенных сил; б — рас-
пределенная нагрузка по площади 1—2—
3—4
Рис. 3.7. Схема к выводу формулы
(3.16)
для различных соотношений между
длиной и шириной загруженной
площади (п = ИЬ) и между глуби-
ной г и полушириной (т =	.
Результаты вычислений можно
представить в виде
(3.18)
Таблицы коэффициентов ач при-
ведены в справочных пособиях по
основаниям и фундаментам и в
СНиП (табл. 3.1).
Способ угловых точек. Как по-
казали расчеты, нормальные дав-
ления ог в точках вертикалей, про-
ходящих через углы прямоуголь-
ной загруженной площади (обозна-
чим их ст*), равны давления о?,
определенного для вдвое меньшей
глубины (обозначим их с£/г)- Сле-
довательно,
(3.19)
где
«У=-Г““/2-	(3’20)
Коэффициент о£/2 определяется
по той же таблице, что и ац, но
при т = г!Ь. Это простое соотно-
шение между аУ и а1* позволяет лег-
ко найти gz для точек вертикалей,
проходящих через любую точку С
основания в пределах загружен-
ной влияющей площади А
(рис. 3.8) или за ней. Для этого
нормальные давления по заданной
вертикали аг,с определяют как
алгебраическую сумму давлений оу
в угловых точках четырех фиктив-
ных площадей загружения /, 2, 3,
и 4 (на рис. 3.8 заштрихованы). Эти
площади принимаются таким обра-
зом, чтобы вертикаль С проходила
через их угловые точки. Сплош-
ными линиями на схемах 1, 2, 3
66
Таблица 3.1
Коэффициенты ац
2г т ь~ или т=^- г	Круглые фундаменты	Прямоугольные фундаменты с отношением сторон п =~- D						Ленточные фундаменты при л>10
		1	| 1Л		1,8	2,4	3,2	1 5	
0,1	1,000	1,000	1,000	1,000	1,000	1,000	1,000	1,000
0,4	0,949	0,960	0,972	0,975	0,976	0,977	0,977	0,977
0,4	0,756	0,800	0,848	0,866	0,875	0,879	0,881	0,881
1,2	0,547	0,606	0,682	0,717	0,740	0,749	0.754	0,755
1,6	0,390	0,449	0,532	0,578	0,612	0,630	0,639	0,642
2,0	0,285	0,336	0,414	0,463	0,505	0,529	0,545	0,550
2,4	0,214	0,257	0,325	0,374	0,419	0,449	0,470	0,477
2,8	0,165	0,201	0,260	0,304	0,350	0,383	0,410	0,420
3,2	0,130	0,160	0,210	0,251	0,294	0,329	0,360	0,374
3,6	0,106	0,130	0,173	0,209	0,250	0,285	0,320	0,337
4,0	0,087	0,108	0,145	0,176	0,214	0,248	0,285	0,306
4,4	0,073	0,091	0,122	0,150	0,185	0,218	0,256	0,280
4,8	0,062	0,077	0,105	0,130	0,161	0,192	0,230	0,258
5,2	0,053	0,066	0,091	1,112	0,141	0,170	0,208	0,239
5,6	0,046	0,058	0,079	0,099	0,124	0,152	0,189	0,223
6,0	0,040	0,051	0,070	0,087	0,110	0,136	0,172	0,208
6,4	0,036	0,045	0,062	0,077	0,098	0,122	0,158	0,196
6,8	0,032	0,040	0,055	0,069	0,088	0,110	0,144	0,184
7,2	0,028	0,036	0,049	0,062	0,080	0,100	0,133	0,175
7,6	0,024	0,032	0,044	0,056	0,072	0,091	0,123	0,166
8,0	0,022	0,029	0,040	0,051	0,066	0,084	0,113	0,158
8,4	0,021	0,026	0,037	0,046	0,060	0,077	0,105	0,150
8,8	0,019	0,024	0,034	0,042	0,055	0,070	0,098	0,144
9,2	0,018	0,022	0,031	0,039	0,051	0,065	0,091	0,137
9,6	0,016	0,020	0,028	0,036	0,047	0,060	0,085	0,132
10	0,015	0,019	0,026	0,033	0,044	0,056	0,079	0,126
11	0,011	0,017	0,023	0,029	0,040	0,050	0,071	0,114
12	0,009	0,025	0,020	0,026	0,034	0,044	0,060	0,104
Примечание. Для промежуточных значений тип коэффициент определяют ин-
терполяцией.
и 4 показаны фиктивные площади с давлениями той же интенсивно-
сти qt что и влияющее.
Напряжение в точке С

(3.21)
где цифры в нижних индексах соответствуют фиктивным загружениям
(см. рис. 3.10), верхний индекс обозначает угловую ось, проходящую
через точку С.
67
Главные напряжения в полуплоскости при полосовой нагрузке.
На участке границы полуплоскости действует распределенная нагруз-
ка q. Выделим в этой нагрузке сосредоточенную силу qdx. Из рис. 3.9,
а следует, что
dx = 7?d0/cos0.	(3.22)
Подставляя в формулы (3.12) — (3.14) Р = q dx, т — 3, и В =
= 0,64, получим напряжения oz, ох и tzx от нагрузки qdx. Затем
интегрируя в пределах от 02 до 0!, найдем напряжения от нагрузки
по всей ширине полосы и по известным формулам сопротивления ма-
териалов — главные напряжения во всех точках. Большее главное
напряжение а2 = Oj всегда направлено по биссектрисе угла ф, обра-
зованного прямыми А—/и А—2, проведенными из точки А к краям
загруженной полосы (рис. 3.9,6) и равного ф = 0L — 02.
Угол ф называется углом видимости. По теории упругости
главные напряжения:
О1 = —(4’4 sini|>);
Л
°3 = — w—sin'|>).
Л
(3.23)
где ф — угол видимости, рад.
Если описать окружность через точку А и края загруженной по-
лосы 1 и 2, то для всех точек этой окружности угол ф будет иметь одно
и то же значение и, следовательно, во всех этих точках главные напря-
жения будут одинаковые.
Осадка точек поверхности загруженного полупространства. При
действии сосредоточенной силы на поверхности упругого полупрост-
ранства (рис. 3.10, а) по теории упругости согласно Буссинеску осад-
ки точек поверхности:
s = PkiCR,
(3.24)
где С — упругая характеристика: С = Е/(1 — v2).
Остальные обозначения даны на рис. 3.10.
Рассмотрим загружение полупространства по прямоугольной пло-
щадке (рис. 3.10, б). Определим в точке А поверхности полупростран-
ства с координатами х и у осадку от действия нагрузки на этой пло-
Рис. 3.8. Схема фиктивных площадок при расчете по способу угловых точек
68
Рис. 3.9. К определению главных напря-
жений в полуплоскости при полосовой
распределенной нагрузке
Рис. 3.10. Схемы к формулам (3.25)
и (3.26) q
щадке. Найдем для этой точки осадку от действия элементарной силы
dP = ^dgdr), расположенной от точки А на расстоянии
Согласно (3.24) получим
_______<7 (Ln)
лС/(*-£)«+ (*/-П)а
От всей нагрузки на площадке осадка точки А
1 С Г gg.tDdEd,
«с J J V
о о
(3.25)
(3.26)
Этот интеграл легко вычислить на ЭВМ. Для каждой точки А коор-
динаты х и у при^интегрировании считают постоянными; текущими ко-
ординатами ЯВЛЯЮТСЯ I И П-
У жесткого фундамента все точки будут иметь одинаковую осадку.
Из (3.26) получим уравнение
И <7 (L n) dE<h)
у (х-U’ + (9-4)’
о о
= const
(3.27)
69
Рис. 3.11. Распределение контактных на-
пряжений по подошве абсолютно гибких
(а) и абсолютно жестких (б) фундамен-
тов. Эпюра 1—2—3—4—5 при абсолют-
но упругом полупространстве и жестком
штампе; Г—2—3—4—5' — эпюра под
жестким штампом при упругопластиче-
ском основании; Г—6—5' — предельная
эпюра (разрушение основания)
и добавочное условие, согласно
которому общая нагрузка на
площадку,
I ь
Р = ^p(S.n)dgdn.	(3.28)
Эпюра давления по подошве
жесткого фундамента, получен-
ная при решении системы (3.27)
и (3.28), показана на рис. 3.11, б.
Напряжения под краевыми точ-
кам^ жесткого фундамента тео-
ретически равны бесконечности.
Поэтому концевые части эпюры
с напряжениями, превышающи-
ми прочность основания, можно
отбросить и заменить напряже-
ниями, равными этой прочности.
Для кругового фундамента
решение получено в замкнутой
форме:
а =-------£ср----
2[l-(P/r)aJ
(3.29)
где qcp — равно общей нагрузке на фундамент Р, деленной на его пло-
щадь Г;
г — радиус фундамента;
р — радиальное расстояние от центра фундамента до рассмат-
риваемой точки.
При р = 0 а = qcp 12; при р = г о = оо.
Вычисление интегрального выражения (3.26) приводит к формуле
Шлейхера:
сад'\/ F
С
(3.30)
где со — параметр, зависящий от формы загруженной площади; для
прямоугольного абсолютно жесткого фундамента со = 0,89,
для средней осадки гибкого квадратного фундамента — 0,95,
а для осадки его середины — 1,12;
F — площадь фундамента;
q — среднее давление по площади фундамента:
q = P/F\
С — упругая характеристика [см. формулу (3.24)].
При расчете напряжений в толще основания для жестких фундамен-
тов принимают при линейном распределении среднее значение давле-
ния по подошве, равное P/F.
70
Глава IV
СОПРОТИВЛЕНИЕ ГРУНТОВ СДВИГУ
4.1. ПРОЧНОСТЬ ГРУНТОВ
Теория прочности грунтов Кулона — Мора. Разрушение основа-
ний и земляных сооружений под действием нагрузки происходит в виде
сдвига одной части массива грунта относительно другой. По теории
прочности Кулона — Мора сдвиг по некоторой площадке происходит
только при определенном для каждого грунта соотношении между ка-
сательными т и нормальными а напряжениями (рис. 4.1), зависящем
от вида и прочности контактных связей между его частицами (см. § 1.4).
При этом угол отклонения напряжения от нормали к площадке до-
стигает критического значения, называемого углом сдвига
(тр), и грунт переходит в состояние предельного равнове-
сия, когда малейшее увеличение этого угла приводит к разру-
шению.
Соответствующее углу сдвига отношение компонентов напряжения
q по площадке сдвига
т/о = tg ф	(4.1)
называют у с л о в и е м прочности Кулона—Мора. Бу-
дем далее обозначать нормальные напряжения по площадке сдвига
через а, касательные напряжения т, сопротивление сдвигу s.
Три способа испытания грунта на прочность. Сопротивление грун-
та сдвигу определяют тремя способами: испытанием на срез, на трехос-
ное сжатие, на простое или одноосное сжатие. На срез образец грунта
испытывают в приборе (рис. 4.2), представляющем собой кольцевую или
квадратную обойму, разрезанную вдоль посередине. При сдвиге одной
половины обоймы (2) относительно другой (3) происходит срез образ-
цагпо плоскости между обоймами (рис. 4.3, а). Испытывают несколько
образцов грунта при разных нормальных давлениях pt и определяют
Рис. 4.1. Напряжения по
площадке сдвига:
р — угол отклонения равнодейст-
вующей напряжений от норма-
ли; ф — критический угол сдвига
Рис. 4.2. Срезной прибор:
/ — верхний и нижний пористые диски: 2 — верхняя обой-
ма; 3 — нижняя обойма; 4 — отвод воды от образца; 6 —
образец грунта; 6 — тяга для приложения горизонтально-
го усилия Рг; s—s — плоскость среза; X — деформация
сдвига; Рв — вертикальная нагрузка на образец
71
0 Of 0%	б=р
Рис. 4.3. Схема испытания грунта
в срезном приборе:
а — напряжения в плоскости среза: б —
графики сопротивления срезу (сдвигу):
1 — фрикционный грунт; 2 — связно-
фрикционный
Рис. 4.4. График испытания грун-
та при трехосном сжатии:
Опр — предел пропорциональности; Ор —
разрушающее напряжение
Рис. 4.5. Зависимость сопротивле-
ния песка сдвигу от плотности
72
соответствующие сопротивления
грунта сдвигу $,• в плоскости среза.
По данным испытания строят график
зависимости s от о (рис. 4.3, б). При
отсутствии сцепления получают гра-
фик 1 с уравнением s = or tg <р; при
наличии сцепления с — график 2,
s = с + or tg ср, где ф — угол внут-
реннего трения.
При трехосном сжатии к образцу,
первоначально обжатому всесторон-
ним гидростатическим давлением,
прикладывают постепенно возрастаю-
щую вертикальную нагрузку вплоть
до разрушения (рис. 4.4). У слабых
грунтов разрушение происходит в ви-
де бочкообразного расплющивания, у
прочных — в виде скалывания.
При одноосном сжатии цилин-
дрический образец загружают при
помощи рычажного или масляного
пресса.
4.2. СЫПУЧИЕ ГРУНТЫ
Формула Кулона. У сыпучих
(фрикционных) грунтов сопротивле-
ние сдвигу’s прямо пропорционально
нормальному давлению о и опреде-
ляется внутренним трением, т. е. тре-
нием между зернами песка в зоне
сдвига, имеющей некоторую толщину,
зависящую от нормального давления,
плотности песка, формы и степени
окатанности его зерен. У плотного
песка сопротивление сдвигу создается
также вследствие заклинивания (з а-
цепления) частиц, при котором
верхние зерна частично заходят в про-
межутки между нижними. График
сдвига песка (см. рис. 4.3, б) пред-
ставляет собой прямую, проходящую
через начало координат.
Уравнение этой прямой — фор-
мула Кулона для песка
имеет вид
s - оД	(4.2)
где s — касательное напряжение в момент сдвига (сопротивление
сдвигу);
о — нормальное давление в зоне сдвига;
f — коэффициент внутреннего трения:
f = — = tg(p,
а
Ф — угол наклона графика сдвига к оси абсцисс — угол внут-
реннего трения. Для сыпучих грунтов угол сдвига ф равен
углу внутреннего трения ф.
Влияние уплотненности песка. Сопротивление песка сдвигу зави-
сит от его плотности (рис. 4.5), а при одной и той же плотности — от
крупности зерен и степени их окатанности. Угол внутреннего трения
для различных песков приблизительно 30—50°.
Испытание песка на прочность при трехосном сжатии. При испыта-
нии песка на прочность при трехосном сжатии на образец, помещенный
в резиновую оболочку, действует всестороннее давление камерной
жидкости р0, кроме того, к нему прикладывают постепенно возрастаю-
щее вертикальное давление рв. При этом главные напряжения равны:
ai = Ро + Рв’» ^2 =	= °г = Ро- Круги напряжений Мора для двух
образцов (рис. 4.6) соответствуют постепенному увеличению давления
рв вплоть до разрушения при двух различных для каждого образца
всесторонних давлениях р0. В момент сдвига песка круги напряжений
коснутся прямых, проведенных из начала координат под углом ф к оси
абсцисс. Действительно, в этот момент между т = s и нормальным дав-
лением по площадке сдвига оп будет существовать соотношение Ку-
лона:
s = ап tg ф,	(4.3)
соответствующее наступлению разрушения. Следовательно, огибаю-
щие кругов Мора для состояния предельного равновесия — графики
сдвига.
Соотношение между главными напряжениями при предельном рав-
новесии песка. Рассмотрим треугольник ОМО± (рис. 4.7). Радиус ОГМ
равен q = -у (о^—о3), а расстояние ООг от начала координат до цент-
ра круга напряжений равно Р — 4" (а1+аз)- Из треугольника OMOj
получим О±М. == OOi sin ф, откуда
= sin ф	(4.4)
Gl + °3
или	qlp = sin ф.
Соотношение (4.4) между главными напряжениями в момент пре-
дельного равновесия песка называют формулой Ренкина.
Ее можно представить в другом виде, решив (4.4) относительно ах:
или	а3 = Oi tg2 (л/4 — ф/2).	(4.6)
73
Рис. 4.6. Круги Мора при испытании пес-
ка на трехосное сжатие
Рис. 4.7. Схема к выводу формулы
Ренкина (4.4)
Соотношение между главными напряжениями в момент предель-
ного равновесия песка чаще всего применяется в механике грунтов в ви-
де (4.6). Зная и <та в момент разрушения образца песка при трехос-
ном сжатии, можно вычислить по формуле (4.4) угол внутреннего
трения песка <р.
Критическая масса скелета песка. Если в процессе испытания рых-
лого песка на срезном приборе наблюдать за его деформациями в на-
правлении, перпендикулярном к плоскости среза, то окажется, что
высота образца уменьшается, т. е. образец сжимается при сдвиге,
уменьшая свою пористость в зоне сдвига (рис. 4.8). Это уменьшение
грунта в объеме при сдвиге называется контракцией. У уплот-
ненного песка, наоборот, пористость в зоне сдвига возрастает, и песок
при сдвиге разрыхляется, увеличиваясь в объеме. Это увеличение объ-
ема грунта при сдвиге называется дилатенцией. В плотном пес-
ке с зацеплением верхние зерна, чтобы переместиться и перекатиться
по нижним, должны приподняться. Песок при этом расширится
Рис. 4.8. Изменение объема грунта
при сдвиге в зависимости от его
плотности:
е — коэффициент пористости
в вертикальном направлении.
Промежуточная пористость, при
которой сдвиг песка не сопровождает-
ся ни уплотнением, ни разрыхле-
нием, называется критической
пористостью при сдвиге, и ей
соответствует критическая
масса скелета (rfS™) =
~ Рск/1 4“ ^кр*
Влияние порового давления на
сопротивление песка сдвигу. Иссле-
дования показали, что поровое давле-
ние не влияет непосредственно на
сцепление и угол внутреннего тре-
ния, но изменяет эффективное нор-
мальное давление о. Если рыхлый
74
Q) До сдвига	В процессе сдвига б)
Рис. 4.9. Схема изменения структуры плотного и рыхлого водонасыщенного
песка при сдвиге
До сдвиги	В процессе сдвига
песок насыщен водой, то при уменьшении пористости во время сдви-
га из образца должно быть выжато соответствующее количество воды.
Следовательно, в мгновение, когда при сдвиге зерен контакты меж-
ду ними изменяются, а частично даже теряются, грунт начинает уплот-
няться, большая или меньшая часть нагрузки, до этого воспринимав-
шаяся только скелетом, передается на воду и в ней возникнет внезап-
ное нейтральное поровое давление ив (рис. 4.9, б). В этот момент эф-
фективные напряжения в зоне сдвига будут равны о' — иви уравнение
сдвига примет вид
s = (а' — uB) tg ф.	(4.7)
Чем рыхлее песок, тем большая часть зерен выйдет из состояния
взаимного контакта в момент сдвига, тем большая часть нормального
давления воспринимается водой, тем большее значение будет у ив.
При о' — ив = 0 сопротивление песка сдвигу, очевидно, равно нулю.
В момент сдвига песок превращается в разжиженную массу и растека-
ется (рис. 4.9, б). Выжимаемая из грунта вода приобретает большой на-
пор Н = uBlpBg и ее гидродинамическое давление /ф = ив вызывает
разрушение структуры больших масс песка. Внезапное разжижение
рыхлого песка приводит к крупным авариям сооружений. Таким обра-
зом, разжижение при сдвиге может происходить только при пористос-
ти песка выше критической.
При сдвиге уплотненный песок, расширяясь, втягивает воду, ко-
торая оказывает на его частицы поровое гидродинамическое давле-
ние /ф.
Нормальное давление в зоне сдвига равно о' + /ф, а сопротивление
сдвигу s = (о' Ч- /ф) tg <р, т. е. при дилатенции (расширении) сопротив-
ление водонасыщенного песка сдвигу возрастает (рис. 4.9, а).
4.3. СВЯЗНЫЕ ГРУНТЫ
Три основных метода испытания. Механические характеристики
связных грунтов, в том числе и сопротивление сдвигу, существенно
зависят от их структуры, пористости и влажности. Учет этих факторов
играет важную роль при определении методики испытания глин на
прочность.
75
Рис. 4.10. Испытание образцов
связного грунта на неконсолиди-
рованно-недренированный сдиг при
постоянных коэффициентах пори-
стости еь е2, е3:
а — графики сдвига; б — зависимость
между s и е (аналогична компрессион-
ной зависимости а—е)
Рис. 4.11. График консолидирован-
но-недренированного сдвига связ-
ного грунта
Рис. 4.12. Сцепление и внутреннее
трение в функции пористости при
консолидированно-быстром сдвиге
76
Существует три метода испытаний:
неконсолидированно - не-
дренированный сдвиг — во-
донасыщенный грунт загружают быст-
ро, чтобы исключить возможность его
консолидации за счет выхода воды
из образца; пористые плиты в срез-
ном приборе заменяют сплошными,
опыт выполняют за 2—3 мин (быст-
рый сдвиг);
консолидированно- недре-
нированный сдвиг — после
полной консолидации от обжимаю-
щей нагрузки быстро сдвигают грунт,
чтобы избежать дополнительного
уплотнения от сдвигающей нагрузки
(консолидированно-быст-
рый сдвиг);
консолидированно-дре-
нированный сдвиг — после
полной консолидации от обжимающей
нагрузки очень медленно приклады-
вают возрастающее сдвигающее уси-
лие, чтобы обеспечить консолидацию
при сдвиге и от этой нагрузки
(консолидированно - мед-
ленный сдвиг).
Неконсодидированно-недренирован-
ный сдвиг. Грунт испытывают с неиз-
менной пористостью и влажностью,
так как быстро приложенная нагруз-
ка не уплотняет его. При любом дав-
лении сопротивление сдвигу почти не
изменяется и его можно считать по-
стоянным (рис. 4.10, а).
Цель испытания — определить со-
противление сдвигу грунтов при крат-
ковременном загружении и во время
строительства, когда консолидация
еще не успела развиться.
Консолидированно - недренирован-
ный сдвиг. Несколько образцов грун-
та в одинаковом'начальном состоянии
обжимают равными давлениями с тем,
чтобы получить одну и ту же пори-
стость, а затем быстрой срезают под
различными нормальными давления-
ми без дополнительной консолида-
ции пытывают серию образцов, обжа-
тых другим начальным давлением.
Для каждой серии строят графики
сдвига (рис. 4.11), затем на их основа-
нии строят кривые зависимости е и
tgcp от коэффициента пористости е
(рис. 4.12). Зная, что зависимость
между е и о логарифмическая, а меж-
ду s и о — линейная, легко понять,
что зависимость между s и е также бу-
дет логарифмической (см. рис. 4.10, б).
Цель испытаний на консолидиро-
ванно-быстрый сдвиг — определить
сопротивление быстрому сдвигу в за-
висимости от пористости грунта. По-
ровое давление при испытаниях, воз-
никающее от дополнительного загру-
жения (например, от бокового давле-
ния, создаваемого давлением на обра-
зец боковых стенок прибора), вызывает
фильтрацию поровой воды к горизон-
тальным поршням, разгружая грунт
(рис. 4.13). В зоне сдвига будет дей-
ствовать нормальное давление, умень-
шенное на значение гидродинамиче-
ского давления /ф.
Уравнение сдвига примет вид
s = с + (а' — /ф) tg ч>гд, (4.8)
где индекс «гд» означает «гидродина-
мическое».
Консолидированно - дренированный
сдвиг. При этом испытании поровое
давление полностью отсутствует, так
как выжидают окончания консолида-
ции от каждой ступени загружения
как нормальными, так и касательны-
ми силами. Уравнение зависимости
s от о' (рис. 4.14):
s — с' + о' tg <р',	(4.9)
где с' — отрезок, отсекаемый на оси
ординат (эффективное сцеп-
ление);
<р' — эффективный угол внутрен
него трения (эффективными
называют параметры сдвига,
полученные при* о' = о7; их
обозначают надстрочным ин-
дексом «штрих»).
Рис. 4.13. Гидродинамическое дав-
ление /ф, вызванное давлением
стенок обоймы Об при испытании
на срез (1—1— область сжатия
давлением Об)
Рис. 4.14. График консолидирован-
но-медленного сдвига
Рис. 4.15. Круги напряжений Мора
при испытании на трехосное сжа-
тие двух образцов связного грунта
77
Рис. 4.16. Круг Мора при испытании
на одноосное сжатие
Sycm
[Г
Рис. 4.17. Зависимость сопротивления
сдвигу глины от деформации сдви-
га у:
/ — быстрый сдвиг; 2 — медленный сдвиг
Рис. 4.18. Ползучесть (а) и длитель-
ная прочность (б) грунта:
sc© — предел длительной прочности
78
Трехосное сжатие связного грун-
та. При испытании глины на тре-
хосное сжатие не менее двух образ-
цов, заключенных в резиновую обо-
лочку, подвергают поочередно раз-
личным всесторонним давлениям
жидкости (о8) в камере стабиломет-
ра, а затем их доводят до разруше-
ния вертикальным давлением ох
(образцы Л и В на рис. 4.15, б).
Испытания можно выполнять
методами неконсолидированно-нед-
ренированного или консолидиро-
ванно-дренированного сдвига. По
значениям и а8 в момент разру-
шения строят круги напряжений
Мора.
Огибающая кругов Мора про-
ходит наклонно под углом <р
внутреннего трения к оси о, отсе-
кая на оси ординат отрезок т, рав-
ный сцеплению с (рис. 4.15, а).
Если огибающую продолжить влево
до пересечения с отрицательной
осью абсцисс, отсекаемый на пос-
ледней отрезок будет равен dtgy.
Из треугольников ОМ fl а или
ОМ2ОВ найдем соотношения, ана-
логичныз (4.4) и (4.6), с той лишь
разницей, что к каждому из нор-
мальных напряжений и ст8 при-
бавлено dtgy. В этом случае урав-
нение, выражающее предельное
равновесие глины, имеет вид
-----21^2---------= sin<p. (4.10)
После преобразований
(4,11)
Одноосное сжатие связного
грунта. Глины обладают связ-
ностью, поэтому во многих слу-
чаях их можно испытывать на
прочность при одноосном сжатии.
Испытания всегда выполняют методом закрытого сдвига. Получен-
ный круг Мора касается начала координат, так как о3=0 (рис. 4.16).
Сопротивление сдвигу
s = q/2,	(4.12)
где q — разрушающее давление сжатия.
Зависимость между сдвиговой деформацией и прочностью. После
достижения максимального сопротивления (пикового) проч-
ность относительно быстро падает до установившегося или
остаточного значения и может составлять 30—40% пикового
(рис. 4.17).
Пластическое течение и длительная прочность. Многие глины под
действием нагрузок, значительно меньших, чем разрушающие, испы-
тывают медленно развивающуюся деформацию, которая постепенно
приводит к разрушению грунта (рис. 4.18, а). Существует предел sxt
к которому асимптотически приближается прочность грунта $ст по
мере увеличения времени (рис. 4.18,6). Прочность грунта как функция
времени называется длительной прочностью. Для не-
которых глин предел длительной прочности (s^,)
снижается до 30% прочности при быстром загружении. Все сказанное
справедливо лишь при недренированном сдвиге. При дренировании
грунта прочность со временем стабилизируется из-за постепенного уп-
лотнения, а следовательно, и упрочнения грунта.
Прочность при отсутствии фрикционного сопротивления. У ряда
глин сопротивление сдвигу определяется в основном сцеплением, а
внутреннее трение мало и им можно пренебрегать (<р « 0, s = с).
Такие грунты называют чисто связными или жирными глинами. Для
них характерно высокое значение числа пластичности. Сопротивление
сдвигу грунтов с цементационными связями s = сц, где сц — цемента-
ционное сцепление. После хрупкого разрушения цементационных свя-
зей сдвиг такого грунта происходит при чисто фрикционном сопротив-
лении s = tg <р.
Глава V
ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫ.
УСТОЙЧИВОСТЬ ОТКОСОВ КОТЛОВАНОВ
5.1.	ОСНОВНЫЕ ПОНЯТИЯ
Угол естественного откоса сыпучего грунта. Максимальный угол
заложения, при котором откос еще сохраняет устойчивость, называют
углом естественного откоса (обозначается фе). На-
сыпи разной высоты, отсыпанные из одного и того же сухого песка,
имеют одинаковую предельную крутизну откосов независимо от высо-
ты и у всех откосов прямолинейную образующую (рис. 5.1). Следова-
79
Рис. 5.1. Угол естественного отко-
са сыпучего грунта
Рис. 5.2. Зависимость формы пре-
дельно устойчивого откоса в связ-
ном грунте от высоты
Рис. 5.3. Массивная подпорная сте-
на (а) и временное крепление не-
глубокого котлована (б):
/ — распорка; 2 — стойка: 3—горизон-
тальные доски
тельно, угол естественного откоса бу-
’Jfer постоянным при любой высоте от-
коса из одного и того же песчаного
грунта при одинаковой плотности,
однако у разных песков он неодина-
ков и тем больше, чем крупнее песок,
чем хуже окатаны его зерна и чем вы-
ше плотность песка.
У насыпи из сухого песка угол
естественного откоса фе примерно
равен углу внутреннего трения рых-
лого песка.
Предельно устойчивый откос связ-
ного грунта. При связном (глини-
стом) грунте крутизна предельно
устойчивого откоса зависит не только
от его механических характеристик,
но и от высоты откоса. Так, при ма-
лой высоте даже вертикальный откос
в глине благодаря сцеплению будет
устойчивым. С увеличением высоты
предельно устойчивый откос в глини-
стом грунте, сохраняя вертикаль-
ность в верхней части, постепенно
уполаживается книзу, и чем больше
высота откоса из данной глины, тем
он положе у основания (рис. 5.2).
В пределе у бесконечно высокой на-
сыпи наклон откоса к горизонту ста-
нет равным углу внутреннего тре-
ния грунта. У высоких откосов в
связном грунте предельно устойчивая
форма криволинейна, а угол наклона
касательной к откосу в любой точ-
ке — величина переменная, завися-
щая от высоты откоса.
Подпорные стены. Откос с кру-
тизной, превышающей предельную
при данной высоте, не может нахо-
диться в равновесии и обрушится.
В случае необходимости сохранять
постоянно такой откос его следует
подпереть каменной или бетонной
подпорной стеной (рис. 5.3,а).
Грань стены CD называют зад-
ней гранью, а примыкающий к ней
грунт — засыпкой, нижнюю
плоскость стены AD, опирающуюся
на грунт, — подошвой стены;
80
точку D — пятой или нижним ребром подошвы; точку
С — верхним ребром или гребнем стены; точку
Л—передним ребром подошвы.
Если необходимо закрепить крутой откос на незначительное вре-
мя, например в строительных котлованах, то для этого устраива-
ют крепление — временную подпорную стену облегченной
конструкции (рис. 5.3, б).
5.2.	АКТИВНОЕ И ПАССИВНОЕ СОСТОЯНИЕ
ПРЕДЕЛЬНОГО РАВНОВЕСИЯ
Допредельное состояние. При горизонтальной поверхности одно-
родного грунта и отсутствии в нем поверхностей скольжения и гори-
зонтальных деформаций боковое давление грунта об в точке на неко-
торой глубине z определяют по формуле (3.1) с учетом коэффициента
бокового давления /<к.
Если круг напряжений, построенный для некоторой точки, не ка-
сается огибающей ОМ предельного равновесия Мора (на рис. 5.4 пока-
зано пунктиром), то ни по одной площадке в данной точке касатель-
ные напряжения не достигают значения, соответствующего предельно-
му состоянию. В этом случае грунт находится в состоянии допре-
дельного равновесия.
Активное давление в точке. Вообразим, что в состоянии допредель-
ного равновесия массива грунта, находящегося по левую сторону от
вертикальной стены АА (рис. 5.5, а), последняя начнет постепенно
смещаться вправо и откос получит возможность расширяться в сторо-
ну движения стены. По мере расширения боковое давление грунта
ох = °з = KKoz будет уменьшаться, и так как напряжение oz = <1!=
=?rZ остается неизменным, диаметр круга напряжения будет увели-
чиваться влево от точки N (на рис. 5.4 показано пунктиром).
Рис. 5.4. Круги Мора при различных по
значению и знаку перемещениях стены:
/ — активное давление; 2 — пассивное
Рис. 5.5. Направление смещения под-
порной стены при активном (а) и
пассивном (б) давлении на нее:
/ — призма обрушения; 2. 3 — плоскости
скольжения; 4 — призма выпирания
81
При некотором поперечном расширении грунта, расположенного
левее плоскости АА, значение а3 понизится настолько, что круг на-
пряжений коснется графика сдвига в точке Мг. В этот момент грунт
перейдет в состояние предельного равновесия. При самом незначи-
тельном дальнейшем смещении плоскости А А вправо откос разрушит-
ся. Часть грунта сдвигающаяся по некоторой плоскости называется
призмой (клином) сползания или обрушения.
Предельное равновесие, наступающее в результате убывания на-
пряжения о3 при поперечном расширении грунта, называют актив-
ным предельным р а в н о в е с и е м, а о3 в этот момент—
активным давлением грунта (обозначается оА). Это
давление определяется по формуле (4.6) при подстановке в нее
о3= аА; ch = уг z (где уг = gpr):
аА = TrZ tg2 (45 — ф/2).	(5.1)
Величина tg2 (45 — ф/2) в этой формуле обозначается Кк и назы-
вается коэффициентом активного давления
грунта.
Активное давление представляет собой минимум, до которого па-
дает боковое давление грунта, постепенно расширяющегося в по-
перечном направлении вплоть до момента обрушения откоса, останов-
ленного подпорной стеной.
Пассивное давление в точке. Рассмотрим случай, когда к плоско-
сти АА приложено горизонтальное добавочное сжимающее усилие,
под действием которого плоскость будет смещаться влево (рис. 5.5, б).
За счет приложенного добавочного усилия горизонтальное давление
ох начнет увеличиваться, а так как az = не меняется, то диаметр
круга напряжений будет уменьшаться (см. рис. 5.4). Как только ох ста-
нет равным о2, круг превратится в точку (N) и распределение напря-
жений в грунте при этом (ох = о2) будет называться гидроста-
тическим или сферическим. В этот момент коэффициент
бокового давления = oxIgz = 1 и ни по одной площадке не будет
касательных напряжений. Обозначим значение ох при этом ок.
При дальнейшем увеличении горизонтального давления оно превы-
сит о2, круг напряжений начнет расти вправо от точки N до тех пор,
пока не коснется огибающей в точке М2 (см. рис. 5.4). В этот момент
наступит состояние предельного равновесия, называемое пассив-
ным^ отличие от активного предельного равновесия, возникающего
при расширении грунта засыпки.
При дальнейшем самом незначительном увеличении усилия прои-
зойдет выпирание вверх некоторого объема грунта, примыкающего к
плоскости АА (призма в ы п и р а н и я, см. рис. 5.5, б). Верти-
кальное давление о2 станет меньшим главным напряжением, а горизон-
тальное ох — большим.
Боковое давление грунта в момент перехода в пассивное предель-
ное равновесие называют пассивным давлением (обозначе-
ние оп)- Оно определяется по формуле (4.6) как напряжение Oj и равно
an = TrZ tg2 (45 + <р/2).	(5.2)
82
Таким образом, при поперечном сжатии грунта его боковое давле-
ние растет от давления покоя до пассивного давления, которое явля-
ется максимально возможным значением бокового давления грунта.
Величина tg2 (45 4- <р/2) обозначается Кп и называется коэф-
фициентом пассивного давления грунта.
В зависимости от значения и знака поперечной деформации грун-
та (расширение или сжатие) боковое давление может иметь любое зна-
чение между минимальным и максимальным. Следовательно, боковое
давление грунта — величина статически неопределимая, зависящая
от значения и знака перемещения ограничивающей плоскости А А.
5.3.	ДАВЛЕНИЕ ГОРИЗОНТАЛЬНОЙ ЗАСЫПКИ
НА ВЕРТИКАЛЬНУЮ ПОДПОРНУЮ СТЕНУ
Расчет давления грунта по теории предельного равновесия. Из-
ложенные в § 5.2 понятия составляют основу теории предель-
ного равновесия грунтов. По этой теории вся засыпка
находится в состоянии предельного равновесия и удерживается от спол-
зания подпорной стеной. В каждой точке засыпки соотношение между
главными напряжениями подчиняется условию (4.6) или (4.11).
Активное давление на стену. Допустим, что трение между грунтом
и стеной отсутствует. Тогда давление грунта будет нормально к стене
и направлено горизонтально (рис. 5.6, а). Выделим в стене участок дли-
ной в 1 м (в направлении, перпендикулярном к плоскости чертежа)
и определим давление на нее на глубине z при повороте относительно пя-
ты влево. Грунт получит поперечное расширение и в момент предель-
ного равновесия боковое давление на стену будет активным. Из форму-
лы (5.1) следует, что при уг = const боковое давление Од растет про-
порционально глубине z. Следовательно, эпюра давления имеет вид
треугольника (рис. 5.6, а). Полное активное давление грунта на сте-
ну высотой Н равно площади этой эпюры, т. е.
н
Ba = J «л dz = у уН2 tg’ (45° - <p/2).	(5.3)
О
Равнодействующая активного давления приложена в центре тяже-
2 и
сти эпюры давления, т. е. на расстоянии у Н от верха стены.
Рис. 5.6. Эпюры давления при активном (а) и пассивном (б) давлении на глад-
кую вертикальную стену
83
рис. 5.7. Положение плоскости скольжения при активном давлении:
а _ круг Мора для точки на площадке скольжения; б — плоскость скольжения; а — угол
между плоскостью скольжения и площадкой напряжения <т(
Поверхность, по которой клин обрушения сползает, отделяясь от
основного массива грунта, называется поверхностью сколь-
жения. Так как напряжения по площадке сдвига определяются точкой
касания круга напряжений к огибающей графика сдвига, то угол меж-
ду радиусом Ох М (см. рис. 5.7, а) и осью а равен удвоенному углу
а между площадкой большего главного напряжения и площадкой
сдвига в данной точке. Из рисунка следует, что 2 а — 90° + <р, откуда
а = 45°+ф/2.	(5.4)
Таким образом, поверхность скольжения представляет собой плос-
кость, наклоненную под углом 45° + ф/2 к горизонту (рис. 5.7, б).
Через каждую точку грунта в состоянии предельного равновесия
проходят две потенциальные поверхности скольжения (одна соответ-
ствует точке касания М, другая — точке касания MJ, симметричные
к главным напряжениям и образующие при пересечении угол 90° —
—Ф, а с большим главным напряжением—угол 45°—ф/2. Грунт обру-
шится по одной из них в зависимости от того, с какой стороны нахо-
дится стена, т. е. в какую сторону расширяется грунт.
Пассивное давление на стену. При пассивном предельном равнове-
сии боковое давление грунта на глубине г на элементарную площадку
вертикальной гладкой стены (см. рис. 5.6, б) определяется по формуле
(5.2). Зависимость бокового давления от глубины линейная; эпюра на-
пряжений имеет вид треугольника (см. рис. 5.6, б).
Полное пассивное давление на стену равно площади этой эпюры:
£n=yVr№tg2(45°+<p/2).	(5.5)
Равнодействующая пассивного давления приложена в центре тяже-
сти эпюры. Площадка большего главного напряжения вертикальна,
поэтому площадка сдвига в любой точке образует угол 45° + ф/2 с
вертикалью. Соответственно плоскость скольжения призмы выпора,
как ее называют в случае пассивного давления, будет составлять с го-
ризонтом угол 45° — ф/2 (см. рис. 5.6, б).
84
5.4.	ОПРЕДЕЛЕНИЕ АКТИВНОГО ДАВЛЕНИЯ
НА ПОДПОРНУЮ СТЕНУ ПО МЕТОДУ КУЛОНА
Исходные допущения. Основные исходные допущения метода Куло-
на (метод клина обрушения):
клин обрушения — одно целое;
поверхность скольжения — плоскость;
давление определяется в момент, когда клин обрушения сдвинулся
относительно основной массы грунта и остановлен подпорной стеной;
следовательно, по поверхности скольжения давление отклоняется от
нормали на угол внутреннего трения (<р);
в состоянии предельного равновесия трение между грунтом и сте-
ной проявляется полностью и давление на нее отклоняется от нормали
на угол трения между грунтом и материалом стены (б);
давление на стену зависит от наклона плоскости скольжения, по-
этому принимается такое положение плоскости, при котором давление
на стену будет наибольшим.
Основные зависимости в методе Кулона. Рассмотрим подпорную
стену с углом наклона р задней грани к вертикали (рис. 5.8, а). Засып-
ка — плоская. На клин обрушения действуют силы: собственный вес
G; реакция R по плоскости скольжения, отклоняющаяся от нормали на
угол <р; давление на стену Ед, отклоняющееся от нормали на угол
трения б между грунтом и стеной (угол внешнего трения грунта). Эти
три силы в случае равновесия должны пересекаться в одной точке, что
позволяет легко найти углы между силами и построить силовой тре-
угольник (рис. 5.8, б), Из теоремы синусов
Еа  ______sin (0—ф)____
G	sin [180° —(а 4-0—ф)]
где а — угол между вертикалью и направлением Ед; 6 — ф — угол
между вертикалью и направлением R.
Таким образом,
(5.6)
£-A=G —sin<e—Ф>
sin (а+0—ф)
Так как площадь клина обрушения, а следовательно, и его вес G —
функции угла 0, то Ед — функция
скольжения к горизонту (при
данном значении ф).
Угол 0 при максимальном Ед
определяется из условия
dEA/d0 = 0.
(5.7)

Определяя ползучесть этим
условием в и подставив его
в (5.7), получают
только угла наклона плоскости
Рис. 5.8. Схема сил к расчету стены по
методу Кулона:
а — план сил; б — треугольник сил
Еа = 1/2 Тг №Ка, (5.8)
85
где К к — коэффициент активного давления для плоской стены и плос-
кой засыпки (рис. 5.9):
COS® (Р—-ф)
Ка=---------------
cos® р cos (Р4-6)
Г . -if sin (ф+6) sin (ф—т]) Т
|_ cos (Р+6) cos (р—Т]) J
(5.9)
где 6 — угол трения засыпки по стене.
Давление грунта на единицу высоты стены определяют дифферен-
цированием (5.8), считая Н независимой переменной и обозначая Н = г:
Па= -^- = T,.zKA.	(5.10)
az
Таким образом, о а пропорционально z, и эпюра давления на стену
и в этом случае треугольная.
Графоаналитический прием Кульмана. Если засыпка имеет лома-
ное или криволинейное очертание, то определить Егаах аналитическим
методом исходя из (5.7) сложно, поэтому рассчитывают графоаналити-
ческим приемом Кульмана. Проведем от нижнего ребра задней грани
стены линию под углом внутреннего трения <р к горизонту. Эта линия
называется откосной (рис. 5.10, а, линия /).
Построим для некоторого произвольно выбранного клина обруше-
ния силовой треугольник (рис. 5.10, б). Через нижнее ребро задней
грани стены проведем прямую под углом ф + 6 к ней (линию 2).
Эта линия называется основной. Отложим на откосной линии в
произвольном масштабе вес клина обрушения G = уГ^к, где FK —
площадь клина обрушения. Из конца этого отрезка А'В' проведем
прямую, параллельную основной линии, до пересечения с плоскостью
скольжения в точке С. Треугольник А'В'С подобен силовому тре-
_угольнику АВС. Учитывая, что угол В'А'С' = углу ВАС = 0 —<р»
угол С'В'А' = углу СВА = ф = 90° 4- ф — (<р + 6) — Р = 90° —
-6-р.
Следовательно, отрезок С'В' — это давление Ел на стену в том же
масштабе, что и отрезок А'В', изображающий силу G.
Рис. 5.9. Схема к формуле
(5.8)
Рис. 5.10. Схема к расчету стены мето-
дом Кульмана
86
Воспользуемся этим построением
для отыскания максимального Ек. Rjw
этого разделим объем грунта между от-
косной линией и задней гранью стены
на ряд клиньев /, 2, 3 (рис. 5.11). Отло-
жим в некотором масштабе веса соответ-
ствующих призм обрушения Glt G2 и
т. д. на откосной линии. Из концов этих
отрезков проведем прямые, параллель-
ные основной линии, до пересечения с
соответствующими границами клиньев
(предполагаемыми плоскостями сколь-
жения).
Соединив концы отрезков плавной
кривой ВА, проходящей через нижнее
ребро стены, получим график изменения
Ед в зависимости от угла наклона плос-
Рис. 5.11. Графоаналитический
метод определения активного
давления по Кульману
кости скольжения 0. Если теперь [провести к кривой касательную,
параллельную откосной линии, а затем из точки касания — прямую,
параллельную основной линии, то найдем максимальное значение Ед.
Через эту же точку касания проходит соответствующая плоскость
экольжения ВВ.
5.5.	НАГРУЗКА НА ПОВЕРХНОСТИ ЗАСЫПКИ.
УЧЕТ СЦЕПЛЕНИЯ В ГРУНТЕ
Аналитический расчет. Рассмотрим случай действия равномерно
распределенной на поверхности засыпки нагрузки интенсивностью р.
Заменим р эквивалентным слоем земли, т. е. слоем, вес которого ока-
зывал бы на засыпку давление р (рис. 5.12).
Высота эквивалентного слоя
= p/Vr.
(5.П)
где уг — удельный вес грунта.
Продлим мысленно стену на эту высоту. Тогда для любой точки по
высоте стены, например, на некоторой глубине z при определении дав-
ления необходимо прибавить к высоте слоя грунта высоту эквива-
лентного слоя he. Активное давление на
этой глубине:
ОА=Тг (г + л8) К А = Тг гКл + Тг Лэ К а;
(5.12)
Я
Еа = J О A dz =	К А + pH К А, (5.13)
О
Рис. 5.12. Схема к расчету давления по фор-
муле (5.9)
87
Рис. 5.13. Эквивалентная замена сцепления
внутренним трением:
с = pc tg ф; рс — давление связности
т. е. к треугольной эпюре давления на стену от собственного веса грун-
та с основанием угНКк добавляется прямоугольная эпюра давления
с основанием рКк от действия нагрузки на поверхности засыпки (на
рис. 5.12 показана пунктиром).
Суммарная эпюра давления будет трапецеидальной с верхним ос-
нованием, равным рКк, и нижним (угН -\-р)Кк (см. рис. 5.12).
Правило эквивалентности. Все приведенные выше формулы полу-
чены для сыпучего грунта, так как не учитывают сцепления, присущего
связным грунтам. Однако ими можно пользоваться и при связных грун-
тах, если условно рассматривать сцепление как внутреннее трение, соз-
даваемое некоторым внешним нормальным давлением рс, приложенным
к грунту, т. е. принять, что с = рс tg ср. Так как сцепление действует
по площадкам любого направления, то и указанное давление, называе-
мое давлением связности
Pc=^/tg<P,	(5.14)
должно быть всесторонним.
Этот прием означает, что на графике сдвига для связного грунта
как бы переносим начало координат влево, в точку пересечения линии
сдвига с осью а (рис. 5.13). Таким образом, к нормальным напряже-
ниям о добавляется рс = c/tg ф, и уравнение сдвига принимает вид
s = о tg <р + с = (о + c/tg <p) tg <р = patg <р.	(5.15)
Здесь через рэ обозначено о + c/tg ф = о + рс.
Рис. 5.14. Эпюры активного давления связного грунта на стену (на верхней ча-
сти стены до точки А давления нет):
1 — от собственного веса грунта в призме обрушения; 2 — от давления связности на по-
верхности засыпки; 3 — от давления связности на засыпку по контуру со стеной; 4 — сум-
марная
88
При расчете давления связного грунта на подпорную стену следует
приложить к засыпке действующее со всех сторон нормальное давление
Pc = ф (рис. 5.14) и тогда можно условно рассматривать связный
грунт как сыпучий и рассчитывать его по формулам для сыпучего
грунта.
Учет сцепления при аналитическом расчете. Для связного грунта
на рис. 5.14 показаны отдельно три составляющие эпюры давле-
ния на стену: от собственного веса грунта без учета сцепления (/);
от нагрузки рс на поверхности засыпки (2); от давления рс, непосредст-
венно приложенного к боковой поверхности засыпки (3).
По некоторой площадке на глубине г давление
аА = (TrZ 4- c/tgcp) КА — c/tg ф.	(5.16)
Суммарное давление горизонтальной засыпки на вертикальную
стену высотой Н\
£A=faAdz=l^-KA + -^-KA-----------(5.17)
J	2	tg<p	tgqp
о
Откуда
Ек = ^~ tg’(45’-q>/2)-2cH tg (45"-<р/2).	(5.18)
В общем случае наклонной стены и наклонной засыпки давление
£А=2!^!.КА--^(1-КА),	(5.19)
2	tg <р
К а определяют по формуле (5.9).
5.6.	ЧАСТНЫЕ СЛУЧАИ РАСЧЕТА ДАВЛЕНИЯ
НА ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫ
Ломаная задняя грань стены. Давление на стену в этом случае оп-
ределяется последовательно — сверху вниз на каждую прямолиней-
ную часть стены между переломами ее задней грани (рис. 5.15). Каж-
дую такую часть задней грани стены продолжают на чертеже вверх до
пересечения с засыпкой, после чего рассчитывают давление на получен-
ную условную стену (например, АВ). Затем строят треугольную эпю-
ру давления на эту стену, и верхнюю часть этой эпюры на условном
участке стены от его верхнего перелома (DA) отбрасывают — остается
трапецеидальная эпюра давления abed на действительный участок сте-
ны DB. Если грунт испытывает на поверхности давление р и обладает
сцеплением, то для удобства расчета эти величины заменяют экви-
валентным слоем земли высотой
h = р+рс =	.	(5.20)
э Тг	Тг
89
Рис. 5.15. Эпюра давления грунта на
ломаную стену
Рис. 5.16. Эпюра давления на стену
при слоистой засыпке
Рис. 5.17. Эпюра давления на стену
при подтопленной засыпке
Ломаная поверхность засыпки.
Давление на стену рекомендуется
рассчитывать способом Кульмана.
Разнородные грунты засыпки.
При слоистой засыпке рассчиты-
вают давление на верх стены в пре-
делах первого слоя (рис. 5.16, эпю-
ра abc). Для определения давления
на нижнюю часть стены II грунт
слоя I заменяют равным по весу
слоем грунта с удельным весом
слоя II (т. е. уГч) и ф = ф2 (см.
рис. 5.16) и рассчитывают давление
на стену АВ. От треугольной эпю-
ры давления на стену АВ отбрасы-
вают участок, действующий на
часть стены выше слоя II, остается
эпюра beds.
Давление при наличии за стеной
грунтовой воды. При наличии на
глубине горизонта грунтовых
вод (рис. 5.17) активное давление
на стену определяют следующим
образом: на часть стены АВ, рас-
положенную выше уровня воды,
давление рассчитывают, как обыч-
но (эпюра abc); ниже уровня воды
(часть стены ВС) — сначала от-
дельно определяют давление от
веса скелета на всю стену А'С
(с заменой грунта слоя / грун-
том с эффективным объемным ве-
сом скелета Уг = уг—У в), затем
отбрасывают верхнюю часть эпюры
а'Ьс и добавляют давление от воды
в слое высотой h2 (см. рис. 5.17).
Направление и точка приложе-
ния равнодействующей давления
на стену. Равнодействующая давле-
ния на стену всегда считается при-
ложенной на уровне'центра тяже-
сти эпюры давления. 1При гладкой
стене равнодействующая направле-
на нормально к ней. При угле
трения б между стеной и грунтом
давление отклоняется на этот угол
от нормали к стене. В зависимости
от степени шероховатости стены
угол б принимают равным от 0,5 ф
90
Рис. 5.18. Искривление линий скольже-
ния вблизи шероховатой стены при дав-
лении:
1 — активном; 2 — пассивном
до 0,67ф. Если стена наклонена в сторону засыпки, то давление счи-
тают направленным горизонтально. При эпюрах, состоящих из ряда
трапецеидальных участков, удобно равнодействующую давления от
каждого участка прикладывать отдельно (см. рис. 5.15).
Зависимость бокового давления откоса от характера перемещений
стены. В общем случае боковое давление на подпорную стену зависит от
ее начального наклона и наклона поверхности засыпки, а также от ше-
роховатости стены (рис. 5.18). Очевидно, эта зависимость связана с
изменением характера напряженного состояния в засыпке и соответ-
ственно с изменением положения поверхностей скольжения.
Боковое давление и его распределение по высоте стены зависят
также от размера стены и характера ее перемещений, а если она гибкая,
то и от ее изгиба и связанного: ним изменения формы примыкающей
поверхности откоса.
В том случае, если засыпка устроена за массивной жесткой стеной,
надежно закрепленной (не может смещаться под давлением грунта),
грунт находится вдопредельном состоянии и боковое
давление зависит как от степени его уплотненности, так и от спосо-
ба отсыпки и уплотнения. Допредельное давление (давление
покоя о0) на такую стену определяют, как для вертикальной стены
при горизонтальной засыпке, по формуле, вытекающей из (3.1):

(5-21)
где Ко — функция угла ф.
По приближенной формуле Яки
Ко = 1 — sin ф'.	(5.22)
Ориентировочно для рыхлого песка Ко « 0,354-0,4; для плотно-
го — 0,5.
При относительно небольших поворотах жесткой стены относитель-
но ее пяты (рис. 5.19, а, б) значение, направление и распределение вер-
тикальных главных напряжений в засыпке, включая момент перехода
ее в предельное состояние, принимают неизменными. При этом эпюра
бокового давления сохраняет треугольную форму, меняются только
ее ординаты от активных до пассивных значений. Приближенно при-
нимают, что переход от допредельного к активному состоянию происхо-
дит при отклонении верха стены на 0,005 от ее высоты Я, а к пассив-
ному при смещении верха в сторону засыпки на 0,05 Н (это значение
существенно зависит от плотности песка).
91
Рис. 5.19. Поверхности скольжения и эпюры давления при различном характере
смещения стены:
а — вращение относительно нижнего ребра в сторону от засыпки; б — вращение в сторону
засыпки; в — вращение относительно верхнего ребра; г — горизонтальное равномерное сме-
щение; 1 — поверхности скольжения; 2 — эпюры давления
На рис. 5.19, в, г показан вид эпюр давления при повороте стены
относительно ее верха и при горизонтальном смещении.
Допредельное давление (коэффициент /<0) зависит от степени началь-
ного уплотнения засыпки, степени ее анизотропии и неоднородности
сложения. Угол внутреннего трения <р следует определять с учетом
этих факторов и изменения состояния засыпки в процессе эксплуата-
ции сооружения.
Арочный эффект. Рассмотрим заполненный песком широкий ящик,
в днище которого имеется отверстие,закрытое снизу крышкой. Пока
крышка неподвижно закреплена, давление песка на нее будет таким
же, как и на все днище (штрихпунктирная эпюр'а на рис. 5.20, а).
Если крышка немного сместится книзу, столб песка над ней будет стре-
миться также переместиться вниз. По вертикальным плоскостям кон-
такта столба с окружающим грунтом ab и cd возникнут силы трения,
препятствующие сдвигу столба. За счет этих сил более или менее зна-
чительная часть веса столба abed будет восприниматься примыкающим
с боков грунтом и передаваться через него на днище ящика вокруг
крышки, тогда как давление на крышку соответственно уменьшится.
Эпюра давления днища примет вид, показанный на рис. 5.20, а
сплошной линией. Нижняя часть столба песка, ограниченная поверхно-
стью параболического очертания, будет разрыхляться и оседать вместе
с крышкой, образуя свод обрушения. Перераспределение
давления грунта над проседающим креплением называется ароч-
ным эффектом.
Н. Н. Протодьяконов (1910 г.) предложил рассчитывать вертикаль-
ное давление на подземные сооружения только от части веса столба
Рис. 5.20. Арочный эффект:
а — изменение распределения вертикально-
го давления при смещении вниз части дни-
ща (эпюра нанесена сплошной линией);
б — изменение эпюры горизонтального дав-
ления при изгибе вертикальной стены;
аес — свод в грунте
92
грунта, лежащего над сооружением, т. е. от ограниченного параболи-
ческой поверхностью свода обрушение е. Так же перераспределяется
давление откоса на вертикальную гибкую стену при прогибе средней
ее части. Если распереть верх стены (рис. 5.20, б), то грунт верхней
части откоса зависнет над перемещающейся в сторону прогиба средней
частью, образовав как бы свод, перекрывающий прогибающийся уча-
сток стены. Нагрузка на него уменьшится за счет возрастания давле-
ния на верхнюю часть стены. Общая площадь эпюры давления станет
меньше площади эпюры по Кулону (на рис. 5.20, б показана пункти-
ром) и примет вогнутое очертание.
Эпюры давления на жесткую стену, вращающуюся относительно
верхнего ребра и смещающуюся параллельно самой себе, показаны на
рис. 5.19, в, г. Вид этих эпюр определяется арочным эффектом (пунк-
тиром показаны эпюры давления по Кулону). При арочном эффекте
увеличивается давление на верхнюю часть стены и уменьшается на
нижнюю.
Суммарное давление при этом несколько возрастает, а его равно-
действующая оказывается приложенной вблизи середины высоты
стены.
5.7.	РАСЧЕТ УСТОЙЧИВОСТИ ПОДПОРНОЙ СТЕНЫ
Типы подпорных стен. Существует два основных типа подпорных
стен: массивные и облегченные (рис. 5.21, а, б). Устойчивость массив-
ных стен обеспечивается за счет их собственного веса G, а у облегчен-
ных — за счет веса грунта Q, давящего на стену (рис. 5.21, б). Массив-
ные подпорные стены сооружают из каменной кладки или бетона, а об-
легченные — из железобетона.
Для уменьшенйя давления земли на массивные стены наклоняют
заднюю грань в сторону засыпки (рис. 5.22). При этом давление умень-
шается и увеличивается плечо удерживающей силы G (собственного
веса стены) относительно ребра А.
Расчет подпорной стены включает в себя определение давления грун-
та, проверку стены на прочность и устойчивость против опрокидыва-
ния и сдвига. Для расчета из стены условно вырезают участок дли-
ной 1 м.
Устойчивость против опрокидывания. Рассмотрим действие сил на
гладкую стену (рис. 5.23). Так как стена не должна испытывать переме-
щений, а следовательно, не может сжать грунт с левой стороны фунда-
Рис. 5.21. Типы подпорных стен:
а — массивная; б — облегченная (уголко-
вая стена). Вес засыпки Q создает дополни-
тельный удерживающий момент относительно
ребра А
93
мента, то давление £4 не может стать пассивным и принимается равным
активному давлению.
Коэффициент устойчивости стены против опрокидывания fconp ра-
вен отношению суммы моментов сил удерживающих (SMуд) к сумме
моментов (2Л4опр) сил, опрокидывающих стену относительно ребра А.
Этот коэффициент не должен быть меньше 1,5;
k — 2Муд - Mo+M£4+Al(£lsIna)
SM0IIp ^(ei cosa) Меъ 4" Мез
где Мо и Me — моменты сил, обозначенных индексами.
Устойчивость против сдвига. Кроме силы £4, сдвигу сопротив-
ляется сила трения по подошве стены:
Т = (G 4- Ег sin а) f,	(5.24)
где f — коэффициент трения.
Для глин и скальных грунтов с омыливающейся поверхностью (гли-
нистые известняки, глинистые сланцы) f = 0,25; для тех же грунтов
в сухом состоянии — 0,30; для суглинков и супесей — 0,30; для пес-
ков — 0,40; для гравийных и галечниковых грунтов — 0,50; для скаль-
ных грунтов с неомыливающейся поверхностью — 0,60.
Коэффициент устойчивости против сдвига £сдв равен отношению
суммы проекций на подошву фундамента сил удерживающих к сумме
проекций сил сдвигающих:
k	Т+Е*
сдв	Eicosa + Ba+Es
(5.25)
Коэффициент &сдв	1,3.
Давление на грунт по подошве стены. Обозначим 2V сумму проек-
ций всех сил на нормаль к подошве стены (рис. 5.24);
N = 2G + Ei sin а.
Определим эксцентриситет этой силы. Для этого воспользуемся най-
денными при проверке стены на устойчивость против опрокидывания
Рис. 5.22. Стена с наклонной в
сторону засыпки задней гранью
Рис. 5.23. Схема сил при расче-
те устойчивости стены
94
Рис. 5.24. Схема к определению эпюры
давления на грунт по подошве стены:
Gi — вес стены: О2 — вес фундамента стены;
G3 — вес грунта над фундаментом стены; Et,
Е2, сз —силы активного давления
моментами всех сил, действующих на нее, относительно точки А и вы-
числим суммарный момент относительно этой точки:
МА = 2МУД-2МОПР.
Расстояние точки приложения силы N от точки А равно MA!N.
Эксцентриситет равнодействующей силы N
. Ь
е~ 2 N '	(5.26)
Давление на грунт по подошве стены
« N М
(5.27)
где М — момент относительно середины площади сечения: М = Ne\
F — площадь подошвы стены;
W — момент сопротивления подошвы: W = 1 -Ь2/6.
Аналогично определяют напряжения и в различных сечениях клад-
ки для проверки прочности стены.
5.8.	РАСЧЕТ УСТОЙЧИВОСТИ ОТКОСОВ
Интегральные и дифференциальные методы. Существует два прин-
ципиально различных подхода к такому расчету. К одному из них от-
носятся методы, в которых полагают, что особой точности в определе-
нии распределения напряжений по поверхности скольжения не тре-
буется и достаточно лишь знать общий вес сползающей массы. Пред-
полагается также, что результаты расчета устойчивости мало изменя-
ются при небольших отклонениях формы и положения поверхности
скольжения от действительной, поэтому можно ради упрощения при-
нимать простейшие геометрические очертания этой поверхности. По-
добные приближенные методы называются интегральными,
так как в них условия равновесия составляются сразу для всего сдви-
гающегося массива.
В более ответственных случаях — при значительных высотах от-
коса, сложном геологическом строении и наличии сооружений ниже от-
коса и наверху вблизи его бровки, прибегают к более точным методам
95
расчета, основанным на исследовании распределения напряжений в от-
косе.
В этих методах требуется обеспечить условие равновесия во всех
точках массива грунта и, кроме того, в каждой точке поверхностей
скольжения должно удовлетворяться условие Ренкина. Эти методы рас-
чета, разработанные В. В. Соколовским, приводят к необходимости
составления и интегрирования дифференциальных уравнений, поэто-
му их называют дифференциальными (ввиду их сложности
в учебнике не рассматриваются).
Интегральный метод определения максимальной высоты вертикаль-
ного откоса в связном грунте. Чтобы приближенно определить макси-
мальную высоту устойчивого свободного вертикального откоса в свя-
зном грунте, поступим следующим образом. Рассмотрим давление
связного грунта на вертикальную подпорную стену. По формуле
(5.18) найдем высоту Но, при которой давление на стену равно нулю.
Если при такой высоте откоса убрать стену, он сохранит устойчивость
и не сползет.
Допустим ЕА = 0, т. е.
-L- yr Н‘ tg’(45“ —ф/2)—2сЯ0 tg (45’—ф/2) = 0.
Сокращая на Но tg (45° — <р/2), найдем
4с
Н6 =
° Yr tg (45° —ф/2)
(5.28)
По схеме (см. рис. 5.14) и формуле (5.28) эпюра давления на верти-
кальную стену высотой Но на глубине HJ2 имеет точку нулевого дав-
ления на стену, выше которой грунт находится в состоянии допре-
дельного равновесия, а ниже—в состоянии предельного равновесия.
При этом в верхней части могут возникнуть трещины разрыва, выз-
ванные растягивающими напряжениями.
Поэтому предельную высоту вертикального откоса //пр, сохра-
няющего устойчивость без подпорной стены, следует принимать
равной /70/2, а именно:
уу ___ ______2с_____
DP~ ?rtg(45»- ф/2)
Если высота вертикального откоса больше HJ2, но меньше Яо,
то у глубокого котлована такой откос должен быть укреплен (см. рис.
5.3, б).
Интегральный поверочный расчет обрушившегося откоса. Действи-
тельную кривую скольжения для упрощения расчетов принято заме-
нять дугой окружности.
При поверочном расчете оползня определяют среднее сопротив-
ление сдвигу вдоль поверхности скольжения (рис. 5.25). Последняя
принимается лишь до точки, расположенной на глубине, равной
глубине трещины, которая легко может быть установлена при
96
о
о
Рис. 5.25. Схема к расчету по фор-
муле (5.29)
Рис. 5.26. Схема к расчету по ме-
тоду отсеков
обследовании оползня, либо принимается согласно формуле (5.29)
при <р = 0 равной 2 с/у.
На основании условия предельного равновесия сползшей массы со-
ставляют уравнение моментов сил, действующих на нее, относительно
центра кривой скольжения О: G^ = G2l2 + sfabJR, откуда
Gih—G2lj
(5.30)
где Gi и G2 — веса сползших масс грунта по обе стороны от вертикали,
проходящей через точку О;
s—среднее сопротивление сдвигу по дуге а1Ь1.
Зная среднее сопротивление сдвигу s по поверхности скольжения,
определяют крутизну откоса при его восстановлении с заданным ко-
эффициентом устойчивости равным 1,3—1,5.
Приближенный расчет устойчивости по методу отсеков. При про-
ектировании широко используют простой приближенный расчет устой-
чивости откосов по методу отсеков. Рассмотрим расчет отко-
са этим методом в предположении круглоцилиндричес-
кой поверхности скольжения. Для расчета выделим 1 м по
длине откоса (перпендикулярно к плоскости чертежа). Клин скольже-
ния разделим на ряд вертикальных отсеков равной ширины (рис. 5.26).
Вес каждого отсека Gt раскладывается на нормальную 2Vf и касатель-
ную Tj составляющие, приложенные в точке пересечения средней ли-
нии отсека с поверхностью скольжения:
Л\ = Gt cos af; 1\ = Gt sin a£.
Силами давления отсеков друг на друга по вертикальным плоско-
стям контакта пренебрегают. Расчетная модель, в которой отсутству-
ет боковое давление грунта, получила название гипотетичес-
кого грунта Г е р с е в а н о в а. Это предположение идет в
запас устойчивости. Очевидно, сдвигающими будут силы Т}. Сопротив-
ляться сдвигу будет сцепление по поверхности скольжения и трение,
97
вызванное нормальными силами Ni. При определении устойчивости
откоса составляют уравнение моментов сил, действующих на откос, от-
носительно точки О.
Коэффициент устойчивости откоса
£ = МУД/МСДВ,	(5.31)
где МуД — момент сил, удерживающих откос от сдвига;
Л4СДВ — момент сил, стремящихся сдвинуть откос;
Л1уд = cLR + 2^ tg (р£/?,
L — длина дуги скольжения;
МСдв== ЗЛЯ,
1
п — число отсеков; R—радиус кривой скольжения.
Подставляя эти выражения для Л1уд и Л4СДВ в (5.30), получим пос-
ле сокращения на R:
п
cL | tgq>2 Gi cos а,
-----—1----------- (5.32)
2 Of sin at
Положение вероятной поверхности скольжения отыскивают мето-
дом попыток, повторяя аналогичный расчет для нескольких поверхно-
стей скольжения /, 2, 5, ... (рис. 5.27), проведенных из разных
центров. Наиболее опасной считается поверхность, для которой коэф-
фициент устойчивости минимальный (пунктир на рис. 5.27). При прак-
тических расчетах должно быть 1,54-1,8 в зависимости от
класса сооружения.
Основной недостаток метода отсеков — пренебрежение силами вза-
имодействия между отсеками. Как показывает опыт проектирования,
наибольшие погрешности при определении устойчивости откосов свя-
заны с неверной оценкой сопротивления грунтов сдвигу вдоль поверхно-
сти скольжения, а также с существенными отклонениями расчетной
Рис. 5.27. Схема для определения
минимального коэффициента ус-
тойчивости
поверхности скольжения от предопре-
деляемой геологическим строением
склона.
Расчет по таблице. При однород-
ном грунте можно значительно уско-
рить расчет, если пользоваться табли-
цей М. Н. Гольдштейна. Таблица со-
ставлена на основании данных расче-
тов, выполненных методом отсеков при
различных наклонах откосов. Была
установлена зависимость
* = 4tgq> + -Ц- .	(5.33)
Уг п
98
или
сВ
(5.34)
Я =,
Тг(Л—4tg<p)
где k — коэффициент устойчивости;
Ф — угол внутреннего трения;
с — сцепление;
Н — высота откоса;
Л, В — коэффициенты, приведенные в табл. 5.1.
Если грунт обладает трением, близким к нулю (при <р <С 5°), коэф-
фициенты Л и В принимают для значения е, соответствующего задан-
ному положению кровли пласта плотного грунта, которая является в
этом случае касательной к поверхности скольжения (рис. 5.27, кри-
вая <?). При этом в (5.33) и (5.34) tg ф — 0.
При неоднородных грунтах, пересекаемых поверхностью скольже-
ния, откосы рассчитывают по средневзвешенным значениям ф и с.
Так как коэффициенты Л и В получены методом отсеков, то расчет
по таблице дает результаты не менее точные, чем по методу отсеков.
Вместе с тем расчет по таблице позволяет решать обратную задачу:
при данном заложении откоса найти его высоту В, при которой будет
обеспечен заданный коэффициент устойчивости k.
Влияние фильтрационного (гидродинамического) давления на ус-
тойчивость откоса. Железнодорожные насыпи или защитные дамбы,
расположенные на низких поймах, во время паводка и разлива рек
могут подтапливаться водой на значительную высоту. При этом их от-
косы насыщаются водой, которая после спада паводка, стремясь вы-
течь из грунта, оказывает фильтрационное (гидродинамическое) дав-
ление на откосы. То же самое происходит при насыщении грунта во-
дой во время длительных ливней.
Гидродинамическое давление при расчете устойчивости по способу
отсеков учитывают следующим образом. При определении нормального
Таблица 5.1
Коэффициенты к формулам (5.33) и (5.34)
Крутизна откоса	Поверхность скольжения проходит через нижнюю бровку откоса		Поверхность скольжения проходит через основание на глубине е, равной							
			-Г"				Н		1’54‘ н	
	А	В	А	В	А	В	А	1 в	А	В
1 : 1	2,34	5,79	2,56	6,10	3,17	5,92	4,32	5,80	5,78	5,75
1:1У<	2,64	6,05	2,66	6,32	3,24	6,02	4,43	5,86	5,86	5,80
1 :Р/2	2,64	6,50	2,80	6,53	3,32	6,13	4,54	5,93	5,94	5,85
1 :1%	2,87	6,58	2,93	6,72	3,41	6,26	4,66	6,00	6,02	5,90
1 :2	3,19	6,70	3,10	6,87	3,53	6,40	4,78	6,08	6,10	5,95
1 :2У4	3,23	7,27	3,26	7,23	3,66	6,56	4,90	6,16	6,18	5,98
1 :2У2	3,53	7,30	3,46	7,62	3,82	6,74	5,03	6,26	6,26	6,02
1 : 23/4	3,59	8,02	3,68	8,00	4,02	6,95	5,17	6,36	6,34	6,05
1 :3	3,59	8,81	3,33	8,40	4,24	7,20	5,31	6,47	6,44	6,09
9J
давления по подошве отсека удельный вес грунта принимают с учетом
взвешивания а при определении сдвигающих сил — полный удель-
ный вес грунта без взвешивания. Коэффициент устойчивости при п от-
секах определяют по формуле (5.32):
п
cL -f- tg ср 2 G/ cos а
k =-----—!-------------	(5.35)
sine
1
где G[ — эффективный вес отсека (с учетом взвешивания в воде части
отсека между кривой депрессии и поверхностью скольже-
ния);
Gt — вес отсека без учета сил взвешивания.
Глава VI
НЕСУЩАЯ СПОСОБНОСТЬ ОСНОВАНИЙ
6.1.	ВИДЫ СОПРОТИВЛЕНИЯ ОСНОВАНИЯ
Графики осадки фундаментов. Если увеличивать общую нагрузку
Р на фундамент, его осадка s будет возрастать. График зависимости
осадки (рис. 6.1) от равномерного давления р на основание называется
кривой осадки:
Р = P/F,
где Р — общая нагрузка на фундамент;
F — площадь подошвы фундамента.
Наблюдения показывают, что все встречающиеся на практике кри-
вые осадки можно разбить на три основных типа, обозначенные на
рис. 6.1, а буквами А, В и С. График типа А впервые был установлен
и объяснен Н. М. Герсевановым и носит его имя.
Начальный участок / кривых типов А и В линеен, т. е. существует
прямо пропорциональная зависимость между осадкой и давлением
(I фаза осадки), затем следует нелинейный участок II постепенно уве-
личивающейся кривизны (II фаза осадки), на котором одинаковым при-
ращениям давления отвечают все возрастающие приращения осадок.
У кривых типа А этот участок ускоряющегося развития осадок отно-
сительно небольшой и вскоре переходит в участок III—вертикальную
прямую, обозначающую выпор грунта из-под фундамента (рис. 6.1,6) и
резкие и неравномерные осадки провального характера (III фаза
осадки).
При этом давление р достигает предельного значения — пре-
дельного сопротивления основания рп.
100
Рис. 6.1. Характерные кри-
вые осадок фундаментов:
а — при просадочном разруше-
нии структуры: I — линейная
осадка; II — нелинейная; III —
разрушение; А — плотные грун-
ты (график Герсеванова); В —
высокопористые: С — очень сла-
бые. испытывающие вязкое те-
чение при выпирании: б — бугор
выпирания при разрушении ос-
нования по типу А
В результате выпирания грунта из-под
фундамента в стороны и вверх возле осев-
шего и накренившегося сооружения возни-
кают бугры выпирания (см. рис. 6.1, б).
Н. М. Герсеванов предложил в соответ-
ствии с процессами, протекающими в
грунте основания при росте нагрузки
на фундамент, следующие названия фаз
осадки: I — уплотнения, П —
сдвига, III — в ы п о р, а или раз-
рушения.
У кривых типа В участок II гораздо
более протяженный и постепенно перехо-
дит в участок разрушения III—относи-
тельно крутую наклонную линию, близкую
к прямой. Основание разрушается без об-
разования бугров выпирания на поверх-
ности.
График Герсеванова А характерен для
плотных грунтов, сопротивление сдвигу
которых определяется в основном внутрен-
ним трением, и при неглубоко заложен-
ных фундаментах.
Кривые типа В обычно встречаются при грунтах средней плотно-
сти и при более глубоком заложении фундаментов, чем при кривых А.
При кривых типа С, специфичных для слабых грунтов — рыхлых
песков или высокопористых водонасыщенных илов, фундамент уже
при относительно малых нагрузках на основание как бы проваливает-
ся, «тонет» в грунте, легко вытесняя его в стороны. В отличие от осадок
по кривым типа В здесь сопротивление грунта по мере оседания фун-
дамента почти не растет. У кривых типа С отсутствует начальный ли-
нейный участок. Если структура грунта разрушается при нагружении и
он разупрочняется, то возможна катастрофическая осадка. При частич-
ной разгрузке основания из такого грунта в момент начинающегося
разрушения выпирание не приостанавливается (см. рис. 6.1, кри-
вая Дг).
В случае кривой осадки А предельное сопротивление основания, оче-
видно, определяется давлением, при котором кривая переходит в вер-
тикальный участок. При кривых В предельное сопротивление условно
определяют как давление, начиная с которого, участок /// кривой
можно с достаточным приближением считать прямолинейным.
Некоторые виды грунтов могут испытывать интенсивное разупроч-
нение из-за внезапного разрушения их структуры в результате, на-
пример, замачивания грунта (лёссовые грунты), вибраций (разжиже-
ние водонасыщенных рыхлых песков), разрушения межчастичных свя-
зей в илистых отложениях под влиянием высоких сдвигающих напря-
жений, разжижения в период оттаивания льдонасыщенных мерзлых
грунтов и т. п. Во всех таких случаях осадка сооружения резко увели-
чивается, кривая осадки переходит в вертикально падающую прямую.
101
Рис. 6.2. Несущий столб в ос-
новании:
йсж — сжимаемая толща; s — осад-
ка
обойму, подобно образцу в
Подобные осадки, наступающие внезап-
но при разрушении структуры грунта,
называют просадками. До на-
ступления внезапного разрушения
структуры эти грунты имеют кривые
осадки типа А или В (фазы I, II).
Несущий столб. Для лучшего понима-
ния работы основания под вертикальной
нагрузкой от сооружения удобно поль-
зоваться моделью несущего
столба . Так называют столб грун-
та, ограниченный вертикальными по-
верхностями, проходящими по контуру
фундамента (рис. 6.2).
Рассмотрим воображаемый случай —
несущий столб заключен в жесткую
кольце компрессионного прибора. Боко-
вое расширение несущего столба при этом отсутствует и характер
кривой осадки фундамента будет аналогичен кривой компрессионного
сжатия (рис. 6.3, кривая /). Окружающий грунт будет испытывать бо-
ковое давление со стороны несущего столба, которое уменьшается
кверху и книзу, так как в верхней торцовой площади сечения столба
поперечному расширению грунта препятствует трение о подошву фун-
дамента, а книзу сжимающее напряжение в столбе уменьшается из-
за разгружающего действия направленных вверх сил трения по окру-
жающему грунту.
Рассмотрим другой воображаемый крайний случай. Допустим, что
вокруг всего несущего столба отрыг котлован на некоторую глубину
/гсж, причем грунт основания обладает высоким сцеплением. В этом
случае несущий столб будет вести себя, подобно призматическому
образцу, испытывающему одноосное сжатие. Кривая осадки будет близ-
ка к кривой сжатия образца при свободном боковом расширении (см.
рис. 6.3, кривая 2).
В реальных условиях грунт, окружающий несущий столб, мешает
его поперечным деформациям. Однако в отличие от жесткой обоймы
грунт основания вокруг несущего столба обладает сжимаемостью, и,
следовательно, несущий столб может несколько оттеснить и уплот-
нить этот грунт и сам испытать соответствующее поперечное расши-
рение. Подобную деформацию несущего столба называют с ж а т и-
Рис. 6.3. Графики осадок при различных
условиях поперечного расширения несуще-
го столба:
1 — поперечное расширение невозможно; 2 — при
свободном боковом расширении (одноосное сжа-
тие); 3 —при стесненном поперечном расширении.
Индекс «Л» при р означает конец участка линей-
ного сжатия; р2п, р3п — предельное сопротивление
основания
102
ем при ограниченном
или стесненном боковом
расширении. Такое сжатие ис-
пытывает образец в приборе трехос-
ного сжатия, когда поперечное расши-
рение грунта происходит при сопро-
тивлении окружающей жидкости.
Кривая осадки фундамента (см.
рис. 6.3, кривая 3) имеет промежуточ-
ный характер между двумя крайними
случаями, рассмотренными выше —
боковое расширение невозможно
(установлена обойма — кривая /) и
свободное боковое расширение (грунт
вокруг удален — кривая 2).
Упругое ядро. Частицы верхнего
слоя грунта в несущем столбе, непо-
средственно примыкающие к фунда-
менту, при выпирании основания
удерживаются на месте благодаря
трению о подошву. Следующий слой
частиц удерживается благодаря тре-
нию о верхний слой, то же повторяет-
ся и в последующих слоях, но чем
дальше слой отстоит от подошвы, тем
легче сдвинуть крайние частицы слоя
в сторону и вверх, и поэтому нижние
слои, удерживаемые трением, стано-
вятся все уже. Таким образом, под
фундаментом образуется как бы грун-
товое треугольное ядро /, перемещаю-
щийся вниз, как одно целое с фун-
даментом (рис. 6.4). Клин, располо-
женный в вехней части несущего стол-
ба, называют у п'р у г и м ядром.
Чем шире фундамент, тем большие
размеры имеет упругое ядро, тем боль-
шую массу грунта оно стремится раз-
двинуть в стороны, тем} больше со-
противление основания выпиранию.
Когда начинается выжимание
кверху грунта, окружающего столб,
формируется поверхность скольже-
ния (рис. 6.5), образованию которой
соответствует II фаза графика осад-
ки типа А.
Чем меньше коэффициент трения
грунта о подошву фундамента, тем
меньше высота упругого ядра. Если
Рис. 6.4. Схема образования упру-
гого ядра под фундаментом (стрел-
ками показано направление дви-
жения частиц грунта, расклинива-
емого упругим ядром 1)
Рис. 6.5. Разрушение основания с
выпиранием:
/ — упругое ядро; 2 — область выпира-
ния; 3 — поверхность скольжения
Рис. 6.6. Поверхности скольжения
при действии силы и момента (а)
и при слабом водонасыщенном
грунте (б)
103
на фундамент действуют односторонние горизонтальные силы и мо-
менты (рис. 6.6, а), упругое ядро может вообще не образоваться или
быть очень небольшим. Точно также упругое ядро не возникает при
быстром загружении слабого водонасыщенного илистого грунта, когда
давление от фундамента передается в значительной мере или даже
полностью на поровую воду и трение по подошве очень мало. В этом
случае верхняя часть несущего столба выжимается по поверхности
площади скольжения, которая стелется близко к подошве фунда-
мента (рис. 6.6, б).
Несущая способность. Общую максимальную нагрузку от фунда-
мента, которую может выдержать основание без разрушения, назы-
вают его несущей способностью (обозначение Ф). Несу-
щая способность основания зависит от размеров его площади, проч-
ностных свойств грунта, глубины заложения фундамента, характера
распределения давления на основание. Если несущую способность Ф
разделить на площадь основания Г, то найденное таким образом сред-
нее давление представляет собой предельное сопротив-
ление основания:
(61)
Площадь основания F определяется как произведение приведен-
ных ширины b и длины 7 фундамента, вычисляемых с учетом экс-
центриситета е равнодействующей всех нагрузок по следующему пра-
вилу:
b = b—2еь\	(6.2)
Т=1—2еь	(6.3)
где b, I — ширина и длина фундамента;
еъ, ei — эксцентриситеты равнодействующей нагрузок относи-
тельно центра тяжести подошвы фундамента в направле-
ниях его поперечной и продольной осей.
Согласно СНиП общая расчетная нагрузка на основание W при
наиболее невыгодной комбинации сил должна быть меньше Ф:
N < Ф/*н,	(6.4)
где kH — коэффициент надежности, который принимают не менее 1,2.
6.2.	КРИТИЧЕСКОЕ ДАВЛЕНИЕ НА ОСНОВАНИЕ
Понятие о критическом давлении. Давление на основание, соот-
ветствующее переходу от I фазы графика осадки ко II, называют
критическим давлением. Н. П. Пузыревский (1923 г.)
и Н. М. Герсеванов (1931 г.) предложили считать концом линейной I
фазы давление на основание, при котором только начинается переход
104
Рис. 6.7. Расчетная схема к выводу формулы критического давления:
<7 — давление пригрузки от веса столба грунта сбоку от фундамента; рс — давление связ-
ности
грунта основания в предельное состояние Ренкина, возникающее под
крайними точками подошвы фундамента. Однако наблюдения пока-
зали, что график осадки реальных фундаментов сохраняет линейный
характер и в том случае, когда области предельного состояния по кра-
ям фундамента получают уже заметное развитие. Будем называть дав-
ление на основание, соответствующее концу линейного участка / гра-
фика осадки фундамента критическим давлением
(ркр). Оно совпадает с максимальным давлением, при котором СНиП
разрешают рассчитывать осадки по моделям линейно-деформируемо-
го основания.
Это давление называется расчетным (У?).
Критическое и разрушающее давления на основание сопоставляют
с давлением от основного сочетания нагрузок, но при наличии особых
нагрузок и воздействий расчетное сопротивление сравнивают также
с фактическим давлением при особом сочетании нагрузок.
Определение критического давления. Рассмотрим однородное ос-
нование под очень длинным фундаментом (ленточным), несущим рав-
номерную нагрузку, и заменим нагрузку от слоя грунта, примы-
кающего к боковым граням фундамента, равномерно распределенным
давлением на ниже лежащий грунт q = уЛэ, где h3 — глубина зало-
жения фундамента (рис. 6.7).
Будем считать, что в силу симметрии напряженное состояние во
всех вертикальных сечениях, нормальных к длинной оси фундамен-
та, совершенно одинаково и что точки, лежащие на них, могут сдви-
гаться при деформации основания, лишь оставаясь в той же плоско-
сти, не смещаясь в перпендикулярном к ней направлении. Следова-
тельно, вдоль фундамента грунт не будет подвержен деформациям.
Такого рода деформацию называют плоской.
Найдем главные напряжения в точке А основания, выбранной про-
извольно на некоторой глубине от подошвы фундамента. Для этого
сначала вычтем из давления по подошве фундамента давление от
«вытесненного» фундаментом грунта, равное q = yh3 и обозначим ос-
тавшееся давление оф:
О[Ф = Р — 4 = р — V1A..	(6.5)
105
Тогда нагрузку на основание можно представить в виде распреде-
ленного по всей поверхности равномерного давления q и местного до-
бавочного давления оф на участке, занятом фундаментом.
Главные напряжения о1ф и озф в точке А от давления аф на осно-
вании (3.28):
<»1Ф= —(t+sint);
Л
°зф^— (Ф~ *тф),
л
(6.6)
где ф — угол «видимости» фундамента из точки А.
Большее главное напряжение направлено по биссектрисе угла ф
(рис. 6.8).
Найдем главные напряжения Oiv и Оз? в точке А от собственного
веса грунта, равномерно распределенной пригрузки q и всесторон-
него давления связности рс = d tg (р (рис. 6.9):
Oiv = TrZ + <7 + Pc;
<T3v=-Ko(?iZ +
(6.7)
где Ко = v/(l — v) — коэффициент бокового давления при невозможно-
сти расширения;
v — коэффициент Пуассона.
Напряжение Oiv действует нормально к горизонтальной площад-
ке, которая не совпадает с площадкой действия большего главного на-
пряжения О1ф от фундаментной нагрузки. Поэтому искомое главное
напряжение от совместного действия обеих нагрузок будет действо-
вать по некоторой неизвестной нам площадке и не будет равно сумме
о1? и О1Ф. Для упрощения предполагается, что коэффициент Пуассо-
на v = 0,5, что верно только для грунта, перешедшего в состояние
предельного равновесия (подобно тому, как в сопротивлении материа-
лов для всех материалов в состоянии пластического течения v == 0,5
и объемные деформации равны нулю). В этом случае распределение
напряжения в грунте от собственного веса становится гидростатичес-
Рис. 6.8. Направление главных напряже-	Рис. 6.9. Главные напряжения на
ний <Т1ф и <?зФ в точке А основания при	грубине z от равномерного давления
равномерно распределенной нагрузке от q+pc и собственного веса грунта
ленточного фундамента
106
ким (<Jiv = азу) и любая площадка является главной, так как по ней
действуют только нормальные и отсутствуют касательные напряже-
ния. Следовательно, площадки действия О1ф и Озф будут вместе с тем
главными и для 0iv и Озу. Общие главные напряжения в точке А
можно найти как суммы:
ai = а1ф + C1V»
аз ~ <*зф +
или, подставляя (6.6) и (6.7) при v — 0,5, получим:
О1 = Оф (ф+sin t)/n+Tr (ft, + Z) + c/tg <p; j	(6 8)
«а = «Ф (t—sin 1|>)/л + Vr (ft„+ z) + c/tg q>. J
По условию предельного равновесия Ренкина, подставляя (6.8)
в (4.4), получим
	2оф8М>/л________ s.nф	(6 9)
2 [“Т"-------------------------------------(Аз+г) +-~— 1
L л	tg<p J
Откуда
Л Sin ф	Л	tg ф
Найдем глубину г точки А:
z==_^l^n±^\h--------------С .	(6.10)
луг \ sin ф ) Trtgq>
Теперь определим максимальное значение z, т. е. макси-
мальную глубину, до которой распространяется при данном давлении
Оф состояние предельного равновесия. Приравнивая нулю производ-
ную от z по ф
А- = 0,	(6.11)
d*
получим из (6.10)
_dz_= Сф/cost Л 0	(6.12)
дф л \ sin ф /
Откуда
cost —1 = 0;	(6.13)
sin ф
cos ф = sin Ф = COS --ф);	(6.14)
ф = Ф-
Подставляя (6.14) в (6.10), найдем
= Оф_Г_С08ф_/2Х----VI h--------£_t	(615)
max луг L sin ф \2 jJ yrtgT
107
Рис. 6.10. Развитие областей предельно-
го равновесия 1, 2, 3 по Пузыревскому
по мере увеличения давления на осно-
вание (номера областей соответствуют
индексам при р)
По мере роста давления на
основание область предельного
равновесия, возникающая сна*
чала у краев фундамента, по-
степенно распространяется
вглубь и расширяется в сторо-
ны (рис. 6.10).
Из практических соображе-
ний условно принимают, [что
концу фазы уплотнения и на-
чалу фазы сдвигов соответст-
вует такое среднее давление по
подошве фундамента, при ко-
тором области предельного рав-
новесия достигают глубины
z = 0,25b.
Это давление, названное выше критическим давлен и-
е м, можно найти по формуле (6.15), подставляя в нее z = 0,25b:
0,256—24- ( ctgcp—-2-+<р1-Л,------
луг \	2	/ Yrtgcp
Откуда
_nyr(0.256+ft8+c/yrtg<p)
иФ----------------------
и с учетом (6.5) находим
0,25 л
л
ctgq>——
_|______л________С t
, Л . lg<p
ctgcp-—+<Р
ctgcp——+ф
6+(—+1У1Ла+
\ cfg<p—•—’+<₽	/I
Рк = Тг
(6.16)
(6.17)
Представим влияние на рк каждого из факторов: собственного ве-
са грунта ниже подошвы фундамента; пригрузки сбоку от фундамен-
та q; давления связности в виде отдельных членов суммы в правой час-
ти (6.17):
Рк =----,-------------------я-----+ ф
ctgcp—уЧ-ф	\ Ctgcp—у + ф	J
+------у-----Рс,	(6.18)
<^Ф~у+ф
где q — давление пригрузки: q = yh^,
рс — давление связности: pQ = с/ tg ф.
108
Вводя понятие о коэффициенте критического
давления
МП) = яДс4бф_^_ + ф^	(6.19)
где индекс П — первая буква фамилии Н. П. Пузыревского, получим
формулу (6.18) в виде
Рк=+ Рс) Nan+q <Nm+0-	(6.20)
Коэффициенты Пузыревского #(П) для нескольких значений ср:
Ф.........	6	10	15	20	25	30	35	40	45
А^(П)	0,4	0,7	1,3	2	3,1	4,6	6,7	10	14,6
В СНиП принята несколько иная запись формулы (6.20), которая
при однородном грунте выше и ниже отметки заложения фундамента
для случая, показанного на рис. 6.10, имеет вид
Рк = (Ab + Bh)yr + De,	(6.21)
где согласно формуле (6.18) обозначено:
А  ----0125л--= 0 25д/ (П).	в =----л----h , = Nm + j.
с*бФ—£-+ф	ctgcp—-+ф
D —-------------!_ = д/(П)_L-.
cw-f+Ф t6’ tg,>
Здесь h = уг — удельный вес грунта; b — ширина фундамен-
та, т. е. отличается от А только численным множителем; В боль-
ше на единицу; D отличается от ДМП> множителем 1/ tg <р, так
как в формуле (6.21) умножается на с, а не на рс.
Формула для определения критического давления приближенная,
так как при ее выводе условно принято упругое распределение напря-
жений в грунте, который в действительности находится частично в
предельном (пластическом) состоянии, и в качестве критерия для
определения рк принято zmax = 0,256.
6.3.	РАСЧЕТ НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ
И ПРЕДЕЛЬНОГО СОПРОТИВЛЕНИЯ ОСНОВАНИЯ
Основы расчета основания по модели Герсеванова. При прочном
малосжимаемом грунте может оказаться, что даже при давлении на
основание Оф >рк осадка сооружения будет меньше предельно до-
пустимой и, следовательно, можно допустить давление на основание
Оф >Рк- Но при этом следует знать, не приблизится ли сгф слишком
близко к давлению рп, при котором наступит разрушение. В фазе раз-
109
рушения в грунте возникают значительные по объему области пре-
дельного равновесия и нельзя даже приближенно считать распре-
деление напряжений в основании упругим, как это принято при вы-
воде формулы (6.19). Поэтому определение ра основано на предполо-
жении, что в момент разрушения основание полностью переходит в
состояние предельного равновесия, при котором
соотношение главных напряжений должно удовлетворять условию
Ренкина (3.45):
a. = aitg2(-2—2pctg<ptg(-=-(6.22)
или
=	-f )-2с -tg(-2—f),	(6.23)
где ох и о3 — наибольшее и наименьшее главные напряжения в
бесконечно малой окрестности данной точки;
Рс = с * tg Ф — давление связности;
с — сцепление;
Ф — угол с внутреннего трения, град.
Из круга Мора (рис. 6.11, а) следует, что через каждую точку про-
ходят две площадки, напряжения по которым оп и тп характеризуют-
ся точками касания графиков сдвига ОМх и ОМ2 к кругу Мора. Ко-
ординаты тп точек и М2 отвечают условию Кулона (уравнению соп-
ротивления сдвигу (4.8)], которое в принятых обозначениях имеет
вид
т„ = s = оп tg ф |- с,	(6.24)
где s — сопротивление сдвигу по площадке;
тп — касательное напряжение по той же площадке;
оп — нормальное напряжение по той же площадке.
Индекс «п» означает, что напряжения отвечают предельному сос-
тоянию. Грунт в состоянии предельного равновесия в каждой точке
имеет две площадки сдвига, которые определяются точками и М2
круга Мора. Эти площадки образуют друг с другом угол л/2 — ф и
симметричны относительно направления большого главного напря-
жения (рис. 6.11,6, показаны пунктиром).
Рис. 6.11. Направления двух семейств площадок сдвига в предельном состоянии
ПО
Рис. 6.12. Очертание областей предельного равновесия при приближенном рас-
чете несущей способности
Семейство площадок сдвига, которое образует с положительным на-
правлением главного напряжения в каждой точке угол, направлен-
ный против часовой стрелки, называют первым семейст-
вом линий скольжения, а семейство с углом, направлен-
ным по часовой стрелке, — вторым семейством линий
скольжения.
Потеря основанием устойчивости происходит в виде сдвига по
поверхности скольжения некоторой области основания, называемой
областью сдвига или областью в ы п и р а н и я. На-
пряжения в любой точке кривой скольжения отклоняются от нормали
к кривой на угол внутреннего трения <р.
Для расчета задаются приближенным очертанием поверхностей
скольжения, более или менее близким к наблюдаемым в натуре, и оп-
ределяют давление по подошве фундамента, которое может вызвать
сдвиг массива основания по этим поверхностям. Возможность исполь-
зования принятой расчетной модели устанавливается путем сопостав-
ления результатов расчета с данными модельных и натурных испыта-
ний несущей способности оснований.
Поверхности скольжения, принимаемые для практического расче-
та, когда сопротивление грунта сдвигу определяется только трением
от внешних нагрузок и сцеплением, показаны на рис. 6.12. В области
/ углы а приняты равными что соответствует наклону плос-
костей скольжения в клине активного давления на подпорную стену.
Поэтому область I называют областью активного пре-
дельного состояния. В области III плоскость скольжения
. л ф
наклонена под углом % =что соответствует наклону плос-
костей сдвига за подпорной стеной при выпирании грунта. Поэтому
область III называют областью пассивного преде-
льного состояния. Линии скольжения BD, АО, АуО и
— прямые, а линии скольжения, ограничивающие так называе-
мые переходные области II, принимают в виде логарифмических спи-
ралей, так как их радиусы-векторы отклоняются от нормалей к кри-
вой на постоянный угол е, что соответствует состоянию предельного
111
равновесия, если положить его равным углу внутреннего трения ф.
Следовательно, напряжения по линиям скольжения OD и ODL направ-
лены вдоль радиусов-векторов. В разных приближенных способах
расчета сохраняется такое же или близкое к нему очертание поверх-
ностей скольжения, но принимаются различные предположения о зна-
чениях углов a, ф и 8 с целью приблизить результаты расчета к пре-
дельному давлению рп» найденному при более строгих расчетах или
экспериментально. В некоторых способах расчета область предельного
равновесия I заменяется упругим ядром с углами а = ф. Различные
полученные этими приемами формулы для определения предельного
сопротивления можно представить в обобщенном виде:
pa=^-N4+qNq+pe(Ng~l),	(6.25)
ИЛИ
pa=*±Ny+(g + Pc)Ng-pcl	(6.26)
где b — ширина фундамента;
уг — объемный вес грунта;
q — пригрузка;
рс — давление связности, равное d tg ф.
Коэффициенты несущей способности Nv и Nq
зависят от принятых допущений.
В СССР пользуются коэффициентами, предложенными В. Г. Бере-
занцевым (см. рис. 6.12) при следующих предположениях: углы а рав-
ны л/4, углы фх = л/4 — ф/2; ф2 =	+ ф/4; угол е = ф.
Коэффициенты несущей способности и по Березанцеву в
зависимости от угла ф:
ф . . .	. . 16	20	24	30	36	40	44	46
№ v	3,4	6,0	9,8	21,6	52,4	100	221	319
	4,4	6,5	9,8	19,3	41,5	72	137	195
Подставляя коэффициенты в формулу (6.26), легко вычислить пре-
дельное сопротивление рп.
Факторы, влияющие на несущую способность основания. Рассмот-
ренная выше модель разрушения основания (см. рис. 6.12) является
упрощенным отображением действительной, гораздо более сложной
картины исчерпания его устойчивости. Опыт показывает, что несу-
щая способность основания зависит не только от сопротивления сдви-
гу грунта, но и от ряда других факторов.
К их числу относятся размеры и форма фундамента и в зависимости
от них размеры выпираемого массива грунта и заглубление поверхности
скольжения; глубина' заложения фундамента и влияние сопротивле-
ния сдвигу грунта сбоку от фундамента [которое в формуле (6.26)
не учитывается]; характер нагрузки от сооружения (несущая спо-
собность при статическом и динамическом воздействии на грунт раз-
112
b
p
7^77777777777777.
1 _L. 1 _i_ J _ I H I
^77777777/7777777777777777777777777777777777777777
Q_L1_L
Рис. 6.13. Линии скольжения при различных моделях грунта:
I — с q = 0-, 2 — cqtO, 3 — с*О, <?*0; при построении кривой 3 пренебрегли влиянием
па устойчивость собственного веса грунта (prg~0)
лична); жесткость фундамента (влияет на характер распределения на-
пряжений и деформаций в основании); эксцентриситет нагрузки и
значение ее горизонтальной составляющей; параметры, влияющие на
сопротивление грунта сдвигу (степень консолидации основания, ско-
рость загружения, определяющая степень рассеяния порового дав-
ления и эффективное давление, свойства ползучести и длительной проч-
ности, анизотропные свойства грунта).
В зависимости от этих многочисленных факторов изменяются преж-
де всего углы а и ф (см. рис. 6.12). Значение а может находиться в
пределах между углом внутреннего трения грунта ф и зт/4 + ф/2. Кро-
ме того, может изменяться очертание линий скольжения и соответст-
венно общий объем выпираемого грунта, длина линии скольжения и
сопротивление основания выпиранию, что отчетливо видно из сопос-
тавления линий скольжения при а = ф (рис. 6.13).
Практика показала, что коэффициенты Березанцева наиболее на-
дежны по сравнению с предложенными другими исследователями. Ре-
комендуем лишь при определении допускаемой нагрузки, равной со-
гласно (6.4)
принимать коэффициент надежности kH = 1,5 для фундаментов с глу-
биной заложения менее 3 м; kH = 1,2 — при глубине заложения от
3 до 5 м. При глубине заложения более 5 м kH = 1, так как необходи-
мый запас надежности обеспечивает не учитываемое в расчете сопро-
тивление сдвигу в грунте слоя пригрузки высотой h3.
Расчет предельного сопротивления при разрушении грунта по
графику В. В случах когда можно ожидать, что кривая осадки фун-
дамента будет принадлежать типу В, предельное сопротивление рас-
считывают по формуле (6.26), но при подборе коэффициентов Nv и
Nq заменяют действительный угол внутреннего трения грунта ф не-
которым условным меньшим углом ф' по соотношению
tg ф' = -у tg ф-
Кроме того, рс в формуле (6.26) заменяется на
_ 2 с
рс ----------
3 tg<p*
(6.27)
(6.28)
113
Несущая способность связных грунтов. У грунтов с малым углом
внутреннего трения влиянием последнего на устойчивость основания
можно пренебречь по сравнению со сцеплением. В этом случае схема
поверхностей скольжения (см. рис. 6.12) изменяется следующим об-
разом: углы гр, гр2, а станут равными л/4,8 — О, логарифмическая спи-
раль по'контуру области II переходит в дугу окружности и из фор-
мулы (6.26)
Рп = NJ,	(6-29)
где Nc — 5,14.
Формула (6.29) получена Прандтлем и носит его имя.
При расчете по формуле (6.29) необходимо учитывать, что сцепле-
ние грунтов при длительном действии высоких сдвигающих напряже-
ний может существенно снижаться из-за реологических явлений. В
этом случае рп, найденное по (6.29), рекомендуется уменьшить при-
мерно на 30%. При связно-фрикционных основаниях можно учиты-
вать полную величину внутреннего трения грунта с момента прило-
жения к основанию нагрузки.
Если фундамент сооружается на нормально уплотненной водона-
сыщенной глине и нагрузка сначала передается на поровую воду, сле-
дует в первый момент принимать ф = 0 и считать, что устойчивость
определяется только сцеплением по формуле (6.29). Но затем по мере
консолидации грунта и увеличения эффективных напряжений моби-
лизуются силы трения, и тогда несущую способность можно рассчи-
тывать по формуле (6.26) с учетом степени консолидации основания.
Графоаналитический расчет несущей способности. В тех случаях,
когда основание сложено неоднородными грунтами, фундаменты рас-
положены на откосе, над откосом или на крутопадающих пластах
грунта, причем пригрузки с разных сторон фундамента различаются
более чем на 25%, несущую способность рассчитывают графоаналити-
ческим способом в предположении круглоцилиндрической поверхно-
сти скольжения (рис. 6.14).
Через край фундамента проводят отрезок наклонной прямой под
углом л/4 + <р/2 к поверхности основания. На перпендикуляре к этой
прямой выбирают произвольный центр кривой скольжения Ох и ра-
диусом R = проводят круговую линию скольжения до пересе-
чения с откосом ниже точки Е. Из этого же центра описывают радиу-
сом R sin <р так называемый круг трения. Так как любое на-
пряжение, действующее по кривой скольжения, отклоняется от норма-
ли к этой кривой на угол ср, то оно проходит по касательной к углу
трения. Принимают, что и равнодействующая всех этих напряжений
Q также пройдет по касательной к этому кругу.
Через центр тяжести массива грунта (клина скольжения) ABDEM
проводят вертикальный вектор веса этого клина G. Затем через по-
дошву фундамента продолжают равнодействующую фактической на-
грузки на основание N. Через точку ее пересечения с G проводят их
равнодействующую F до пересечения с вектором равнодействующей
сил сцепления С. Силу F находят графически, строя треугольник
сил (рис. 6.14, б). Силу С определяют как произведение интенсивности
сцепления с на длину хорды DA. Сила С проходит параллельно этой
114
хорде на расстоянии от 0ь рав-
ном
l^r,
DA
где (DA) — длина дуги DBA.
Откладывают на многоугольни-
ке сил (см. рис. 6.14, 6) вектор С.
Проводят через точку пересечения
С и F на плане сил равнодействую-
щую R до пересечения с направле-
нием N. Через эту точку пересече-
ния проводят силу Q по касатель-
ной к кругу трения. Параллель-
ный Q вектор на многоугольнике
сил проводят до пересечения с
продолжением вектора N и полу-
чают вектор силы Ф, при которой
разрушается основание. Измеряют
в любом, но одинаковом масштабе
длины векторов Ф и N и из их от-
ношения [по формуле (6.4)] опреде-
ляют коэффициент надежности ос-
нования kH.
Выбирая новые центры кри-
вых скольжения О2» ^з, (обыч-
но достаточно трех) и повторяя
расчет, графически определяют ми-
нимальный коэффициент надежно-
сти kH щ1п» как показано на рис.
6.14, в. Основание считают устой-
чивым, если	1,3.
Этот метод пригоден и для дру-
гих случаев, например для приве-
денного на рис. 6.15. Здесь вслед-
ствие действия горизонтальной си-
лы на сооружение проводят каса-
тельную к поверхности скольже-
ния в точке А под сниженным уг-
лом а = <р/2 к подошве. Не пока-
занные на рис. 6.15 кривые сколь-
жения, которые позволяют найти
минимальное значение /г 1о, будут
иметь радиусы 0хЛ, О3Д и т. д.
Сила N — это равнодействующая
веса стенки W и давления грун-
та Е.
Графическим методом отсеков
рассчитывают устойчивость фунда-
Рис. 6.14. К графическому расчету
устойчивости основания по методу
круга трения:
а — план сил; б — многоугольник сил; в —
построение для определения минимального
коэффициента устойчивости
Рис. 6.15. К графическому расчету
устойчивости основания при действии
на сооружение горизонтальной силы
115
ментов опор, расположенных на крутых косогорах, против смещения
их вместе с грунтом по круглоцилиндрической или другой неблаго-
приятной поверхности скольжения, а также устоев при высокой на-
сыпи (более 10 м) или ее высоте от 5 до Юм при наличии в основании
пласта глинистого грунта или прослоек водонасыщенного песка,
подстилаемого глинистым грунтом.
Глава VII
ГРУНТЫ ОСНОВАНИЙ
И ЗЕМЛЯНЫХ СООРУЖЕНИЙ
ПРИ ДЕЙСТВИИ ДИНАМИЧЕСКИХ НАГРУЗОК
7.1.	ОСНОВНЫЕ ДИНАМИЧЕСКИЕ НАГРУЗКИ
Понятие о динамических нагрузках. Всякое изменение нагрузки
действующей на сооружения и основания, сообщает им ускорения, при-
водящие к появлению колебаний. Последние распространяются от
точки приложения нагрузки в виде волн, уносящих с собой от источ-
ника колебаний энергию и передают ее от точки к точке среды, в ко-
торой волны движутся. При поглощении или отражении телом волн
они оказывают на него динамическое воздействие — передают ему
силовые импульсы. Амплитуды и частоты колебаний, скорости их рас-
пространения и затухания со временем и с расстоянием от источника
воздействия зависят не только от характера нагружения, , но и от фи-
зико-механических свойств среды.
Перемещения при колебаниях и волновых воздействиях сооруже-
ний и их оснований и возникающие в них динамические силы и напря-
жения могут вызывать деформации и повреждения, приводить к зна-
чительным и неравномерным осадкам и кренам фундаментов. Удары
и колебания, особенно при сильных взрывах и землетрясениях, могут
настолько понижать прочность грунтов, что значительные их массы
теряют устойчивость и обрушиваются, а водонасыщенные пески мо-
гут переходить в разжиженное состояние и растекаться.
С другой стороны, в ряде случаев для осуществления тех или иных
технологических процессов колебания и удары создаются преднаме-
ренно. В области фундаментостроения к ним прибегают для облегче-
ния и ускорения разработки грунтов и их уплотнения, для погруже-
ния свай.
Изучение закономерностей искусственно вызываемых в грунте ко-
лебательно-волновых процессов позволяет использовать их для уско-
рения инженерно-геологических и геотехнических изысканий и для
контроля за изменением свойств грунтов при строительно-технологи-
ческих воздействиях, например при искусственном уплотнении грун-
тов укаткой.
Во всех случаях, когда надлежит учитывать описанные выше ди-
намические эффекты, нагрузки называют динамическими ,
116
в отличие от статических, при ко-
торых эти эффекты настолько не-
значительны, что ими можно пре-
небрегать.
Динамические нагрузки и си-
лы называют также возмущаю-
щими.
Виды динамических воздейст-
г)
Q
Рис. 7.1. Графики динамических на-
грузок различных видов:
а — отдельные импульсы; б — затухание
собственных колебаний в интервалах меж-
ду импульсами; в — гармонические колеба-
ния; г — сложные периодические усилия
вий. Различают ударно-им-
пульсные и вибрацион-
ные динамические воздействия.
Ударные нагрузки создаются при
взрывах, землетрясениях, порывах
ветра, прибойными волнами и т. п.
(рис. 7.1). Ударные импульсы при
работе отдельных видов машин и
при некоторых строительных опе-
рациях, например при забивке
свай, систематически повторяются
через относительно постоянные или
близкие друг к другу промежутки
времени — паузы (рис. 7.1, а).
После прекращения действия каждого ударного импульса тело
испытывает собственные колебания, амплитуда кото-
рых постепенно затухает (рис. 7.1, б). Как известно из теоретичес-
кой механики, отклонения тела s(t) от положения равновесия (сме-
щения) при гармоническом колебательном процессе (при отсутствии
затухания) подчиняются зависимости
s (t) = A sin ((О/ + ф),	(7.1)
где t — время, с;
А — амплитуда колебаний, см;
со — частота колебаний,^с"1;
Ф — начальная фаза’ (в момент t = 0).
Вибрационными называют усилия, возникающие при ра-
боте машин с равномерно вращающимися не вполне уравновешенными
массами (рис. 7.1, в), или более сложные периодические усилия
(рис. 7.1, г) в виде суммы гармонических воздействий, создаваемые
машинами с кривошипно-шатунными механизмами (дизели, компрес-
соры, поршневые насосы и т. п.).
Динамический расчет. При действии на сооружение динамических
нагрузок рассчитывают собственные частоты и амплитуды свободных
колебаний и скорости их затухания, амплитуды вынужденных коле-
баний, скорости распространения колебаний в грунте и определяют
влияние вибраций и ударов на деформации и прочность оснований и
земляных сооружений.
117
7.2.	ДИНАМИЧЕСКАЯ СЖИМАЕМОСТЬ ГРУНТОВ
Общие сведения. Деформативные и прочностные характеристики
грунтов при действии динамических нагрузок обычно оказываются
иными, чем при статическом загружении. Степень и характер откло-
нений зависят от вида динамической нагрузки, особенностей ее рас-
пределения между фазами грунта, изменений, которые эта нагрузка
вызывает в структуре грунта.
При динамических воздействиях малой интенсивности амплитуды
и частоты колебаний сооружений зависят от упругой сжимаемости
оснований. В этом случае динамический расчет выполняют на основе
упрощенных моделей, в которых обычно пренебрегают массой грун-
та и основание считают невесомой упругой системой, на которую опира-
ется фундамент.
Под действием более интенсивных динамических нагрузок час-
тицы грунта могут испытывать остаточные относительные перемеще-
ния, зависящие от степени его связности и внутреннего трения, соста-
ва и строения грунта — размеров и относительного расположения его
частиц, пористости и влажности, начального напряженного состоя-
ния и от степени переуплотнения.
Вследствие высокого внутреннего трения песчаные грунты оказы-
вают значительное сопротивление изменению своего сложения при ста-
тических нагрузках, но действие ударов при трамбовании или при
движении груженых машин, особенно в сочетании с вибрацией, по-
зволяет существенно их уплотнить.
Скорость и ускорение колебаний. При оценке влияния вибраций
на сооружения и людей колебания обычно характеризуют их ско-
ростью и ускорением. Обозначим колебательное смещение некоторой
точки тела через s. Первая производная этого смещения по времени
называется скоростью колебаний (рк):
i,	(7.2)
а вторая производная — ускорением колебаний (ак):
=	=	(7.3)
Подставив в (7.2) смещение s из (7.1), найдем, что скорость гар-
монических колебаний пропорциональна их частоте:
ик = ©Л cos (coZ 4- <р).	(7.4)
Максимальная или пиковая скорость равна произведению амплиту-
ды на частоту при (at + ср = 0:
‘,Kinax = ®^-	(7-5)
Ускорение гармонических колебаний найдем, подставив (7.1) в
(7.3). Оно пропорционально крадрату частоты со:
ак = — со2Л sin ((at + <р).	(7.6)
118
Максимальное или пиковое ускорение равно произведению ампли-
туды на квадрат частоты, при (о/-|-ф = л/2:
= — со2Д.	(7.7)
Знак минус означает, что ускорение колебаний противоположно
направлению смещения.
Виброкомпрессия. Образец грунта в компрессионном приборе под
действием ударов или вибрации получает динамическое у п-
л о т н е и и е. Для определения вибрационных осадок грунты при
отсутствии бокового расширения испытывают на сжатие от дополни-
тельного к статическому давлению действия колебаний с различным
ускорением. Кривые зависимости деформаций сжатия от ускорения
колебаний называют виброкомпрессионными (рис. 7.2).
При длительном действии вибраций уплотнение постепенно прек-
ращается и грунт испытывает только упругие колебания.
Динамические модули упругости грунта. Существует два основных
вида волн, распространяющихся в толще грунта: продольные
и поперечные (сдвиговые) колебания. Продоль ные
колебания возникают в результате попеременного сжатия и
расширения грунта в каждой точке вдоль направления распростране-
ния колебаний, аналогичное волнам сжатия-расширения воздуха при
распространении звуковых колебаний. Поперечные коле-
бания происходят в направлении, нормальном к направлению рас-
пространения колебательной волны.
При малых амплитудах колебаний, измеряемых тысячными доля-
ми миллиметра, колебания в грунте носят чисто упругий характер и
после их прекращения не наблюдаются остаточные деформации. Мо-
дули упругих динамических продольных (Е) и сдвиговых (^дефор-
маций обычно существенно превосходят те же модули при статическом
загружении грунта.
Наибрлее простой способ определения динамических модулей ос-
нован на зависимости между ними и скоростью распространения со-
ответствующего вида упругих деформаций в цилиндрическом образ-
це грунта. Эта скорость зависит от упругой сжимаемости и плотности
грунта и она измеряется многими десятками и сотнями метров в се-
кунду, во много раз превосходя скорость выжимания воды из пор
грунта при его консолидации. Поэтому динамическое воздействие на
грунт может быть представлено моделью
упругого недренированно-неконсолидиро-
ванного сжатия, причем напряжения в
скелете и в поровой воде не подразделяют
и рассматривают только тотальные на-
пряжения в грунте.
Пусть по торцовому сечению А А об-
разца грунта (рис. 7.3) наносится удар и
по образцу начинает двигаться волна сжа-
тия. На рисунке показан момент динами-
ческого сжатия образца грунта за время
d/ после удара по верхнему торцу. За это
Рис. 7.2. Виброкомпрессион-
ная кривая
119
время деформация захватила часть длины образца yad/, где иа — ско-
рость распространения волны продольной упругой деформации. Гра-
ницу СС между сжатой и недеформированной к моменту dt частями
образца называют фронтом волны сжатия.
Обозначим скорость, которую получило сечение АА в момент уда-
ра, через vr За время d/ это сечение переместится на расстояние Л =
= t^dt
Деформация образца за этом промежуток времени
К Vi
е  -----= —— ,
d/
а напряжение в образце
а = е£д=^-£д,
(7.8)
(7.9)
где Ед — динамический модуль продольной упругости образца.
Таким образом следует различать скорость упругого перемещения
некоторого сечения стержня при динамическом деформировании и
скорость распространения упругой деформации.
Скорость распространения продольных деформаций — это ско-
рость движения границы СС, равная Скорости звука в материале об-
разца:
(7.Ю)
Г Рг
откуда
£д = рХ,	(7.11)
где рг — плотность грунта.
Измеряя при компрессии скорость распространения упругой де-
формации vo, можно вычислить динамический модуль упругости по
формуле (7.11).
При действии на верхний торец цилиндрического образца. грунта
в горизонтальной плоскости гармонически изменяющегося крутяще-
го момента (рис. 7.4), в грунте возникнут упругие крутильные коле-
бания, скорость которых
(7.12)
где Сд — динамический модуль упругого сдвига грунта:
бд =	(7.13)
Определив при испытаниях о’ и va, можем найти динамический
коэффициент Пуассона чд исходя из известного соотношения
Gn = £д/2 (1 + v„),
откуда после подстановки (7.11) и (7.13) получим
120
Рис. 7.3. Схема к анализу рас-
пространения колебаний в вер-
тикальном стержне
Рис. 7.4. Действие на то-
рец стержня крутильных
колебаний
где
Если при испытании цилиндрического образца определен динами-
ческий модуль грунта Ед, то скорость продольных волн в массиве рас-
считывают по формуле
Г РдР
где Рд — параметр, зависящий от коэффициента Пуассона:
(1-2уд)(1-уд)
Рд 1+*д
7.3.	ДИНАМИЧЕСКАЯ ПРОЧНОСТЬ ГРУНТОВ
Затухание колебаний в грунте. Важная динамическая характерис-
тика грунта — способность амплитуд его собственных колебаний
уменьшаться с течением времени вследствие неупругого рассеяния
энергии колебаний. Колебательные смещения частиц грунта относи-
тельно друг друга сопровождаются трением в точках контакта, кото-
рое новит в основном вязкий характер и ведет к уменьшению ампли-
туд. Этот процесс называется затуханием или демпфиро-
ванием колебаний. При этом не имеется в виду то уменьшение
амплитуд в отдаленных точках колеблющегося массива грунта,
которое происходит вследствие распределения энергии колебаний во
все больших объемах грунта с увеличением расстояния от источника
вибраций (геометрическое затухание).
Амплитуды колебаний уменьшаются при затухании по закону гео-
метрической прогрессии.
Отношение двух смежных амплитуд Ап и Ап+1, расположен-
ных по одну сторону от оси времени (рис. 7.5), называется коэф-
фициентом затухания:
(7.16)
•^п+1
121
Рис. 7.5. Уменьшение ампли-
туд затухающего колебания
а логарифм этого отношения
D = ln-^-	(7.17)
Лп+1
логарифмическим декре-
ментом колебаний. Влияние за-
тухания на частоту собственных колеба-
ний несущественно и им обычно прене-
брегают.
Рассеяние энергии колебаний Д№ за один цикл колебаний назы-
вается коэффициентом поглощения колеба-
ний:
-ф= Л"~Л"+1 = 1 _ [ А±1У,	(7.18)
При незначительном затухании колебаний можно принимать
гр «2D.	(7.19)
Рассеяние энергии колебаний в среде называется диссипаци-
е й.
Сопротивление грунта разрушению при динамическом воздейст-
вии. Прочность связных грунтов при кратковременном действии им-
пульса — в течение долей секунды — выше, чем при статическом на-
гружении. Колебания с малыми ускорениями сначала вызывают чис-
то упругие деформации, но затем возникают остаточные (запаз-
дывающая пластичность). Если динамическая нагруз-
ка превосходит предел прочности при статическом загружении, то
разрушение может наступать не сразу, а через некоторое время (з а-
паздывающая хрупкость). Наблюдения и измерения
подтверждают, что частицы сыпучего грунта в каждой точке его мас-
сива колеблются с различными ускорениями по различным направ-
лениям и не в фазе с колебаниями источника возмущающей силы.
Разрушающие сдвиги развиваются в точках такого грунта неод-
новременно, постепенно распространяясь на значительные объемы
при увеличении ускорения колебаний и их продолжительности. При
этом происходят два противоположных процесса: расслабление кон-
тактных связей и упрочнение вследствие уплотнения. От соотношения
этих двух процессов зависит конечный результат. Если в грунте од-
новременно с колебаниями действуют интенсивные сдвигающие стати-
ческие силы, может развиваться вязкопластическое течение грунта —
виброползучесть. Это явление наблюдается при указанных
условиях даже в плотных песках. Рыхлые водонасыщенные пески
при динамическом разупрочнении могут переходить в разжиженное
состояние. При колебаниях с малыми ускорениями сцепление в гли-
нистых грунтах практически не нарушается и они ведут себя как уп-
ругие тела. Однако в пылевато-глинистых грунтах и суглинках сцеп-
ление при интенсивных колебаниях может существенно понижаться.
122
Глава VIII
ПОЛЕВЫЕ ИСПЫТАНИЯ. НОРМАТИВНЫЕ
И РАСЧЕТНЫЕ ХАРАКТЕРИСТИКИ ГРУНТОВ
8.1.	ОБЛАСТЬ ПРИМЕНЕНИЯ ПОЛЕВЫХ МЕТОДОВ
Лабораторным способам испытания грунтов присущи ряд недостат-
ков. Образцы грунтов имеют небольшие размеры, и чтобы получить
более или менее правильное представление о свойствах грунтовой тол-
щи в целом, приходится отбирать из скважин и шурфов, большое коли-
чество проб грунта. Это значительно увеличивает стоимость и дли-
тельность испытаний. На результатах испытаний сказываются нару-
шения естественной структуры грунта при различных операциях
с образцами.
Поэтому изыскатели и строители стремятся определять гидравли-
ческие и механические свойства грунтов непосредственно в условиях
их природного залегания во взаимодействии с окружающим массивом
грунта, с минимальным нарушением структуры, уплотненности и
влажности. Такие испытания называются полевыми.
Полевые испытания можно разделить на три основные группы:
модельные испытания — малые модели. фундаментов (штампы)
опираются на слои грунта, которые будут служить основанием и за-
гружаются для определения его сжимаемости;
испытания механических свойств в отдельных точках грунтовой
толщи специальными устройствами (зондирование, прессиометричес-
кие испытания);
определение средних характеристик гидравлических и механичес-
ких свойств значительных участков массива грунта геофизичес-
кими методами. Для этого измеряют взаимодействие
с грунтом различных физических полей (электрических, гидродина-
мических, волновых, механических, радиоизотопных излучений
и др.).
Скальные грунты в поле испытывают в основном геофизически-
ми методами, к механическим испытаниям прибегают только при
строительстве наиболее крупных и ответственных сооружений.
Проведение исследований этими методами требует специальных знаний.
8.2.	МЕТОД ЗОНДИРОВАНИЯ
Основы метода. Зондирование — это принудительное по-
гружение в грунт конического наконечника, прикрепленного к вер-
тикальной штанге (зонд). В зависимости от характера погружаю-
щего воздействия различают статическое, динамическое и вибраци-
онное зондирование.
При статическом зондировании зонд медленно вдавлива-
ется в грунт гидравлическим домкратом, усилие которого замеряет-
ся в ходе погружения, при динамическом зонд погружают
123
Рис. 8.1. Образец графика динамическо-
го зондирования:
1 — частное значение числа ударов для погру-
жения зонда на 10 см; 2— осредненное значе-
ние числа ударов по интервалу глубины
Рис. 8.2. Образец графика статическо-
го зондирования:
1 — удельное сопротивление вдавливанию
конуса pq-, 2 — сопротивление по боковой
поверхности штанг
ударами скользящего по штанге тяжелого груза — молота или удар-
ника. В процессе испытания измеряется глубина погружения от од-
ного или нескольких ударов по штанге или же число ударов, необхо-
димых для погружения на заданный отрезок глубины. При вибра-
ционном зондировании зонд погружают в грунт при помощи
вибраций.
Грунты при зондировании оценивают по их сопротивлению внед-
рению зонда и в соответствии с этой характеристикой выделяют слои
с различными механическими свойствами. По результатам динамичес-
кого зондирования строят график (рис. 8.1) изменения по глубине ко-
личества ударов молота для погружения зонда на некоторую постоян-
ную величину h (обычно 10 см).
По эмпирическим зависимостям и таблицам, приведенным в ГОСТ,
оценивают плотность и динамическую устойчивость песчаных грун-
тов и их сопротивление сдвигу, модуль деформации глинистых грун-
тов, внутреннее трение и модуль деформации песчаных грунтов.
: , Статическое зондирование. Его применяют для тех же целей, что
и динамическое. Статическое вдавливание зонда меньше нарушает
структуру грунта, чем ударное воздействие. Зонд вдавливают в грунт
домкратом с постоянной скоростью около 0,5 м/мин. Усилие домкра-
та измеряют через каждые 20 см. На рис. 8.2 показан график стати-
ческого зондирования. Особенно рационально статическое зондиро-
вание для прогноза сопротивления грунта забивке свай и их несу-
щей способности.
Виброзондирование. Вибромолотом в грунт погружают стальные
трубы диаметром около 100 мм, в которые по мере опускания входит
грунт. Это позволяет после извлечения виброзонда определить строе*
ние грунтовой толщи, удаляя из трубы грунт через вертикальную
124
прорезь. Основным показателем свойств грунта при виброзондирова-
нии служит скорость погружения. В песчаных грунтах она составля-
ет от 2 до 6 м/с, в глинистых текучих — от 3 до 6 м/с, в пластичных —
0,3—1 м/с. Скорость вибропогружения в песке не зависит от глубины;
в глине скорость постепенно уменьшается по мере заполнения зонда.
8.3.	ИСПЫТАНИЕ ГРУНТОВ НА СЖИМАЕМОСТЬ ШТАМПАМИ
Цель испытания—по осадке штампа при загружении можно полу-
чить достоверные сведения о сжимаемости грунта в слое под штам-
пом глубиной, равной примерно полуторной ширине штампа. Штам-
пы состоят из толстых металлических пластин (усиленных ребрами
жесткости) квадратных площадью
5000 см2 со стороной 0,71 м или
круглых той же площади диамет-
ром 0,8 м. При испытаниях в сква-
жинах применяют штампы диамет-
ром не более 0,6 м. Размер шурфа
в плане не менее 1,5 X 1,5 м, ми-
нимальный диаметр скважины
0,325 м. На штамп передается рав-
номерное давление ступенями по
0,01—0,1 МПа. Каждую ступень
выдерживают до стабилизации
осадки. Общее число ступеней дол-
жно быть не менее четырех. Режим
испытания подробно регламентиро-
ван инструкциями и ГОСТом.
Установка для испытания штам-
пом в шурфе при помощи гидро-
домкрата показана на рис. 8.3, а.
В прочных грунтах реакция дом-
крата передается на стенки шурфа,
что существенно упрощает испыта-
ния. На рис. 8.3, б показана уста-
новка для испытания в скважине.
Реакция домкрата воспринимается
винтовыми сваями.
Модуль деформации Е вычис-
ляют только для начального ли-
нейного участка осадки штампа
на основании формулы (3.31):
(8.1)
As
Рис. 8.3. Установки для испытания
грунтов штампом:
в — шурф: б — буровая скважина: 1 —
штамп; 2 — гидродомкрат; 3 — упоры; 4 —
упорная балка; 5 —реперная система; 6 —
винтовые сваи
125
где v — коэффициент поперечного -расширения, равный для круп-
нообломочных грунтов 0,27, песков — 0,30, суглинков —
0,35, глин — 0,42;
d — диаметр штампа, см;
A# — приращение давления по подошве штампа, МПа;
As — приращение осадки штампа, соответствующее Ар, см;
« 1.
8.4.	ПОЛЕВОЕ ОПРЕДЕЛЕНИЕ СОПРОТИВЛЕНИЯ ГРУНТОВ СДВИГУ
Испытание крыльчатым зондом. Прибор представляет собой при-
крепленную к нижнему концу штанги крыльчатку в виде двух проч-
ных стальных пластин прямоугольной формы, расположенных вер-
тикально и пересекающихся друг с другом под прямым углом (рис. 8.4).
Штангу с зондом погружают в грунт и на заданной глубине зонд по-
ворачивают вокруг оси до тех пор, пока не произойдет срез грунта.
Крыльчатка срезает грунт, расположенный между ее
лопастями по цилиндрической поверхности относи-
тельно окружающего грунта. На поверхности земли
располагается установка с динамометром для изме-
рения крутящего момента Л4кр и с механизмом для
приложения вертикальной нагрузки и момента к
штанге. Наиболее распространенные размеры крыль-
чаток: диаметр от 5 до 10 см, высота от 10 до 20 см.
Принимают, что срез происходит по боковой поверх-
ности цилиндра (высота которого равна высоте /г
крыльчатки, диаметр d—ширине пластин), а также
по его нижнему торцу. Распределение напряжений
сдвига по образующей цилиндра принимается прямо-
угольным, а по торцу — треугольным. Предельное
сопротивление сдвигу
Рис. 8.4. Крыль-
чатый зонд
(8-2)
_ 2Л4кр, Пр
пр— jid2 (1-|-d/c/i)
Рис. 8.5. Схемы испытания целиков на сдвиг:
а —разрушение цилиндрического целика путем сдвига в обойме; б — выпирание трехгран-
ного целика в горизонтальном направлении; в — обрушение трехгранного целика; / — целик;
2 — домкраты; 3 — упорные балки; 4 — каретка для перемещения головки домкрата
126
Определение сопротивления целиков грунта сдвигу в шурфах. Ес-
ли из крупнообломочных и некоторых иных грунтов невозможно ото-
брать образцы для лабораторных исследований или внедрить в них
зонды, то проводят полевые испытания целиков грунта. Домкрат
опускают в шурф, в котором подготовляют призму грунта (целик).
Существует четыре метода испытаний: раздавливание четырехгран-
ной призмы или цилиндра грунта вертикальной нагрузкой, сдвиг це-
лика по заранее намечаемой горизонтальной плоскости, выпирание
треугольной призмы в сторону, обрушение треугольной призмы вниз
(рис. 8.5, а, б, в). Зная разрушающее усилие и площадь поверхности
сдвига, рассчитывают прочность грунта.
8.5.	ПРЕССИОМЕТРИЧЕСКИЕ ИСПЫТАНИЯ
Прессиометр. Прибор состоит из цилиндрической резиновой гер-
метической камеры, которую опускают в пробуренную скважину на
глубину, где требуется определить сжимаемость грунта (рис. 8.6).
Затем в камере создают внутреннее давление при помощи гидравли-
ческой или пневматической систем. Оболочка камеры плотно прижи-
мается к стенкам скважины и начинает расширять последнюю, дефор-
мируя грунт. На поверхности земли находятся аппаратура для созда-
ния и измерения давления в камере и приборы, показывающие или
записывающие деформацию грунта.
Прессиометрия, как и зондирование, отличается мобильностью
оборудования и быстротой проведения испытаний и относится поэто-
му к числу методов массового определения механических свойств грун-
тов при естественном залегании.
Рис. 8.6. Схема прессиометрического комплекса Д-76:
/ — резиновая труба; 2, з колонны из металлических труб;
4 — напорная гидромагистраль; 5 — водомерное устройство; б —
комплект инструмента: 7 — воздушные шланги; 8 — пульт управ-
ления; 9 — штатив с баллоном сжатого воздуха; 10 — мотопомпа
127
Модуль деформации. Зная соотношение между приращениями дав-
ления на грунт Др и диаметра скважины Ad при этом давлении, рас-
считывают модуль деформации грунта по полуэмпирической фор-
муле
E--=kdt-^-,	(8.3)
Да
где k — коэффициент, зависящий от глубины залегания исследуе-
мого грунта;
do — начальный диаметр скважины.
8.6.	НОРМАТИВНЫЕ И РАСЧЕТНЫЕ ХАРАКТЕРИСТИКИ
ГРУНТОВ
Общие сведения. Надежное определение численных показателей
сжимаемости и прочности грунтов отличается сложностью и требует
совершенных способов отбора из естественных грунтовых толщ
большого количества образцов с сохранением природной структуры.
Чтобы ускорить и упростить оценку механических свойств грун-
тов при изысканиях, разработана система упрощенных косвен-
ных показателей строительных свойств грунтов. Эти пока-
затели можно относительно легко определять. Они находятся в кор-
реляционной связи с основными механическими показателями. Так,
очевидно, что чем выше пористость, тем при прочих равных условиях
должна быть больше сжимаемость грунта; чем больше влажность гли-
ны, тем, скорее всего, меньше ее сцепление; чем крупнее фракции сыпу-
чего грунта, тем больше его угол внутреннего трения, и т. п.
Физические и косвенные характеристики. К основным физическим
и косвенным механическим характеристикам несвязных грунтов от-
носятся гранулометрический состав скелета, Влажность и степень
влажности, плотность, коэффициент пористости и относительная плот-
ность, а для крупнообломочных грунтов — коэффициент выветре-
лости, сопротивление зондированию.
К основным физическим и косвенным механическим характерис-
тикам связных грунтов относятся плотность, коэффициент пористо-
сти, влажность и степень влажности, число пластичности, консистен-
ция, сопротивление пенетрации.
При предварительных расчетах деформаций оснований можно поль-
зоваться механическими характеристиками Е, (рис, приведенными в
зависимости от физических характеристик грунта в СНиП. Рекомен-
дуется при лабораторных и полевых определениях механических ха-
рактеристик сопоставлять их с данными, приведенными в СНиП, и
при существенных расхождениях обязательно устанавливать их при-
чины.
Нормативные и расчетные характеристики. Нормативны-
м и называют характеристики грунтов, полученные при полевых или
лабораторных испытаниях в результате статистической обработки их
результатов.
128
Расчетными называют характеристики грунта, опре-
деленные делением нормативных характеристик на коэффициент безо-
пасности по грунту kv. Коэффициент рассчитывают по методике, ука-
занной в СНиП.
СПИСОК ДОПОЛНИТЕЛЬНОЙ ЛИТЕРАТУРЫ
Абелев М. Ю. Слабые водонасыщенные глинистые грунты как основа-
ния сооружений. Мл Стройиздат, 1973. 288 с.
Винокуров Е. Ф. Моренные грунты как основания сооружений.
 Минск: Наука и техника, 1968. 243 с.
Вялов С. С. Геологические основы механики грунтов. Мл Высш,
школа, 1978. 447 с.
Горбунов-Посадов М. И. Устойчивость фундаментов на пес-
чаном основании. Мл Стройиздат, 1962. 96 с.
Веселов В. А. Проектиоование оснований и фундаментов. Мл Строй-
издат, 1978. 215 с.
Герсеванов Н. М., Польшин Д. Е. Теоретические основы ме-
ханики грунтов и их практические применения. Мл Стройиздат, 1948. 247 с.
Гольдштейн М. Н. Механические свойства грунтов. Мл Стройиз-
дат, 1979. 303 с.
Клейн Г. К. Строительная механика сыпучих тел. Мл. Стройиздат,
1977. 256 с.
Маслов Н. Н. Механика грунтов в практике строительства. Мл Строй-
издат, 1977. 320 с.
М е с ч я н С. Р. Начальная и длительная прочность глинистых грунтов.
Мл Недра, 1978. 207 с.
Морарескул Н. Н. Основания и фундаменты в торфяных грунтах.
Лл Стройиздат, 1979. 79 с.
Прогноз скорости осадок оснований и сооружений/ Цытович Н. А. Зарец-
кий Ю. К., Малышев М. В., Абелев М. Ю., Тер-Мартиросян 3. Г. Мл Стройиздат,
1967. 239 с.
Разоренов В. Ф. Пенетрационные испытания грунтов. Мл Стройиз-
дат, 1980. 247 с.
Руководство по проектированию оснований зданий и сооружений/ НИИОСП
им. Герсеванова. Мл Стройиздат, 1978. 375 с.
Грунтоведение/ Сергеев Е. М., Голодковская Г. А., Зиангиров Р. С., Оси-
пов В. И., Трофимов В. Г. Мл Изд-во МГУ, 1973. 387 с.
Сорочан Е. А. Строительство сооружений на набухающих грунтах.
Мл Стройиздат, 1974. 224 с.
Строительные нормы и правила: СНиП II-15—74. Основания зданий и со-
оружений. Мл Стройиздат, 1975. 64 с.
Терца г и К. Теория механики грунтов. Мл Стройиздат, 1961. 507 с.
Цытович Н. А. Механика грунтов: Краткий курс. Мл Высш, школа
1979. 272 с.
Черкасов И. И. Механические свойства грунтов в дорожном строи-
тельстве. Мл Транспорт, 1976. 247 с.
129
Часть вторая
ОСНОВАНИЯ И ФУНДАМЕНТЫ
Глава I
ОСНОВНЫЕ ТИПЫ ФУНДАМЕНТОВ
И ОБЛАСТИ ИХ ПРИМЕНЕНИЯ1
1.1.	ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ
Строительные нормы и правила. На основании непрерывного обоб-
щения и изучения передового опыта, теоретических решений и резуль-
татов научных экспериментов разрабатываются и обновляются Строи-
тельные нормы и правила (СНиП) и ведомственные нормы различных
отраслей народного хозяйства. Проектирование и сооружение фунда-
ментов в соответствии со СНиП позволяет избегать необоснованных
решений и ошибок и способствует широкому внедрению в практику
передовых достижений механики грунтов и фундаментостроения. В
то же время улучшенный способ расчета (по сравнению со СНиП) или
более усовершенствованная технология могут быть внедрены в прак-
тику после согласования с вышестоящими организациями.
Основным документом, регламентирующим проектирование ос-
нований и фундаментов искусственных сооружений на железных до-
рогах колеи 1520 мм, являются технические условия СН 200—62.
В настоящее время разрабатываются новые Строительные нормы и
правила, учитывающие последние достижения и накопленный опыт
проектирования.
В составлении и систематическом обновлении норм велика роль
Научно-исследовательского института оснований и подземных соору-
жений им. Н. М. Герсеванова и Всесоюзного научно-исследовательс-
кого института транспортного строительства. В учебнике отражено со-
держание составленных ими действующих норм и проекта главы
СНиПа «Мосты и трубы», который составлялся в период написания
учебника. Одновременно осуществлен переход на Международную
систему единиц (СИ), введенную в действие с января 1980 г.
Состав проекта. Проект оснований и фундаментов включает в себя
следующие составные части: анализ инженерно-геологических, кли-
матических и других природных условий; анализ нагрузок на фунда-
мент; расчеты несущей способности грунтов оснований; выбор опти-
1 При написании глав второй части учтены рекомендации ведущих спе-
циалистов Главмостостроя, Гипротрансмоста, Мосгипротранса и ВНИИ транс-
портного строительства — Г. П. Соловьева, А. А. Александрова, Л. В. Журав-
лева, Е. И. Крыльцова и К. С. Силина, которые представили для использова-
ния результаты современных проектных разработок, в том числе и для строи-
тельства БАМа,* а также проект СНиП П-43—77,
130
малЬной конструкции фундаментов с основными размерами; расчеты:
деформаций оснований и фундаментов, устойчивости фундаментов на
сдвиг, опрокидывание и морозное пучение, прочности и трещиностой-
кости конструкций1. Кроме того, в состав проекта входит проект ор-
ганизации и механизации работ и сметно-финансовый расчет.
Основания рассчитывают по двум группам предельных состояний:
по несущей способности (первая группа) и по деформациям (вторая
группа).
По первой группе предельных состояний — по несу-
щей способности — фундаменты рассчитывают в тех случаях, если:
на них передаются значительные горизонтальные силы, в том числе
сейсмические; фундамент расположен на бровке откоса или вблизи
крутопадающего слоя грунта; на фундамент могут действовать силы
морозного пучения; основание сложено скальными грунтами.
По второй группе предельных состояний — по дефор-
мациям— фундаменты рассчитывают во всех случаях, кроме тех, при
которых осадка и крен фундамента заведомо не опасны для сооруже-
ния.
Исходные данные для проектирования. Проект разрабатывают на
основании таких данных: климатические условия района, глубина
сезонного промерзания и оттаивания грунтов; сейсмичность площад-
ки и особые условия, осложняющие строительство и эксплуатацию
сооружений (наличие расчлененного рельефа, осыпей, обвалов, селе-
вых потоков, подрабатываемых территорий); отметки расчетных уров-
ней высоких и меженных вод, уровня высокого ледохода и низкого ле-
достава, толщина льда, глубина местного размыва русла вокруг опо-
ры; результаты инженерно-геологических и гидрогеологических изыс-
каний, полевых и лабораторных исследований грунтов, сведения о на-
личии и свойствах просадочных, вечномерзлых, набухающих, затор-
фованных, засоленных и насыпных грунтов и карста; нагрузки на
фундаменты и их равнодействующие в основном, дополнительном и
особом Сочетаниях. Кроме того, рекомендуется ознакомление с опы-
том строительства и эксплуатации фундаментов в аналогичных усло-
виях и сбор сведений о местных строительных материалах и промыш-
ленности железобетонных изделий.
При выборе типов фундаментов предпочтение отдают конструк-
циям, которые можно сооружать индустриальным методом.
1.2.	НОРМАТИВНЫЕ И РАСЧЕТНЫЕ НАГРУЗКИ НА ФУНДАМЕНТЫ
Сочетания нагрузок. Фундаменты воспринимают нагрузку от со-
оружения и передают их вместе с собственным весом грунтовому ос-
нованию. Нагрузки определяют в основном, дополнительном и осо-
бом сочетаниях и суммируют из нагрузок, действующих на фунда-
мент, и его собственного веса.
Нормативные и расчетные нагрузки. Основные характеристики
нагрузок — их нормативные значения, установленные действующи-
1 Эти расчеты детально рассмотрены в курсе строительных конструкций.
131
ми нормами. Расчетная нагрузка равна произведению нормативной
нагрузки на коэффициент перегрузки. Коэффициент учитывает воз-
можные отклонения нагрузки в неблагоприятную сторону от норма-
тивного значения. Его принимают в зависимости от предельного сос-
тояния и в соответствии с требованиями норм. В случае одновременно-
го действия двух или нескольких нагрузок конструкцию рассчиты-
Та блица 1.1
Расчетные нагрузки на обрез фундамента промежуточной опоры
Сочетание нагрузок	Формулы для вычисления расчетных нагрузок	Условные обозначения
Основное	Г k ^р=ЛП0СТ 1 2^/, пост L 1 +	пост J + 4-Лцр 2 pi, вр’ 7’р=Пвр Ти;	Wp— расчетная вертикальная нагрузка Т’р— расчетная	горизонталь- ная нагрузка Qi,пост—собственный вес частей опоры и грунта на обре- зах фундамента рн —постоянная нагрузка от 1, пост пролетных строений р"  временная нагрузка от в₽ подвижного состава при 	нагрузка от давления льда льда Тн—тормозная нагрузка 	давление ветра ц?р	сейсмическая сила Ппост— коэффициент перегрузки для постоянных нагру- зок; Ппост = 1,1 лвр—коэффициент перегрузки для временных нагрузок; Пвр = 1,2 пветр—.то же для нагрузки от ветра; пВетр==1,2 лЛьда”"Т0 же Для нагрузки от льда; Пльда=1,2 пс—то же для сейсмической нагрузки; пс = 1,2
Дополни- тельное	Г k Np = «ПОСТ I Q/, пост L i + 2 P" пост] + k +0,8nBp 2 вр» 1 Tp=0,8nBp Тн + пветр ^ветр"Ь + плЬда ^льда	
Особое	Wp = Лпост £ 2 Qi, пост “Ь +	пост] + k + 0,7nBp 2 вр! 1 Тр=0,7пвр Тн + +пветр ^ветр "Ьплъда ^льда	
132
вают при наиболее неблагоприятных сочетаниях или соответствую-
щих им усилиях.
Нагрузки собирают по направлению их действия — вдоль и по-
перек оси моста. Для расчета по второй группе предельных состояний
собирают нормативные нагрузки, а по первой — расчетные, в трех ве-
роятных сочетаниях. Проф. А. И. Ксенофонтов составил таблицу для
сбора расчетных нагрузок наобрез фундамента промежуточной мосто-
вой опоры (табл. 1.1). Все нагрузки выражают в меганьютонах (МН);
1 МН — 100 тс (тонна-сил)1 * * * *.
При переходе от одного сочетания нагрузок к другому и особенно
при учете сейсмических сил положение равнодействующей меняется,
что имеет большое значение при расчете фундамента.
Нагрузки на промежуточные и концевые опоры мостов. У проме-
жуточных опор преобладающее значение имеют постоянные верти-
кальные нагрузки, у береговых — постоянные горизонтальные на-
грузки от грунта со стороны подходных насыпей. Фундаменты проме-
жуточных опор обычно симметричные, а береговые — несимметрич-
ные. Это особенно заметно у мостов распорных и висячих систем, у
которых значительные горизонтальные нагрузки передаются от про-
летных строений.
1.3.	ФУНДАМЕНТЫ МЕЛКОГО ЗАЛОЖЕНИЯ
Условия применения. Фундаменты мелкого заложения сооружа-
ют в открытых котлованах. При этом необходимо крепить откосы и
защищать котлован от притока воды. Стоимость этих работ зависит
от глубины котлована, поэтому устраивать их глубиной более 7 м не-
целесообразно. Фундаменты мелкого заложения строят при глубоком
залегании грунтовых вод и близком расположении прочных и мало-
сжимаемых грунтов. Основная область применения — малые мосты,
трубы, путепроводы и эстакады.
Особенности конструкции. Фундаменты мелкого заложения при
больших нагрузках обычно имеют массивную конструкцию ступен-
чатой формы из неармированного бетона, которая работает на сжатие
(рис. 1.1). Под небольшие нагрузки, например под рамностоечные
опоры путепроводов и эстакад, сооружают монолитные и сборные
железобетонные фундаменты. Они состоят из опорной плиты в ниж-
ней части и железобетонной колонны, которая доходит до поверх-
ности грунта или переходит в колонну опоры. Такие фундаменты
называют столбчатыми с уширенной пятой.
Обрез фундаментов мелкого заложения расположен примерно на
0,5 м ниже уровня прилегающего грунта на суходоле (на незато-
пляемой местности) или самого низкого уровня воды в водотоке
(рйс. 1, а, б). Подошву фундамента устанавливают на наиболее проч-
1 Постоянная вертикальная нагрузка от собственного веса опоры, фунда-
мента и грунта (в МН) на его обрезах равна произведению их объемов на
плотность и ускорение свободного падения: Qi = V,PfG. Величину p»Gf = yt
в дальнейшем будем называть удельным весом, размерность которого выра-
жается в меганьютонах на кубический метр(МН/м8).
133
Рис. 1.1. Массивные фундамен-
ты мелкого заложения проме-
жуточных опор в русле реки,
ila скале (а) и на суходоле (б)
ном грунте, на который предварительно отсыпают и уплотняют
щебень с проливкой его цементным раствором или укладывают
бетонную смесь толщиной не менее 20 см. Общая высота фундамента
моста, считая от подошвы до обреза, должна быть не менее 3, 5 м. Па-
зухи котлованов засыпают грунтом с послойным уплотнением. По-
верхность засыпки на суходолах укрепляют отмосткой, имеющей ук-
лон, необходимый для свободного стока воды от опоры.
1.4.	ФУНДАМЕНТЫ ГЛУБОКОГО ЗАЛОЖЕНИЯ
Условия применения. Если по инженерно-геологическим услови-
ям глубина заложения фундаментов превышает 7 м, то они могут быть
выполнены в виде опускных колодцев монолитного или сборного ти-
па и кессонов. Бывают случаи, когда глубина заложения может до-
стигать 70 м и более. На практике чаще всего фундаменты имеют глу-
бину заложения от 7 до 30 м. По конструкции и методам сооружения
фундаменты глубокого заложения делятся на монолитные и сборные,
из опускных колодцев и на кессонные.
Монолитные опускные колодцы (рис. 1.2, а, б) представляют со-
бой толстостенные, бездонные ящики из железобетона со скошенными
внизу стенами. Онй погружаются в грунт под действием собственного
веса в то время, как грунт извлекают из колодца экскаватором или
землесосом. В процессе опускания стены наращивают. Подошву ко-
Рис. 1.2. Опускные колодцы для фундаментов глубокого заложения:
а —бетонный или железобетонный с толстыми стенами сплошного сечения; б —железобе-
тонный с полыми стенами, заполняемыми бетоном; в — железобетонный из тонкостенной
оболочки
134
лодца стремятся заложить на скальном, плотном песчаном или твер-
дом глинистом грунте, обладающем высокой несущей способностью.
Днище колодца бетонируют, как только низ его дойдет до заданной
отметки грунта после зачистки забоя, затем колодец заполняют песком
или бетоном низкой марки.
Сборные опускные колодцы (рис. 1.2, а) устраивают из тонкостен-
ных железобетонных оболочек наружным диаметром от 1,6 до 3 м, ко-
торые погружают в грунт вибраторами при одновременном удалении
грунта изнутри. Фундамент может состоять из нескольких сборных
колодцев, объединенных сверху общей железобетонной плитой. Верх
плиты служит обрезом фундамента.
Кессонные фундаменты отличаются от монолитных опускных ко-
лодцев наличием в нижней их части герметичной камеры. Сжатым
воздухом из камеры вытесняют воду, после чего грунт разрабатывают
средствами малой механизации, опуская рабочих в камеру, через пнев-
матический шлюз. Кессонные фундаменты — дорогостоящие конст-
рукции, работа в них вредна для здоровья, поэтому их строят редко.
Однако в определенных условиях кессонная проходка остается единст-
венно возможным методом сооружения фундамента.
1.5.	СВАЙНЫЕ ФУНДАМЕНТЫ
Свайный фундамент состоит из свай, погруженных в грунт, и объе-
диняющей их плиты — ростверка. Верхняя плоскость ростверка слу-
жит обрезом фундамента. Обычно ростверк делают железобетонным.
Если ростверк заглублен в грунт, его называют низким. При
глубокой воде и на вечной мерзлоте применяют высокие рост-
верки, подошвы которых могут быть подняты над уровнем земли на
значительную высоту.
Проектирование свайных фундаментов регламентируется
СНиП П-17—77, согласно которым сваи делят на несколько типов
в зависимости от способов их погружения в грунт.
Забивные железобетонные сваи получили наибольшее распростра-
нение. Их погружают в грунт свайными молотами или вибропогру-
жателями. Реже сооружают фундаменты из деревянных и металли-
ческих свай. Все более широкое применение получают сваи-оболоч-
ки из тонкостенных железобетонных труб, погружаемых вибра-
торами.
Буроопускные сваи и столбы представляют собой железобетонные
круглые или восьмиугольные в разрезе элементы. Их опускают в
заранее пробуренные скважины. Зазоры между стенками скважины
и поверхностью сваи заполняют цементным раствором. Такие сваи
и столбы получили большое распространение при строительстве на
вечной мерзлоте, в частности на БАМе.
Буровые и буронабивные сваи изготовляют на месте путем запол-
нения бетонной смесью заранее сделанных скважин. Обычно эти сваи
имеют большие размеры поперечных сечений и обладают большой не-
сущей способностью, которая может быть значительно увеличена за
136
Рис. 1.3. Фундамент с высоким ростверком на буровых сваях с уширенными
пятами системы Е. Л. Хлебникова
счет уширения в нижней части сваи (рис. 1.3). Буронабивные сваи
устраивают там, где недопустимы удары и вибрации.
Винтовые сваи применяют в основном для временных сооружений
и используют несколько раз. Ствол сваи делак?т из стальной или же-
лезобетонной трубы, в нижней части которой крепится стальная вин-
товая лопасть. Погружают сваи при помощи кабестана. Конструкции
и методы погружения сваи подробно описаны в главе IV. Современный
свайный фундамент в вечной мерзлоте показан на рис. 8.4. В по-
следнее время появилось много высокопроизводительных машин для
строительства свайных фундаментов, что способствует их возрастаю-
щему применению во всех видах строительства.
Промышленность выпускает ежегодно миллионы железобетонных
свай.
Несущая способность одиночной сваи изменяется в зависимости
от ее размеров и грунтовых условий в пределах от нескольких тонн
до нескольких тысяч тонн. Применение свай уменьшает земляные ра-
боты, позволяет вести работы зимой и исключает необходимость в
устройстве глубоких котлованов.
1.6.	ВЫБОР ТИПА ФУНДАМЕНТА
Принцип вариантного проектирования. В основе проектирования
мостов в течение многих десятилетий лежит принцип вариантного про-
ектирования, введенный в практику знаменитым мостостроителем
136
Г. П. Передерием. Этот принцип полностью применим и к проектиро-
ванию фундаментов. На первом этапе проектирования необходимо
разработать и сравнить несколько вариантов конструкции фундамен-
та и методов его сооружения.
Технико-экономический анализ вариантов позволяет выбрать луч-
ший из них.
Особое внимание надо уделять максимальной механизации строи-
тельных работ и самому широкому применению современной буро-
вой техники и мощных кранов.
Правильный выбор типа фундамента, обеспечивающий его надеж-
ность и долговечность, возможен только на основе тщательного изу-
чения климата, геологии и свойств грунтов строительной площадки.
Особое внимание следует уделить выявлению условий, могущих ослож-
нить и, ухудшить строительство и последующую эксплуатацию фун-
даментов.
Очень большое значение имеет также учет местного опыта
строительства и эксплуатации аналогичных фундаментов. В сложных
инженерно-геологических условиях и при строительстве больших мос-
тов нередко требуется проведение обширных дополнительных изыска-
ний и научно-исследовательских работ. Конструкции фундаментов,
приспосабливаемых к местным условиям, могут значительно отличать-
ся от общепринятых (рис. 1.4).
За осадками опор больших мостов ведут многолетние наблюдения,
результаты-которых имеют большую ценность для проверки существую-
щих и разработки новых методов расчета.
Ниже приводятся рекомендации по выбору конструкции фунда-
ментов для вариантного проектирования на основе исходных данных
о проектируемом мосте и инженерно-геологических условий.
Рис. 1.4. Комбинированный фундамент большого моста с необычной конструк-
цией ростверка
137
Фундаменты мелкого заложения. Этот тип фундаментов устраива-
ют под опоры эстакад, путепроводов и городских мостов при глубо-
ком уровне грунтовых вод и наличии скальных, крупнообломочных
и песчаных грунтов, а также непросадочных глинистых при показа-
теле консистенции /ь 0,6 на глубине не более 6 м от поверхности.
Фундаменты мелкого заложения разрешается устраивать под опоры
перечисленных сооружений на вечномерзлых грунтах, оттаивание
которых возможно в период эксплуатации сооружения. Под опоры
массивных конструкций устраивают монолитные фундаменты, под
стоечно-рамные — .сборные, из типовых железобетонных элементов
заводского изготовления.
Фундаменты глубокого заложения из монолитных опускных ко-
лодцев. Эти фундаменты целесообразны под опоры всех типов средних
и больших мостов, при скальных, крупнообломочных, твердых гли-
нистых грунтах, расположенных на глубине более 6 м от поверхности
воды или если вышележащая толща состоит из просадочных, затор-
фованных или глинистых грунтов с показателем консистенции II >
>0,6, при отсутствии твердых прослоек, валунов, корчей, так как
они могут служить препятствием для опускания колодцев. Кессоны
устраивают только в исключительных случаях, если в толще грунтов
обнаружены препятствия для опускания колодцев или верхние слои
не пригодны для фундаментов других типов.
Сборные фундаменты глубокого заложения из тонкостенных же-
лезобетонных колодцев-оболочек с наружным диаметром от 1,6 до
3 м. Рекомендуются для опор всех типов больших мостов вместо моно-
литных, если можно получить оболочки с заводов железобетонных из-
делий и существуют источники энергии для мощных вибропогружа-
телей.
Фундаменты из забивных свай и свай-оболочек диаметром 0,8—1,3 м.
Рекомендуются для малых и средних мостов на грунтах, допускающих
забивку и вибропогружение свай и обеспечивающих необходимую не-
сущую способность, в том числе в пластично-мерзлых и для проходки
верхней толщи из просадочных, заторфованных и глинистых грун-
тов, с показателем консистенции IL >0,6.
Фундаменты из набивных свай. Рекомендуются вместо забивных
в грунтах, которые не допускают забивки или вибропогружения, а
также при строительстве вблизи сооружений, которые нельзя под-
вергать сотрясениям и вибрации.
Этот тип фундаментов целесообразно сооружать вместо кессонов,
если грунты допускают бурение скважины и (желательно) устройство
уширений.
Столбчатые фундаменты без уширения. Рекомендуются при строи-
тельстве фундаментов в районах вечной мерзлоты при сохранении
мерзлых грунтов при эксплуатации, а также наличии скальных пород
на досягаемой глубине. Кроме того, столбчатые фундаменты устраивают
при верхней толще из слабых, просадочных, насыпных и набухаю-
щих грунтов, для чего их пропускают через эти грунты до скалы, твер-
домерзлых или обычных грунтов большой прочности.
138
Глава II
ПРОЕКТИРОВАНИЕ ФУНДАМЕНТОВ
МЕЛКОГО ЗАЛОЖЕНИЯ
2.1.	ЭТАПЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ. ВЫБОР ОПОРНОГО ПЛАСТА
После того как определена нагрузка, действующая на фундамент,
приступают к проектированию по следующим этапам: назначают глу-
бину заложения и выбирают опорный пласт грунта; предварительно
назначают размеры и определяют вес фундамента; определяют сопро-
тивление грунта опорного пласта сжатию под подошвой фундамента;
проверяют напряжение под подошвой и несущую способность фунда-
мента; проверяют положение равнодействующей и устойчивость фун-
дамента на опрокидывание и сдвиг; рассчитывают устойчивость фун-
дамента против глубокого сдвига вместе с окружающим грунтом (в
сложных инженерно-геологических условиях). Определяют среднюю
осадку и крен фундамента, вычисляют горизонтальное смещение вер-
ха опоры.
В процессе работ при необходимости уточняют предварительно
назначенные размеры фундамента.
Опорным пластом называют грунт, расположенный не-
посредственно под подошвой фундамента и воспринимающий от нее
нагрузку.
Правильный выбор опорного пласта предопределяет на-
дежность основания и представляет собой один из наиболее ответст-
венных этапов проектирования; выбор опорного пласта осуществ-
ляется на основании детального изучения геологического разреза й
результатов полевых и лабораторных исследований грунтов. Жела-
тельно, чтобы толщина опорного пласта была не менее удвоенной ши-
рины подошвы.
Наиболее надежны в качестве опорного пласта невыветрелая ска-
ла, крупнообломочные грунты с песчаным заполнителем, твердые гли-
ны и суглинки, крупные и средней крупности плотные пески. Нель-
зя использовать в качестве опорного пласта торф, заторфованный
грунт, глинистые грунты с показателем консистенции IL >0,6, рых-
лые пески, грунты набухающие и просадочные. Такие грунты проре-
зают фундаментом на всю их толщину. При выборе места под фунда-
менты предпочтение рекомендуется отдавать устойчивым коренным
породам. Следует избегать оползневых склонов, осыпей, путей дви-
жения селевых потоков.
2.2.	ПРЕДВАРИТЕЛЬНОЕ НАЗНАЧЕНИЕ РАЗМЕРОВ ФУНДАМЕНТА
Подошву фундамента закладывают на такой глубине в пределах
опорного пласта, чтобы были исключены промерзание лежащего под
ней грунта (если он пучинистый) и возможность подмыва фундамента
при прохождении паводка.
139
Исходя из этого подошву закладывают:
на незатопляемых территориях (суходолах) при наличии пучинис-
тых грунтов на 0,25 м ниже расчетной глубины промерзания. В непу-
чинистых грунтах независимо от глубины промерзания, но не менее
чем на 1 м ниже поверхности;
в водоемах на 2,5 м ниже уровня местного размыва, а при его от-
сутствии не менее чем на 1 м от поверхности грунта;
в любом случае не менее чем на 0,5'м ниже кровли опорного пласта
грунта.
Другие размеры фундамента предварительно назначают на осно-
вании практического опыта и конструктивных соображений с целью
определить его собственный вес и размеры подошвы, необходимые
для вычисления расчетного сопротивления грунта.
Размеры фундамента зависят от глубины залегания опорного плас-
та, отметки поверхности земли на суходоле или отметки самого низ-
кого горизонта воды в водоеме и размеров нижней площади сечения
опоры моста, а у сборных фундаментов, кроме того, от размеров же-
лезобетонных элементов. Размеры фундаментов выражают в метрах.
Обрез фундамента на суходолах закладывают на 0,5 м ниже по-
верхности прилегающего грунта, а в водоемах — на 0,5 м ниже са-
мого низкого уровня воды. Если, обрез расположен в пределах коле-
бания уровней воды или льда, то устраивают фаску не менее
0,3 X 0,3 м, а фундаменту придают обтекаемую форму.
Размеры площади обреза монолитного фундамента должны быть
на 0,5—1 м больше, чем у площади сечения низа опоры в обоих направо
лениях. Фундаменту придают ступенчатую форму с углом уширения
а 30°, что исключает скол неармированной кладки (рис. 2.1). Высо-
ту ступеней принимают от 1 до 2 м. Если опорный слой состоит из проч-
ных грунтов, то минимальная площадь подошвы может быть равна
площади обреза.
'Площадь подошвы монолитного фундамента при заданной высоте
Лф ограничивают углом уширения а и размерами площади сечения
Рис. 2.1. Расчетная схема фундамен-	Рис. 2.2. Конструкции железобетонных
та мелкого заложения промежуточ-	сборных (а) и монолитных (б) фунда-
ной опоры на суходоле:	ментов под стоечные опоры:
1 — опора; 2 — фундамент массивной кон-	1 — арматура; 2 — подъемные скобы
струкции; 3 —грунтовое основание
140
Таблица 2.1
Размеры и объемы некоторых сборных железобетонных фундаментов
Сечение фундамента	Тип фундамента	Расход бетона, м*	Высота, м	Размеры обреза, м	Размер подошвы, м
/,5 .					
	ФВ 7	4,5	1,5	1,5X1,2	3,0X2,1
fif ;	ФВ 8	5,0	1,8'	1,5X1,2	3,0x2,1
	ФВ 9	6,1	2,4	1,5X1,2	3,0X2,1
|л 3,0 J	ФВ 10	7,2	3,0	1,5X1,2	3,0X2,1
	ФВ 73	9,8	1,5	1,5X1,2	4,8X3,6
Ш '	ФВ 74	10,3	1,8	1,5x1,2	4,8X3,6
J i чл	ФВ 75	11,4	2,4	1,5X1,2	4,8X3,6
_Г । Г 1	I 1	ФВ 76	12,5	3,0	1,5X1,2	4,8X3,6
[.	V,8 J					
нижней части опоры (см. рис. 2.1). Максимально допустимая ширина
и длина площади подошвы Ьтел и /тах определяются так:
^шах ^оп 4" 2Лф tg оь;	(2.1)
Anax = ion + 2Лф tg а,	(2.2)
где Ьоп и /оп — ширина и длина площади сечения низа опоры, м;
кф — высота фундамента, м;
а — угол уширёния; а = 30°;
tg а = 0,577.
На грунтах с расчетным сопротивлением менее R = 15 МПа не ре-
комендуются монолитные фундаменты' мелкого заложения, так как
при этом чрезмерно увеличиваются ширина и глубина заложения по-
дошвы.
В зависимости от условий строительства под подошвой фундамен-
та может быть устроена тампонажная подушка из бетона, преграждаю-
щая доступ воды в котлован, или уложен выравнивающий слой щеб-
ня или песка. Толщина тампонажной подушки вычитается из глуби-
ны промерзания при определении глубины заложения подошвы в цу-
чинистые грунты.
Размеры железобетонных сборных фундаментов (табл. 2.1) зави-
сят от элементов, из которых они состоят (рис. 2.2). Размеры плиты
подбирают в зависимости от нагрузки и свойств грунта. Площадь се-
чения гнезда для колонны соответствует площади сечения стойки опо-
ры моста, с которой она может составлять одно целое.
141
Нормативный вес фундамента равен объему фун-
дамента, умноженному на нормативный удельный вес кладки. Нор-
мативный удельный вес у (в МН/м3): железобетона — 0,025; бетона —
0,024; бутобетона — 0,022; бута — 0,020.
Вес грунта на уступах фундамента зависит от его объема и равен
сумме объемов призм с вертикальными гранями, основаниями кото-
рых служат верхние плоскости у ступоц фундамента. Удельный вес
грунта уплотненной засыпки можно принимать для влажных песча-
ных грунтов у = 0,019 МН/м3 и тугопластичных глинистых у =
= 0,017 МН/м3.
Для частей фундамента, расположенных ниже уровня поверхност-
ных или грунтовых вод, вводится в расчет нормативное гидростати-
ческое давление (учитывается взвешивающее действие воды) в супесях,
песках, суглинках и илах во всех случаях; в глинах, когда это созда-
ет более неблагоприятные условия. Уровень воды принимают наибо-
лее невыгодным.
Воздействие гидростатического давления учитывается путем
уменьшения нормативного давления на основание от собственного
веса фундамента и грунта на его обрезах, находящихся ниже уровня
воды. Объемный вес водонасыщенного грунта и кладки принимают
при этом на единицу меньше. В приближенных расчетах средний
удельный вес фундамента с грунтом на обрезах можно принимать
равным 0,020 МН/м3 выше уровня воды и 0,010 МН/м3 ниже него.
Расчетный вес фундамента равен нормативному
весу, умноженному на коэффициент перегрузки.
2.3.	РАСЧЕТНОЕ СОПРОТИВЛЕНИЕ ГРУНТОВ СЖАТИЮ
ПОД ПОДОШВОЙ ФУНДАМЕНТА
Требования норм. Согласно нормам на проектирование мостов и
труб несущую способность и деформативность оснований рассчиты-
вают по физико-механическим характеристикам грунтов, определяе-
мым экспериментально. Допускается также эмпирическое обоснова-
ние параметров, отражающих взаимодействие фундамента с основа-
нием, по физическим характеристикам грунтов. При изысканиях под
большие мосты обязательно испытывают грунты вдавливанием штам-
пов. Прежде всего определяют сопротивление грунта, из которого
сложен опорный пласт.
Расчетное сопротивление скальных невыветренных пород (в МПа)
(2.3)
Аг
где — нормативный предел прочности образцов скальной породы
на сжатие в водонасыщенном состоянии, МПа;
т, Кг — коэффициенты условий работы и безопасности. Можно при-
нимать т/Кг = 0,7.
При скальных породах слабовыветрелых или выветрелых. предел
прочности умножают на коэффициент 0,6 или 0,3 соответственно.
142
В таких случаях по нормам рекомендуется определять расчетное со-
противление на основании данных испытаний пород штампом.
Расчетное сопротивление нескальных грунтов определяют по спра-
вочным таблицам норм, которые приводятся в сокращенном виде
(табл. 2.2—2.4). Условные табличные сопротивления пересчитывают
на расчетные по формуле
R = 1,7 (R' [1 + Ki (Ь — 2)] + KaV (h — 3)},	(2.4)
где R' — условное сопротивление грунта, МПа, принимается по
табл. 2.2—2.4;
b — ширина (меньшая сторона или диаметр) подошвы фунда-
мента, м; если ширина более 6 м, то принимают b = 6 м;
h — глубина заложения подошвы, м;
7 — приведенный удельный вес грунта, расположенного вы-
ше подошвы, МН/м8;
Ki> Кг — коэффициенты, зависящие от гранулометрического сос-
тава и пластичности грунта, принимаются по табл. 2.5.
Табл. 2.2—2.4 составлены на основании эмпирических данных для
фундаментов с шириной подошвы 2 м и глубиной заложения 3 м. Ес-
ли фундамент имеет другие размеры, то при переходе к расчетному
сопротивлению по формуле (2.3) вводят поправки.
Эмпирическая формула (2.4) позволяет учесть влияние ширины
подошвы и глубины заложения, увеличение которых повышает несу-
щую способность фундамента.
Глубину заложения подошвы h при определении расчетного сопро-
тивления отсчитывают от расчетной поверхности и при-
нимают для опор мостов от наинизшего проектного уровня грунта пос-
Таблица 2.2
Значение R' (в МПа) глинистых
непросадочных грунтов в основаниях
Грунт, число пластичности	Коэффициент пористости е	Коэффициент консистенции			
		0	0,2	0,4	0.6
Супеси	0,5	0,35	0,25	0,15	—
/р<0,05	0,7	0,30	0,20	0,10	—
Суглинки	0,5	0,40	0,30	0,20	10
0,1 < Zp < 0,15	1,0	0,30	0,20	0,10	—
Глины	0,5	0,60	0,35	0,25	15
/р>0,2	0,8	0,40	0,25	0,15	—
	1,1	0,30	0,20	0,10	—
Таблица 2.3
Значение R' (в МПа) песчаных
грунтов в основаниях
Грунт с учетом изменения влажности в будущем	R для песков средней плотности
Пески гравелистые и круп-	0,35
ные любой влажности Пески средней крупности	
маловлажные То же очень влажные и	0,30
насыщенные водой Пески мелкие маловлаж-	0,25
ные То же очень влажные и	0,20
насыщенные водой Пески пылеватые мало-	0,15
влажные	0,20
То же очень влажные	0,15
» насыщенные водой	0,10
143
Таблица 2.4	Таблица 2.5
Значение R' (в МПа) крупнообломоч- ных грунтов в основаниях		Коэффициенты Ki и Кг				
Грунт	R'	Грунт	К»	к,
Галечниковый (щебени-		Гравий, галька, песок гра-		
стый) из кристаллических	1,50	велистый, крупный и сред-	0,10	3,0
пород		ней крупности		
	1,00	Песок мелкий	0,08	2,5
То же из осадочных пород		Песок пылеватый, супесь	0,06	2,0
Гравийный (дресвяной) из	0,80	Суглинок и глина твердые	0,04	з,о
кристаллических пород		и полутвердые		
	0,50	То же тугопластичные и	0,02	
Тоже из осадочных пород		мягкопластичные		
ле срезки в пределах контура опоры, а в русле рек — от уровня, рас-
положенного ниже дна водотока на значение, равное глубине обще-
го и половине местного размывов дна при расчетном паводке.
Расчетное сопротивление для слоев глины и суглинка в пределах
постоянных водотоков нормы разрешают увеличивать за счет давле-
ния столба воды на 0,015 hBt где hB — высота столба воды, считая от
наинизшего уровня межени до уровней, указанных выше.
2.4. НЕСУЩАЯ СПОСОБНОСТЬ ГРУНТОВОГО ОСНОВАНИЯ
Среднее и наибольшее напряжения под подошвой фундамента (в
МПа) согласно схеме рис. 2.3:
Рср = -7—;	(2.5)
г
k	k
(2.6)
где JMj, — расчетные значения нормальной силы (в МН) и мо-
1	1 мента (в МН-м) в уровне подошвы фундамента от за-
данной комбинации, включая собственный вес фун-
дамента и грунта на его уступах, с учетом взвешива-
ющего действия воды;
F, W — площадь подошвы (в м2) и ее момент сопротивления
(в м8), относящийся к наиболее нагруженному ребру.
ZNt	XMt
Формулы (2.5) и (2.6) справедливы при условии, что
Г	W 2
где Wa — момент сопротивления, относящийся к менее нагруженному
144
Рис. 2.3. Эпюры давления на
грунт под подошвой фунда-
мента при разных значениях
опрокидывающего момента
Рис. 2.4. Вертикальная привязка фун-
дамента к грунтовому разрезу:
/ — грунты поверхностной толщи; 2 — опор-
ный слой; 3 — подстилающий слой; h —
глубина заложения; zi — толщина опорного
слоя
ребру. Если это условие не выполняется, то эпюру напряжений под
подошвой считают треугольной и вычисляют наибольшее давление
под прямоугольным фундаментом:
22^
_ 1
Ртах----	.---:
2 м,
36 «/2—4--
2*<
L 1
(2.7)
где /, b — длина и ширина подошвы, м.
Несущая способность основания при отсутствии сейсмических на-
грузок считается обеспеченной, если:
Рор<7-; Рт.х<-^-.
Ан	Ан
где R — расчетное сопротивление грунта сжатию под подошвой, МПа!
Кн — коэффициент надежности; Кн = 1,4; /
т — коэффициент условий работы; т — 1,04-1,2.
Действительная несущая способность согласно СНиП определя-
ется только при расчете фундаментов на сейсмические нагрузки, оп-
рокидывание, сдвиг по подошве и общий сдвиг вместе с окружающим
грунтом.
Проверка несущей способности подстилающего слоя грунта выпол-
няется в том случае, если под опорным пластом лежит грунт менее
прочный.
Допустимые напряжения (в МПа) на кровле слабого грунта:
у (h +	+ а (рср — yh) < R,	(2.8)
145
где рср — среднее Давление под подошвой фундамента, МПа;
у — средневзвешенный удельный вес грунта, лежащего над
кровлей подстилающего слоя, МН/м8;
h — глубина заложения подошвы фундамента от расчетной по-
верхности грунта (рис. 2.4), м;
Zi — расстояние от подошвы фундамента до кровли i-го под-
стилающего слоя, м;
R — расчетное сопротивление грунта подстилающего слоя на
уровне кровли для расчетных размеров фундамента, МПа;
а — коэффициент, учитывающий уменьшение напряжения с
глубиной, принимается по табл. 3.1 (см. первую часть
книги).
Положение равнодействующей в плоскости подошвы фундамента
влияет на неравномерность распределения напряжений под подошвой
и характеризуется относительным эксцентриситетом е/р, который ог-
раничен следующими пределами:
а)	на скальных грунтах при наиболее невыгодном сочетании на-
грузок е/р = 1,2;
б)	на нескальных грунтах для промежуточных опор; при учете
только постоянных нагрузок е/р 0,1, при наиболее невыгодном со-
четании постоянных и временных нагрузок е/р 1,0; для береговых
опор: при учете только постоянных нагрузок е/р 0,5, при наиболее
невыгодном сочетании постоянных и временных нагрузок е/р 0,8.
Здесь е = M/N — эксцентриситет вертикальной равнодействую-
щей N относительно центра тяжести площади подошвы фундамента
при моменте действующих сил М относительно главной центральной
оси подошвы; р — WJF — радиус ядра сечения площади подошвы
фундамента, где №2 относится к менее нагруженному ребру.
2.5.	ПРОВЕРКА ФУНДАМЕНТА НА СДВИГ И ОПРОКИДЫВАНИЕ
При расчете фундамента на сдвиг подошвы по грунту или опроки-
дывание вокруг наиболее нагруженного ребра (рис. 2.5) сопротивле-
ние грунта перед фундаментом со стороны, куда направлен сдвиг
или опрокидывание, не принимают во вни-
мание и считают, что устойчивость обеспе-
чивается только собственным весом и тре-
нием подошвы о грунт.
Окружающая масса грунта при такой
расчетной схеме в движении фундамента не
участвует.
Рис. 2.5. Приведение внешних нагрузок к равно-
действующей в плоскости подошвы фундамента:
/?Доп — равнодействующая
146
Устойчивость против опрокидывания и сдвига фундамента по
грунту рассчитывают на нормативные нагрузки с коэффи-
циентом перегрузок, но без динамического коэффициента. Главные
факторы, вызывающие опрокидывание и сдвиг, — горизонтальные на-
грузки и эксцентриситет приложения вертикальных нагрузок.
Устойчивость против опрокидывания рассчитывают по формуле
k	k
Л1расч_ 1	1	/О О\
-----------------------t или е]у	(ДУ)
Мнред	*	9
yli^i
где 2Ирасч, ЛТПред — расчетный и предельный опрокидывающие моменты
от горизонтальных сил, МН-м;
—	составляющие всех вертикальных сил, МН;
Tt — составляющие всех горизонтальных сил, МН;
et, ht — плечи сил Nt и Tt относительно центра тяжести
площади подошвы фундамента, м;
е — расстояние от центра тяжести площади подошвы
до точки пересечения равнодействующей с плос-
костью подошвы, м;
у — расстояние от центра тяжести площади подошвы
до ребра А—А, вокруг которого возможно опро-
кидывание фундамента, м;
т — коэффициент условий работы для фундаментов;
на скальном основании т = 0,80, на нескальном
основании т = 0,70.
Сдвиг подошвы по грунту рассчитывают по формуле
Т
---Ст,	(2.10)
ПРеД К V А7
где Тсдв и ТПред — расчетная и предельная сдвигающие силы, МН;
т — коэффициент условий работы; т = 0,8;
—	составляющие всех горизонтальных сил, МН;
1
k
^Ni — то же вертикальных сил, МН;
ф — коэффициент трения подошвы о грунт.
Коэффициент перегрузки постоянных нагрузок принимают боль-
ше единицы при tg а ^5 <р и меньшим единицы при tga < ф, где а —
угол между направлением равнодействующего усилия от данной на-
грузки и вертикалью.
Коэффициенты трения кладки фундамента по грунту ф: для влаж-
ных глин и скальных пород с омыливающейся поверхностью (глинистые
сланцы, известняки и т. п.) — 0,25; то же для сухих — 0,30; для су-
глинков и супесей — 0,30; для песков — 0,40; для гравийных и га-
лечниковых грунтов — 0,50.
147
2.6.	ОБЩАЯ УСТОЙЧИВОСТЬ ФУНДАМЕНТА
ВМЕСТЕ С ОКРУЖАЮЩИМ ГРУНТОМ
Опасность потери устойчивости фундаментом вместе с окружаю-
щим грунтом возникает обычно при строительстве сооружений на
склонах, в частности — береговых опор мостов, особенно если в грун-
товом основании встречаются наклонные водоносные прослойки и
прогнозы указывают на возможность оползней.
У фундаментов промежуточных опор опасность общего сдвига воз-
никает при расположении их на крутых косогорах. У береговых опор
опасность сдвига усиливается давлением грунта со стороны подход-
ной насыпи высотой более 10 м. Если же в основании лежит слой гли-
нистого грунта или прослойка водонасыщенного песка, подстилае-
мого глинистым грунтом, то расчет на глубокий сдвиг выполняют и при
высоте подходной насыпи от 5 до Юм. Кроме того, надо учитывать
возможные локальные оползневые сдвиги на ранее устойчивых скло-
нах, вызванные действием веса опоры и подходной насыпи, а также
нарушением устойчивости слоев грунта при производстве работ и из-
менении режима поверхностных и грунтовых вод.
Устойчивость против глубокого сдвига рассчитывают по первому
предельному состоянию — по несущей способности,
предполагая, что поверхность сдвига является круглоцилиндричес-
кой, а мгновенная ось вращения расположена спереди и выше рассчи-
тываемой опоры. Наиболее опасное положение оси определяют мето-
дом последовательных приближений (рядом попыток), при которых
находят и сравнивают моменты сдвигающих и удерживающих сил от-
носительно этой оси при разных радиусах и положениях поверхности
скольжения. Поверхность скольжения должна проходить возможно
ближе к природным пластам грунта, по которым наиболее велика
опасность сдвига (рис. 2.6 и 2.7).
На глубокий сдвиг рассчитывают не только фундаменты мелкого
заложения, но также свайные и
Рис. 2.6. Схема к расчету общей устойчи-
вости береговой опоры вместе с фунда-
ментом и окружающим грунтом вдоль
оси моста
столбчатые (см. рис. 2.6). Рас-
считывают методом, основы ко-
торого рассмотрены в § 5.8.
Из массива грунта выделяют
сектор с расположенным в нем
фундаментом, делят его на вер-
тикальные участки, затем оп-
ределяют площадь и вес каж-
дого из этих участков и вес
фундамента, последний сумми-
руется с весом лежащего под
ним участка. Определяют дав-
ление от нагрузки, располо-
женной на поверхности за-
сыпки, горизонтальную тормоз-
ную силу, передаваемую вер-
ху опоры, и гидростатическое
давление на сползающий мас-
148
сив. Рекомендуется делить массив не менее чем на восемь
участков.
В пределах каждого участка находят значение и точки приложе-
ния равнодействующих вертикальных сил. Сдвигающий и удержи-
вающий моменты всех сил относительно оси поверхности скольже-
ния вычисляют по формулам:
k
Мсдв = 2 Gt + Тгт 4- Вгв;	(2.11)
1
+^«0,)],	(2.12)
где Gt — равнодействующая вертикальных сил от веса i-ro выде-
ленного участка, нагрузки на его поверхности и веса фун-
дамента, приходящегося на участок, МН;
rt — плечо силы Gt относительно точки а при расположении
силы относительно точки а с той же стороны, что и под-
ходная насыпь, м;
Т — тормозная сила, МН;
гт — плечо тормозной силы, м;
В — равнодействующая сил гидростатического давления на
сползающий массив, МН;
г в — плечо силы В, м;
Ci — расчетные значения углов внутреннего трения и сцепле-
ния грунта, пересекаемого поверхностью скольжения в
пределах i-ro участка;
bi — средняя (условная) ширина поверхности скольжения в
направлении, перпендикулярном чертежу, м;
Li — длина поверхности скольжения в пределах i-ro участка;
k — число участков, на которое разделен массив.
Ширина участков скольжения bt и зависящие от нее веса отдель-
ных участков принимают условно по схеме рис. 2.7, а, если устой под-
держивает насыпь, и по схеме рис. 2.7, б, если промежуточная опора
расположена на крутом склоне. Здесь <рср — приведенный норматив-
Рис. 2.7. Поперечные сечения соскальзывающего массива грунта:
а — на подходной насыпи 1, 2, 3, 4, 5, 6- б — на откосе 1, 2, 3, 4- аа — положение поверхности
скольжения (см. рис. 2.6)
149
ный угол внутреннего трения для грунтов сползающей части мас-
сива. Разбивать массив вертикальными плоскостями надо так, чтобы
в пределах каждого участка поверхность скольжения проходила в
каком-либо одном слое грунта.
Моменты Жсдв и Муд определяют многократно для разных поло-
жений точки а и радиусов R. Наибольшее из полученных при этом
соотношений Л1сдв/Л1уд должно удовлетворять условию
Лн
где /псдв — коэффициент условий работы, /псдв — 1;
Кн — коэффициент надежности, Кн = 1,4.
2.7.	СРЕДНЯЯ ОСАДКА И КРЕН ФУНДАМЕНТА
Расчет осадок и крена необходим для оценки взаимодействия опор
с пролетным строением по второму предельному сос-
тоянию. Нормы разрешают не делать подобных расчетов, если
осадки и крен фундамента заведомо не опасны для пролетных строе-
ний. Например, если фундаменты расположены на скальных породах,
крупнообломочных грунтах с песчаным заполнителем, твердых гли-
нах и вечномерзлых грунтах, используемых по I принципу — для
мостов всех систем и пролетов. При опирании фундаментов на прочие
грунты разрешается не определять осадку и крен только для мостов
внешне статически определимых систем с пролетами до 50 м на желез-
ных дорогах и 100 м на автомобильных. В зависимости от геологи-
ческого строения грунтового основания примеряют одну из следую-
щих расчетных моделей, рекомендуемых нормами:
при более или менее однородном строении сжимаемой толщи —
модель однородного линейно-деформируемого полупространства;
при наличии в нижней части сжимаемой толщи слоя грунта с мо-
дулем деформации более 100 МПа — модель сжимаемого слоя ко-
нечной толщины.
Наблюдения за длительно существующими сооружениями показы-
вали, что в отличие от поля сжимающих напряжений под фундамен-
том поле деформаций не распространяется на бесконечно большую
глубину. Поэтому при расчете на основании модели линейно-деформи-
руемого полупространства в грунтовом основании выделяется сжима-
емая толща.
Нижняя граница сжимаемой толщи определяется по эмпиричес-
кой формуле норм, которая связывает глубину с соотношением между
природным давлением от собственного веса грунта и дополнительным
давлением от фундамента.
Для песчаных и глинистых грунтов нижнюю границу сжимаемой
толщи принимают на глубине (рис. 2.8), где дополнительное давление
от фундамента в 5 раз меньше природного давления от веса вышеле-
жащего грунта:
ро,г.=О,2р£2„	(2.13)
гао
Рис. 2.8. Схема к определению толщины ежи*
маемого слоя под подошвой фундамента мел-
кого заложения
Рис. 2.9. Схема к определению
осадки фундамента методом
послойного суммирования
Если при этом нижняя граница сжимаемой толщи окажется в
сильно сжимаемом слое грунта, у которого Е<5 МПа, расчет глу-
бины повторяют при условии, что
Р0.г'=ЫрБ.я>.	(2.14)
В формулах ро,2' — дополнительное давление от проектируемо-
го фундамента с учетом влияния соседних фундаментов на глуби-
не г от подошвы (по теории линейно-деформируемого полупространст-
ва), МПа; рв.г' — природное давление грунта на той же глубине с
учетом взвешивания в воде при наличии грунтовых вод, МПа.
Положение нижней границы сжимаемой толщи определяют гра-
фоаналитически (см. рис. 2.8). Если расчет по формулам (2.13) и (2.14)
показывает, что в пределы сжимаемой толщи попадает слой с моду-
лем деформации Е > 100 МПа, то принимают, что нижняя граница
сжимаемой толщи расположена на глубине залегания кровли мало-
сжимаемого слоя. Это означает, что следует переходить на модель ли-
нейно-деформируемого слоя конечной толщины, так как модель ли-
нейно-деформируемого полупространства для дальнейших расчетов
непригодна.
Если ширина подошвы фундамента или диаметр более 10 м, то ра-
счетную толщину линейно-деформируемого слоя при модуле деформа-
ции грунта Е 10 МПа определяют по формуле
tfpac4=#o+t	(2.15)
Для глинистых грунтов Но =! 9 м, t = 0,15; для песчаных Яо =*
= 6 м, < = 0,1.
Распределение вертикальных давлений в толще основания по тео-
рии линейно-деформируемого однородного полупространства для рас-
четов по формулам (2.14) и (2.15) принимают согласно схеме (рис.2.9).
Дополнительное (к природному) вертикальное давление от фунда-
мента на уровне подошвы
Pt~P — PB‘	(2.16)
151
На глубине z от подошвы фундамента дополнительное давление
Ро.г = “Ро-	(2-17)
Природное вертикальное давление на глубине (z + h') от поверх-
ности грунта
Ряг=1м«.	(2.18)
1
В формулах р0 — среднее дополнительное вертикальное давление
по подошве от суммы нормативных нагрузок и веса фундамента (с
учетом взвешивания в воде) в основном сочетании, МПа; рБ,г— вер-
тикальное давление от собственного веса грунта, залегающего выше
подошвы фундамента, с учетом взвешивания в воде, МПа; htfi — тол-
щины различных слоев грунта, м, и их удельные веса, МН/м8, с уче-
том взвешивания в воде в пределах от поверхности грунта до глубины
z; а — коэффициент уменьшения среднего дополнительного вертикаль-
ного давления от нагрузки, передаваемой фундаментом, с глубиной.
Коэффициент а определяется по теории распределения напряже-
ний в линейно-деформируемом однородном полупространстве по
табл. 3.1 часть первая. Для пользования этой таблицей необходи-
мо вычислить безразмерные отношения: tn = 2z/b и п = Иb для
фундаментов с прямоугольной подошвой и т = zlr с круглой, где
z — глубина, на которой определяют напряжение р0,г от подошвы
фундамента, м; b, I — ширина и длина прямоугольной подошвы, м;
г — радиус круглой подошвы, м.
Среднюю осадку фундамента определяют методом послойного сум-
мирования. На основе теории линейно-деформируемого однородного
полупространства или линейно-деформируемого однородного слоя ко-
нечной толщины рассчитывают дополнительное сжимающее напряже-
ние в грунтовом основании. Для учета неоднородности грунта раз-
бивают основание на горизонтальные слои согласно геологическому
разрезу, и каждый слой характеризуется присущим ему модулем об-
щей деформации. Расчет ведется только в пределах заранее определен-
ной глубины сжимаемой толщи (см. рис. 2.9).
При разбивке выделяют границы раздела между разными грунта-
ми, горизонт грунтовых вод и плоскость подошвы фундамента. Для
повышения точности расчета очень толстые слои дополнительно раз-
бивают на горизонтальные составляющие так, чтобы толщина каждого
слоя была не более 0,46, где b — ширина подошвы фундамента.
Осадка фундамента (в м) по модели линейно-де<|юрмируемого по-
лупространства
k Рп
s=0’8S^J-’	<219>
где k — число слоев в сжимаемой толще основания;
hit Et — толщина, м, и модуль общей деформации, МПа, каждо-
го слоя;
р0»н — среднее дополнительное вертикальное давление от фун-
дамента в пределах каждого слоя, МПа.
152
Коэффициент М
Таблица 2.6
Отношения п'=1/Ь	£ II СЧ S11 6 §	М	Отношения n^l/b	«Л- S II К * I	м
0	0,5	1,0 1	2	3	0,80
0,5	1	0,95		5	0,75
1	2	0,90	1 3		
Дополнительные давления pQtZi удобнее всего принимать по гра-
фику распределения р0>2, построенному для определения глубины сжи-
маемой толщи.
Осадка фундамента (в м) по модели линейно-деформируемого слоя
конечной толщины
s=bpM^^^,	(2.20)
где Ь,г — ширина прямоугольной или радиус круглой подошвы, м;
р — среднее давление на грунт под подошвой, МПа;
М. — коэффициент, принимается по табл. 2.6 в зависимости от
отношения толщины слоя Н к полуширине или к радиусу
подошвы при ширине 10—15 м;
п — число слоев, лежащих в пределах толщины Я;
kt — коэффициент, принимается по табл. 2.7 для i-ro слоя в за-
висимости от формы подошвы, отношения сторон подошвы
11b = и' и глубины подошвы слоя z к полуширине фунда-
мента 2z/6 = т' или его радиусу г!г = т'\
Et — модуль деформации слоя, МПа.
Табл. 2.6 и 2.7 составлены на основании теории линейно-деформи-
руемого слоя конечной мощности в результате работ проф. К. Е. Его-
рова и впервые введены в СНиП в 1975 г. Крен фундамента (рис. 2.10) на однород- ном основании определяют приближенно по теории линейно-деформируемого полупро- странства. Для прямоугольного фундамента вдоль продольной оси (2.21) 1	Е 1 (1/2)9	' Для прямоугольного фундамента вдоль поперечной оси ib=A=£.kb-!Hi-.	(2.22) Для круглого фундамента ‘'=4^*	(2-23)	JLiC ф Рис. 2.10. Схема к опре- делению крена и горизон- тального смещения верха опоры
153
В формулах Mlt Мь, Мг — моменты от всех горизонтальных и
вертикальных нагрузок в дополнительном сочетании, действующих
соответственно вдоль продольной или поперечной оси или радиуса
подошвы фундамента, МН • м; Eit р — модуль общей деформации и
коэффициент Пуассона грунтов в пределах сжимаемой толщи, сред-
ние по ее глубине; klt kb — коэффициенты, зависящие от отношения
сторон прямоугольного фундамента, принимаются по табл. 2.8.
Коэффициент k для фундаментов
Таблица 2.7
т=2г/Ь или т—г/г	Круглые радиусом г	Прямоугольные с соотношением сторон n^l/b, равным						Ленточные при п > 10
		1 I 1.4		1 I-» ]	1 2-4	3,2	1 6	
0,0	0,000	0,000	0,000	0,000	0,000	0,000	0,000	0,000
0,4	0,090	0,100	1,100	0,100	0,100	0,100	0,100	0,104
0,8	0,179	0,200	0,200	0,200	0,200	0,200	0,200	0,208
1,2	0,266	0,299	0,300	0,300	0,300	0,300	0,300	0,311
1,6	0,348	0,380	0,394	0,397	0,397	0,397	0,397	0,412
2,0	0,411	0,446	0,472	0,482	0,486	0,486	0,486	0,511
2,4	0,461	0,499	0,538	0,556	0,565	0,567	0,567	0,605
2,8	0,501	0,542	0,592	0,618	0,635	0,640	0,640	0,687
3,2	0,532	0,577	0,637	0,671	0,696	0,707	0,709	0,763
3,6	0,558	0,606	0,676	0,717	0,750	0,768	0,772	0,831
4,0	0,579	0,630	0,708	0,756	0,796	0,820	0,830	0,892
4,4	0,596	0,650	0,735	0,789	0,837	0,867	0,883	0,949
4,8	0,611	0,668	0,759	0,819	0,873	0,908	0,932	1,001
5,2	0,624	0,683	0,789	0,884	0,904	0,948	0,977	1,050
5,6	0,635	0,697	0,798	0,867	0,933	0,981	1,018	1,095
6,0	0,645	0,708	0,814	0,887	0,958	1,011	1,056	1,138
6,4	0,653	0,719	0,828	0,904	0,980	1,031	1,090	1,178
6,8	0,661	0,728	0,841	0,920	1,000	1,065	1,122	1,215
7,2	0,668	0,736	0,852	0,935	1,019	1,088	1,152	1,251
7,6	0,674	0,744	0,863	0,948	1,036	1,109	1,180	1,285
8,0	0,679	0,751	0,872	0,960	1,051	1,128	1,205	1,316
8,4	0,684	0,757	0,881	0,970	1,065	1,146	1,229	1,347
8,8	0,689	0,762	0,888	0,980	1,078	1,162	1,251	1,376
9,2	0,693	0,768	0,896	0,989	1,089	1,178	1,272	1,404
9,6	0,697	0,772	0,902	0,998	1,100	1,192	1,291	1,431
10,0	0,700	0,777	0,908	1,005	1,110	1,205	1,309	1,456
11,0	0,705	0,786	0,922	1,022	1,132	1,233	1,349	1,506
12,0	0,710	0,794	0,933	1,037	1,151	1,257	1,384	1,550
Таблица 2.8
Значения ki и kb для формул (2.21)—(2.23)
	Отношение сторон подошвы прямоугольного фундамента п=4/Ъ					
Коэффициент	1.0	1.4	1,8	2,4	3,2	6,0
kt kb	0,55 0,55	0,71 0,39	0,83 0,33	0,97 0.25	1,1 0,19	1,44 0,13
154
Формулы (2.21)—(2.24) справедливы для грунтового основания,
однородного по глубине. При слоистом основании, с разными значе-
ниями отношения 1— р2/£ в каждом слое, его по методу Н. А. Цыто-
вича приводят к квазиоднородному, учитывая, что сжимающее напря-
жение с глубиной уменьшается.
Крен круглого фундамента по теории линейно-деформируемого
слоя конечной толщины
ir=^Ac-J-.	(2.24)
Коэффициент kc принимают в зависимости от отношения Шг.
Н/г ...	0,25	0,5	1	2	3
k0 . . . .	0,25	0,43	0,63	0,74	0,75
Горизонтальное смещение верха опоры может быть вызвано, с од-
ной стороны, креном фундамента1, а с другой — изгибом самой опоры
(см. рис. 2.10). Последний должен учитываться при ее расчете.
Горизонтальные смещения верха опоры (в м) от крена фундамен-
та вдоль осей:
продольной
= ^опЧ»	(2.25)
поперечной
&ъ ~ ^оп0>*	(2.26)
Горизонтальные смещения вдоль радиуса круглого фундамента
(в м)
Sr = /ioni„	(2.27)
где ib ib, ir—крен фундамента вдоль продольной, поперечной оси или
радиуса фундамента;
Лоп—высота верха опоры, считая от подошвы фундамента, м.
Осадки и крен фундаментов не должны достигать значений, при
которых могут возникнуть затруднения для нормальной, эксплуата-
ции. Для мостов внешне статически неопределимых систем осадка
и крен, кроме того, должны быть ограничены в зависимости от резуль-
татов расчета пролетных строений по первому и третьему предельному
состояниям.
Допускаемые предельные смещения (S) не_должны превышать (в
см): полная равномерная осадка-опоры 1,5VL; разность полных оса-
док смежных опор 0,75]/£; горизонтальные смещения верха опоры
0,50]/^L, где L — длина меньшего примыкающего к опоре пролета,
м, принимается не менее 25 м.
1 Если положение
то смещение верха от
равнодействующей проверено согласно указан иям § 2.5,
крена фундамента можно не определять.
155
Глава III
СООРУЖЕНИЕ ФУНДАМЕНТОВ
МЕЛКОГО ЗАЛОЖЕНИЯ
3.1.	ПОДГОТОВИТЕЛЬНЫЕ РАБОТЫ.
РАЗРАБОТКА ГРУНТА В КОТЛОВАНАХ
Монолитные и сборные фундаменты мелкого заложения, а также
низкие свайные ростверки сооружают в открытых котлованах. При
этом стены котлованов крепят или придают им естественный откос.
Перед разработкой грунта в котловане расчищают и делают пла-
нировку строительной площадки, прокладывают дороги, проверяют
наличие подземных коммуникаций и при необходимости переносят
их, подводят электроэнергию, обеспечивают водоотвод и выполняют
другие подготовительные работы в зависимости от местных условий.
После подготовительных работ производят разбивку осей и контуров
котлована под фундамент, используя знаки геодезической опорной
сети строительства и закрепляют их на вынесенной за пределы котло-
вана деревянной обноске.
Способы разработки грунтов в открытых котлованах и конструк-
ции их креплений выбирают в зависимости от свойств грунтов, уров-
ня грунтовых вод и предполагаемой интенсивности притока воды в кот-
лован, размеров и формы фундамента.
Котлованы без креплений стен (с естественными откосами),
(рис. 3.1, а) разрабатывают в маловлажных грунтах с допустимой кру-
тизной откосов: при песчаных и гравелистых 1 : 0,25—1 : 1, при
глинистых 1 : 0,2—1 : 0,85. Для разработки применяют экскаваторы
с прямой или обратной лопатой, драглайны (рис. 3.1, д), скреперы и
бульдозеры, а также гидромеханические способы (рис. 3.1, ж,з).
Скальные породы обычно разрабатывают взрывным способом с по-
следующим выравниванием всех граней отбойными молотками.
Грунты в котлованах с распорным и шпунтовым креплением раз-
рабатывают грейферами (рис. 3.1, е) — двухчелюстными или четырех-
челюстными в зависимости от плотности и крепости грунтов, а также
гидромониторами с извлечением грунтовой пульпы землесосами, гид-
роэлеваторами или эрлифтами (см. рис. 3.1, до, з).
Эрлифт — грунтовый насос, работает с помощью сжатого возду-
ха. Пульпа (разжиженный грунт) поднимается и извлекается благо-
даря искусственному уменьшению ее плотности пузырьками воз-
духа, поступающего в смесительную камеру из воздухопровода. Эр-
лифт может поднимать вместе с пульпой крупную гальку и камни мас-
сой до нескольких килограммов. Подача эрлифта зависит от давления
и расхода воздуха, гидростатического давления в уровне входного
патрубка и свойств грунтовой пульпы. В илисто-песчаных грунтах
при густоте пульпы 10—20% подача эрлифтов 5—20 м3/ч. Давление
воздуха в эрлифте не превышает 0,3—0,5 МПа, а расход его достига-
ет 2—5 м8 на 1 м8 пульпы. Более эффективны двухступенчатые эрлиф-
156
Рис. 3.1. Схемы разработки и крепления котлованов:
/ — драглайн; 2 — грейфер; 3 — эрлифт; 4 — гидромонитор с извлечением пуль-
пы землесосом
Рис. 3.2. Гидроэлеватор:
/ — всасывающий патрубок; 2 — пульпа; 3 — вода; 4 — коническая насадка:
о — камера; 6 — смесительная камера; / — ввод напорной воды: 8— выброс
пульпы
157
ты, состоящие Из двух Конусных насадок и диффузоров (подача 20—
60 м3/ч). Такой эрлифт можно использовать в качестве гидроэлевато-
ра, если вместо воздуха подавать к диффузорам напорную воду. При
небольшой глубине котлована (до 2,5 м) подача эрлифтов резко сни-
жается, поэтому применять их в таких условиях нецелесообразно.
Гидроэлеватор — гидравлический эжектор, работает с помощью
напорной воды, поступающей в его смесительную камеру (рис. 3.2, а).
В камере образуется вакуум вследствие резкого увеличения скорости
движения воды, вызываемого сужением потока в конической насадке
4. Пульпа 2 всасывается в камеру 5 через патрубок 1 и затем смеши-
вается с водой 3 и выносится по трубопроводу. Гидроэлеватор не тре-
бует сжатого воздуха и его подача не зависит от гидростатического
давления. Наиболее эффективны гидроэлеваторы с кольцевой насад-,
кой (рис. 3.2, б), подача их достигает 150 м3 пульпы в час. Вода пода-
ется под давлением до 0,5 МПа и расход ее составляет до 1000 м3/ч.
Грейферами или грунточерпателями грунт разрабатывают при
помощи стреловых или портальных (козловых) кранов.
3.2.	КРЕПЛЕНИЕ КОТЛОВАНОВ
Рис. 3.3. Нижний ко-
нец (а) и сечения де-
ревянных шпунтин
(б) из бруса и досок
В малоувлажненных грунтах стены неглубоких котлованов кре-
пят простым закладным креплением (из досок, раскрепленных дере-
вянными стойками и распорками). Устраивают также крепление со
стойками из стальных двутавровых балок с заведенными между их
полками досками или брусьями.
Наибольшее распространение для крепления котлованов получи-
ло шпунтовое ограждение, которое особенно целесообразно в слабых
водонасыщенных грунтах. При глубине котлованов до 5 м их стенки
крепят деревянным шпунтом из вертикальных элементов (шпунтин),
забиваемых в грунт по периметру котлована с
плотным взаимным примыканием («в шпунт»).
Шпунты (рис. 3.3) изготовляют из брусьев
толщиной 10—20 см или из досок 6—8 см. Фор-
мы поперечных сечений шпунтин и замков пока-
заны на рис. 3.3, а, б. Для плотного смыкания
шпунтин через замки при забивке нижние их
концы и заострения устраиваются по схеме
рис. 3.3. При такой форме заострения горизон-
тальная реактивная составляющая отпора грун-
та прижимает погружаемую шпунтину к уже
погруженной.
Деревянный шпунт часто забивают пакетами
(сплотками) из 2—4 шпунтин, предварительно
объединенных и скрепленных скобами (рис. 3.4).
Чтобы обеспечить требуемое направление шпун-
та, при забивке устанавливают направляющие
приспособления, располагая маячные сваи в сто-
роне (рис. 3.5, а) или по оси ряда (рис. 3.5, б).
158
Рис. о.4. Пакетная шпунтина:
а — пакет из двух шпунтин; б —обработка головы; в —заострение низа пакета; / — скобы;
2 — бугель
159
Рис. 3.6. Формы сечений стального
шпунта:
а — плоский; б — корытообразный; в — z-образ-
ный
Рис. 3.7. Железобетонный шпунт:
а — арматура шпунтин толщиной 300 мм; б —
железобетонная шпунтовая стенка (план); в —
железобетонные шпунтовые доски с трапеце-
идальным замком: г — шпунтовые доски с
кольцевым замком
Направляющие рекомендуется
устраивать в двух уровнях с рас-
стоянием между ними 2—3 м.
В этом случае после забивки
шпунта до верхней направляю-
щей обвязки последнюю разби-
рают и забивают шпунт еще ни-
же до проектной отметки. Дере-
вянный шпунт забивают облег-
ченными молотами или вибро-
погружателями (см. главу V).
При наличии в грунтах твер-
дых включений — валунов, кам-
ней, крупного галечника—дере-
вянный шпунт применять нельзя.
Котлованы глубже 5—6 м
крепят металлическим шпунтом
при отсутствии крупных твер-
дых включений, мергелистых
прослоек или других значитель-
ных препятствий. Металличе-
ские шпунты — это прокатные
конструкции с замками сложной
формы (рис. 3.6, а, б), которые
позволяют обеспечивать плотное
и прочное соединение их между
собой. Применяют шпунт: плос-
кий стальной ШП-1 (рис. 3.6, а),
«корытного» профиля ШК-1 (рис.
3.6,6) и так называемый Z-об-
разный (рис. 3.6, в). Металличе-
ский шпунт используют много-
кратно как инвентарь, т. е. с
обязательным последующим из-
влечением. Поэтому при бетони-
ровании фундамента нужно при-
нимать меры, предотвращающие
заклинивание шпунта бетоном
или заполнение его замков це-
ментным раствором (например,
можно заполнять замки солидо-
лом, смазывать стенки или об-
кладывать их деревянными щи-
тами и др.). Погружать метал-
лический шпунт можно паро-
воздушными или дизельными
молотами и вибропогружателя-
ми. Иногда применяют железо-
бетонный шпунт (рис. 3.7).
160
Шпунтовые ограждения котлованов обычно имеют внутренние рас-
порные крепления из деревянных при небольшой глубине, или ме-
таллических при значительной глубине горизонтальных рам, раскли-
ненных в шпунтовые стенки (см. рис’ 3.5, в, г). Металлические рас-
порные рамы обычно устанавливают при ограждениях из металли-
ческого шпунта. В углах рам ставят клиновидные устройства, при по-
мощи которых плотно соединяют их со шпунтом в углах котлована.
Распорные крепления устанавливают на разных уровнях. Количество
и положения рам, размеры их элементов и шпунта определяют расче-
том. Иногда вместо внутренних распорок применяют анкерное креп-
ление (рис. 3.8) или гибкие оттяжки к сваям, забитым в стороне от
котлована.
Шпунтовые стенки котлованов рассчитывают на прочность по из-
гибающим моментам, возникающим от горизонтального давления на
них грунта и воды при возможных, наиболее неблагоприятных усло-
виях работы шпунта (разработка котлована с водоотливом или без
него, бетонирование фундамента и пр.). Определяют также необходи-
мую глубину заделки шпунтовых стенок ниже дна котлована из усло-
вий предотвращения их сдвига и выпирания грунта из-под стенок.
Распорное крепление котлованов рассчитывают на прочность и
устойчивость, при этом расположение распорок в плане и по высоте
назначают с учетом предполагаемого способа разработки грунта. При
разработке котлована без водоотлива устанавливают только верхний
ярус распорного крепления.
Расчетная схема для шпунтовой стенки и элементов внутреннего
и анкерного крепления зависит от свойств грунта, степени его водо-
насыщения и уровней расположения распорок. При приближенных
расчетах прочности шпунта и требуемой глубины его заделки в грунт
исходят из допущения абсолютной жесткости шпунтин. Такое допу-
щение условно, так как шпунтина всегда изгибается под воздействи
ем активного давления грунта. Правомерность такого допущения объ-
ясняется тем, что максимальные (расчетные) изгибающие моменты в
шпунтине оказываются при этом относительно большими, а это соот-
ветствует запасу прочности. Для расчета шпунта применимы номограм-
мы, приведенные в справочниках.
Рис. 3.8. Анкерное крепление металличе~
ской шпунтовой стенки:
/ — шпунтовая стенка; 2 — пояс; 3 — анкерная
тяга; 4 — стяжная муфта; 5 —анкерная плита
Рис. 3.9. Расчетные схемы шпунтовой
стенки в ограждении котлована
161
При современных расчетных средствах вполне доступен уточнен-
ный расчет шпунта по дискретной расчетной схеме в виде стержня,
опертого (в пределах заделки в. грунт) на ряд упругих опор, податли-
вость которых определяется коэффициентом постели (для данного грун-
та на соответствующей высоте) и площадью опирания шпунтины
(рис. 3.9, б). Такой способ позволяет уменьшить толщину шпунтины
и снизить тем самым расход материала на ограждения.
Не приводит к большим погрешностям замена упругих опор жест-
кой заделкой расчетного стержня на глубине 6—8d от дна котлова-
на, где d — толщина шпунтовой стенки (рис. 3.9, в).
Глубину заделки (й3) при наличии верхних распорок рассчиты-
вают из условия предельного равновесия активного давления грунта
и воды на единицу ширины шпунтовой стены на высоте (Н + Л3)
и пассивного давления грунта дна котлована на высоте ha (рис. 3.9, а):
£а 2(Й±М <£п(я + _|_/1эу	(3.1)
Из условий предотвращения выпирания грунта из-под стенок
ft, > 1,5 —---------------------!--------,
Р 2tg*(45» + -^-)—1
где а — напряжения в грунте;
р — плотность грунта;
Ф — угол внутреннего трения.
Загружать призму сдвига грунта весом строительных машин или
другими грузами при разработке котлованов допустимо только при
проверке расчетом креплений котлована.
Водоотлив из котлованов осуществляют, если позволяют грунто-
вые условия и интенсивность притока воды. Часто можно разраба-
тывать грунт без водоотлива. Целесообразность водоотлива при помо-
щи насоса зависит от ожидаемого притока воды через дно котлована.
Интенсивный приток зависит от глубины котлована (градиента дав-
ления воды) и фильтрационных свойств грунтов. Для водоотлива обыч-
но применяют центробежные насосы, установленные на поверхности
или опущенные в котлован на подвесных или плавающих люльках
(при глубине более 7 м). Всасывающие патрубки помещают в опере-
жающие приямки на дне котлована (зумпфы). В первом приближе-
нии приток Q = qFt где F — площадь дна котлована; q — средняя
интенсивность притока. Для крупнозернистых песков q = 1 4- 2 м3/ч;
для мелкозернистых q = 0,1 -j- 0,2 м8/ч.
Глубинное водопонижение с применением иглофильтров
(рис. 3.10, а, б, в) предотвращает вымывание мелких грунтовых ча-
стиц. При водопонижении пробуривают скважины вокруг котлована
и откачивают воду из грунта насосами через опущенные в скважины
иглофильтры, при этом образуется зона депрессии грунтовых вод.
Необходимо, чтобы уровень иглофильтров был ниже дна котлована
не менее чем на 0,5 м.
162
Рис. 3.10. Иглофильтровые установки:
а —схема установки; б — конструкция скважины, пересекающей несколько водонасыщен-
ных слоев; в — разрез фильтрового звена; 1 — контур котлована; 2, Б — иглофильтры; 3 —
Фильтровое звено; 4 — насос; б — глиняный тампон; 7 — упор; 8 — зазор; 9 — кольцевой
ильтр; 10 — песчаная обсыпка; 11 — надфильтровая труба; 12 — муфта; 13 — фильтраци-
онная сетка; 14 — наружная перфорированная труба; 15 — проволочная спираль; /( — внут-
ренняя труба; 17 — шаровой клапан; 18 — наконечник
Рис. 3.11. Схема электроосушеиия при разработке котлована:
/ — водосборный коллектор; 2 — насосный агрегат; 3 — генератор; 4 — катоды (иглофильт-
ры диаметром 50 мм); 5 — аноды (стальные трубы диаметром 40 мм); ( — контур котлована
6*	163
Иглофильтр (рис. 3.10, б) состоит из надфильтровой трубы, филь-
трового звена и трубчатого наконечника. Фильтровое звено — это
фильтрующая система, включающая внешнюю перфорированную тру-
бу диаметром 150—200 мм, обтянутую снаружи металлической сет-
кой, и внутреннюю нагнетательную трубу, соединенную с надфиль-
тровой трубой. Наконечник в виде открытой снизу трубы имеет шаро-
видный клапан.
Иглсфилыр погружают в грунт под действием собственной мас-
сы благодаря интенсивному подмыву водой, нагнетаемой в надфиль-
тровую трубу под давлением до 1 МПа. Напорная вода, проникая че-
рез отверстия перфорации внешней трубы и сетку, подмывает окру-
жающий грунт и под наконечником.
При откачке воды из полости иглофильтра вакуумным насосом
грунтовая вода всасывается в эту полость через сетку и перфорацию
фильтрового звена и затем перекачивается по надфильтровой трубе
во всасывающий коллектор. Шаровидный клапан перекрывает при
этом отверстие наконечника. Кроме иглофильтров, для водопониже-
ния применяют эжекторные устройства и глубинные насосы.
Для водопонижения в глинистых грунтах иногда применяют элек-
троосмос (рис. 3.11). Для этого иглофильтры подключают к положи-
тельному полюсу постоянного тока, а стержни, забитые по периметру
котлована на некотором расстоянии от иглофильтров, присоединяют
к отрицательному полюсу. При пропуске через грунты постоянного
тока грунтовую воду, мигрирующую к иглофильтрам, откачивают на-
сосами.
Перед устройством фундамента дно котлована зачищают и вырав-
нивают. Плотность верхних слоев проверяют способом пинетрации и,
если необходимо, уплотняют грунт трамбованием с предварительной
подсыпкой слоя гравия или щебня толщиной 10—15 см.
После подготовки и освидетельствования котлована устанавливают
опалубку и бетонируют фундамент. При ограждениях котлована из
деревянного шпунта опалубкой часто служит сама шпунтовая стенка.
В процессе бетонирования необходимо предотвращать вынос цемент-
ного молока вместе с откачиваемой грунтовой водой.
Блоки сборных фундаментов укладывают кранами на утрамбован-
ный слой гравия или песка толщиной 15—30 см.
Если грунт разрабатывали без водоотлива, то для откачки воды из
котлована перед бетонированием фундамента необходимо уложить
слой тампонажного бетона способом подводного бетонирования.
Тампонажный бетон по своим качествам обычно не может быть
составной частью конструкции фундамента, поэтому должен распола-
гаться ниже подошвы фундамента, причем соответственно должна быть
увеличена глубина котлована и длина шпунта.
При сооружении фундаментов необходимо тщательно контроли-
ровать все скрытые работы, т. е. проверять состояние и плотность
грунта дна котлована, наличие раковин и неплотностей бетонной
кладки, испытывать образцы бетона из разных частей фундамен-
та и др.
164
3.3.	УСТРОЙСТВО КОТЛОВАНОВ В АКВАТОРИЯХ
В русловой части реки и в других акваториях необходимо предот-
вращать проникновение в котлован воды из водоема. Способы огражде-
ний котлованов от водоемов выбирают в зависимости от глубины реки,
условий судоходства, скорости течения и размываемости грунтов на
дне водоема.
Грунтовые перемычки без крепления (рис. 3.12, а) устраивают при
относительно небольшой глубине воды (до 2 м) и в тех случаях, когда
котлован углублен ниже дна до 2—2,5 м. Такие перемычки сооружают,
если скорость течения воды с учетом стеснения русла не превышает
допустимую из условий размыва грунтов дна реки и перемычки и не
более 0,5 м/с. Грунтовые перемычки можно отсыпать или намывать.
Откосам со стороны реки придают уклон от 1 : 3 до 1 : 2 и покрывают
слоем неразмываемого грунта. Ширина гребня перемычки должна быть
не менее 1 м, а возвышение его над рабочим горизонтом воды — не ме-
нее 0,7 м.
При небольшой глубине реки и возможности допустить стеснение
русла можно устраивать грунтовую перемычку» непосредственно при-
мыкающую к шпунтовой стенке (рис. 3.12,6). При больших скоростях
течения необходимо дополнительно защищать грунтовые перемычки
от размыва, для этого устанавливают различные ограждения по пери-
метру основания перемычки или только с верховой стороны. Ограж-
дение можно сделать из деревянных щитов, которые поместить в зазоры
между предварительно забитыми легкими сваями. Прочность таких
ограждений рассчитывают на скоростной напор воды.
Двойное шпунтовое ограждение устраивают при глубине воды бо-
лее 3—4 м и недопустимости стеснения русла (рис. 3.12, в). Зазор
между шпунтовыми стенками заполняют супесчаным грунтом. При
небольшой глубине реки и малой скорости течения удается обеспечить
достаточную водонепроницаемость ограждения одиночным шпунтовым
рядом из брусчатого деревянного шпунта.
Рис. 3.12. Схемы ограждений котлованов в акваториях:
и — грунтовая перемычка без креплений; б — грунтовая перемычка, примыкающая к оди •
дочному шпунтовому ограждению; в —двойное шпунтовое ограждение с грунтовой засып-
кой; 1 — распорки; 2 — стяжки; 3 — грунтовая засыпка
165
Рис. 3.13. Бездонный ящик:
/ — стойке; 2 —грунтовая присыпка; 3 —бетон; 4 — распорки; б —нижняя обвязка ящика;
6 — два слоя гидроизола; 7 — обшивка из досок; 8 — слой пакли
Рис. 3.14. Инвентарная перемычка из понтонов КС с дополнительной ножевой
конструкцией:
а —схема перемычки; / — водный балласт; 2 — воздушные и водяные трубопроводы: 3 —
понтоны; 4 — подводный бетон; б — схема понтона КС: / — входная труба; 2—заглушка:
3, 4 — стенки понтона; 5 — накладка; 6 — болты
166
Бездонными ящиками или инвентарными понтонами ограждают
котлован в том случае, если дно реки сложено из скальных или полу-
скальных пород, которые не позволяют забить шпунт. Металлические
сборные ящики обычно используют многократно как инвентарные.
Бездонный ящик изготовляют на берегу (на стапелях) или над ме-
стом погружения на понтонах или свайных подмостях из дощатой во-
донепроницаемой обшивки, укрепленной на каркасе из брусьев или
бревен (рис. 3.13). Каркас ящика должен быть достаточно прочным
и жестким, чтобы воспринимать гидростатическое давление и скорост-
ной напор воды. Он изготовляется из вертикальных стоек, распорок
и наклонных схваток, скрепленных болтами и скобами. Ящик обши-
вают двумя рядами досок, толщиной 40—60 мм. Доски каждого ряда
прибивают к каркасу под углами 45 и 135° к горизонту для увеличения
жесткости ящика. Водонепроницаемость ящика обеспечивают про-
кладкой слоев рубероида между рядами досок, а также конопаткой
щелей между досками просмоленной паклей и обмазкой битумом.
Для погружения ящика на дно на настилы укладывают балласт
(обычно из камня). Перед погружением дно водоема должно быть вы-
ровнено. Для предотвращения подмыва грунта из-под стен основание
ящика по всему периметру обкладывают кулями или мешками, ча-
стично наполненными бетонной смесью или глиной.
Целесообразны ограждения из инвентарных понтонов КС
(рис. 3.14, а). Понтоны—сварные из листовой стали резервуары с разме-
рами сторон 1,8x3, 6x7,2 м, снабженные на всех гранях фланцами для
соединений при сборке плашкоутов и ограждений (рис. 3.14, б). Ограж-
дение, собранное из понтонов по периметру будущего котлована, с до-
полнительной «ножевой» конструкцией (см. рис. 3.14, а) погружают
на дно. После сооружения фундамента его поднимают при помощи вод-
ной балластировки с регулированием ее сжатым воздухом. Такие ог-
раждения надежно предотвращают проникновение воды и могут при-
меняться при глубине водоема до 12м и значительной скорости течения.
Ряжевыми перемычками ограждают котлованы в акваториях, если
дно реки сложено из скальных пород. Известны две разновидности
Рис. 3.15. Ряжевые перемычки:
а —«русский ряж»; б — «американский ряж»; / — экран из досок; 2 —котлован; 3 —полок
для балласта; 4 — кули с глиной; 5 — стена ряжа
167
ряжей: так называемый «русский ряж» со сплошными рублеными из
бревен стенами (рис. 3.15, а) со сплачиванием их в углах «в лапу»
и «американский ряж» из брусьев (рис. 3.15, б), скрепленных наге-
лями или длинными болтами. Для предотвращения проникновения воды
через стенки ряжей их конопатят просмоленной паклей или делают
экран из шпунтованных досок. Основание ряжей обваловывают кулями
с глиной. В настоящее время ряжевые перемычки устраивают редко.
Глава IV
ПРОЕКТИРОВАНИЕ ФУНДАМЕНТОВ ИЗ СВАЙ,
СТОЛБОВ И ОБОЛОЧЕК
4.1.	ОБЛАСТЬ ПРИМЕНЕНИЯ И РАЗНОВИДНОСТИ
СВАЙНЫХ ФУНДАМЕНТОВ
Свайные фундаменты, простейшие виды которых известны еще с
глубокой древности, в последнее десятилетие стали одним из основных
типов фундаментов. Объясняется это достоинствами свайных фунда-
ментов, очень важными в современной строительной практике, и прежде
всего возможностью широкого внедрения индустриальных методов
строительства и механизации работ, а также наиболее полным исполь-
зованием прочностных свойств материалов и относительно малой ма-
териалоемкостью конструкций. К числу положительных особенностей
свайных фундаментов относится также возможность применения раз-
личных материалов для их изготовления и разных способов их возве-
дения.
Сваи классифицированы по различным показателям: материалу,
конструкции, способу погружения, характеру передачи нагрузки на
грунтовое основание.
Классификация свай по материалу. Применяют деревянные, бе-
тонные, железобетонные и стальные сваи.
7 Деревянные сваи — простейшая конструкция их представляет со-
бой бревно (рис. 4.1) длиной от 4 до 11 м, диаметром от 18 до 35 см,
с заостренным нижним концом, снабженное у верхнего конца сталь-
ным кожухом — «бугелем». Сваи заостряют на три или четыре грани
с уменьшением наклонов у острия (рис. 4.1, а). Иногда на конце сваи
устраивают сварной стальной башмак, прикрепляемый нагелями иоб-
легчающий погружение в грунты с твердыми включениями (рис. 4.1, б).
Помимо бугелей, предотвращающих расщепление концов свай, иногда
прикрепляют стальные диски, закрывающие торцы бревен.
Изготовляют деревянные сваи из очищенных от коры бревен хвой-
ных пород (сосны, пихты, ели) или дуба с коничностью не более 0,01
и кривизной до 1 %. Допустимы способы стыковки свай из отдельных
бревен: в полбревна с двумя хомутами из стальных полос (рис. 4.1, г)
или в торец с обоймой из стального патрубка (рис. 4.1, в). Последний
способ стыковки предпочтительнее.
168
Пакетные сваи из бревен или брусьев длиной до 25 м (рис. 4.2)
изготовляют из трех или четырех брусьев (бревен), соединяемых бол-
тами через стальные накладки (рис. 4.2, а, б, в). Стыки отдельных
бревен устраивают вразбежку с расстояниями 1,5—2 м. Перспективны
клееные сваи, склеенные водостойкими формальдегидными клеями из
сухих досок с перевязкой стыков (рис. 4.3). Длина таких свай может
достигать 30 м. Основной недостаток деревянных свай — опасность
загнивания древесины, которая лучше сохраняется, если постоянно
находится в водной (или в воздушной) среде. Учитывая это, верх свай
обычно располагают не менее чем на 0,5 м ниже самого низкого уровня
грунтовых (или меженных) вод. Для защиты от загнивания сваи про-
питывают антисептиками (креозотовым маслом, фтористым кальцием
и др.) в автоклавах или наносят на них полимерные покрытия.
v Стальные сваи целесообразны в сложных для забивки грунтовых
условиях (твердые включения гальки, мелких валунов, мергелистых
прослоек), их изготовляют из труб (диаметром от 0,2 до 0,8 м), двутав-
ровых балок, швеллеров, шпунтин, старых рельсов (рис. 4.4, а—д).
Преимущество стальных свай — возможность наращивания сваркой
по мере погружения. Основной недостаток — подверженность корро-
зии, особенно в агрессивных водных средах. Для защиты от коррозии
их покрывают битумом, эпоксидными смолами и суриком.
< Железобетонные сваи наиболее широко применяют в фундаментах
мостов и других сооружений. Их изготовляют из бетона марок 300—
500 и армируют стержневой арматурой диаметром 10—40 мм. В от-
дельных случаях можно армировать проволочной арматурой, в том
числе предварительно напряженной. Из железобетона можно изготов-
лять различные формы свай (призматическую, коническую, цилиндриче-
скую, пирамидальную, пустотелую и т. д.). Наибольшее распростра-
нение получили призматические (рис. 4.5) и цилиндрические, сваи.
Призматические сплошные сваи изготавливают с размерами сторон
поперечного квадратного сечения от 20 см до 45 см, в зависимости от
требуемой несущей способности и длины. Армируют такие сваи про-
дольными стержнями (16—30 мм), с обвязкой их спиральной армату-
рой, или отдельными «хомутами», с защитным слоем бетона не менее
2,5 см (рис. 4.5). У нижнего конца стержни сводятся параллельно гра-
ням заострения, а у верхнего устанавливаются сетки и уменьшается шаг
спиральной арматуры, что способствует лучшему восприятию мест-
ных напряжений, возникающих от ударов при забивке.
Цилиндрические сваи сплошного сечения армируют продольными
стержнями, расположенными параллельно образующим, с защитным
слоем 2—3 см и спиральной арматурой.
При армировании необходимо учитывать условия работы сваи в
грунте под внешними нагрузками и силовыми воздействиями при по-
гружении, а также условия транспортирования и подъема.
Для увеличения трещиностойкости бетона при погружении и при
работе свай на изгиб их армируют предварительно напряженной стерж-
невой или иногда проволочной арматурой. Целесообразно использо-
вать предварительно напряженную спиральную арматуру, так как при
этом увеличиваются трещиностойкость и прочность конструкции.
169
Рис. 4.1. Деревянные одиночные сваи:
1 — свая; 2 — предохранительный диск: 3 — штырь;
4 — заострения конца сваи; 5 — бугель; 6 — баш-
мак; 7 — накладка; 8 — шурупы; 9 — стык; 10 —
патрубок; 11 — хомут; 12 — болт
Рис. 4.2. Деревянные пакетные
сваи:
а — из трех бревен; б — из четырех бре-
вен; в — из четырех брусьев; 1 — бу-
гель; 2 — бревно; 3 — болт; 4 — наклад-
ка; 5 — башмак
Рис. 4.3. Деревянная клееная свая
Рис. 4.4. Сечения стальных свай:
а — трубчатое; б — двутавровое; в — коробчатое из швеллеров; г — коробчатое из шпунтин;
д — из рельсов
170
Иногда сооружают фундамен-
ты из трех-, шести- и восьми-
гранных свай, а также кресто-
видных и иных сложных очерта-
ний их сечений. С целью увели-
чить несущую способность не-
редко пытаются изготовлять сваи
конической или пирамидальной
формы, однако это не дает ожи-
даемого эффекта, особенно при
совместной работе куста свай с
грунтом.
Железобетонные оболочки
(цилиндрические полые тонко-
стенные конструции) особенно
большое распространение полу-
чили в мостостроении и в пор-
товом строительстве. В зависи-
мости от назначения применяют
оболочки с внешним диаметром
от 0,4 до 3 м, армированные по
периметру стержневой и спи-
ральной арматурой с защитным
слоем 2,5 см. Оболочки диамет-
рами до 0,8 м называют «свая-
оболочка», большего диаметра—
«свая-столб».
Оболочки диаметром до 2 м
изготовляют на заводах спосо-
бом центрифугирования отдель-
ными секциями длиной до 6 м,
а большего диаметра — на поли-
гонах в виброформах. Соединяют
секции при погружении различ-
ными способами (сваркой арма-
туры, сваркой обечаек и пр.).
Наиболее распространенный тип
стыка — фланцевый на болтах
(рис. 4.6). Полости оболочек
обычно заполняют бетоном.
Бетонные сваи и столбы воз-
водят укладкой бетонной смеси
в предварительно пробуренные
скважины. Иногда их частично
армируют (на участках сопря-
жений со скальной породой и
с ростверком), для чего погру-
жают в скважину арматурный
каркас. В отдельных случаях
Рис. 4.5. Призматическая железобетонная
свая:
1 — продольные арматурные стержни: 2 — спи-
ральная арматура: 3 —стержни сеток; « —
петли
171
Рис. 4.6. Стыки оболочек:
1 — арматура	продольная:
2 — арматура	спиральная;
3 — обечайки; 4 — болт; 5 —
фланцы; 6 — ребра жестко-
сти; 7 — спиральная армату-
ра; 3 —бетон оболочки.
Рис. 4.7. Камуфлетное
уширение в основании
сваи
устраивают комбинированные сваи из железо-
бетонных и стальных секций.
Для повышения несущей способности
стальных и железобетонных трубчатых свай
в их основаниях иногда устраивают уширения
различными способами (разбуриванием, камуф-
летированием и др.). Размеры (диаметры)
уширений обычно в 2—3 раза больше диамет-
ра сваи и достигают 2,5—3 м (рис. 4.7).
Классификация свай по способу погруже-
ния. Сваи классифицированы следующим об-
разом: забивные — погружают свайными
молотами или вибропогружателями; буро-
вые и буронабивные — возводят
в предварительно пробуренных скважинах
способом вертикально перемещаемой трубы
ВПТ или вибротрамбованием; винтов ые—
завинчивают в грунт кабестанами при нали-
чии лопастей на наконечниках свай (рис. 4.8);
задавливаемые — погружают в грунт
при помощи мощных гидродомкратов. От спо-
соба погружения или возведения зависит не-
сущая способность свай. Большей несущей
способностью обладают сваи, при устройстве
которых уплотнялся окружающий их грунт,—
забивные, буронабивные, задавливаемые.
При устройстве буровых свай бетонная
смесь свободно подается в скважины; для бу-
ронабивных свай бетонную смесь подвергают
вибрированию или трамбованию. Набивные
сваи, предложенные в 1899 г. русским инже-
нером Страусом, а также частотрамбован-
ные в их первоначальном варианте почти не
применяют (разработана более эффективная
технология устройства такого типа свай). При
устройстве набивных свай Страуса в забива-
емую обсадную трубу диаметром до 40 см
(с извлечением из нее грунта желонками) ук-
ладывают порциями бетонную смесь ц утрам-
бовывают ее трамбовкой, одновременнЬ извле-
кая трубу из грунта.
Частотрамбованные сваи создают в предва-
рительно забитой в грунт стальной трубе со
съемным чугунным наконечником на нижнем
конце. Погружают и извлекают трубы паро-
воздушным молотом двойного действия. Тру-
бу заполняют бетонной смесью несколькими
порциями. Каждую порцию трамбуют и од-
новременно выдергивают трубу.
172
dhc. 4.8. Лопасти завинчиваемых свай:
а — железобетонная цилиндрическая свая со съемным наконечником;
б — литые лопасти; в — сварные, заполненные бетоном; г — сварные
из листов; 1 — свая; 2 — инвентарный патрубок; 3 — замок; 4 — паз
замка
При устройстве сваи способом Франки в инвентарную трубу диа-
метром до 0,6 м помещают порцию бетонной смеси (высотой до 0,8 м)
и ударяют по ней подвесным молотом. Под действием ударов обсадная
труба углубляется в грунт. После углубления до проектного уровня
трубу подвешивают к копру и исключают тем самым ее дальнейшее
погружение. Продолжая укладку смеси и трамбование, обсадную тру-
бу постепенно извлекают. При таком способе предпочтительны поль-
ские копры ЭРЕМБ,
По характеру передачи нагрузки на основания сваи условно под-
разделяют на висячие и сваи-стойки. Сваи, расположенные и опираю-
щиеся на дисперсные грунты средней плотности и жесткости, называют-
ся висячими; если они опираются нижним концом на практи-
чески несжимаемые скалу или твердые породы (галечники, плотные
глины и пр.), то сваями-стояками.
4.2.	КОНСТРУКЦИИ СВАЙНЫХ ФУНДАМЕНТОВ
Существуют различные конструкции свайных фундаментов. Ос-
новные элементы свайных фундаментов — сваи и ростверк, объединяю-
щий верхние концы свай. Ростверк воспринимает, распределяет и пе-
редает на сваи нагрузку от расположенного на фундаменте сооруже-
ния. В простейших фундаментах из деревянных свай ростверк устраи-
вают из бревен или брусьев, которые плотно связывают концы свай.
Обычно ростверк представляет собой монолитную или сборную железо-
бетонную плиту. Иногда его сооружают из бетона.
Фундаменты с низким и с высоким ростверками. Отличительным
признаком конструкции свайного фундамента является уровень рас-
положения ростверка. Если ростверк заглублен в грунт ниже уровня
возможного размыва, то фундамент называют свайным фун-
даментом с низким ростверком (рис. 4.9). Если
ростверк расположен над поверхностью земли, то такую конструкцию
называют с в а й н ы м фундаментом с высоким ро-
сте ерком (рис. 4.10).
173
Фундаменты с высоким ростверком более рациональны и эконо-
мичны. Однако условия работы, неблагоприятные для свободно стоя-
щих свай (силовые воздействия на сваи, их истирание и пр.), не всегда
позволяют их сооружать.
Непосредственные силовые воздействия на отдельно стоящие и сво-
бодные от грунта сваи недопустимы (например, давление льда, плаваю-
щих предметов и пр.), поэтому в зависимости от их наличия высокий
ростверк располагают либо непосредственно под сооружением, в част-
ности под подферменной плитой эстакад, или устоев балочных мо-
стов и виадуков (рис. 4.11), либо в пониженном уровне (например,
ниже горизонта возможного давления льда в русле реки; СНиП
П-43—77 Ял 4- 0,25 м, где hn — толщина льда). Ростверк можно
расположить выше этого уровня, однако с обязательным устройством
ограждающего сваи железобетонного тонкостенного «фартука».
Ростверк, расположенный выше поверхности грунта, представляет
собой железобетонную плиту, армированную стержневой арматурой
диаметром не менее 14 мм (по расчету). Стержни устанавливают между
рядами свай в двух направлениях и по периметру плиты. Над торца-
ми заделанных в плиту свай, устанавливают сетки из стержней диа-
метром 10—15 мм. Сваи должны быть заделаны в плиту не менее чем
на два их диаметра. Если диаметр сваи или оболочки больше 0,6 м,
то разрешается уменьшать глубину заделки до 1,2 м.
Размеры ростверка в плане должны превышать расстояния между
внешними гранями крайних свай не менее чем на 0,5 м.
Рис. 4.9. Фундамент с низким свай-
ным ростверком
Рис. 4.10. Опора моста на высоком свай-
ном ростверке
174
Рис. 4.11. Опоры на высоких рост-
верках:
а — свайный устой; *6 — опора свайно-
эстакадного моста
Подошву низкого ростверка располагают ниже уровня сезонного
промерзания грунта не менее чем на 0,25 м, а в районах распростра-
нения вечной мерзлоты — на 0,5—1 м. В русле реки подошва рост-
верка должна быть ниже уровня расчетного размыва грунта на 1,5 м.
Низкие ростверки армируют сетками из стержней диаметром 10—
20 мм у всех его граней и над сваями или только над подошвой. Сваи
в фундаментах с высоким или с низким ростверком располагают вер-
тикально или наклонно. Чаще принимают различные сочетания вер-
тикальных и наклонных свай в зависимости от особенностей внешних
силовых воздействий. Рациональное расположение свай позволяет
значительно увеличивать жесткость и прочность конструкции фунда-
мента и снижать их материалоемкость.
В соответствии с нормативами расстояния между осями свай в уров-
не подошвы ростверка должны быть не менее 1,5 их диаметра (или
толщины). В уровне нижних концов висячих свай эти расстояния
должны быть не менее 3d, а свай-стоек — не менее 1,5d.
4.3.	ФУНДАМЕНТЫ ИЗ СТОЛБОВ И ОБОЛОЧЕК
Столбчатые фундаменты сооружают из отдельно стоящих верти-
кальных столбов или из двух и более столбов, расположенных в один
или два ряда и объединенных вверху ростверком. Столбы в уровнях
возможного давления льда соединяют стенками, распределяющими это
давление (рис. 4.12). Иногда применяют столбчатые конструкции опор
из нескольких вертикальных и наклонных столбов, объединенных
ростверком. Столбами называют конструкции из готовых сплош-
ных блоков или оболочек, опущенных в предварительно пробуренные
175
Рис. 4.12. Столбчатая (телескопическая)
опора
скважины без принуждения. За-
зоры заполняют грунтом, сухой
цементно-песчаной смесью или
бетонным раствором.
Глубина заделки подошвы
столба в опорный слой опреде-
ляется расчетом, но не должна
быть меньше 0,25 м в скальные
породы и меньше 0,5 м в граве-
листые грунты. Опирать столбы
на менее прочные грунты неце-
лесообразно. В местах возмож-
ного размыва дна водотока
столбы должны быть заглубле-
ны не менее 4 м от уровня рас-
четного размыва.
При опирании столбов и обо-
лочек на скалу их заделывают
в нее на глубину 1,5—2 их диа-
метра, для чего предварительно
пробуривают скважину (см. гла-
ву V). На участках сопряжения
оболочек со скальной породой
устанавливают арматурный кар-
кас (из продольных стержней
диаметром 22 мм и более и спи-
ральной арматуры диаметром не менее 8 мм). Длину каркаса обыч-
но принимают не более четырех диаметров .оболочки.
Верхние концы столбов объединяют железобетонным ригелем.
Расстояния между осями столбов должны быть не менее а = D + 1м,
где D — диаметр столба. При больших скоростях течения воды в во-
дотоках верхние части столбов помещают в стальные трубы во избе-
жание истирания взвешенными частицами песка. Столбы обычно устра-
ивают без уширений в основании (рис. 4.13, б).
В фундаментах из оболочек диаметром до 2 м, погружаемых виб-
рированием (если они расположены в дисперсных грунтах), иногда
делают уширения на концах оболочек (рис. 4.13, а).
4.4.	СОПРОТИВЛЕНИЕ СВАЙ НАГРУЗКАМ
Сопротивление одиночной сваи вертикальной нагрузке. Нагрузка
на сваю передается окружающему ее грунту через сопротивление тре-
нию на контакте с боковой ее поверхностью и через нижний'конец
сваи. Распределение общего продольного усилия между упомянутыми
реакциями зависит от соотношения плотности и сжимаемости грунтов
в основании сваи и примыкающих к ней сбоку. Сваи-стойки пере-
дают на прочное и жесткое основание практически всю нагрузку,
так как при малых вертикальных смещениях не возникает условий
для проявления сил трения.
176
Рис. 4.13. Столбчатые
фундаменты:
а — на буровых столбах;
б — на забивных столбах;
/ — железобетонные столбы
(оболочки): 2 — балки двух-
консольного пролетного
строения; 3 — предваритель-
но напряженная арматура:
4 — железобетонные сбор-
ные блоки опор
177
Сопротивление трению между висячей сваей и грунтом вовлекает по-
следний в совместную со сваей работу. При этом в некоторой зоне
окружающего грунта возникают касательные и нормальные напряже-
ния, происходят уплотнения его по мере загружения сваи при верти-
кальных смещениях системы свая—грунт. Очертания границ интен-
сивно деформируемой зоны вокруг одиночной сваи зависят от свойств
грунта, длины сваи, способов погружения и других воздействий и мо-
гут принимать сложную криволинейную форму. Условно форму такой
зоны принимают в виде конуса с углом образующей, равным <р/4
(ф — угол внутреннего трения грунта), и шаровидной сферой под ос-
нованием сваи (рис. 4.14).
Таким образом, на подстилающие дисперсные грунты в основании
сваи нагрузка передается через ее заостренный конец, а также через
грунты интенсивно уплотняемой зоны. Интенсивность давления раз-
лична и зависит от плотности грунтов, локальных сдвигов сваи по
грунту и других воздействий. Диаметр такой зоны грунта принимают
в пределах а = 21 tg <р/4 + d (l — длина сваи в пределах уплотняе-
мой зоны грунта; d — размер сечения сваи).
Степень вовлечения окружающего сваю грунта в работу, как и са-
ма возможность такого вовлечения, прежде всего зависит от интенсив-
ности сопротивлений трению на контакте со сваей, в свою очередь
зависящей от нормальных давлений грунта на ее грани, в общем слу-
чае увеличивающихся с глубиной. В верхних слоях грунта (до 2—3 м)
где давление грунта на сваю и сопротивление трению невелики, грунт
обычно не вовлекается в совместную работу (см. рис. 4.14).
При увеличении нагрузки на сваю до предельной в уплотненном
грунте под ее острием возникают области сдвигов и как следствие уве-
личивается осадка. При этом сопротивление трению грунта по телу
сваи достигают предельного (расчетного) значения и как результат
Рис. 4.14. Схема вовлечения грунта в
совместную работу с одиночной сваей
178
Рис. 4.15. Характер кривых 6=f(P) и
происходит срыв сваи относи-
тельно грунта («прокалывание»).
Срыв сваи относительно грунта
и соответствующую ему нагруз-
ку принято считать пределом не-
сущей способности одиночной
сваи по грунту.
В зависимости от свойств и
плотности грунтов под сваей они
различно сопротивляются внед-
рению острия сваи после пре-
одоления сил трения, поэтому
интенсивность ее осадки после
срыва также оказывается раз-
личной. Зависимость осадки оди-
Рис. 4.16. Схема опирания одиночной
сваи при статических испытаниях:
/ — анкерная свая; 2 — испытываемая свая
ночной сваи от вертикальной
нагрузки выражают кривой 6 = f (Р) (рис. 4.15, а). Обычно наблюда-
ется резко выраженная нелинейная закономерность нарастания осад-
ки на всех этапах загружения сваи. При частичной разгрузке сваи
перемещения ее не восстанавливаются. Остаточная часть перемещений
часто превышает упругую (рис. 4.15, б), т. е. происходят упругие и не-
обратимые деформации сваи и окружающего грунта. После срыва сваи
кривая 6 = f (Р) может асимптотически приближаться к вертикали
или на этом участке отклоняться от нее на некоторый небольшой угол.
Площадь cof характеризует упругую энергию сваи на различных эта-
пах загружения.
Предел несущей способности одиночной сваи по работе в грунте
можно определить экспериментально или рассчитать. Статические
испытания свай позволяют установить наиболее близкие к реальным
условиям предельные их сопротивления, а также закономерность из-
менения осадок под нагрузками, т. е. 6 = f (Р). При испытании свай
статической нагрузкой используют мощные гидравлические домкраты,
которые опираются на анкерные устройства в виде нескольких по-
груженных свай и соединенного с ними опорного ригеля (рис. 4.16).
Иногда при испытаниях загружают сваи тяжелым балластом, который
укладывают на специальные грузовые платформы. Осадки сваи изме-
ряют прогибомерами или нивелиром. Вертикальную нагрузку на го-
лову сваи увеличивают ступенями (Pf = Ркр/100), причем осадки
измеряют после выдержки в течение 2 ч. Для выяснения соотношения
между упругой и остаточной частями осадки сваи периодически раз-
гружают. Предел несущей способности характеризуется резким уве-
личением интенсивности осадок (в 4—5 раз при тех же приращениях
нагрузки).
Экспериментальные кривые 6 = f (Р) позволяют не только уста-
новить предел несущей способности сваи по грунту, но и предельную
нагрузку, соответствующую допустимой осадке одиночной сваи.
Расчетные формулы несущей способности свай. Несущую способ-
ность одиночной сваи, т. е. предельное ее сопротивление вертикально-
му загружению, принято определять простым суммированием сил
179
трения по боковой поверхности сваи и сопротивления грунта сжатию
под ее концом.
Несущая способность сваи-стойки, в сопротивлении которой не
участвуют силы трения, так как она опирается на практически не-
сжимаемый грунт:
Ро = kmR* F.
Несущая способность висячей сваи:
Po = ^m(PHF + i/S/?/i).	(4.1)
В формулах т — коэффициент условий работы; k — коэффициент
однородности; F — площадь сечения сваи; RK — нормативное сопро-
тивление грунта; — нормативное сопротивление трению t-ro слоя;
It — толщина слоя; и—периметр сечения сваи.
В формуле (4.1) может быть принята в расчет постоянная (расчет-
ная) сила трения, которая проявляет себя только при сдвиге сваи
по грунту, т. е. при истинном пределе несущей способности сваи.
Силы трения прежде всего зависят от давления грунта на боко-
вую поверхность сваи, вызываемого упругой частью деформаций при
его уплотнении, а также от бокового давления веса грунта и других
причин. Установить и использовать в расчетах такую зависимость с
достаточной точностью не представляется возможным, поэтому в нор-
мативных документах приводятся условные сопротивления, зависящие
только от свойств грунта, и постоянные по значению в пределах каж-
дого его слоя i.
Расчетные значения RH приняты в нормативах условно, с учетом
особенностей условий работы сжимаемого грунта относительно мало-
го объема на большой глубине (т. е. сжатия в грунтовой обойме без
выхода поверхностей сдвига на дневную поверхность, а также с уче-
том предшествующих его уплотнений).
Динамический эквивалент несущей способности сваи. Работу си-
стемы, затраченную при погружении сваи от одного удара молота, на-
зывают динамическим эквивалентом несущей
способности сваи по грунту. При забивке сваи моло-
том на любом этапе погружения можно определить осадку ее головы
от одного удара молота. Н. М. Герсеванов впервые установил зависи-
мость между энергией удара молота и работой, затрачиваемой на пре-
одоление сопротивлений погружению сваи. На основании этой за-
висимости с учетом потерь на неупругие деформации, нагрева и других
факторов получена формула для определения предельной нагрузки на
сваю	_______________________
где I — расчетный остаточный отказ сваи (осадка от одного удара
молота), м;
F — площадь сечения сваи, м2;
180
п — коэффициент, для железобетонных свай и = 150 Н/м2, для
деревянных п = 100 Н/м2;
Q — масса ударной части молота, кг;
q — масса сваи (вместе с наголовником и подбабком), кг;
W — энергия одного удара молота, W = gHh, Дж;
h — высота падения ударной части молота, м.
Помимо изложенных способов, для определения несущей способ-
ности свай применяют результаты пенетрационных испытаний.
4.5.	ВЗАИМОДЕЙСТВИЕ СВАЙ С ОКРУЖАЮЩИМ ГРУНТОМ
При редком расположении свай с расстояниями, превышающими
критическое значение (в первом приближении оно равно а = 21 tg <р/4 +
+ d), все сваи работают независимо как одиночные. Несмотря на об-
разование уплотненной зоны грунта вокруг каждой одиночной сваи, при
ее предельном загружении происходит срыв сваи относительно грунта.
При сближении свай в рядах и сближении рядов (рис. 4.17, а) на зна-
чение, меньшее критического, локальные активно уплотняемые зоны
грунта объединяются и как следствие этого может возникнуть явление,
названное «кустовым эффектом». Влияние этого явления на работу
фундамента сложно и при большом разнообразии грунтовых условий
нередко противоречиво.
При объединении локальных зон и образовании общей активно
деформируемой зоны грунта у всего куста свай резко увеличивается
глубина этой зоны под сваями (рис. 4.17, б) и возрастают напряжения
в грунте (суммируются от нескольких свай). При таком качественном
изменении условий деформаций грунты начинают более интенсивно
уплоняться и как следствие заметно увеличиваются осадки фундамен-
та в сравнении с осадкой одиночной сваи при одинаковых относитель-
ных нагрузках. При этом межсвайный грунт в пределах уплотняемой
зоны перемещается вместе со сва-
ями, а выше этой зоны он не
участвует в совместной со сва-
ями работе и разуплотняется.
Одновременно с увеличением
осадки прогрессирующее уплот-
нение грунта под сваями может
вызвать эффект самозаклини-
вания их в грунте. Куст свай
начинает работать аналогично
массивному фундаменту. Срывов
одиночных свай (прокалывания)
уже не происходит или проис-
ходит при больших удельных на-
грузках и независимом загруже-
нии отдельных свай. Кривая
6 = f (Р) (см. рис. 4.15, а) упо-
лаживается и заметно откло-
181
няется от асимптоты. Проявление кустового эффекта не всегда со-
провождается таким явлением. При связных грунтах с малым углом
внутреннего трения уплотнения их могут сопровождаться наруше-
нием внутренних структурных связей и как следствие сопротивле-
ние внедрению сваи в грунт под нагрузкой может не только увели-
чиваться, но и заметно уменьшаться.
При сближении свай только в рядах до а < 21 tg <р/4 + d (с со-
хранением больших расстояний между рядами свай) глубина уплот-
няемой зоны под сваями не увеличивается, а несколько возрастает
только напряжение в грунте этой зоны (суммируется от двух смежных
свай). Осадка фундамента при таком сближении свай увеличивается
менее значительно, чем при сближении свай во всех направлениях.
На вовлечение грунта в совместную со сваями работу и проявле-
ние кустового эффекта большое и часто решающее влияние оказывает
уплотнение грунта, которое происходит в процессе забивки или виб-
ропогружения свай. Такое влияние носит временный характер, так
как неизбежна релаксация напряженно-деформированного состояния
примыкающего к сваям грунта.
Кустовой эффект, несмотря на относительное увеличение осадок
фундамента, нельзя всегда считать отрицательным явлением. Если
грунты не подвержены длительной консолидации, то кустовой эф-
фект часто может увеличивать несущую способность отдельных свай и
фундамента, при этом большая часть осадок его завершится в строи-
тельный период и не окажет влияния на состояние сооружения.
4.6.	СОПРОТИВЛЕНИЯ СВАЙ ГОРИЗОНТАЛЬНЫМ НАГРУЗКАМ
При воздействии горизонтальной силы на голову сваи она изгиба-
ется в грунте, не оказывая при этом значительного сопротивления.
Характер искривления и упругая кривая изгиба свай в упруго-
пластичной (грунтовой) среде зависят от плотности грунта и физиче-
ской нелинейности его деформаций, от величин и особенностей загру-
жения (одностороннее, знакопеременное и пр.), общей длины, глубины
заделки в грунт и жесткости сваи. Под действием горизонтальных сил
сваи всегда изгибаются в грунте. При относительно малой глубине
заделки и большой жесткости иногда этим пренебрегают и при расчетах
рассматривают перемещения сваи в грунте под действием горизонталь-
ной нагрузки как перемещение абсолютно жесткого стержня в упру-
гой среде.
Критерием такого допущения принято считать условие
Л =	(4.3)
где т — коэффициент пропорциональности изменения реактивно-
го сопротивления грунта с глубиной;
d — диаметр сваи;
I — длина сваи;
EJ — жесткость сечения сваи.
182
Горизонтальные нагрузки на свайные фундаменты действуют обыч-
но в сочетаниях с большими вертикальными нагрузками. При значи-
тельных, односторонне направленных горизонтальных нагрузках
сваи целесообразно избавлять от работы на изгиб и наклонять так,
чтобы ось куста свай совпала с положением равнодействующей внеш-
них нагрузок. При всех условиях следует стремиться так располагать
сваи в фундаменте, чтобы все они работали в основном на продольные
усилия.
4.7.	ОСНОВЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ СВАЙНЫХ ФУНДАМЕНТОВ
Предварительный выбор конструкции. Начинают проектирование
с выбора основных конструктивных параметров, т. е. принимают уро-
вень расположения ростверка (низкий или высокий), выбирают кон-
струкцию, размеры и глубину погружения свай в зависимости от гео-
логических и гидрологических условий, особенностей работы свай
и расположенного на фундаменте сооружения, а также с учетом тех-
нических возможностей погружения свай и сооружения ростверка.
Фундаменты опор мостов обычно проектируют с высоким или низ-
ким ростверком. Подошву низких ростверков располагают на 0,25 м
ниже сезонной глубины промерзания, а при наличии вечномерзлых
грунтов — ниже такой глубины на 0,5 м. В акваториях ее обычно рас-
полагают ниже расчетной глубины размыва грунта. Головы деревян-
ных свай должны быть расположены ниже расчетного горизонта грун-
товых вод не менее чем на 0,5 м.
Расположение высоких ростверков зависит от нагрузок на соору-
жение и условий работы отдельных свай в пределах свободной от грун-
та длины. При этом нельзя допускать боковых ударов или иных сило-
вых воздействий на сваи. Во избежание непосредственного давления
льда на отдельные сваи подошву высоких ростверков опор мостов в рус-
ле реки располагают ниже расчетного горизонта ледостава не менее
чем на h? = hn + 0,25 м, а при наличии вечномерзлых грунтов —
на Лр = йл 4- 0,5 м (Лл — толщина льда). Для предотвращения воз-
действий на сваи заторов льда, бревен или корчей устраивают тонко-
стенный железобетонный «фартук» по всему периметру ростверка
или только с верховой стороны, опущенный на 1—2 м ниже его подош-
вы.
Предварительно глубину погружения свай назначают исходя из
условий залегания различных слоев грунта и наличия прочных слоев.
При неглубоком залегании скальных пород, галечников или других
твердых грунтов сваи опирают на эти грунты и рассчитывают как
сваи-стойки.
Углублять концы свай (столбов) в твердый несущий слой следует
ниже глубины, определенной расчетом, не менее чем на 0,5 м в гравели-
стые грунты и на 0,25 м в скальные породы. Если дисперсные грунты
залегают на большой глубине, проектируют висячие сваи длиной не
менее 4 м.
Конструкцию свай выбирают с учетом значений и характера нагру-
зок, свойств грунтов и способов погружения. При неплотных грунтах
183
целесообразны железобетонные призматические сваи и сваи-оболочки
трубчатого сечения диаметром 0,4—0,8 м, погружаемые с закрытым
концом. При наличии плотных прослоек в слабых грунтах и большой
глубине погружения устраивают фундаменты из оболочек диаметром
0,5—1,2 м с открытым концом. Это позволяет извлекать грунты из их
полости эрлифтом, гидроэлеватором или малогабаритными грейфе-
рами. При относительно плотных глинистых грунтах эффективны сваи-
оболочки с закрытым концом, погружаемые молотами одиночного дей-
ствия или мощными дизель-молотами.
Оболочки большого диаметра (1,’5—3 м) целесообразны при на-
личии оборудования для их погружения, транспортирования и опи-
рания их на скальные или иные твердые грунты.
Могут оказаться эффективными в тех же грунтовых условиях бу-
ровые или буронабивные сваи, особенно при наличии тонких (не не-
сущих) прослоек скальных пород или мергелей в толще слабых грун-
тов. В слабых грунтах без твердых включений применимы винтовые
сваи.
При назначении глубины погружения и размеров сечения свай
следует стремиться к равенству пределов несущей их способности по
грунту и по прочности материала. Это условие выполнимо при отно-
сительно тонких сваях, однако увеличение общего количества свай
в фундаменте может оказаться нецелесообразным и затруднять разме-
щение их в ростверке. С учетом этого положения и технологических
возможностей строительной организации могут быть целесообразны
оболочки большого диаметра, позволяющие в ряде случаев достиг-
нуть значительного технико-экономического эффекта.
После выбора размеров и конструкций свай определяют их несу-
щую способность по условию (4.1). При наличии данных статических
испытаний одиночных свай в тех же грунтовых условиях расчетные
.сопротивления проектируемых свай принимают на их основании.
Предварительный расчет количества свай и их размещения в фун-
даменте. Число свай определяют по суммарной вертикальной нагруз-
ке на фундамент и расчетному сопротивлению отдельной сваи. Уточ-
няют требуемое их число и рациональное расположение по результатам
статического расчета свайного фундамента на различные, наиболее
неблагоприятные сочетания внешних нагрузок.
Предварительно общее число свай в фундаменте
n=(SP±MPf	(44)
где SP — наибольшая суммарная вертикальная нагрузка на фун-
дамент;
— вес ростверка с учетом давления грунта на уступы;
р — коэффициент, учитывающий действие горизонтальных на-
грузок и момента внешних сил (1,1—1,5);
Ро — расчетное сопротивление одной сваи по грунту, вычислен-
ное по формуле (4.1).
На площади прямоугольного ростверка сваи размещают рядами
или в шахматном порядке. Для уменьшения размеров, ростверка рас-
184
Рис. 4.18. Расположение свай в соответствии с положением равнодействующей
внешних сил
стояние между сваями в уровне подошвы должно быть возможно мен ь-
шим (с учетом технологических возможностей погружения свай в грунт).
Расстояния от края ростверка до свай принимают не менее 0,25 м,
между осями свай в уровне подошвы ростверка — не менее 1, 5
аолщины сваи. В уровне нижних концов висячих свай расстояния меж-
ду их осями должны быть не менее трех толщин, а у свай стоек — не
менее 1,5 толщин.
При отсутствии горизонтальных нагрузок на фундамент или не-
значительном их значении (менее 1/1Б—1/20 вертикальной) и цен-
трально-приложенной вертикальной нагрузки все сваи располагают
вертикально и равномерно по подошве ростверка.
Если на фундамент одновременно с вертикальной нагрузкой дей-
ствует значительная односторонне направленная горизонтальная сила
(давление грунта на устой моста, распор от арочного пролетного строе-
ния, давление грунта на подпорную стену, воды на плотину и пр.),
то все сваи или часть свай располагают наклонно так, чтобы равнодей -
ствующая всех внешних нагрузок совпадала с осью инерции свайного
куста или была близка к ней (рис. 4.18, а, б).
При больших эксцентриситетах вертикальной нагрузки, откло
няющихся в разные стороны от оси фундамента, целесообразно умень
шать расстояния между рядами свай к периферийным участкам рост
верка.
Наклоны забивных свай по условиям их погружения не могут пре-
вышать 3:1. Придавать сваям наклоны менее 8 : 1 нецелесообразно-
Углы наклона буровых свай (при вращательном бурении скважин)
не ограничены.
Выбор рационального расположения и наклонов свай в высоких
и низких свайных ростверках при действии на них горизонтальных
сил и моментов внешних сил, изменяющихся по знаку и значению,
следует осуществлять с учетом рекомендаций § 4.9.
Если для размещения расчетного количества свай в фундаменте
мостовой опоры потребуется увеличить размеры ростверка относитель-
но тела опоры и устроить уступ, то уступ и сам ростверк следует рас-
полагать ниже ГМВ на пр = hn + 0,25 м во избежание опирания на
свайный куст ледяного поля при понижениях уровня воды под
льдом.
185
4.8.	ПРИНЦИП РАСЧЕТА СВАЙНЫХ ФУНДАМЕНТОВ
Основные положения. В соответствии с требованиями СНиП
свайные фундаменты и их основания рассчитывают по предельным со-
стояниям двух групп.
По первой группе предельных состояний рассчитывают проч-
ность и устойчивость отдельных свай, несущую способность их по
грунту, прочность ростверка, прочность (устойчивость) грунтового
основания под всем кустом свай, устойчивость грунтового массива со
свайным фундаментом на косогорах (проверка на сдвиг массива по
цилиндрической поверхности).
По второй группе предельных состояний рассчитывают осад-
ки и горизонтальные смещения ростверков и расположенных на них
сооружений, возникающие из-за деформаций грунтов оснований и
свай под воздействием внешних нагрузок, проверяют трещиностойкость
свай (железобетонных) по предельному раскрытию трещин в бетоне,
угрожающему коррозией арматуры во влажной и агрессивной грун-
товой среде.
Прочность свай по материалу, работающих в общем случае как
внецентренно сжатые стержни, проверяют по формулам расчета на
внецентренное сжатие. Прочность сечений железобетонных свай рас-
считывают по формулам прочности железобетонных колонн. С доста-
точной для практической цели точностью прочность и устойчивость
отдельных свай (обычно наиболее напряженных в фундаменте) прове-
ряют по формулам:
4?-.+-^-<«2 R„;	(4.5)
Fn wB
(4.6)
<Р^П
где Пи — расчетное продольное усилие в свае;
Д4П^> — расчетный изгибающий момент в свае с учетом про-
дольного изгиба:
Д4П — наибольший по длине сваи изгибающий момент;
—	критическая по условиям устойчивости (Эйлерова)
сила:
1м
—	расчетная длина изгиба сваи;
7П, 7П, Wa — приведенные (с учетом работы арматуры) геометриче-
ские характеристики сечения сваи соответственно
площадь, момент инерции сечения, момент сопротив-
ления сечения;
<р — коэффициент продольного изгиба сваи;
— расчетное сопротивление материала сваи;
т'2 — коэффициент условий работы свай.
18G
Несущую способность наиболее загруженной сваи по грунту прове-
ряют по формуле (4.1). По условию прочности проверяют грунтовое ос-
нование под всем кустом свай, рассматривая межсвайный грунт вместе
со сваями как условный массивный фундамент, ограниченный прямы-
ми, наклонными к вертикали под углом <р/4 (рис. 4.19).
Принимается усредненный угол внутреннего трения в пересекае-
мых сваями слоях грунта
т
^iht
Фер = ~~	,
где — угол внутреннго трения в разнородных грунтах;
hi — толщина разнородных слоев;
I — глубина погружения свай в грунт.
При проверке прочности (устойчивости) основания из дисперсных
грунтов под свайным фундаментом в общем случае определяют первое
и второе критическое давление на фундамент, решая задачу предель-
ного равновесия.
При практических расчетах можно проверять прочность основания
под свайным фундаментом как под условным массивным с выполне-
нием условия (4.7) в двух расчетных плоскостях:
Fb + Qb । Мв рн
(4.7)
где Рв — расчетная вертикальная нагрузка с учетом веса ростверка
и свай с введением соответствующих коэффициентов нагрузки;
QB — расчетный вес межсвайного грунта в пределах контура, огра-
ниченного упомянутыми прямыми (см. рис. 4.19)
Л4В — момент расчетных нагрузок относительно осей, проходя-
щих через центр тяжести подошвы фундамента;
Fy, №у-площадь и момент сопротивления подошвы условного фун-
дамента относительно тех же осей;
— условное расчетное сопротивление грунта в уровне концов
свай.
Рис. 4.19. Схема работы свайного фундамента, принятая по аналогии с работой
условного массивного фундамента:
а — крайние сваи вертикальны; б — при наклонах свай менее ф/4; в — то же при накло-
нах более ф/4
187
Рис. 4.20. Схема к рас-
чету осадки свайного
фундамента
Если под несущим слоем условного фунда-
мента залегает более слабый грунт, то проверяют
его прочность как под массивным фундаментом.
Устойчивость грунтовых оснований под свай-
ными фундаментами сооружений проверяют,
кроме того, при регулярных воздействиях на
них горизонтальных нагрузок (под подпорными
стенками, устоями мостов, опорами распорных
систем и т. д.), а также при заложении фунда-
мента на косогорах, крутых склонах, наклон-
ном залегании разнородных грунтов, при воз-
можном изменении условий равновесия сооруже-
ния и грунтовых масс и др., угрожающих устой-
чивости оснований.
Устойчивость призм из дисперсных грунтов
вместе с фундаментом проверяют по расчетной
схеме сдвига грунта по круглоцилиндрической
поверхности скольжения (способ изложен в главе
II). Если поверхность скольжения пересекает
сваи, то площадь сечения их проверяют на проч-
ность по сдвигающей силе.
Устойчивость жесткого основания под сваями-стойками или стол-
бами рассчитывают по схеме симметричного сдвига от каждого столба
в отдельности по формулам теории предельного равновесия.
По второму предельному состоянию рассчитывают осадки фунда-
ментов из висячих свай и горизонтальные смещения верха сооруже-
ния. Общую осадку фундамента определяют от нормативных постоян-
ных нагрузок методами «послойного суммирования» или «эквивалент-
ного слоя». Схема к расчету осадок свайного’фундамента приведена
на рис. 4.20. Напряжения в грунте от собственного его веса в рас-
четной эпюре ниже условного фундамента рассчитывают по формулам
0б = То* и а = kp. Дополнительное давление принимают одинаковым
в пределах Fy и определяют по формуле
Phj_qh
Р=—То(Л + /),	(4.8)
F7
где Рн, Qy— нормативная вертикальная нагрузка и вес межсвайного
грунта;
h — высота ростверка; при высоком ростверке h = 0.
Осадки опор мостов внешне статически неопределимых систем рас-
считывают от общих постоянных нагрузок и от действующих после за-
мыкания пролетного строения на неопределимую систему.
При всех условиях необходимо, чтобы
S 5пр,
где S — расчетная осадка;
Snp — допустимая для данного сооружения осадка.
Если расстояния между сваями удовлетворяют условию а > d +
4- 2 tg <jp/4 I или a 6d (где d — толщина сваи), то можно принимать
188
осадку фундамента равной осадке отдельной сваи, определяемой по
графику S = f(N), полученному при статических испытаниях одиноч-
ных свай.
Для определения расчетных значений продольных усилий и изги-
бающих моментов в сваях [формулы (4.5), (4.6), (4.9)], а также гори-
зонтальных перемещений и поворотов ростверка предварительно рас-
считывают свайные фундаменты как многократно статически неопре-
делимые системы. Значения горизонтальных перемещений ростверков
и верха опор ограничены соответствующими нормативами.
Железобетонные сваи и ростверк проверяют на предельное раскры-
тие трещин или предотвращение их раскрытия при наличии агрессив-
ной по коррозиестойкости грунтовой среды, переменном водонасыще-
нии или периодическом замораживании и оттаивании.
Трещиностойкость железобетонных свай рассчитывается по общим
формулам трещиностойкости внецентренно сжатых железобетонных
колонн.
В первом приближении для предотвращения трещин в бетоне необ-
ходимо соблюдать условие
—+—W,
(4.9)
где /?р — нормативное сопротивление бетона растяжению;
№, Мд — продольное усилие и изгибающий момент в свае п (при зна-
чении нагрузок для расчета на трещиностойкость).
4.9. СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ СВАЙНОГО ФУНДАМЕНТА
Общие положения. Свайный фундамент (с высоким или с низким
ростверком) представляет собой стержневую систему (пространствен-
ную раму), т. е. многократно статически неопределимую систему, в ко-
торой стержни (сваи) погружены полностью (низкий ростверк) или час-
тично (высокий ростверк) в упругопластичную среду (грунт).
Статический расчет свайных фундаментов выполняют обычно ме-
тодом перемещений. Расчетные схемы и предпосылки расчета свайных
и столбчатых фундаментов в большой степени зависят от условий их
работы и характера загружения: 1) конструктивной схемы фундамен-
та и его элементов; 2) длин, жесткости и расположения свай (столбов);
3) свойств грунтов, окружающих сваи и расположенных под их кон-
цами; 4) уровня расположения ростверка и его относительной жестко-
сти; 5) характера загружения фундамента постоянными, временными и
эпизодическими нагрузками; 6) сейсмических воздействий на соору-
жения.
В настоящее время свайные и столбчатые фундаменты обычно рас-
считывают способами, применймыми для упругих стержневых систем.
Различные условные допущения расчета призваны заменить сложное
взаимодействие свай и ростверка с упругопластичной грунтовой сре-
189
дой. Способы расчета, основанные на указанных предпосылках, раз-
работаны применительно к плоским и пространственным схемам фун-
даментов и выражены в виде конечных расчетных формул и в матрич-
ной форме.
Необходимо учитывать, что условные предпосылки расчета свай-
ных фундаментов приводят к отклонениям расчетных значений преде-
лов их несущей способности, так как не учитывают физической нели-
нейности совместных деформаций элементов фундаментов и окружаю-
щего грунта, а также необратимые изменения напряженно-деформиро-
ванного состояния в процессе периодических загружений сооружений.
В наиболее ответственных случаях целесообразно рассчитывать
фундаменты с учетом этих факторов по существующим алгоритмам та-
кого расчета.
В расчетных схемах свайных фундаментов массивных опор мостов
жесткость ростверка, как правило, принимается абсолютно большой.
Такое допущение для фундаментов с низким или высоким ростверком
при наличии расположенной над ним массивной конструкции опоры мо-
жно считать вполне оправданным.
В конструкциях столбчатых опор из трех или шести столбов, как и в
конструкциях свайно-эстакадных и стоечных опор, ростверк (ригель)
располагается непосредственно под опорными частями пролетных стро-
ений. Жесткость такого ростверка относительно невелика и ее учет в
расчетных схемах становится оправданным.
Перемещению высокого ростверка под воздействием внешних сил
препятствуют только сваи, заделанные в грунт, а перемещению низко-
го наряду со сваями—и грунт, окружающий ростверк. Высокие и низ-
кие свайные ростверки рассчитывают по единой расчетной схеме —
«обобщенной» — с учетом сопротивления грунта, окружающего низ-
кий ростверк.
Расчет фундаментов с высоким ростверком. На деформации и со-
противления отдельных свай и всего фундамента влияют свойства грун-
тов и физическая нелинейность их деформаций, характер внешних на-
грузок и их изменения, условия опирания концов свай и глубина их
погружения в грунт.
В расчетных схемах применяют условные упрощенные схемы за-
крепления свай, призванные заменить сложные условия их работы в
упругопластичной среде, при этом допускается независимость их от
изменений внешних нагрузок.
Напряженно-деформированное состояние элементов всего фундамен-
та в наибольшей степени зависит от сопротивлений отдельных свай
продольным усилиям в них.
- Продольные перемещения голов свай происходят при их последова-
тельном загружении по резко выраженной нелинейной закономерно-
сти 6 = f (W) главным образом из-за деформаций окружающего сваю
грунта.
В большинстве упрощенных расчетных схем работа сваи в грунте на
продольные усилия имитируется работой свободного стержня тех же
поперечных размеров и жесткости, опирающегося на абсолютно жест-
кое основание (рис. 4.21 )z
190
Глубину условного закрепления, или
так называемую расчетную длину сжатия
сваи определяют из условия равенства
продольных перемещений головы реальной
сваи и расчетного стержня при равных про-
дольных нагрузках. На основании данных
статических испытаний расчетная длина
сжатия сваи
Рис. 4.21. Условное закреп-
ление свай в расчетной схе-
ме фундамента с высоким
где А — продольное перемещение верхнего
_ конца свай от Ро;
EF — жесткость сечения сваи;
Ро — расчетная нагрузка на сваю; оп-
ределяется по формуле (4.1)
При сваях-стойках расчетную длину сжатия всегда принимают
равной их полной длине. Если отсутствуют данные испытаний свай, то
аналогично назначают равной полной длине висячей сваи. При наз-
начении Ln возможен приближенный учет уплотнений грунта под сва-
ей.
В соответствии со СНиП расчетную длину сжатия сваи LN можно
определять по формуле LN = 10 + 2/ав, где /0 — свободная длина
Б/* ££
сваи; ад— у ; k — коэффициент пропорциональности; Ес — мо-
дуль упругости бетона сваи; I—момент инерции; Ьд—условная шири-
на сваи.
На сваи, кроме продольных, могут действовать силы, направлен-
ные поперек их осей, и изгибающие моменты, приложенные к их верх-
ним концам. Каждая свая при этом изгибается на свободной от грунта
части и в упругопластичной (грунтовой) среде. В зависимости от зна-
чения внешних сил, глубины заделки в грунт и жесткости свая может
изгибаться на всей своей длине или только на свободной части и в верх-
ней части заделки в грунте (в пределах 5—8 ее диаметров или толщин).
При изгибе сваи в грунте ее ось в уровне поверхности грунта повернет-
ся на некоторый угол и сместится в сторону. Величины таких переме-
щений косвенно характеризуют упругую заделку свай в грунте.
В качестве исходных характеристик упругой заделки столбов и
свай могут быть использованы расчетные значения угла поворота и
горизонтального смещения оси изгибаемого в упругой среде стержня в
уровне поверхности среды от единичного момента и единичной гори-
зонтальной силы, приложенных к нему в том же уровне.
В способе расчета столбчатых и свайных фундаментов К. С. Заврие-
ва'и Г. С. Шпиро использован такой прием (рис. 4.22). Перечисленные
характеристики упругой заделки и ординат упругой кривой изгиба
стержня определяют как для упругого стержня в идеально упругой
среде, деформируемой по гипотезе Фусса—Винклера. Такое решение бы-
ло выполнено И. В. Урбаном по континуальной схеме методом началь-
ных параметров. Коэффициенты постели и функции влияния сведены
191
при этом в таблицы. Более точное решение задачи выполнено Жемоч-
киным.
В отличие от континуальной схемы находят применение алгоритмы
расчета изгиба упругого стержня в упругой среде с применением дис-
кретной расчетной схемы в виде балки на большом количестве упругих
опор, которая наиболее приемлема для ЭВМ (рис. 4.22. б).
Учет в расчетной схеме фундамента характеристик упругой задел-
ки свай в грунт более целесообразен при относительно малых глубинах
погружения свай (столбов) (менее 6—8 толщин), когда возможен изгиб
столба по всей его длине и поворот подошвы столба.
При относительно большой глубине заделки свай в грунт (более 10
толщин) в расчетной схеме можно заменить упругую заделку свай в
грунте условным жестким закреплением свободного стержня против
горизонтальных смещений и поворота, расположенного на расчетном
расстоянии от поверхности грунта.
Участок сваи от верхнего конца до условного жесткого закрепле-
ния против изгиба называется расчетной длиной изгиба
сваи LM (рис. 4.23).
Учет изгиба свай в грунте введением LM достаточно правомерен
прежде всего потому, что прочность материала свай рассчитывается по
максимальному изгибающему моменту в свае, на который (при постоян-
ной по ее длине жесткости сечения) незначительно влияют принятые
условные допущения расчетной схемы.
Изменение расчетной длины LM оказывает некоторое влияние на ре-
зультаты расчета фундамента при наличии в нем только вертикаль-
ных свай с малой свободной длиной. При рационально расположенных
наклонных сваях влияние такого допущения ничтожно.
С достаточной для практической цели точности расчетная длина из-
гиба свай
LM = L0+6d,	(4.10)
где Lq — свободная от грунта длина свай;
d — толщина (или диаметр) сваи.
Фундамент с высоким свайным ростверком рассчитывают по прост-
ранственной расчетной схеме (см. рис. 4.27) и по плоским расчетным
/ bin
Рис. 4.22. Схема к учету изгиба сваи в упругой (грунтовой) среде:
а, б — с использованием единичных перемещений ее головы; в — дискретная схема
192
Рис. 4.23. Схема к определению реактив-
ных усилий от сваи при единичном го-
ризонтальном перемещении ее головы
Рис. 4.24. Плоская симметричная рас-
четная схема свайного фундамента с
высоким ростверком
схемам в двух взаимно перпендикулярных плоскостях (рис. 4.24).
Фундаменты опоры моста рассчитывают по оси моста и перпендикуляр-
но ей по плоским схемам. В плоских расчетных схемах оси всех свай
проектируют на соответствующие расчетные плоскости.
Пространственную схему применяют при уточненных расчетах, а
также при всестороннем нарушении симметрии в расположении
свай или при воздействии на фундамент внешнего крутящего момента
(в плане), например в опорах двухпутных мостов.
Применение плоских расчетных схем оказывается, как правило, оп-
равданным, так как обеспечивает достаточную для практических целей
точность в пределах применяемых условных допущений расчета свай-
ных фундаментов.
Особенность расчетной схемы свайного фундамента с абсолютно
жестким, высоким ростверком — учет внутренних усилий в сваях и
реактивных воздействий свай на ростверк при единичных смещениях
всего жесткого ростверка в направлении осей координат (х, yt z)
и при единичных поворотах ростверка относительно этих осей.
Свайный фундамент можно рассчитать по системе канонических
уравнений метода перемещений, универсального матричного алгорит-
ма, составленного с использованием исследований Аргириса и Н. Н.
Шапошникова, или конечных расчетных формул для единичных реак-
ций, перемещений ростверка и внутренних усилий (Nn и 7ИП) в каждой
свае фундамента (см. § 4. 9).
При плоской расчетной схеме (см. рис. 4.24) определяют три глав-
ных единичных реакции Гит и Гаю И Три ПОбоЧНЫХ ruv И Гор,
причем в симметричных схемах побочные реакции (гио = гао = 0).
Единичные реакции отдельных свай (см. рис. 4.24) элементарно вы-
ражаются известными зависимостями реактивных усилий упругого
193
стержня (с длиной / и с жесткостями сечения EF и EI) от смещений и
поворотов его конца. Например, при единичном горизонтальном пере-
мещении жесткого ростверка (см. рис. 4.23) по оси х (в плоской расчет-
ной схеме) голова сваи i сместится по горизонтали на единицу, при этом
свая изогнется и сожмется на A sin ос = sin а. На ростверк в уровне
его подошвы от сваи i будет действовать продольная реактивная сила
и реактивный момент Пренебрегая малыми величинами второ-
го порядка, величины Nit Mt и их проекции на оси координат, и
Tt определяются простыми зависимостями:
= -^sina,;	/V, cos (90°—«0 +
ln
, 12Efi 2 EFi . 2	. 12E7i	2
4----r-=- cos2 ctj = —- sin2 at ----1 cos2 at;
lm	Lm
EFi
P- = N. cos	= —- sin ос, cos af;
ln
(4.11)
Сумма сил Tt от всех свай определяет главную единичную гори-
зонтальную реакцию:
'•UB=y4^sin2“i+S-T?kcosia'- (4Л2>
1	1 Ем
Сумма сил Pi от всех свай определяет побочную вертикальную ре-
акцию:
/'-<^=S'7^Lsin“iC0S“i'	(413)
 ln
которая при симметричных схемах равна нулю, а сумма моментов всех
сил Pi относительно центра подошвы ростверка (точка А на рис. 4.24)
и сумма моментов от каждой сваи определяет побочную реакцию:
г«а = У.х1 Sil. sin c^cosa,— coscq. (4.14)
, ln	i lm
В формулах индексы соответствуют: и — горизонтальному направ-
лению перемещений и реакций; v - то же вертикальному; со—пово-
роту и моменту в расчетной плоскости; ос, — проекция угла наклона
сваи на расчетную плоскость xOz.
Аналогично определяют все прочие единичные реакции соответст-
венно при вертикальном единичном перемещении жесткого ростверка,
единичном повороте вокруг центра его подошвы (точка А на рис. 4.24),
причем на основании принципа взаимности ruv = rvu-, ги(й =
194
В общем случае плоской схемы определяют единичные реакции
fuu> ruv> ги&’ rw> rvn> rwo> а при плоской симметричной схеме только
Гци.	rvvt при расчетах по пространственной схеме число еди-
ничных реакций достигает 36.
Порядок расчета при плоской симметричной схеме свайного фунда-
мента с высоким ростверком. В каждой расчетной плоскости (напри-
мер, вдоль оси моста и поперек этой осп) выполняют расчет в такой по-
следовател ьносп i:
1)	выбирают наиболее неблагоприятные расчетные сочетания внеш-
них нагрузок;
2)	все внешние силы (при данном расчетном их сочетании) приводят
к равнодействующим: Р — вертикальной, действующей по оси г (см.
рис. 4.24); Н — горизонтальной, действующей по оси х или у\ М. —
момент всех сил относительно центра подошвы ростверка.
Определяют плечо приложения горизонтальной равнодействующей
Н относительно подошвы ростверка:
(415)
3)	определяют расчетный ряд свай (совокупность расположения
наклонных и вертикальных свай в расчетной плоскости, повторяющая-
ся в фундаменте т раз) и приводят все равнодействующие к расчетно-
v	п Р ГТ Н	М
му ряду сваи, т. е. Рк = = ; Нк = — ; Мк = = ;
т	т	т
4)	рассчитывают единичные реакции (в относительных \!Е1 зна-
чениях) по формулам:
г	п	п
г'«и =-	= tnx 2 sin2 cii cos -|- /п2 2 cos5 af;
EI	i	‘ .
n	n
г™ = 2 xt sin oc< cos2 at —	2 c°s3 oc{;
1 n	n'	(4.16)
Gow = ^12 cos3 + m4 2 C0S ai’
1	I
n
r'Vv = tnY 2cos3ab
1
где Eli — жесткость сечения одной сваи;
ocz — проекция угла наклона сваи i на расчетную плоскость (по-
ложительна при отклонении сваи влево от вертикали);
xt — расстояние от оси фундамента z (точка А на рис. 4.24) до
осей свай расчетного ряда в уровне подошвы ростверка
(положительна при расположении свай влево от точки
Л);
п — число свай в расчетном ряду;
195
In, Im — проекции на вертикальную ось дл ин свай LN и Ьм (см
рис. 4.24);
t	12	6	4	. Fi
т2=^\ гп^=-^-\ т^-г-; t = -=^
1n	1м	Im	1м Ц
(значение можно определять по таблицам);
5) определяют координаты характерных центров С и 0, расстоя-
ние между этими центрами j и плечи равнодействующей Н относи-
тельно этих центров по формулам:
b =	bc = q—c- be=q-b\ (4.17)
гии	ГШй
6) определяют перемещения ростверка (в относительных и абсолют-
ных значениях):
поворот (в рад.):
4
lM
(й*
О ——=
El
U=-¥=r
El
(4.18)
, ЬСНК
со =—-——
1ГШй
горизонтальное перемещение:
В'=_М1
iruu
вертикальное перемещение:
rvv El
7)	определяют продольные усилия и максимальные изгибающие мо-
менты в каждой свае (или в наиболее напряженных) по формулам:
Nn = mi cos2 ап (v' + w'xn 4- и' tg ап);
Мп = m3 cos8an (и1 — (о'хп tgan — u'tg an) — m4co' cos an; (4.19)
V
8)	проверяют по продольным усилиям в сваях Nn их несущую спо-
собность по грунту, т. е. Nn^. Ro, где Ро — расчетная несущая спо-
собность сваи; определяют по формуле (4.1);
9)	рассчитывают прочность, устойчивость и трещиностойкость ос-
дельных свай по формулам (4.5), (4.6), (4.9);
10)	определяют горизонтальное отклонение верха опоры моста (или
иного сооружения, расположенного на ростверке):
f = и + coho < [fl,	(4.20)
где h0 — координата верха опоры;
[fl — допускаемое горизонтальное отклонение.
Если на фундамент действует только внецентренно приложенная
вертикальная сила Р, то перемещения ростверка определяют по фор-
мулам:	_
=	=	(4.21)
/Ги<о	1Ги(й
где е — эксцентриситет приложения силы Р.
196
Несимметричные плоские схемы свайных фундаментов можно рас-
считывать по симметричным схемам, если привести их к главным осям
систем.
При наличии в фундаменте только вертикальных свай усилия и из-
гибающие моменты во всех сваях с достаточной для практических целей
точностью можно определять по формулам:
где п — число свай.
Рациональное расположение свай в фундаментах с высоким рост-
верком. Такие фундаменты обладают той особенностью, что даже не-
большие изменения наклонов свай и их расположения могут резко
влиять на условия обеспечения прочности конструкции и изменения
ее материалоемкости.
Приемы конструирования, которые на первый взгляд способствуют
увеличению жесткости и прочности конструкции (например, увеличе-
ние наклонов свай или расстояний между ними), могут в действитель-
ности приводить к противоположным результатам. При проектирова-
нии фундаментов с высоким ростверком следует рационально распола-
гать сваи с учетом приведенных ниже рекомендаций.
Необходимо прежде всего выбрать схему расположения свай в
каждой из расчетных плоскостей (рис. 4.25) исходя из особенностей воз-
действия внешних сил, а затем уточнить значения углов наклона свай
и расстояний от оси фундамента до их осей в избранной схеме.
Обе задачи позволяют разрешить свойства так называемых харак-
терных центров системы С и 0, координаты которых определяют по фор-
мулам (4.17). Упругий центр С обладает тем свойством, что при сов-
мещении с ним внешней силы (в том числе горизонтальной) ростверк
и опирающаяся на него жесткая опора перемещаются только поступа-
тельно. Момент внешней силы вызывает поворот ростверка вокруг это-
го центра, причем направление и значение угла поворота прямо про-
порциональны знаку и длине плеча be между силой и центром С [см.
формулы (4.17)].
Точка нулевых перемещений 0 обладает тем свойством, что при сов-
мещении ее с внешней силой ростверк поворачивается вокруг центра
его подошвы (точка А на рис. 4.24). Если сила проходит через центр
подошвы (точка Л), то по принципу взаимности ростверк поворачивает-
ся вокруг точки 0.
Горизонтальное перемещение подошвы ростверка по значению и зна-
ку находится в прямой зависимости от плеча силы относительно точки 0,
т. е. от значения be, определяемой по формуле (4.17). Если сила при-
ложена выше точки 0, то ростверк перемещается в направлении, про-
197
Рис. 4.25. Схемы расположения свай в фундаментах с высоким ростверком
(в порядке увеличения жесткости по повороту в расчетной плоскости)
тивоположном действию силы, пропорционально плечу Ь& и, наоборот
при приложении силы ниже точки 0 — в направлении действия силы
Положения и значения равнодействующих внешних сил предопре-
делены в расчетной схеме, но положения точек С и 0 зависят от рас-
положения и наклонов свай и их можно регулировать, добиваясь оп-
тимальных условий обеспечения жесткости и прочности системы и ми-
нимальной материалоемкости конструкции.
Схемы фундаментов с вертикальными сваями обладают малой го-
ризонтальной жесткостью, характеризуемой величиной \1гии.
При горизонтальных нагрузках, превышающих	все
или отдельные сваи целесообразно наклонять. В схемах с наличием
наклонных свай решающее значение приобретает жесткость системы
по повороту (в расчетной плоскости), характеризуемой величиной
l//rU(1), или при определенной горизонтальной жесткости величиной
/ = О — с [см. формулу (4.17)].
Плоские схемы расположения свай в порядке увеличения их жест-
кости по повороту (в порядке способности воспринимать моменты
внешних сил ЬСН) приведены на рис. 4.25. Можно двумя конструктив-
ными приемами добиваться рационального расположения свай:
198
1) выбирать жесткую по повороту схему, при которой свайный
фундамент приобретает способность воспринимать большие моменты
внешних сил М = ЬСН (например, схемы V—IX на рис. 4.25);
2) добиваться такого положения точек Сив путем изменений нак-
лонов и расположения разных свай в избранной схеме, чтобы свести к
минимуму плечо Ьс и, следовательно, момент М = ЬСН.
Выполнение последнего условия особенно необходимо при схемах
с малой по повороту жесткостью (например, II—IV на рис. 4.25).
При выборе схемы расположения свай (в двух расчетных плоскос-
тях) следует исходить из условия силовых воздействий на фундамент.
Если в рассматриваемой расчетной плоскости горизонтальная рав-
нодействующая внешних сил при разных их расчетных сочетаниях рез-
ко изменяет свое положение, оставаясь значительной по значению
(М = ЬСН неизбежны), то целесообразны жесткие схемы V—IX.
В тех случаях, когда положение равнодействующей неизменно или
изменяется незначительно или, наконец, изменяется значительно, но
при этом резко уменьшается ее значение в сравнении с максимальной,
можно применять более простые по технологии погружения схемы II—
IV, однако при непременном условии уточнения наклонов свай и положе-
ний их голов из условий прочности, жесткости и материалоемкости
конструкции.
Свайный фундамент с высоким ростверком становится наиболее
экономичным, когда сведены к минимуму изгибающие моменты в сече-
ниях всех свай. При этом снижаются напряжения в материале, улуч-
шаются условия трещиностойкости свай, равномерно распределяется
нагрузка между ними, уменьшаются горизонтальное перемещение и по-
ворот ростверка.
При симметричных схемах фундаментов и положительных значе-
ниях координат С и 0 это в первом приближении достигается при
'c<q<ft,	(4.23)
т. е. когда горизонтальная равнодействующая оказывается между цент-
рами Сив.
Особенности расчета фундамента с низким ростверком. В расчет-
ной схеме фундамента с низким ростверком наряду с сопротивлением
свай внешним нагрузкам должно учитываться сопротивление грунта,
окружающего ростверк. Сопротивление грунта перемещениям роствер-
ка зависит от его плотности, прочностных и деформативных свойств и
от контакта между грунтом и ростверком.
Дополнительные сопротивления грунта учитывают введением в рас-
четную схему дополнительных связей, в общем случае в направлении
горизонтальных, вертикальных перемещений и против поворотов рост-
верка в расчетных плоскостях.
Действительные сопротивления окружающего ростверк грунта
зависят от различных факторов, отличающихся неопределимостью (из-
менение свойств грунта со временем, плотность его примыкания, на-
личие трения и пр.), поэтому сопротивления дополнительных связей в
расчетной схеме принимают приближенно, учитывая только сопротив-
ления поступательным перемещением ростверка с применением коэф-
199
Рис. 4.26. Плоская расчетная схема
свайного фундамента с низким рост-
верком
фициентов постели п° т Зе
Фусса — Винклера или иных
условных приемов.
Необходимо иметь в виду,
что сопротивление межсвайного
грунта под подошвой роствер-
ка вертикальным его перемеще-
ниям может быть совершенно
различным в зависимости от рас-
стояний между сваями, их дли-
ны и свойств грунтов основания.
При проявлении «кустового
эффекта» ростверк перемещается
вместе с межсвайным грунтом
как одно целое и дополнитель-
ных вертикальных сопротивле-
ний последнего не возникает.
В общем случае более обос-
нованным следует полагать от-
сутствие дополнительных сопро-
тивлений межсвайного грунта
вертикальным перемещениям по-
дошвы ростверка.
Учитывая изложенное, в большинстве практических расчетов может
быть достаточно обоснованным включение в расчетную схему свайного
фундамента только одной дополнительной связи — реактивного сопро-
тивления грунта горизонтальному смещению ростверка, возникающе-
му по его боковой грани, в каждой из расчетных плоскостей.
Расчетная схема фундамента с низким ростверком при таком допу-
щении отличается от приведенной на рис. 4.24 только дополнитель-
ными горизонтальными связями в уровне подошвы ростверка в виде так
называемых «фиктивных» свай (рис. 4.26).
Длину и жесткость «фиктивных» свай удобно принимать такими же,
как реальных, а количество их определять по значению реактивного
сопротивления грунта:
_ Ягр/jy
Лл —
* EF
(4.24)
где RTp — равнодействующая реактивного сопротивления грунта го-
ризонтальному единичному перемещению ростверка, /?гр=
= CrpFj,;
EF
-----единичная реакция одной «фиктивной» связи;
lN
Fn — площадь боковой грани ростверка;
Сгр — коэффициент реактивного сопротивления грунта горизон-
тальному перемещению.
200
Сгр может быть принят из таблиц или приближенно определен по
формулам:
(4.26)
где Cj — реактивное сопротивление грунта горизонтальному переме-
щению крупноразмерного штампа в аналогичных грунтах
в уровне подошвы ростверка;
F± — площадь штампа;
£гр — модуль деформации грунта в уровне подошвы с учетом огра-
ниченного бокового его расширения;
ftp — высота боковой грани ростверка.
В первом приближении число «фиктивных» свай
£гр /дгь
ф~ EF
где b — ширина боковой грани ростверка.
При делении фундамента на расчетные ряды свай определяется Пф,
соответствующее расчетному ряду. «Фиктивными» сваями могут быть
заменены и другие дополнительные реактивные сопротивления ок-
ружающего ростверка грунта, если их введение окажется достаточно
обоснованным.
Низкий свайный ростверк рассчитывают по обобщенной расчетной
схеме по формулам (4.15)—(4.22), только при определении главной ре-
акции гмц- [см. формулу (4.16)] вводят дополнительный член пф, т. е.
riu =	= ггц ^2 sin2 a, cos at + пф^ + cos* af.	(4.27)
Если не обеспечивается плотное примыкание грунта к ростверку,
то в расчетную схему не вводят дополнительные связи и в этом случае
низкий свайный ростверк рассчитывают по расчетной схеме высокого
ростверка.
Кроме всех проверок, указанных в § 4.8, следует проверить, чтобы
горизонтальное давление низкого ростверка на окружающий грунт в
уровне подошвы не превысило расчетное пассивное давление соответ-
ствующего грунта, т. е.
«Сгр < т' [Лр tg*(45° + -2-) 4- 2СХ tg (45* + £-)],	(4.28)
где и — расчетное горизонтальное перемещение ростверка [см. фор-
мулу (4.18)];
Сг? — коэффициент реактивного сопротивления грунта;
т — коэффициент условий работы;
Yo — вес грунта, окружающего ростверк;
<р — угол внутреннего трения грунта;
Сг — сцепление грунта;
ftp — высота грани ростверка.
201
Продольные усилия и изгибающие моменты в сваях можно опреде-
лять по конечным формулам:
Рк cos ап . Нк sin ап .	еп
л	' ~п	/Л '	)
2 cos8 а/	2 sin* 2 а, + 2ап+Пф	j ^2 xi sin ai ~ а1мп
Mn = alM COS3 ап
(4.29)
Як bc xn sin ап+ ------------
\	3 cos ап / PK sin ап
Xi sin ai—alMn
n
2 cos3 ax
1
- .	&Nl
где en =xncosan —csinan; a = —=
1мг
n
2*1 sin at— alMn
C=-------------------
n
2 sin2 oti-|-2an
1
«	2
2*? cosai + --- PMan
; « = -!------?-----
n
2*i sin aj—n
1
Для высоких ростверков пф = 0.
Расчет столбчатых фундаментов в зависимости от жесткости
столбов и глубины их погружения выполняют аналогично свайным
фундаментам или массивным фундаментам глубокого заложения.
При заделке столбов в скальные грунты одиночные столбы и одно-
рядные фундаменты в плоскости, перпендикулярной оси ряда, рассчи-
тывают как свободные консоли, жестко защемленные в уровне поверхно-
сти скалы, всегда с учетом фактической жесткости столбов. В плоско-
сти самих столбов фундамент рассчитывают как раму с учетом жестко-
сти столбов и ригеля.
Одиночные столбы при опирании их на дисперсные грунты в зави-
симости от глубины погружения и жесткости рассчитывают как аб-
солютно жесткие стержни в упругой среде [см. формулу (4.3)] или с
учетом их гибкости по формулам, приведенным в главе VI. Норма-
тивные сопротивления грунта под подошвой столба принимают мень-
шими, чем у забивных свай, так как при свободном погружении стол-
бов грунты не уплотняются.
202
4.10. МАТРИЧНЫЙ АЛГОРИТМ ПРОСТРАНСТВЕННОГО РАСЧЕТА
СВАЙНОГО ФУНДАМЕНТА С ЖЕСТКИМ РОСТВЕРКОМ
Перемещения ростверка выражены вектором (рис. 4.27)
(4.30)
Усилия в голове сваи выражены вектором
В приведенных алгоритмах:
Сс
Оу
М1
«С
Mv
V
со
и
<Pz
Чу
Чх
Р
Ту
Нх
мг
Му
мх
N — Rfyi Сп
Р.
(4-31)
I—продольное усилие в свае по оси
—	поперечная сила в направлении £;
—	поперечная сила в направлении v;
—	крутящий момент относительно оси £;
—	изгибающий момент относительно оси £;
—изгибающий момент относительно оси v.
—вертикальное перемещение ростверка;
—горизонтальное перемещение вдоль оси у\
—	горизонтальное перемещение вдоль оси х;
—	поворот ростверка относительно оси z;
— поворот ростверка вокруг оси у\
|—поворот ростверка вокруг оси х.
Грузовой вектор Р:
—	внешняя вертикальная сила;
—	внешняя горизонтальная сила, действующая по у\
—	внешняя горизонтальная сила, действующая по х;
—	внешний момент относительно оси z;
—	момент внешних сил относительно оси у\
— момент внешних сил относительно оси х.
Рис. 4.27. Пространственная расчет-
ная схема свайного фундамента
203
Матрица реакций сваи в направлении собственных ее осей £, £, v:
	EF V	0	0	0	0	0
		12Е?				6Е/
	0		0 12Е7	0	0 6Е7	1М
	0	0		0		0
яЕ=	0	0	0 6Е7	G/p 1М	0 4Е7	0
	0	0 6EZ	“ 1м	0	‘м	0 4Е1
	0		0	0	0	1м
Матрица Q, включающая направляющие косинусы, преобразовывающие
реакции сваи к осям, параллельным осям системы и члены, преобразовывающие
реакции к осям ростверка:
	4	^2	4	Хв b “Ь Ун ^9	Хи ^1	Ун^1
	Шх	т2	/Пд	—х^тг + уит3	ХНГП1	— Ун mi
Ci =	П1	п2	«3	— хяпг+упп3	ХНП1	— Ун^1
	0	0	0	h	/2	h
	0	0	0	Ш].	т2	т3
	0	0	0	П1	п3	п2
и С[ — матрица, транспонированная к матрице Ci\ Сп — матрицы ре-
акций и преобразований с данными рассчитываемой сваи;
. Zk i	Ук—Ун .
*К— хн
/ов
где Ун, хн — координаты головы сваи;
zK, Ук» хк — то же низа сваи;
/св-Кг2 + (Ук—Ун)а~Ь(*к — хн)2 \
h 1з	1% 1з
г _	> ^2	~" *
Vq+Ч УЧ+Ч
т8 = 0;
л8=УЧ+'1
В тех случаях: когда необходим учет гибкости ростверка, принимают ал-
горитм пространственного расчета свайного фундамента с гибким ростверком,
204
разработанный по методу «конечного элемента». Жесткость ростверка в гори-
зонтальной плоскости без ущерба для точности может быть принята абсолютно
большой.
При расчетах на ЭВМ фундаментов на высоких свайных ростверках можно
использовать другие алгоритмы и программы, основанные на тех же исходных
предпосылках, например программу Гипротрансмоста, Ленгипротрансмоста и др.
Глава V
СООРУЖЕНИЕ ФУНДАМЕНТОВ
ИЗ СВАЙ И ОБОЛОЧЕК
5.1. СООРУЖЕНИЕ ФУНДАМЕНТОВ ИЗ ЗАБИВНЫХ СВАЙ
Выбор способа производства работ. Способ работ выбирают в за-
висимости от конструкции фундамента и свай, грунтовых и других
местных условий, возможностей энергоснабжения и технической ос-
нащенности строительства. Для фундаментов опор мостов в русловой
части способы работ зависят, кроме того, от глубины реки, скорости
течения, размываемости грунтов и других особенностей акватории.
Погружению свай предшествуют подготовительные работы — очи-
стка и планировки площадки, разбивка контуров фундамента и осей
свайных рядов, доставка и размещение оборудования. Для фундамен-
тов с низким ростверком предварительно создают котлован, для забив-
ных свай монтируют копер или кран, прокладывают под него рельсо-
вый путь, монтируют силовые установки и трубопроводы. В необходи-
мых случаях устанавливают направляющие каркасы. В акваториях
предварительно ограждают и изолируют от проникновения воды про-
странство, ограниченное контурами ростверка.
Сваебойные молоты. Забивные сваи погружают в грунт сваебой-
ными молотами и вибропогружателями. Для облегчения погружения
часто делают подмыв напорной водой. Применяют механические (под-
весные), паровоздушные и дизельные молоты.
Механические молоты забивают сваи за счет энергии сво-
бодного их падения. Эти молоты применяют редко для погружения
свай небольших размеров.
Паровоздушные молоты получили широкое распростране-
ние для забивки свай, в том числе тяжелых в плотные связные грун-
ты. Работают молоты при помощи сжатого воздуха или пара. По
конструкции и принципу действия их подразделяют на молоты одиноч-
ного и двойного действия. Пар обычно используют зимой для предот-
вращения смерзания клапанов и труб с конденсатом.
В молоте одиночного действия под давлением пара поднимается
только ударная часть, а удары по свае производятся при свободном ее
падении (рис. 5.1, а). Такие молоты бывают с ручным, полуавтомати-
ческим и автоматическим управлением. Молоты с ручным управлени-
ем просты и надежны в работе, но имеют малую частоту ударов (до
25 в мин). Масса ударной части в молотах одиночного действия дости-
205
б)
Рис. 5.1. Паровоздушные молоты одиноч-
ного (а) и двойного действия (б):
1 — свая; 2 — подвижной цилиндр; 3 — шток;
4 — неподвижный поршень; 5 — прилив; 6 —
планка; 7 — кран; 8 —крышка; 9, 12, 13, 18 —
выпускные клапаны; 10 — поршень; 11, 19 —
верхняя и нижняя полости цилиндра; 14.
17 — паропроводы; 15 — парораспределительное
устройство; 16 — шланг; 20 — скошенное коль-
цо; 21 — плита; 22 — захват
Рис. 5.2. Схемы трубчатого (а) и штан-
гового (б) дизель-молотов:
/ — свая; 2 — штырь; 3 — пята; 4 — топливный
насос; 5 — рычаг; 6 — цилиндр молота; 7, 16 —
поршни; 8 — масляная камера; 9 — резервуар
топлива; 10 — патрубок; 11 — шаровая головка;
12— сферическая выемка; 13 — поперечина:
14 — штанга; 15 — цилиндр; 17 — поршневой
блок; 18 — палец; 19 — наголовник
гает 6 т. За рубежом находят применение молоты такого типа с массой
ударной части до 20 т (например, молот «Супервулкан» в США, «Менк-
Гамброк» в ФРГ), позволяющие забивать сваи массой до 80 т.
В молоте двойного действия давлением пара или сжатого воздуха
поднимается не только ударная часть, но и ускоряется ее падение и уве-
личивается энергия удара (рис. 5.1, б). Молоты двойного действия бо-
лее производительны и работают автоматически, но имеют меньшую
массу ударной части, что ограничивает их применение для забивки тя-
желых свай.
Зимой в паровоздушных молотах лучше использовать пар, а не
сжатый воздух, так как при пневматическом способе в механизмах
конденсируется и замерзает вода.
Д и з е л ь-м слотами забивают главным образом относитель-
но небольшие сваи и шпунт. Они подразделяются на штанговые
(рис. 5.2, б), трубчатые (рис. 5.2, а) и с воздушным буфером. В штанго-
вых молотах ударной частью служит цилиндр, а в трубчатых—пор-
шень. Масса ударной части легких молотов от 400 до 2500 кг. Широко
внедряются мощные дизель-мрлоты (например, СП-54) с массой удар-
ной части до 5000 кг для забивки тяжелых свай длиной до 25 м. При па-
дении ударной части (поршня или цилиндра) взрывается горючая смесь,
поступающая в камеру сгорания через форсунку, благодаря высокой
температуре, возникающей при резком ее падении. От взрыва ударная
206
часть вновь поднимается, открывая клапаны для выхода отработанного
газа и всасывания свежего воздуха. Затем цикл повторяется. Недостат-
ки дизель-молотов — в начальный период затруднено погружение в
слабые грунты (не происходит достаточного для взрыва сжатия горю-
чей смеси), кроме того,на работу молота оказывают отрицательное вли-
яние низкие температуры воздуха.
Выбор сваебойных агрегатов, в том числе свайных молотов, зави-
сит от свойств грунтов, веса сваи, ее конструкции, требуемой глубины
погружения и несущей способности.
При этом исходят из необходимой энергии Ц7и удара молота,
которую определяют по формуле
№п>25Рпр,	(5.1)
где Рпр — несущая способность сваи по грунту.
Проверяют соответствие массы молота и сваи по коэффициенту при-
менимости молота1, т. е. отношению массы системы к энергии удара:
К =-^-.	(5.2)
1У п
где Q — масса молота, кг;
q — масса сваи, кг;
Wn — паспортная энергия выбранного молота, Дж.
Для успешного погружения свай при ее длине более 12 м масса
ударной части молота одиночного действия (включая дизель-молот)
должна быть больше массы сваи. Если длина сваи меньше 12 м, то мас-
са ударной части молота должна превосходить массу сваи более чем в
1,5 раза при погружении в плотные грунты и более чем в 1,25 раза в
грунты средней плотности.
Эффект погружения свай в различных грунтовых условиях зависит
от энергии удара молота и от частоты его ударов. Чтобы обеспечить
требуемую несущую способность забиваемой сваи, используют динами-
ческий эквивалент ее несущей способности. При этом сваю забивают в
грунт до тех пор, пока пргружение от одного удара не достигнет рас-
четного значения, называемого отказом (среднее арифметическое
значение осадки от серий ударов — «залога»).
Расчетный отказ
knFW
pnp("^feE’+"f)
Q+ 0.2g
Q+q
(5.3)
где k — коэффициент условий работы;
k = 0,7 4- 1,2.
Остальные обозначения приведены в главе IV.
Первоначальный отказ, полученный после окончания забивки сваи,
обычно не является истинным, так как после некоторого времени
1 Коэффициенты применимости К в зависимости от материала свай и кон-
струкции молотов даны в справочниках по свайным работам.
207
Рис. 5.3. Каркасы для направления свай:
а — погружение каркаса; б погружение свай; в — конструкция каркаса; г — план каркаса
и плашкоута: / — элементы карты; 2 — ячейки для оболочек; 3 — деревянные брусья; 4 —
ячейки для установки маячных оболочек; 5 — каркас; 6 — стрела крана; 7 — подмости под
кран; 8 — плашкоут из понтонов КС
Рис. 5.6. Короткая
направляющая
стрела:
/ — корпус стрелы;
2 —молот
Рис. 5.5. Универсальный копер:
/ — стрела; 2 — рама; 3 — винтовые
домкраты; 4 — поворотная платфор-
ма; 5 — паровой котел
Рис. 5.4. Копер для ди-
зель-молота:
/ — стрела; 2 — подкосы; 3 —
откидная пята; 4 — рама;
5 — лебедка
208
значение отказа изменяется. В маловлажных песчаных грунтах отказ
возрастает (сопротивление уменьшается), а в глинистых уменьшается.
При свайных работах для подъема, направления свай и подвешива-
ния молотов применяют копры или краны. Стреловые и портальные
краны снабжают направляющими стрелами. Для направления свай
при погружении, особенно для направления наклонных свай, часто
применяют направляющие приспособления в виде каркасов из инвен-
тарных элементов (рис. 5.3) или передвижные кондукторы, устанавли-
ваемые на креплениях котлованов.
Копры для забивки свай должны быть маневренны, легки, просты
в сборке. Их подбирают в зависимости от размеров свай, условий по-
гружения, типа молота или иного сваебойного агрегата. Для забивки
коротких (легких) свай или шпунта копры часто изготовляют на стро-
ительстве. Деревянные сборно-разборные копры высотой
до 12 м имеют две стрелы, что позволяет забивать одновременно по две
сваи. Чаще применяют металлические инвентарные
копры (С-955, С-908, СП-56 и др.). К ним относятся копры для ди-
зель-молотов, выполненные из различных прокатных профилей и труб
и снабженные колесами для передвижения по рельсам (рис. 5.4).
Для забивки тяжелых длинных свай, в том числе наклонных, служат
универсальные копры (рис. 5.5), перемещаемые по рель-
сам. Таким копрам можно придавать наклон до 5:1 при помощи стяж-
ных винтов, установленных между вышкой и платформой. Универ-
сальные копры обычно полноповоротные. На платформе копра размеще-
ны паровой котел, воздухосборник, лебедка и механизмы поворота
(табл. 5.3).
В акваториях сваи забивают с при-
менением плавучих копров, т. е. обыч-
ных копров, установленных на плашко-
утах из инвентарных понтонов, закреп-
ленных гибкими расчалками к якорям.
Для подвешивания молотов и направ-
ления свай при забивке часто исполь-
зуют различные краны: стреловые, дер-
рик-краны, краны на гусеничном (авто-
мобильном) ходу, а также козловые кра-
ны и иногда экскаваторы. Краны, исполь-
зуемые для забивки свай, снабжают на-
правляющими стрелами. Находят приме-
нение короткие направля-
ющие (рис. 5.6), подвешенные к кра-
ну, которые по мере забивки сваи пе-
риодически опускают с таким расчетом,
чтобы молот при работе не выходил за
их пределы. Чаще применяют длин-
ные направляющие, подве-
шенные к стреле крана (рис. 5.7). На-
правляющие стрелы в нижней части
жестко присоединены к корпусу крана
Рис. 5.7. Кран, оборудованный
длинной направляющей стре-
лой:
/ — направляющая стрела; 2 — «те-
лескопическая» распорка: 3 — стре-
ла крана
209
Рекомендуемые способы погружения свай
Таблица 5.1
Грунты	Глубина погружения в грунт, м	Забивка молотами		Забивка вибромоло- тами без подмыва	Заглубление вибропогру- жателями		Заглубление сква- жины
		без подмыва	с подмывом		без подмыва	с подмывом	
Водонасыщенные рых-	До 10	+	—	—	+	—		
лые песчаные	10 и более	+	+	—	+	—	—
Теку чеп ластичные	и мягкопластичные связные	10 и более	+	—	—	+	—	—
Водонасыщенные сред-	До Ю	—	+.	+	+	—	—
ней плотности и плотные песчаные	10 и более	—	+	—	—	+	—
Связные тугопластич-	До 10	-1-	—	-1-	—	—	—
ные и полутвердые связ- ные	10 и более	+	—	-1-	—	—	-1-
Г равийно-галечные	До 10	+	+	+	+	—	—
Все грунты с включе- нием скальных прослоек, валунов или затопленных предметов	Независимо от глубины	—	—	—	—	—	+
Пластично-мерзлые	До 10	+	—	+	—	—	—
	10 и более	—	—	—	•—	—	+
Твердомерзлые	Независимо от глубины		—		—	—	+
Сваебойные молоты
Таблица 5.2
Тип	Марка	Масса, кг '	Масса ударной части, кг	Высота падения ударной ча сти, м	Энергия Удара, Дж	Частота ударов, мин	Высота, мм
Одиночного	СССМ-007	1932	1250	1,44	18 000	30	4760
действия	СССМ-570	2 700	1800	1,5	27 000	30	4840
	СССМ-582	4 300	3000	1,3	39 000	30	4640
	СССМ-680	8 845	6000	1,37	82 000	30	4960
Двойного	С-32	4 095	655	0,52	15 900	125	2390
действия	С-231	4 450	ИЗО	0,58	18200	105	2689
	ВР-28	6 550	1450	0,50	25 000	120	3190
210
Продолжение
Тип	Марка	Масса, кг	Масса ударной части, кг	Высота падеиия ударной части, м	Энергия удара, Дж	Частота ударов, мин	Высота, мм
Штанговые	С-254	1400	600	1,77	5 000	55—60	3150
дизельные	С-222А	2 200	1250	1,79	10 000	55—60	3355
	С-268	3 100	1800	2,10	14000	55—60	3820
	С-330	4 200	2500	2,30	20 000	50—55	4540
Трубчатые	С-858	2 500	1250	3,0	33 000	43—55	3948
дизельные с	С-859	3 500	1800	3,0	48 000	43—55	4165
воздушным	С-949	5800	2500	3,0	67 000	43—55	4685
охлаждением	С-954	7 300	3500	3,0	94 000	43—55	4800
	С-974	9 000	5000	3,0	135 000	43—55	5520
	УР-1-500	1 100	500	3,0	13 000	43—55	3760
	УР-1-1250	2 500	1250	3,0	33000	43—55	4000
	У Р-1-1800	3 400	1800	3,0	48 000	43—55	4350
Трубчатые	С-994	1500	600	3,0	16 000	43—55	3825
дизельные с во-	С-995	2600	1250	3,0	33 000	43—55	3955
дяным охлаж-	С-996	3 650	1800	3,0	48 000	43—55	4335
дением	С-1047	5 500	2500	3,0	67 000	43—55	4970
	С-1048	7 650	3500	3,0	94 000	43—55	5145
	СП-54	10000	5000	3,0	135 000	43-55	5300
Трубчатые	С-996С	3550	1800	3,0	48 000	42-55	4390
дизельные в се-	С-1047С	5600	2500	3,0	67 000	42—55	5000
верном испол- нении	С-1048С	8 000	3500	3,0	94 000	42—55	5160
Примечания. I. Молоты одиночного и двойного действия могут забивать сваи
с наклоном до 1:1, штанговые —с наклоном 4: 1, трубчатые — с наклоном 3: 1.
2. Трубчатые дизель-молоты в обычном исполнении могут работать при температуре
минус 25 30 С, молоты в северном исполнении — при температуре до минус 60° С.
Таблица 5.3
Копры на рельсовом ходу
Марка	Высота, м		Грузоподъем- ность (массы сваи и моло- та), т	Наклон стрелы		Ширина ко- леи, м	Угол поворо- та платфор- мы, град	Полная мощ- ность двига- телей, кВт	Масса, без мо- лота и проти- вовеса, т
	к а ас i	полезная (равная длине сваи)	|		назад	вперед				
С-532	23,4	17,5	9,5	3 : 1	8 : 1	5,5		46,0	и.о
КП-20	28,1	20,0	21,0				4,0	360	78,2	32,5
С-1006	18,0	12,0	10,0	3 : 1	8 : 1	4,0	360	31,5	19,2
С-955	18,3	12,0	10,0	3 : 1	8 : 1	4,0	360	26,8	20,8
КУ-20	28,2	20,0	20,0	3 : 1	10 :1	4,0	360	92,2	43,7
С-908	24,0	16,0	14,0	3 : 1	8 : 1	4,0	360	46,0	24,3
СП-55	—	25,0	30,0	3 : 1	8 : 1	6,0	360	60,0	60
СП-56	—	20,0	20,0	3 : 1	8 : 1	6,0	360	60,0	45
СССМ-582	29,0	20,0	14,3	3 : 1	10 : 1	3,5	360		42,7
СССМ-680	30,5	23,0	20,8	3 : 1	10 : 1	4,88	360	—	72,7
211
при помощи соединения, позволяющего
изменять их наклон.
Если проектные отметки голов свай
находятся ниже уровня воды, приме-
няют свайные молоты, способные рабо-
тать под водой, или при обычных моло-
тах используют так называемые «под-
бабки», устанавливаемые между концом
* —	сваи и молотом.
Подбабки — это отрезки свай или
Рис. 5.8. Схемы последователь- металлические трубчатые инвентарные
конструкции. Порядок погружения свай
зависит от формы и размеров фунда-
ной забивки свай
мента, свойств грунта, числа свай и применяемого оборудования
(табл. 5.2 и 5.3). При небольшом количестве рядов сваи забивают
последовательно по рядам, начиная от крайнего. В многорядных
фундаментах применяют спиральную последовательность, начиная
от центральных свай, во избежание переуплотнения грунта, препятст-
вующего погружению последующих свай (рис. 5.8).
5.2. ВИБРОПОГРУЖЕНИЕ СВАЙ
Агрегаты для вибропогружения. Для забивки свай, кроме сваебой-
ных молотов, широкое распространение получили вибропогружатели
и виброударные механизмы. Принцип действия вибрационных машин
основан на направленных колебаниях, возникающих в результате син-
хронного и противоположно направленного вращения нескольких пар
дебалансов. Основные параметры вибропогружателей — момент экс-
центриков, частота колебаний, возмущающая сила и амплитуда хо-
лостого хода.
Высокочастотные вибропогружатели с частотой колебаний более
1500 об/мин имеют малую возмущающую силу (до 700 кН), небольшую
амплитуду колебаний. Они служат главным образом для забивки шпун-
та.
Низкочастотные вибропогружатели имеют большие амплитуды и
относительно небольшие частоты колебаний. Особенность таких виб-
рационных машин — виброударное действие вследствие значительной
разницы между амплитудами колебаний системы свая — вибропогру-
жатель и амплитудами колебаний грунта, окружающего сваю. Раз-
личие амплитуд приводит к срывам сваи относительно грунта по боко-
вой ее поверхности, отрывам и ударам ее конца.
Вибрационные машины работают обычно на электрическом приво-
де. Вибропогружатели с гидравлическим или пневматическим приво-
дом обладают большими преимуществами. Их двигатели долговечнее
в условиях вибрации.
Применяется четыре класса низкочастотных вибрационных машин:
вибропогружатели продольно-направленного дей-
ствия, вибропогружатели с подрессорной нагруз-
212
кой, вибромолоты, вибропогружатели крутильн о-п о с т у-
пательного действия.
Вибропогружатели продольно-направленного действия типов ВП
и ВУ с частотой колебаний до 600 мин"1 предназначены для забив-
ки свай небольших размеров. Вибропогружатель (рис. 5.9, а) состоит
из электродвигателя /, эксцентриков 3 и передачи 2. Корпус электро-
двигателя жестко соединен со сваей через наголовник 4 и вибрирует
с ней как одна система. Ось двигателей обычно устанавливают, верти-
кально по направлению продольных колебаний, что увеличивает их
износостойкость.
Вибропогружатели с подрессоренной нагрузкой (рис. 5.9, б) имеют
гибкое соединение электродвигателя 1 и пригрузочной плиты 5 с кор-
пусом через пружины 6 рессор, избавляющие двигатель от вибраций,
а также возможность регулирования амплитуд.
Перспективны вибропогружатели, в которых одновременно с по-
ступательным вибрированием возбуждаются направленные возврат-
но-крутильные колебания. Сложные колебания возникают в таких виб-
ропогружателях благодаря размещению дебалансов в двух различных
плоскостях так, чтобы могли создаваться продольные и крутильные ко-
лебания.
Вибропогружатели жестко соединяют со сваями. Для этого обыч-
но применяют стальные сварные наголовники. К железобетонным приз-
матическим сваям наголовники крепят за выпущенные из бетона стерж -
ни арматуры (рис. 5.10, а) или закладные упоры. Более удобны наго-
ловники с заклинивающимся устройством (рис. 5.10, б).
При вибропогружении свай их направления обеспечивают так же,
как при забивке молотами. С направляющими стрелами вибропогру-
жатели соединяют через ролики, которые уменьшают трение и одно-
временно препятствуют отклонениям.
Рис. 5.9. Схемы вибропогружателей
продольно-направляемого действия
(а) и с подрессорной нагрузкой (б):
1 — электродвигатель; 2 — передача: 3 —
эксцентрик; 4 — наголовник сваи; 5 — при-
грузочиая плита; € — пружина
Рис. 5.10. Схемы болтового (а) и клино-
вого (б) креплений вибропогружателя
к сваям:
1 — вибропогружатель; 2, 5 — верхняя и ниж-
няя плиты; 3 — стакан; 4 — конус; 6 — выпус-
ки арматуры: 7 — свая; 8 — корпус наголовни-
ка; 9 — двигатель: 10 — червячный редуктор;
11 — траверса; 12 — клинья
213
Эффективность погружения и выбор вибропогружателя. Скорость
погружения зависит от оптимального соотношения основных парамет-
ров вибропогружателя, соответствующего конкретным грунтовым ус-
ловиям. Превышение оптимального значения возмущающей силы мо-
жет оказаться бесполезным и даже опасным, так как не всегда приво-
дит к улучшению условий погружения, но увеличивает опасность раз-
рушения оболочки. Кроме возмущающей силы, позволяющей преодо-
левать сопротивление грунта срыву сваи, эффекту погружения спо-
собствует оптимальная амплитуда (вызывает ударный эффект) и часто-
та (помогает преодолеть сопротивление трения). Оптимальные усло-
вия погружения регулируют непосредственно в процессе погружения.
Разнообразие свойств грунтов обусловливает потребность в автомати-
ческом регулировании параметров вибропогружателей и в самонаст-
раивании оптимальных режимов.
При плотных глинистых грунтах часто отказываются от примене-
ния вибропогружателей и используют паровоздушные молоты одиноч-
ного действия с большой массой ударной части. Выбор типа вибропо-
Таблица 5.4
Низкочастотные вибропогружатели
Параметры
Возмущаю-
щая сила, кН
Число грузо-
вых валов, шт.
Частота вра-
щения грузо-
вых валов,
об/мин
Статический
момент экс-
центриков, Н-м
Мощность
электродвига-
теля, кВт
Масса вибро-
погружателя, т
Размеры, мм:
ширина
длина
высота
Марка
С-1003	ВП-ЗИ	ВП-30	о со С CQ	ВП-160	ВП-170	ВП-170М	- ВП-250	ВУ-1,6	ВУ-3,0
185	442	390— 570	510— 910	1000— 1600	1000— 1700	1000— 1690	1840— 2880	96	2800— 3400
4	4	4	4	8	8	8	2	4	4
420	480	414— 505	408— 545	404— 505	408— 550	475— 550	540— 667	458	475— 550
9,3	23,6	20,2	27,5	35,2	51,0	50,0	31,4— 56,5	34,6	99,4
60	100	75	100	160	160	200	250	2X75	2X200
4,5	7,5	6,1	9,2	11,2	13,3	13,3	11,0	11,9	27,6
1150	1540	1759	1447	1226	1425	1425	1894	2700	4420
875	1560	1822	1955	2050	2050	2050	2380	2700	5100
1668	2130	1988	2432	3326	3750	3750	2232	1800	2430
Примечания. 1. Вибропогружатели ВУ-1,6 и ВУ-3.0 имеют проходные отверстия
для извлечения грунта из оболочек без снятия вибропогружателя.
2. Вибропогружатели ВП-160, ВП-170, ВП-170М допускают взаимную механическую
синхронизацию при попарной установке на оболочках.
3. Вибропогружатель ВП-250 имеет раздвижные эксцентрики.
214
гружателей зависит от массы вибросистемы (общей массы сваи, наго-
ловника и вибропогружателя) и расчетной нагрузки на сваю.
Несущая способность свай, погружаемых вибрированием, прибли-
женно определяется в зависимости от скорости погружения за послед-
нюю минуту:
р”’ = хВпГ+<3)>	<5-4>
где Ао — амплитуда колебаний в последнюю минуту погружения,
см;
N — приведенная мощность двигателя, кВт;
X — коэффициент, зависящий от соотношения статического
и динамического сопротивления (X приводится в справоч-
никах).
Для погружения свай нередко одинаково эффективно можно при-
менять как вибропогружатели, так и молоты. Подмыв свай облегчает
погружение в размываемые грунты при применении любых сваебой-
ных агрегатов.
Предварительно способ погружения и требуемый агрегат можно
подбирать по табл. 5.1, 5.2, 5.4.
При встрече сваи с твердыми включениями нормальный режим по-
гружения может быть внезапно нарушен. Полезен прибор ЦНИИС,
который в этих случаях сигнализирует или автоматически отключает
двигатель вибропогружателя.
53. СПОСОБЫ, ОБЛЕГЧАЮЩИЕ ПОГРУЖЕНИЕ СВАЙ.
УСТРОЙСТВО КАМУФЛЕТНЫХ УШИРЕНИЙ
Погружение свай с подмывом. Подмыв свай напорной водой зна-
чительно облегчает их погружение молотами и вибропогружателями
только в тех случаях, когда грунты способны размываться. Вода под-
водится к нижнему концу сваи под давлением 0,5—2,5 МПа, в зави-
симости от свойств грунта и глубины погружения. Подмывные трубы
могут быть расположены снаружи (рис. 5.11, а, б) или внутри
свай. Внутрь трубы закладывают при изготовлении свай. При наруж-
ном размещении подмывные трубы присоединяют к свае стальными
хомутами, которые позволяют закреплять и периодически перемещать
трубы в продольном направлении, а также извлекать их после погру-
жения свай.
Для подмыва можно использовать стальные газовые трубы диа-
метром от 30 до 80 мм, выходную площадь сечения трубы обычно су-
жают. Перемещают и извлекают трубы при помощи тросов и лебедок.
Подмыв прекращают до проектной глубины погружения (не менее
1 м), чтобы не снижать несущей способности сваи.
Интенсивность погружения свай увеличивается, если одновремен-
но с напорной водой к основанию сваи подавать сжатый воздух. Для
этого соединяют две газовые трубы: по одной подают воду, а по дру-
215
a)
иг
Рис. 5.12. Стальной наконечник с
бандажом для камуфлетных свай
Рис. 5.11. Внутренние (а) и наружное (б)
расположение подмывных труб у свай
гой — воздух. Для подмыва обычно используют многоступенчатые
центробежные насосы.
Применение электроосмоса. Способ электроосмоса особенно эф-
фективен при слаборазмываемых глинистых грунтах. Переувлажне-
ние грунта на контакте со сваей, облегчающее погружение, происхо-
дит при пропуске постоянного тока через гр.унты от забитой сваи
(отрицательный электрод) к забиваемой (положительный электрод).
Устройство камуфлетных уширений в основаниях забивных свай.
Несущая способность сваи увеличивается, если в ее основании устро-
ить уширение. Для этого заряд взрывчатого вещества в водонепрони-
цаемой упаковке (способ камуфлетирования) опускают в основание
трубчатой сваи со сварным стальным наконечником (рис. 5.12). Ниж-
нюю часть сваи заполняют бетонной смесью, которая после взрыва
заполняет образованную в грунте полость. Высота столба бетонной сме-
си должна'быть такой, чтобы после заполнения камуфлетной полости
в свае оставалось смеси на высоту не менее 2 м. Необходимо учитывать,
что в результате взрыва могут быть в значительной зоне нарушены
структурные связи грунта, а это, несмотря на уплотнение, приведет
к увеличению деформации основания.
Масса заряда ВВ зависит от глубины погружения сваи, свойств
грунта и размера предполагаемого уширения. Объем созданного уши-
рения проверяют по размещенному в нем объему бетона.
Диаметр камуфлетного уширения приблизительно
D = l,3p/V,	(5.5)
где V — объем бетона, проникшего в уширение.
216
В качестве взрывчатого вещества применяют тол, экрозин, пиро-
ксилин. В целях предосторожности в каждый заряд нужно помещать
не менее двух детонаторов, а провода от зарядов выводить в резино-
вых шлангах.
5.4.	ПОГРУЖЕНИЕ СВАЙ ЗАВИНЧИВАНИЕМ И ВДАВЛИВАНИЕМ
Общие сведения. Винтовые сваи изготовляют из стальных труб или
из железобетонных оболочек круглого сечения. Такие сваи имеют на
концах наконечники (башмаки) с винтовыми лопастями. Нако-
нечники бывают чугунными литыми, сварными из листовой стали с
лопастями сплошного сечения или заполненными бетоном (см. рис. 4.8).
Лопасти круглого в плане очертания имеют не более 1,25 витка. Шаг
винтовой лопасти, зависящий от крутящего момента при завинчива-
нии, равен 0,2—0,3 диаметра лопасти.
Сваи завинчивают роторным механизмом — кабестаном.
Одна из схем закрепления кабестана от вращения показана на
рис. 5.13. Поворот рамы кабестана при ослаблении троса увеличивает
плечо реактивного момента и вызывает самоторможение. Созданы
кабестаны различных систем с крутящим моментом от 250 до 1500 кНм.
Мощность двигателей до 80 кВт. Скорость вращения сваи при погру-
жении 0,4—1,2 об/мин.
Способ вдавливания свай. Иногда при рыхлых грунтах без твердых
включений применяют способ вдавливания сваи мощными гидравличе-
скими домкратами (рис. 5.14). Реактивное сопротивление сваи вдавли-
ванию погашается за счет массы вдавливаемого агрегата (гусеничный
трактор с пригрузкой) или опиранием на анкерные сваи. Одновремен-
но с вдавливанием можно создавать вибрирование или делать под-
мыв свай. Иногда при этом устраивают лидирующие скважины.
Рис. 5.13. Схема закрепления ка-
бестана:
1 — кабестан; 2 — трос; 3 — полиспаст;
4 — лебедка; 5 — анкер троса
Рис. 5.14. Схема сваевдавливающего агре-
гата:
/ — корпус агрегата; 2 — направляющая вышка;
3 — домкратная установка; 4 — свая; 5 —лидиру-
ющая скважина
217
5.5.	СООРУЖЕНИЕ ФУНДАМЕНТОВ
ИЗ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ОБОЛОЧЕК
Железобетонные цилиндрические оболочки погружают вибра-
ционным или виброударным способом.
Оболочки малого и среднего диаметра до 1,2 м в глинистые грунты
погружают тяжелыми свайными молотами одиночного действия или
способом свободного погружения в предварительно пробуренные
скважины.
Оболочки диаметром до 0,8 м в неплотные грунты можно погру-
жать с закрытой полостью. При этом к нижнему ее концу присоеди-
няют наконечник (рис. 5.15, а).
Оболочки диаметром более 0,6 м в связные и плотные грунты по-
гружают с открытой полостью, при этом для уменьшения лобового со-
противления в зависимости от плотности грунтов применяют различ-
ные конструкции ножей-наконечников. Нож, показанный на
рис. 5.15, б, пригоден для погружения в неплотные грунты.
При сооружении фундаментов из оболочек выполняют следующие
работы: укрупнительную сборку секций оболочек, погружение обо-
лочек, разработку и извлечение грунта из их полости, разбуривание
скального основания (при опирании на скалу), заполнение полостей
оболочек бетонной смесью, армирование и бетонирование ростверка.
Для погружения оболочек вибрированием применяют низкочас-
тотные вибропогружатели, параметры которых выбирают в зависимо-
сти от свойств грунта, размеров оболочки и массы системы, с вы-
полнением условия (5.4) Предварительно вибропогружатели можно
выбрать в зависимости от диаметра оболочки по следующим парамет-
рам: при диаметре до 0,6 м — возмущающая сила 270—500 кН, мо-
мент эксцентриков— 1000—2000 Н-м; при диаметре до 1 м — воз-
мущающая сила 500—750 кН, момент эксцентриков 2000—2500 Н-м;
при диаметре до 2 м — возмущающая сила 1000—1500 кН, момент
эксцентриков 3000—5000 Н-м; при диаметре до 3 м — возмущающая
сила 1500—3000 кН, момент эксцентриков 5000—6000 Н-м.
Применяют также вибропогружатели ВП-1 (возмущающая сила
185 кН), ВУ-1,6 (возмущающая сила 960 кН), ВП-ЗИ (возмущающая
сила 442 кН), ВУ-160 (возмущающая сила 1600 кН), ВП-170М (воз-
мущающая сила 1690 кН), ВПП (возмущающая сила 1700 кН), ВУ-3
(возмущающая сила 3400 кН) и др.
Железобетонные оболочки больших диаметров погружают спарен-
ными вибропогружателями, работающими с автоматической синхро-
низацией (ВУ-160, ВП-170, ВРП-6/200, ВУ-3 и др.).
Для питания электродвигателей при вибрационном погружении
оболочек требуются источники питания значительной мощности. На-
пример, для двух вибропогружателей ВП-250 — не менее 500 кВт.
Вибропогружатель должен быть плотно прикреплен к оболочке.
При этом необходимо, чтобы конструкция, при помощи которой он
присоединяется к оболочке, быстро устанавливалась и снималась.
Применяют наголовники простой конструкции (рис. 5.16) с фланце-
выми соединениями на болтах, а также самозаклинивающиеся с кли-
218
новым и цанговым устройствами.
Наиболее совершенны наголовники
гидропоясами — полые толсто-
стенные резиновые муфты, поме-
щенные внутри стального наголов-
ника, охватывающего оболочку.
Пояс при нагнетании в него жид-
кости плотно охватывает оболочку
п прочно соединяет ее с вибропо-
гружателем.
Перед погружением оболочку
поднимают и устанавливают в тре-
буемое положение. При небольшой
глубине погружения оболочки пред-
варительно собирают полностью.
При большой глубине секции обо-
лочек среднего и большого диамет-
ров наращивают по мере их погру-
жения. Перед установкой каждой
секции снимают вибропогружатель
(типа ВП и др.) вместе с наголов-
ником .
При большой глубине водоема
оболочку опускают на дно с башен-
ных подмостей, установленных на
плашкоутах, при помощи тросов
и полиспастов. При погружении
тяжелых оболочек на дно при боль-
шой глубине воды им придают
плавучесть (устраивают временное
днище или потолок).
В начальный период погруже-
ния необходимо особенно тщатель-
но обеспечивать проектное поло-
жение оболочек. Для вертикаль-
ных и наклонных оболочек малого
и среднего диаметров применяют
универсальные копры,
портальные краны с
направляющими стрелами, направ-
ляющие устройства из инвентар-
ных элементов в виде пере-
движных направляю-
щих стрел и направляющие
каркасы (рис. 5.17, а, б, в).
Направляющие кар-
касы в зависимости от глубины
реки и других местных условий
можно располагать ниже или выше
Рис. 5.15. Схемы наконечников обо-
лочек:
а — при погружении с закрытым концом;
б — фланцевый нож-наконечник; в — то же
заостренный
Рис. 5.16. Наголовник, соединяющий
оболочку с вибропогружателем:
/ — вибропогружатель; 2 — наголовник; 3 —
болтовые соединения; 4 — фланцы оболоч-
ки; 5 — оболочка
219
горизонта воды. Их обычно собирают плавучими кранами на шпунто-
вых стенках или на свайных подмостях.
Направляющие каркасы и ящики-каркасы при большой глубине
реки опирают на плавучие средства специально оборудованные для
погружения оболочек. На плашкоутах из понтонов КС П-образной
(в плане) формы располагают кран и все вспомогательное оборудова-
ние. Ящик-каркас подвешивается на полиспастах к специальным выш-
кам. Плашкоуты доставляют, устанавливают и расчаливают к якорям.
Опускать и закреплять ящики-каркасы позволяют маячные сваи.
В ячейках каркаса устанавливают направляющие деревянные брусья
(по образующим оболочки). Длина направляющих брусьев для вер-
тикальных оболочек должна быть больше 4 м, для наклонных — боль-
ше 6 м. Наиболее трудоемкая операция—разработка и извлечение
грунта из полости оболочек. Пески, супеси и слабые суглинки обычно
успешно разрабатывают и извлекают пневматическими и гидравличе-
скими эжекторами — эрлифтами и гидроэлеваторами без предвари-
план
Рис. 5.17. Передвижные направляющие приспособления:
а — направляющая стрела из УИКМ; б —то же портального крана: в — направляющий кар-
кас из УИКМ: 1 — вибропогружатель; 2 — направляющая аппарель; 3 — стрела; 4 — роли-
ковые устройства: 6 — телескопическая распорка; б — противовес;- 7 — станина; в —рельсо-
вый путь; 9 — направляющая стрела; 10 — инвентарные элементы; 11 — направляющие дере-
вянные брусья; 12 — оболочки
220
тельного размыва или механического рыхления грунтов. Связные
супесчаные и суглинистые грунты размывают напорной водой или раз-
рыхляют механическими рыхлителями (создают грунтовую пульпу).
При этом подмывные иглы присоединяют к эжектору (рис. 5.18).
Небольшие твердые включения (валуны и пр.) сдвигают в сторону
коническим ударником или разбивают долотом. Связные грунты (в том
числе плотные глины) предварительно разрыхляют и превращают в
пульпу механическими рыхлителями. Применяют рыхлители с вра-
щающимися шарошками, приводимыми в движение турбинами (тур-
бобурами) или роторами через жесткие штанги, а также долота
ударного действия с радиальным расположением ножей.
Разрабатывают плотные грунты в полости оболочек и создают
уширения в их основаниях универсальными
выми станками с шарошечными долотами).
При применении подмыва с увеличением
напора воды до 2—6 МПа можно успешно
размывать связные плотные грунты. Боль-
шой напор создают мощными многоступен-
чатыми центробежными насосами при по-
следовательном их включении.
Связные грунты из оболочек часто извле-
кают малогабаритными грей-
ферами. Масса малогабаритных грей-
феров оказывается недостаточной для уг-
лубления челюстей. Искусственно увели-
чивать вес грейфера нецелесообразно, так
как уменьшается коэффициент его полез-
ной работы. Целесообразны при этом од-
ноканатные грейферы-долота, сбрасыва-
емые в забой с некоторой высоты, что поз-
воляет использовать ударный эффект для
углубления челюстей и успешного извле-
чения грунта. Если в грунтах содержит-
ся крупная галька и камни, то их можно
извлекать гидрожелонкой.
Разработку грунта нужно заблаговре-
менно прекращать с тем, чтобы после за-
вершения погружения в оболочке остава-
лась уплотненная грунтовая пробка высо-
той не менее 1—2 ее диаметров.
Значительно увеличивает скорость по-
гружения непрерывное извлечение грунта
в процессе погружения. Это возможно при
применении вибропогружателей с устрой-
ством специальных отверстий в их кор-
пусе, например ВУ-1,6.
Нередко применяют комбинированный
способ погружения оболочек, т. е. вибро-
погружение в верхние дисперсные грунты
рыхлителями РУ (буро-
Рис. 5.18. Схема эрлифта с
подачей до 50 м3/ч с под-
мывными устройствами:
/ — скобы; 2 — строповочное уст-
ройство: 3 — гибкий шланг во-
допровода; 4 — коллектор; 5 —
направляющие коллектора; 6 —
вибропогружатель ВУ-1,6; 7 —
наголовник Н-301; в —секции
трубопроводов для воздуха
пульпы и воды; 9 — оболочка;
10 — направляющие ролики; И —
рабочая заборная головка
221
и забуривание в подстилающую скальную породу по их внутренне-
му контуру с последующим армированием и бетонированием скважи-
ны и полости оболочки.
Скальные грунты в основании железобетонных и стальных оболо-
чек разбуривают обычно ударно-канатным способом. Скважину после
бурения промывают струей воды, а шлам извлекают эрлифтом. При
контакте скалы с мелкодисперсными слабосвязными грунтами через
зазоры и трещины в скале может выноситься грунт и заполнять сква-
жину. Чтобы избежать этого, создают избыточный напор воды путем
заполнения оболочки выше уровня грунтовых вод. При разности уров-
ней до 2—4 м происходит фильтрация воды в грунт и он удерживается
благодаря гидродинамическому (фильтрационному) давлению.
Уширение оснований под оболочками устраивают буровыми уста-
новками, камуфлетированием, вибрированием или электрохимическим
способом. Полости оболочек частично или полностью заполняют
бетонной смесью, обычно способом ВПТ. (Способы подводного бетони-
рования изучаются в курсах «Строительное производство» и «Строи-
тельство мостов».)
5.6.	СООРУЖЕНИЕ ФУНДАМЕНТОВ НА БУРОВЫХ СВАЯХ
При создании буровых свай предварительно пробуривают скважи-
ны. В акватории для размещения бурового оборудования устраивают
грунтовые островки или плавучие подмости из понтонов. На них уста-
навливают глиномешалки, отстойники и систему лотков для циркуля-
ции глинистого раствора, если он требуется для бурения.
В пределах воды по оси каждой скважины устанавливают обсад-
ную стальную трубу или железобетонную оболочку, заглубляемую
в грунт ниже дна водоема на 1,5—2 м.
Скважины под сваи создают ударны м или вращатель-
ным способом бурения. При ударном способе породу разруша-
ют или разрыхляют ударами, сбрасываемого в забой долота, бура-
грейфера или желонки. Удаляют из скважины грунт или шлам же-
лонками, грейферами, а также эрлифтами или гидроэлеваторами. Раз-
новидность ударного бурения—ударно-канатное бурение, при кото-
ром долото подвешивается на канате (тросе) и сбрасывается при помощи
специальных станков.
При вращательном (роторном) способе бурения породу в
заборе скважины разрушают вращающимся буром или фрезой.
В дисперсных грунтах при бурении укрепляют стены скважин или
предотвращают их обрушение другими способами. Для этой цели ис-
пользуют обсадные трубы, глинистый раствор или гидродинамиче-
ское давление воды при ее фильтрации.
Ударно-канатное бурение широко применяют для раз-
буривания скальных пород в основаниях фундаментов из оболочек.
В забой высоты до 1 м периодически сбрасывают тяжелое долото диа-
метром от 0,5 до 3 м (рис. 5.19, а, б), подвешенное на тросе к станку
УКС и БС-1М (рис. 5.20).
222
Рис. 5.19. Конструкции долот ударно-канатного бурения стан-
ками УКС:
а — литое долото; б — клепаное; 1 — долото; 2 — трос; 3 — победитовые
вставки
Рис. 5.20. Схе-
ма бурения
станком УКС
Применяют трехперые и четырехперые долота с режущими победи-
товыми вставками 3 (см. рис. 5.19, а, б). Скважину в скале промывают
напорной водой, шлам удаляют эрлифтом, а крупные осколки — гид-
рожелонкой. Бурение станками УКС надежно, но не обеспечивает вы-
сокой производительности работ. При бурении нескальных (дисперс-
ных), грунтов применяют механические желонки или буры-грейферы.
Стенки скважины в таких грунтах крепят стальными обсадными тру-
бами, которые погружают в скважину по мере ее углубления и извле-
кают по мере заполнения скважины бетоном.
При создании буровых свай скважины бетонируют способом ВПТ.
В буронабивных сваях по мере извлечения обсадных труб бетон-
ная смесь подвергается ударному или виброударному уплотнению спе-
циальным агрегатом, что повышает несущую способность таких свай.
К числу современных относятся буровые установки ударно-канат-
ного бурения французской фирмы «Беното» и японской «Като». Бу-
ровая установка включает в себя буровой станок, бур-грейфер и ин-
вентарные обсадные трубы (рис. 5.21, а, б, в), погружаемые в скважи-
ну и извлекаемые из нее по мере бетонирования специальными гидрав-
лическими домкратами. Особенность бурения такими установками —
грунт разрабатывается и извлекается одним агрегатом — о д н о к а-
натным буром-грейфером. Заслуживает внимания спо-
соб погружения и извлечения секционных стальных обсадных оболо-
чек (рис. 5.21, в) при помощи гидравлических домкратов — одни дом-
краты придают им поступательное движение, другие возвратно-вра-
щательное. Установками «Като» и «Беното» можно бурить скважины
223
с наклоном до 6 : 1. Бур-грейфер удлиненной формы (см. рис. 5.21, б)
в нижней части имеет лопасти. Внутри его корпуса помещен меха-
низм открывания и закрывания лопастей. Бур-грейфер с раскрытыми
лопастями сбрасывают на забой, лопасти врезаются в грунт. Затем
грейфер поднимают, при этом лопасти автоматически закрываются
и захватывают грунт из скважины. После опорожнения бура-грейфера
процесс повторяют.
Станки «Беното» и «Като» оборудованы электрогидравлическими
уширителями (см. рис. 5.21, г), при помощи которых устраивают уши-
рения в основании оболочек. После бурения скважину заполняют бе-
тонной смесью (или железобетонными блоками), одновременно по ме-
ре заполнения извлекают обсадные трубы (рис. 5.21, д) теми же
гидравлическими домкратами.
Разработку пород в заборе скважины при вращательном бурении
производят режущим или шарошечным долотом, вращаемым ротор-
Рис. 5.21. Оборудование для создания буровых свай «Беното»:
а — буровой станок; б — грейфер долото; в — деталь обсадной оболочки и стык секций;
г — электрогидравлический уширитель; д — хомут-обойма с системой гидродомкратов; 1 —
корпус- 2, 3 — механизмы открывания и закрывания челюстей; 4 — челюсти; 5а — пробка
замка; 56 — болт замка; 6 — обсадная оболочка; 7 — нож; 8, 9 — домкраты вертикального и
возвратно-крутильного действия
224
Рис. 5.22. Схема бурового агрегата ЦНИИСа:
а — бур с уширителями и долотом; 1 — направляющая; 2 — гидродомкраты; 3 — полая стой-
ка: 4 — нож; 5 — долото; б — модернизированный буровой агрегат системы ЦНИИСа с бур-
фрезой: 1 — фреза; 2 — лопасти фрезы; 3 — цилиндрическая направляющая часть фрезы;
4 — стойка с ножами; 5— раскрывающиеся ножи; 6— распорки и штоки; 7 — буровая ко-
лонна; 8 — цилиндрический направляющий барабан; 9 — траверса; 10 — ротор; И — рама
ротора; 12 — поворотный стол -ротора; 13 — электродвигатели ротора; 14 — редукторы рото-
ра; 15 — вышка с площадками; 16 — грузоподъемные лебедки; в — агрегат с вышкой: 1 —
платформа-, 2 — вышка; 3 — колонка; 4 — ротор; 5 — буровой механизм
225
ным агрегатом через жесткие шланги (буровые колонны). Для предот-
вращения обрушения стенки скважины при роторном бурении иногда
крепят обсадными трубами, а при вращательном — обычно глинистым
раствором. Основное назначение глинистого раствора — удерживать
стенки скважины от обрушений благодаря уравновешиванию давле-
ний. Наряду с этим глинистый раствор, непрерывно циркулируя,
очищает забой от разбуренной породы, выносит ее из
скважины и охлаждает долота, нагревающиеся при бу-
рении. В турбобурах глинистый раствор выполняет еще одну
Рис. 5.23. Схема бурения с использо-
ванием универсального копра:
1 — направляющая уширителя; 2 — гидрав-
лический домкрат; 3 — стойка; 4 — нож
уширителя; 5 — долото; 6 — ротор; 7 — об-
садной патрубок; 8 — площадка для рото-
ра; 9, 10, 11 — пульпоотводящий, воздуш-
ный и масляный шланги; 12 — ползун к
наголовнику; 13 — копер с направляющей
стрелой: 14 — наголовник; 15 — буровая
колонка
функцию — вращает турбины бура.
Различные условия
принудительной циркуляции гли-
нистого раствора по скважине на-
зывают прямой или обрат-
ной промывкой. При прямой
промывке раствор насоСом нагне-
тают в буровую колонну (трубча-
тую шлангу). Выходя из колонны,
раствор омывает забой и вместе с
разбуренной породой поднимает-
ся вверх через зазор между ко-
лонной и стенками скважины, а
затем поступает в лотки очисти-
тельной системы и отстойники.
После очистки раствора процесс
повторяется.
При обратной промывке
применяют эрлифт, установленный
в основании буровой колонны.
Глинистый .раствор самотеком по-
ступает в скважину, омывает забой
и вместе с грунтом выносится эр-
лифтом по полости колонны в ви-
де глинистой пульпы, насыщенной
воздухом. Затем такая пульпа по-
ступает-в очистительную систему.
При обратной промывке обычно до-
стигается большая скорость цирку-
ляции раствора.
Для создания буровых свай диа-
метром до 1,7 м с уширением до
3 м применяют буровые установки
ВНИИ трансп. стр-ва (рис. 5.22 и
5.23), позволяющие бурить скважи-
ны глубиной до 30 м с наклоном до
3:1. Уширения в основании сква-
жины образуют ножами, раздвига-
ющимися по мере вращения гид-
равлическими домкратами. В ка-
226
честве направляющего и упорного устройс ага ксгут служить уы>
нереальный копер или вышки (рис. 5.22, б и 5.23).
При бурении скважин установкой ВНИИ трансп. стр-ва в связ-
ных грунтах, если нецелесообразно использовать эрлифт, применяют
бур-фрезу (рис. 5.23). Фрезу, заполненную грунтом (через
щели между лопастями при ее вращении), поднимаю г и освобождают
при раскрытых челюстях. Для бурения скважин под сваи применяют
бурильную установку с ковшовым вращательным буром МБС-1,7, ре-
активно-турбинные буры БАМ-ЮООНТ, турбинный агрегат РТБ-2600.
Пробуренные для свай скважины заполняют бетонной смесью обыч-
но способом ВПТ. При тщательном бетонировании наличие глинистого
раствора не снижает качества бетонной кладки.
Наряду с описанными за рубежом получили распространение и
другие самоходные буровые установки на гусеничном или колесном
ходу. Бурение производится винтовыми бурами (фирмы «Мак-Кинней»,
«Кейз-Фаундейшн») или грейферами (фирмы «Франки»). Уширения
устраиваются съемными агрегатами с роторными приводами.
При сооружении фундаментов на буровых сваях требуется тщатель-
ный контроль всех скрытых работ: проверяют контуры скважины и
уширений, образованных под глинистым раствором, контролируют ка-
чество бетонной смеси, укладываемой способом ВПТ, и другие с крытые
процессы.
Способы сооружения столбчатых и свайных фундаментов в вечно-
мерзлых грунтах изложены в главе IX.
5.7.	УСТРОЙСТВО РОСТВЕРКОВ
Низкие ростверки. Их бетонируют в предварительно вырытых
котлованах глубиной 1,5—4 м с закрепленными, если это необходимо,
стенами. Внутренние контуры креплений обычно совмещают с конту-
рами ростверка в плане. Распорное крепление котлованов размещают с
учетом расположения свай и возможности использования для их на-
правления при погружении. Сваи обычно забивают после устройства
котлована. Если головы свай расположены ниже горизонта воды, то
применяют «подбабки» (см. § 5.1), а если они возвышаются над проект-
ным уровнем, то их срезают. .При этом арматуру железобетонных свай
отгибают и заделывают в ростверк. Дно котлована выравнивают и в
случае необходимости утрамбовывают. При разработке котлована без
водоотлива и опасности выноса частиц грунта при откачке воды на дно
предварительно укладывают тампонажный слой бетонной смеси спо-
собом '.ВПТ. В акватории низкие ростверки сооружают за шпунтовой
стенкой или за другими ограждениями.
Высокие ростверки. При их возведении устраивают подмости, а
затем на них устанавливают опалубку, армируют и бетонируют плиту.
Обычно вначале погружают сваи (оболочки), используя направляющие
каркасы или другие средства, после чего бетонируют ростверк. При
такой последовательности подмостями могут служить погруженные
сваи.
227
Если высокий ростверк сооружают из сборных конструкций, то
их предварительно устанавливают, закрепляют и используют в каче-
стве направляющих кондукторов при последующем погружении свай,
затем их омоноличивают. Особенность сооружения высоких роствер-
ков в русле реки — ограждение от воды пространства,
ограниченного контурами ростверка.
При относительно небольшой глубине воды (до 4—5 м) ростверк
сооружают (рис. 5.24) вшпунтовом ограждении из дере-
вянного или металлического шпунта, если грунтовые условия позво-
ляют забивать шпунт. Опалубку днища ростверка можно устанавли-
вать на грунтовую подсыпку, которую после забивки свай намывают
или насыпают. Перед бетонированием ростверка при дренирующих
грунтах, когда водоотлив затруднителен, создают способом ВПТ там-
понажный слой ниже подошвы ростверка, препятствующий проникно-
вению воды или резко снижающий ее приток. После откачки воды ус-
танавливают опалубку и арматуру, а затем бетонируют плиту.
В том случае, если в грунт дна невозможно забивать шпунт, уста-
навливают ограждения в виде бездонного ящика или из
понтонов КС.
При достижении бетоном ростверка проектной прочности шпунт
извлекают (или демонтируют ящик); грунт засыпки размывается водой.
При большой глубине воды (более 6—8 м) высокий ростверк со-
оружают за ограждением из понтонов КС или ящиков с д н и -
щ е м. Назначение ящика-каркаса — обеспечить ограждение рост-
верка от воды и направление свай при погружении. Такие ящики-кар-
касы обычно изготовляют деревянными, железобетонными или метал-
лическими на берегу и перемещают к месту установки на плаву. У них
может быть деревянное днище, стенки из инвентарных металлических
щитов, жесткий каркас из прокатных уголков. Ящики с днищами мож-
но изготовлять так, чтобы они обладали
собственной плавучестью или поддержива-
лись плашкоутами из понтонов при пере-
мещении и установке в проектное положе-
ние. Можно сооружать ящик на месте (на
свайных подмостях) с последующим по-
гружением на проектную отметку.
Ящики-каркасы, не обла-
дающие собственной плаву-
честью, наполняют водой (ячейки для
свай в днище остаются открытыми) и под-
вешивают к П-образным плашкоутам из
понтонов КС (рис. 5.25). Сначала ящик
вместе с поддерживающими его плавучими
средствами устанавливают в проектное по-
ложение в плане и закрепляют гибкими
расчалками к якорям, затем забивают вер-
тикальные (маячные) сваи, по которым
опускают ящик до проектной отметки и
закрепляют (рис. 5.26). Используя ячейки
Рис. 5.24. Схема сооружения
высокого свайного роствер-
ка за шпунтовым огражде-
нием:
1 — свая; 2 — тампонажный слой;
3 — ростверк;	4 — шпунтовая
стенка; 5 — подсыпка грунта
228
Рис. 5.25. Схема погружения оболочек с плашкоута:
1 — ящик-каркас; 2 — кран; 3 — вышка; 4 — плашкоут из понтонов КС; 5 — маячные сваи
каркаса, погружают все прочие вертикальные и наклонные сваи.
После изоляции от притока и откачки воды из ящика армируют и бе-
тонируют ростверк.
Ящики-каркасы, обладающие собственной плавучестью (рис. 5.27),
изготовляют на берегу (на стапелях) и перемещают к месту установки
буксиром. К днищу и каркасу ящика прикрепляют стальные патрубки
высотой, равной стене-ящика. Такие патрубки обеспечивают плаву-
Рис. 5.26. Схема сооружения высокого свайного ростверка в подвесном ящике-
каркасе:
/ — установка днища щитов перемычки; II — погружение каркаса и маячных свай; III —
погружение свай; IV — укладка тампонажного бетона; V — бетонирование плиты ростверка
и тела опоры
229
Рис. 5.27. Плавучий железобетонный ящик (с патрубками) для сооружения вы-
сокого ростверка:
1 — патрубки; 2 — слов расширяющегося цемента; S — опорное устройство; 4 — деревянная
просмоленная перегородка; 5 — расчалки
честь ящика и направления свай при погружении, поэтому их распо-
лагают по осям всех свай.
После установки ящика в проектное положение и закрепления рас-
чалками погружают вертикальные (маячные) сваи. Затем ящик балла-
стировкой бетонной смесью опускают по этим сваям на проектную от-
метку и закрепляют на них. В последнюю очередь погружают наклон-
ные сваи и бетонируют полость ящика.
Успешно сооружают опоры на буровых столбах с уширениями и с
высоким ростверком. При сооружении столбчатых фундаментов из
буровых столбов или оболочек большого диаметра способы устройства
ростверка имеют некоторые особенности. Перемычки и опалубку рост-
верка опирают на вершины уже погруженных столбов. Верх оболочек
должен быть выше рабочего горизонта воды, для этого обычно собирают
дополнительные секции.
Глава VI
ПРОЕКТИРОВАНИЕ ФУНДАМЕНТОВ
ГЛУБОКОГО ЗАЛОЖЕНИЯ
6.1.	ПРЕДВАРИТЕЛЬНОЕ НАЗНАЧЕНИЕ РАЗМЕРОВ ФУНДАМЕНТА
Фундаменты глубокого заложения сооружают в тех случаях, ког-
да необходимо прорезать слабые и ненадежные слои грунта и передать
нагрузку на прочные коренные породы. Глубина заложения зависит
только от геологического разреза. Даже такой важный фактор, как,
230
например, глубина промерзания, не является определяющим. Обычно
стремятся опереть фундамент на скалу.
Наибольшее распространение получили фундаменты из опускных
колодцев. Дно колодца углубляют в невыветрелую скалу не менее чем
на 0,10 м, а в выветрелую — не менее чем на 0,25 м. В нескальные
опорные слои подошву заглубляют согласно расчету, но не менее чем
на 0,5 м. Опорными слоями могут служить крупнообломочные, граве-
листые, песчаные грунты — крупные и средней крупности и глинистые
твердой и полутвердой консистенции с IL ^0,1. Желательно, чтобы
толщина опорного пласта была не менее удвоенной ширины подошвы.
Отметку обреза фундамента принимают аналогично моно-
литным фундаментам мелкого заложения.
Размеры площади обреза. Они не должны быть меньше, чем у фун-
дамента мелкого заложения. Необходимо учитывать также возможные
отклонения колодца от проектного положения при опускании. С этой
целью обрез должен быть шире нижней площади сечения опоры не
менее чем на 1/25 высоты колодца в обоих направлениях.
Размеры подошвы фундаментов из монолитных колодцев. Площадь
подошвы этих фундаментов должна быть больше, чем у обреза, за
счет наклона наружных поверхностей стен или устройства уступа
в нижней части (рис. 6.1). Это необходимо для уменьшения трения ко-
лодца об окружающий грунт при опускании, однако приводит к ухуд-
шению условий взаимодействия колодца с грунтом при эксплуатации
и увеличивает опасность отклонения колодца от вертикали при опус-
кании. Поэтому наклон стенок обычно не превышает i — 1/100, а
ширина уступа &уст = 0,10 -j- 0,20 м, высота /iyCT = 2-? 6 м.
Чаще всего колодцы имеют прямоугольную в плане форму с за-
кругленными наружными углами или полукруглыми стенками по ко-
ротким сторонам. В мостостроении круглые монолитные колодцы
устраивают редко, так как они плохо сопрягаются с опорами мостов,
имеющими вытянутую форму.
Размеры подошвы колодца (в м) определяют по формулам:
Ьтгл — 2^обр ^ф> /max = 2Zogp /Лф	(6.1)
ИЛИ
^тах ~ ^обр “Ь 2ftyCT, Zrnax = ^обр “Ь 26уст,	(6-2)
где ^обр> Ьобр — размеры площади обреза, м;
Ь7СТ — ширина уступа, м;
i — наклон наружных стен;
Лф — высота колодца, м.
Обычно размеры, рассчитанные по этим формулам, оказываются
достаточными, так как расчетное сопротивление прочных грунтов на
больших глубинах очень велико. Если без увеличения площади по-
дошвы обойтись нельзя, то увеличивают число уступов.
Соотношение сторон подошвы в плане должно быть не более 1 : 3,
так как удлиненные колодцы сложно опускать без перекосов и еще
труднее обеспечить их плотное сопряжение со скальным основанием.
Толщина стен монолитных колодцев определяется главным образом
необходимостью создания достаточного веса для преодоления сил тре-
231
4 -*|
Рис. 6.1. Монолитный толстостенный железобетонный опускной колодец
232
1680
vfr 5,00 ГВ В
Песок различной
^круп.сграбиеп,
галькой И,редк.
валунапи
Лежпоренные
глины тугопла-
стичные и твер-
дые
Рис. 6.2. Промежуточная опора моста на тонкостенных опускных колодцах-обо-
лочках с высоким ростверком:
а — фасад; б — вид вдоль моста
ния о грунт в процессе опускания. Наружные стены устраивают тол-
щиной от 0,6 до 1,5 м. Для уменьшения изгибающих моментов в стенах
колодца от наружного давления грунта и воды его разделяют попе-
речными стенами толщиной 0,4—0,8 м на несколько шахт. Площадь
каждой шахты должна быть достаточной для работы механизмов, из-
влекающих грунт. Минимальную площадь шахты принимают порядка
2 X 2 м, максимальную — не более 5 X 5 м.
Известно много конструкций фундаментов глубокого заложения
из сборного железобетона (рис. 6.2). В мостовом строительстве соору-
жают преимущественно колодцы-оболочки, состоящие из вертикаль-
ных тонкостенных железобетонных труб (наружный диаметр от 1,6 до
Зм*, длина от 6 до 12 м). Трубы наращивают по мере опускания ко-
лодца и соединяют стальными фланцами и болтами. Такие колодцы рас-
полагают в один или несколько рядов на расстояниях 1 м в свету и
объединяют общей железобетонной плитой. Верхняя плоскость плиты
служит обрезом фундамента (см. рис. 6.2). Толщину плиты рассчиты-
вают на прочность, но предварительно ее можно принять в пределах
от 2,5 до 4 м, в зависимости от диаметра оболочек и размеров плиты в
* Оболочки диаметром 1,3 м и меньше принято относить к сваям. Оболоч-
ки диаметром более 3 м могут применяться только при опускании сквозь тол-
щу слабых грунтов, так как их вибропогружение требует чрезмерно больших
затрат энергии.
233
плане. Плиту располагают на поверхности грунта, ниже нее или при-
поднимают над грунтом, аналогично высокому ростверку свайного
фундамента. Последний вариант целесообразен при строительстве фун-
даментов в глубоких водоемах.
Колодцы оболочки цилиндрической формы не имеют уступов в
нижней части. Толщина их стенок зависит от диаметра. При диаметре
1,6 м толщина стенки оболочки 12 см; при диаметре 2,4 м — 14 см;
при диаметре 3 м — 16 см. Оболочки диаметром менее 1,6 м применяют
в свайных и столбчатых фундаментах (рис. 6.3). Головы оболочек
заделывают в объединяющую плиту на глубину не менее 1,2 м. Обо-
лочки могут быть заделаны всего на 15 см, если длина выпуска арма-
Рис. 6.3. Тонкостенная железобетонная оболочка
234
туры из оболочки составляет не менее 20 диаметров стержня при пе-
риодическом профиле и 40 диаметров при гладком. Арматуру выпус-
кают на нужную длину при срезании голов оболочек под заданную от-
метку после погружения их в грунт.
Наиболее эффективны оболочки большого диаметра, расположен-
ные в один ряд. В несколько рядов располагают оболочки вынужден-
но, при больших горизонтальных силах и моментах.
6.2.	КОНСТРУКЦИИ ФУНДАМЕНТОВ
Монолитные фундаменты глубокого заложения. Их сооружают из
железобетона (арматура периодического профиля или гладкая диамет-
ром 12—15 мм, бетон марок М200—М300). Наибольшие нагрузки в
процессе погружения и эксплуатации воспринимают нижние части
стен опускного колодца — консоли. Консоль заканчивается горизон-
тальной площадкой — банкеткой, на которой укрепляется стальной
нож. Перед началом бетонирования нож прочно приваривается к ар-
матурному каркасу консоли (рис. 6.4).
Внутренние стены при опускании колодца не должны опираться
на грунт, поэтому они заканчиваются на 0,5 м выше наружных. Но-
жей у внутренних стен нет. Во внутренних стенах делают проемы для
прохода рабочих (при необходимости) из одной шахты в другую. Вы-
ше консоли, на 2,5—3 м от ножа, в стенах делают штрабы — углуб-
ления в бетоне размером 0,3 X 1 м. Это необходимо для обеспечения
надежного соединения стен с бетонной кладкой, которой заполняют
колодец по окончании его опускания (см. рис. 6.1). Эти же штрабы
используют для устройства потолка кессонной камеры в случае пере-
50СМ
Рис. 6.4. Ножи монолитных бетонных (а) и железобетонных (б) опускных ко-
лодцев
235
делки опускного колодца в кессон. Такая необходимость может воз-
никнуть, если колодец неожиданно натолкнется на крупные валуны,
прослойки скалы или отдельные выступы скального основания и даль-
нейшее опускание его без присутствия людей в забое невозможно.
В процессе опускания колодца исключительно важное значение
имеет контроль за его вертикальным положением. Перекос может при-
вести к его полной непригодности в качестве фундамента. Контроль
ведется точными уровнями или датчиками с приборами, вынесенными
на пульт. Опустив колодец на заданную отметку, зачищают забой,
проверяют надежность заделки фундамента в опорный слой грунта,
затем шахту на всю глубину или частично заполняют бетонной сме-
сью марки М100—М150. В высоких колодцах заполняют бетоном марки
М200—М250 только нижнюю часть шахт на высоту консоли, после
чего укладывают песок, смешанный с черными вяжущими материалами,
а верхнюю часть колодца в зоне возможного промерзания фундамента
заполняют морозостойким бетоном.
Сборные колодцы оболочки. Их сооружают из железобетонных
звеньев (из бетона марки М400 с продольной ненапрягаемой арматурой
диаметром 16—20 мм и спиральной арматурой диаметром 8—10 мм)
с металлическими фланцами, изготовленными с точной разметкой
отверстий для болтов, что гарантирует бесперебойную сборку. Ниж-
нее звено оборудуется ножом, тип которого зависит от грунтов, в ко-
торые погружается оболочка. Если предполагается глубокое забури-
вание в скалу, то нож длиной равной 1,5 диаметра оболочки должен-
иметь форму патрубка. В патрубке располагают бур, осуществляющий
проходку скважины. Глубина забуривания зависит от прочности ска-
лы и составляет от 1,5 до 3 dH, где dH — наружный диаметр оболочки.
После очистки забоя в скважину опускают арматурный каркас, вхо-
дящий на 1,5 dH внутрь оболочки, затем ее заполняют бетонной смесью.
Если опорный слой состоит из нескальных грунтов, то оболочку
погружают в него не менее чем на 2 м, а в скальный — на 0,1 м.
По окончании опускания и очистки забоя оболочку частично или
полностью заполняют бетонной смесью методом подводного бе-
онирования.
6.3.	ВЗАИМОДЕЙСТВИЕ ФУНДАМЕНТА С ГРУНТОМ
Расчет по I предельному состоянию, т. е. по несущей способности,
тсводится к проверке напряжений по боковым поверхностям фундамента
и устойчивости против глубокого сдвига. Проверка напряжений под
подошвой обеспечивает только выполнение условия работы основания
при линейной связи между напряжениями и деформациями.
Расчетное сопротивление грунта под подошвой фундамента глубо-
кого заложения определяют по формуле (2.4) и табл. 2.2—2.5 (см. гла-
ву II).
В отличие от фундаментов мелкого заложения большое значение
приобретает трение между боковой поверхностью и окружающим
грунтом, которое частично разгружает подошву. От боковой гсверх
ности окружающему грунту может передаваться и нормал ьное давле
236
ние, возникающее при действии горизонтальных сил и опрокидываю,
щих моментов.
В монолитных фундаментах трение учитывают в пределах от по-
дошвы до верха первого снизу уступа; в фундаментах из колодцев обо-
лочек без уступов — от подошвы до расчетной поверхности грунта.
Трение по боковой поверхности не учитывают, если подошва фунда-
мента опирается на скалу (рис. 6.5).
Суммарная сила трения (в МН) по боковой поверхности'.
k
T =	(6.3)
i
где и — периметр поперечного сечения фундамента, м;
fi — расчетное сопротивление i-ro слоя грунта по боковой по-
верхности фундамента, МПа, принимается по табл. 6.1,
как для забивных свай, погружаемых без подмыва или
лидерных скважин;
It — толщина i-ro слоя грунта в пределах участка фундамента,
на котором учитывается трение, м;
0,5 — коэффициент надежности.
За расчетную поверхность принимают для фундаментов:
промежуточных опор естественную поверхность грунта, а при
срезке или возможности размыва соответственно поверхность после
срезки или местного размыва при расчетном паводке;
береговых опор естественную поверхность грунта, поверхность
старой насыпи или новой насыпи, возведенной намывом грунта. Если
верхний слой грунта очень слабый (илы, текучие и текучепластичные
глинистые грунты), то за расчетную поверхность у береговой’опоры
принимают подошву такого слоя (см. рис. 6.5).
В дальнейших расчетах силы трения по боковой поверхности учиты-
вают двояко: при проверке напряжений под подошвой их вычитают из
Рис. 6.5. Схема к определению сил сопротивления грунта по
боковой поверхности опускного колодца без уширения (а) и
с уширенной нижней частью (б):
/ — ил: 2 — кровля песка: 3 —верх уширения
Рис. 6.6. По-
перечные сече-
ния фундамен-
тов глубокого
заложения
237

вертикальной равнодействующей; при определении осадки, возникшей
в результате воздействия части нагрузки на грунт через эти силы, уве-
личивают расчетную площадь подошвы фундамента.
Давление на грунт под подошвой и по боковым поверхностям рас-
считывают вдоль и поперек оси моста. Основное значение имеет расчет
вдоль оси моста, так как именно в этом направлении действуют тор-
мозные силы и давление грунта подходных насыпей, которые стремятся
сдвинуть и опрокинуть фундаменты. Наиболее невыгодными являются
дополнительные и особые сочетания нагрузок, куда входят тормозная
сила и сейсмическая нагрузка. При расчетах все нагрузки приводят
к плоскости обреза фундамента. Нагрузка от собственного веса фунда-
мента вводится с учетом взвешивающего действия воды. Взвешивание
в воде фундамента и грунтов основания учитывают во всех расчетах
при заложении фундаментов в крупнообломочных отложениях с пес-
чаным заполнителем, песках, супесях и илах, а при заложении в гли-
нах и суглинках — только в расчетах устойчивости фундамента против
опрокидывания и сдвига.
В расчетах на действие горизонтальных сил принимают, что давле-
ние на грунт от боковой поверхности фундамента передается по плос-
кой грани шириной 6Р, зависящей от фактической ширины фундамента
и его формы в плане, которая обычно имеет закругления по углам
(рис. 6.6).
Расчетная ширина (в м):
Ь? = Кф (d + 1.),	(6.4)
где d — размер проекции площади сечения фундамента на плос-
кость, перпендикулярную плоскости действия внешних
нагрузок, м; .
Кф — коэффициент принимается в зависимости от формы фун-
дамента (см. рис. 6.6).
Глубину расположения точек для расчета горизонтального давле-
ния на грунт определяют от расчетной поверхности. В колодцах с ус-
тупом в нижней части рассчитывают горизонтальное давление только
на высоту уступа.
Принцип взаимодействия колодца с окружающим грунтом, поло-
женный в основу дальнейшего расчета, предполагает, что под дейст-
вием внешних сил фундамент поворачивается вокруг некоторой мгно-
венной оси. При этом различные точки подошвы и боковой поверхности
претерпевают различные по значению и направлению перемещения.
Грунт развивает реактивные давления, пропорциональные перемеще-
ниям колодца, что позволяет по условию равновесия вычислить напря-
жения в любых точках подошвы и вертикальных граней фундамента
и построить эпюры реактивных давлений (6.2), (6.3). Метод разработан
проф. И. П. Прокофьевым и рекомендуется нормами для расчета фунда-
ментов мостов.
В зависимости от размеров фундамента, действующих нагрузок и
свойств грунтов мгновенная ось вращения может занимать различное
положение. Вид эпюр реактивных давлений по подошве и боковой по-
верхности фундамента зависит от положения мгновенной оси вращения
238
Таблица 6.t
Физические характеристики сжимаемости грунтов
Виды грунтов		Коэффициенты пропор- циональности, МПа/ма	
		Кп	1 X
Глины и суглинки текучепластичные 0,75	1,0		0,5	2,0
Глины и суглинки мягкопластичные 0,5 < II ^0,75 Супеси пластичные 0^7ь^1,0 Пески пылеватые О.бгСе^О.в		2,0	4,0
Глины и суглинки тугопластичные и полутвердые 0^/ь^0,5 Супеси твердые 0>/ь Пески мелкие 0,6^е<0,75 Пески средней крупности 0,55^е^0,7		4,0	6,0
Глины и суглинки твердые /ь^0	| Пески крупные 0,55^6^0,7	j		6,0	10,0
Пески гравелистые, галька и гравий с песчаным за- полнением 0,55^е^0,7		10,0	20,0
(рис. 6.7). Если ось вращения лежит выше подошвы фундамента, то
горизонтальное реактивное давление возникает в верхней части эпюры
на передней грани, а в нижней с обратным знаком — на задней грани;
если она находится на уровне плоскости подошвы и глубже, то гори-
зонтальное реактивное давле-
ние возникает только на перед-
ней грани.
Механические свойства грун-
та характеризуются согласно ме-
тоду расчета Прокофьева дву-
мя коэффициентами постели (в
МПа/м): Сп — коэффициент по-
стели в вертикальном направле-
нии (под подошвой фундамента);
Cz — то же в горизонтальном
направлении (по вертикальным
граням).
Коэффициент по-
стели (Сп или С2) равен от-
ношению давления на поверх-
Z<h	Z=h	2>h
Рис 6.7. Эпюры реактивного давления
грунта при различном положении по глу-
бине z мгновенной оси вращения жест-
кого фундамента
239
ности грунта к вертикальному (или горизонтальному) перемещению
поверхности нагруженного участка.
Коэффициенты постели зависят от коэффициентов пропорциональ-
ности Лп и К (в МПа/м2) — физических характеристик сжижаемости
нескальных грунтов, и от глубины расположения точки, в которой
определяется коэффициент постели, считая от расчетной поверхности
грунта.
Для нескальных грунтов Сп = 10 Лп (в МПа/м) при глубине
расположения подошвы от расчетной поверхности h 10 м; Сп =
= hKn при h >• 10 м; Cz = гК в точке на боковой грани на глуби-
не 2 от расчетной поверхности.
Коэффициент постели скального грунта под подошвой принимают
в зависимости от среднего предела прочности образцов на сжатие в
водонасыщенном состоянии:
при /?сж = 1 МПа, Сп = 300 МПа/м;
= 25 МПа, Сп = 15 000 МПа/м;
при промежуточных Rex значение Сп определяют по интерполяции.
Коэффициенты пропорциональности Кп и К принимают по табл. 6.1
в зависимости от вида грунта, окружающего фундамент, или распо-
ложенного под подошвой.
Для плотных песков /Сп и К должны быть на 30% больше, чем наи-
большие табличные значения для этих грунтов.
Порядок расчета. Глубина положения мгновенной оси вращения:
z _ ^рКЛ8(4М1+ЗЯ1/1) + 12Я1Сп/п	(65)
°	2bpKh^(3M1 + 2H1h)	*	' ' 7
Угол поворота фундаментов (в рад):
co=_12(3M1 + 2H1j)_	_
ЬрКЛ44-36Сп/п *
Формулы (6.5) и (6.6) даны для фунда-
ментов, строящихся в нескальных грунтах.
Если подошву фундамента опирают на скаль-
ный грунт, то
z0 = h\	(6.7)
м=^!2(М1+Я/,)
Я6рЛ4 + 12Сп/п
В этих формулах (рис. 6.8): Ьр — расчет-
ная ширина фундамента, м; К — коэффици-
ент пропорциональности окружающего грун-
та (в среднем по расчетной высоте верти-
кальной грани), МПа/м2; h — расчетная вы-
сота фундамента или высота его нижнего
уступа, м; — опрокидывающий момент на
отметке расчетной поверхности, МН-м; Нг —
горизонтальная сила на той же отметке, МН;
Сп — коэффициент постели грунта под подош-
Рис. 6.8. Схема к расче-
ту взаимодействия жест-
кого фундамента глубо-
кого заложения с окру-
жающим грунтом при
плотном контакте верти-
кальных стен и грунта
по всей высоте
240
вой, МПа/м; /п — момент инерции площади подошвы относительно
оси, перпендикулярной плоскости действия нагрузки, м4.
Горизонтальное давление на грунт по вертикальной грани (в МПа):
Pz = (го — г) со,	(6.9)
где г — глубина точки, в которой определяют р2, м.
Вертикальное давление на грунт под подошвой (в МПа):
(6-Ю)
1 п
где Fa и da — площадь подошвы фундамента, м2, и ее размер в плэ
скости действия внешних нагрузок, м;
Nn — продольная сила в плоскости подошвы фундамента за
вычетом сил трения по боковой поверхности, МН.
Формулы (6.5)—(6.Ю) получены исходя из предположения, что
жесткость фундамента очень велика и его собственными деформациями
можно пренебречь. Это оправдано при расчетах фундаментов из мас-
сивных опускных колодцев, кессонов и оболочек большого диаметра.
С учетом гибкости следует рассчитывать фундаменты из оболочек
диаметром ь1,6-г-3 м, у которых служит критерием гибкости:
* V
(6.11)
где DH — поперечный размер колодца, м;
I — момент инерции поперечного сечения колодца, м4;
Еб — модуль упругости материала колодца, МПа;
h — высота колодца, считая от расчетной поверхности грунта
до подошвы, м;
К — коэффициент пропорциональности грунта по верти-
кальной грани, МПа/м2.
Методы расчета колодцев с учетом их гибкости подробно изложены
в книге В. С. Кириллова «Основания и фундаменты».
Расчет заканчивают определением достаточности несущей способ-
ности основания под колодцем и проверкой допустимости полученных
значений горизонтального давления на грунт.
Несущая способность основания фундамента из опускного колодца
или кессона считается обеспеченной при условии, что
РерС-^-;	(6.12)
Ан
(6.13)
Ан
где рср и ртах— среднее и наибольшее давление под подошвой фунда-
мента, МПа;
# — расчетное сопротивление грунтового основания сжа-
тию под подошвой, МПа;
Кн — коэффициент надежности, Кя = 1,4;
т — коэффициент условий работы; tn — 1—1,2 с учетом
дополнительных сочетаний нагрузок.
241
Допустимое горизонтальное давление на грунт по передней й зад-
ней граням фундамента на глубинах z = h/З и Z = h, считая от рас-
четной поверхности:
Р2 = ’11’12—— (Tztg<p+0,6c),	(6.14),
COS ф
где <р — расчетный угол внутреннего трения;
с — сцепление грунта;
у — удельный вес грунта с учетом гидростатического взвеши-
вания, МН/м3;
т)! — коэффициент; при опирании на опору распорных пролет-
ных строений т)! = 0,7, в остальных случаях i)i = 1;
т)2 — коэффициент, учитывающий долю постоянной нагрузки
в суммарной:
м __ Л4п-|-Л4в
Т]о - ------- .
4МП4-МВ
где Ма — момент от постоянных внешних нагрузок в плоскости по-
дошвы фундамента, МН-м;
Л1В — то же от временных нагрузок, МН-м.
Невыполнение условия (6.14) указывает на недостаточный запас
устойчивости грунтового основания против выпирания под действием
горизонтального давления от фундамента. Если при этом несущая спо-
собность основания под подошвой окажется недоиспользована, а пере-
мещение верха опоры меньше допустимого, то необходимо повторить
расчет фундамента при меньшем значении К, затем проверить по фор-
муле (6.14).
6.4. РАСЧЕТ ПО ДЕФОРМАЦИЯМ
Горизонтальное смещение верха и угол поворота опоры, стоящей
на фундаменте, вычисляют по формулам:
смещение (в м)
а'= со (z0 + L) + Дх;	(6.15)
угол поворота (в рад)
₽' со + Д2,	(6.16)
где L — расстояние от расчетной поверхности грунта до верха
опоры, м;
z — глубина мгновенной оси вращения от расчетной поверх-
ности, м;
со — угол поворота фундамента, рассчитанный по формулам
(6.6) или (6.8);
Дх — горизонтальное смещение верха опоры за счет деформа-
ции опоры и части фундамента, расположенной выше
расчетной поверхности грунта, м;
Д2 — угол поворота верха опоры за счет тех же деформаций,
рад.
242
Значения Дт и Д2 определяют
до расчета фундамента при проек-
тировании опор. Допустимые сме-
щения верха опоры приведены в
главе II.
Среднюю осадку фундамента оп-
ределяют с учетом трения по вер-
тикальным граням, для чего увели-
Рис. 6.9. Схема к определению рас-
четной ширины подошвы фундамен-
та глубокого заложения:
а, Ь, с, d— контур условного фундамента
чивают площадь, воспринимающую
давление на грунт на уровне по-
дошвы. Для этого из окружающего
грунта выделяют параллелепипед
abed (рис. 6.9), площадь подошвы
которого превышает подошву фундамента. Если фундамент без усту-
па, то построение параллелепипеда начинают от естественной поверх-
ности грунта (без учета срезки или размыва), при наличии уступа —
отего верха. Угол фср должен быть равен средневзвешенному по высоте
значению углов внутреннего трения грунтов, расположенных выше
подошвы. Затем определяют вес выделенного параллелепипеда, вклю-
чая вес фундамента, с учетом взвешивающего действия воды и рассчи-
тывают осадки методом послойного суммирования, как у фундамента
мелкого заложения (см. главу II).
Фундаменты глубокого заложения обладают обычно повышенной
устойчивостью против общего сдвига. Поэтому расчет на устойчивость
приобретает важное значение лишь в особых случаях, к которым от-
носятся наличие геологических условий, способствующих общему
сдвигу, высоких подходных насыпей у береговых опор и сейсмических
воздействий.
Присутствие слабого подстилающего слоя на некоторой глубине
под опорным слоем у фундаментов глубокого заложения маловероят-
но, но не исключено. При необходимости выполняют расчет, учитывая
трение по вертикальным граням фундамента, которое уменьшает на-
грузку под подошвой.
Глава VII
СООРУЖЕНИЕ ФУНДАМЕНТОВ
С ПРИМЕНЕНИЕМ ОПУСКНЫХ КОЛОДЦЕВ
И КЕССОНОВ
7.1. ОПУСКНЫЕ КОЛОДЦЫ
Массивные опускные колодцы представляют собой бетонные или же-
лезобетонные пустотелые (открытые сверху и снизу) конструкции.
Их погружают в грунт под воздействием собственного веса при одно-
временном удалении грунта из-под их стен. Таким способом возводят
фундаменты глубокого заложения в дисперсных грунтах, не содержа -
243
щих крупных твердых включений (валунов, прослоек мергелистых или
скальных пород, корчей, бревен, остатков разрушенных пролетных
строений и т. д.). Если массивный фундамент опирают на скальные
породы, то опускные колодцы можно устраивать только при наличии
прослойки глинистых или суглинистых грунтов на контакте со скалой,
т. е. если есть слой водоупора, разделяющий скальные породы и водо-
носные мелкозернистые грунты и позволяющий разрабатывать скалу
с водоотливом. Колодцы могут иметь различное очертание в плане
(прямоугольное, прямоугольное с закругленными торцами, окружность
и т. д.). Это зависит от формы и размеров надфундаментной части опо-
ры, глубины и скорости течения воды (рис. 7.1, а—д). При больших
размерах фундамента колодец в плане разделяют перегородками на
отдельные отсеки — шахтные отверстия. Толщину стен колодца, рас-
положение внутренних перегородок и размеры шахт определяют расче-
том. При грейферной разработке грунта размеры шахтных отверстий
должны быть не менее чем на 0,5 м больше размеров грейфе-
ра с раскрытыми челюстями.
Толщину стен из условий прочности и создания необходимого веса
колодца обычно принимают не менее 0,7 м; при толщине их более
1,8 м затрудняется извлечение грунта из-под ножа. Чтобы уменьшить
сопротивление трения, устраивают уступы в наружных гранях стен
колодца шириной 10—15 см или придают наклон стенам до 1/100.
В этих же целях применяют подмыв грунта напорной водой, под но-
жом и у стен, для чего при сооружении колодца в стены закладывают
на разных уровнях стальные подмывные трубки диаметром 3—6 см.
Вес массивного опускного колодца на всех стадиях погружения
должен превышать силы трения его о грунт, т. е.
(7.1)
1
где Q — собственный вес секции колодца (с учетом взвешивания
в воде);
U — периметр стен колодца;
hi — высота слоев грунта на контакте со стенами колодца;
Ti — удельная сила трения поверхности бетона о грунт (при-
нимается в зависимости от характеристик грунтов и глу-
бины расположения слоев);
т — коэффициент условий работ; обычно т = .1,2.
244
Нижнюю ножевую часть наружных стен колодца устраивают с на-
клоном (заострением) и армируют стержневой арматурой, как показа-
но на рис. 7.1, е, ж).
7.2. РАСЧЕТ ОПУСКНОГО КОЛОДЦА
Толщину стен опускного колодца назначают из условий их проч-
ности и в соответствии с требованиями минимального для погружения
его веса. Стены колодца рассчитывают на прочность с учетом наиболее
неблагоприятных условий изготовления и монтажа.
При погружении колодец находится в сложном и изменяющемся
напряженно-деформированном состоянии под воздействием бокового
давления грунта и воды, реактивного давления и распора грунта под
ножом, сил трения стен о грунт, собственного веса и инерционных сил
Рис. 7.2. Расчетные схемы опускного
колодца:
а — план рамы при расчете методом пере-
мещений; б — эпюры изгибающих момен-
тов и нормальные силы, действующие на
стены
при срывах.
Конструкция опускного колодца по существу представляет собой
толстостенную оболочку, обычно прямоугольного сечения с внутрен-
ними стенками или без них.
Стены оболочки загружены горизонтальным давлением грунта и
воды и подвергаются вертикальным силовым воздействиям от собствен-
ного веса, реактивных сил* трения, инерционных сил при сбросах.
Кроме того, при изготовлении первой секции колодца и снятии ее с
подкладок в стенах возникают изгибающие моменты (в вертикальной
плоскости).
Плоская расчетная схема элемента колодца (высотой 1 м) представ-
ляет собой статически неопределимую раму, загруженную по пер имет-
ру распределенной нагрузкой (на
рис. 7.2, а рама с шестью неизвест-
ными). Рассчитывают такие обо-
лочки одним из методов строитель-
ной механики. Принимая во вни-
мание симметрию и равномерность
загружения по периметру, расчет-
ные значения горизонтальных сжи-
мающих сил в стенах 2Vmax и из-
гибающих моментов Afmax можно
условно принять равными (рис.
7.2, б):
КТ _ П1 <72 I . ЛА _	«!<&/«
Углах-------, /Итах — -------.
(7.2)
Обозначения даны ниже.
Нижние участки наружных стен
испытывают наибольшие напряже-
ния. Их принято условно рас-
считывать как консольные балки,
заделанные на уровне верха их
245
Рис. 7.3. Расчетные схемы консоли колодца:
а — эпюра давления грунта и воды при первом расчетном случае; б — схема первого рас-
четного случая; в — эпюра давления грунта и воды при втором расчетном случае; г — схе-
ма второго расчетного случая
скосов или обреза перегородок. Консоли шириной 100 см рассчиты-
вают на изгиб и армируют как изгибаемый элемент. При этом может
быть два расчетных случая.
Первый расчетный случай. Колодец спущен до проектной отметки
(рис. 7.3, а, б). Грунт внутри колодца и под ножом выбран полностью.
Собственный вес колодца уравновешен силами трения по наружной его
поверхности. На стены действует суммарное боковое давление грунта
и воды.
Боковое давление грунта определяют как активное давление сы-
пучей среды:
<7e = WTotga(45»—2-),	(7.3)
где То — удельный вес грунта с'учетом взвешенности в воде;
Ф — угол внутреннего-трения;
Н — глубина расположения расчетного элемента.
При наличии различных грунтов qt определяется с учетом соот-
ветствующих каждому слою у0 и <р.
Условно давление воды в уровне ножа при погружении без водо-
отлива qw = 0,5 Н. При устройстве водоотлива qw принимается в за-
висимости от возможного изменения уровня поверхности воды внутри
колодца, т. е. qw — Н при Hw = 0 (см. рис. 7.3, a); qw = 0,7 Н при
Hw = 0,5 Н. Расчетная схема дана на рис. 7.3, а, б.
Изгибающий момент в сечении I—I консоли:
Л4/ _z = п1(ЕкЦ- ^к) 4 + ^2	—пз	4»	(7-4)
где Ек — равнодействующая бокового давления грунта на консоль;
U7K — равнодействующая давления воды на консоль;
Ск — равнодействующая собственного веса консоли;
Тк — сила трения наружной поверхности консоли о грунт;
— коэффициент нагрузки; для грунта = 1,3;
246
п2 — коэффициент нагрузки; для веса колодца п2 = 1,1;
п3 — коэффициент к сопротивлению трения, п3 = 0,9;
— плечи соответствующих сил от центра тяжести рассчиты-
ваемого сечения.
Сечение I—I рассчитывают на внецентренное растяжение изгибаю-
щим моментом Mj-i и растягивающим усилием GK как железобе-
тонную консольную балку способами, приведенными в теории железо-
бетона.
Второй расчетный случай. Колодец погружен на половину про-
ектной глубины (см. рис. 7.3, в). Забетонирована очередная секция
колодца. Нож врезался в грунт на hK = 1 м. Вес колодца уравновешен
вертикальной реакцией грунта под ножом и силами трения.
На консоль действуют (рис. 7.3, в, г) активное боковое давление
грунта и воды, горизонтальный распор грунта при врезании в него
скошенной части стены, вертикальная реакция грунта под ножом,
сила трения по стене (см. рис. 7.3, г).
На расчетную консоль (на 1 м) действуют нагрузки:
Q
вертикальная, равна ЪТл * р. , где А и В — размеры колодца
в плане;
боковое давление + wy =	, где = 0,7 — коэффициент
нагрузки;
сила трения в пределах 0,5 Н. Условно она равна
1Т= 0,1 p7atg2(45°—
Распор грунта (см. рис. 7.3, г):
U = VC2 tg (а - 6),
где V — распределенная вертикальная реакция грунта;
а — угол наклона скоса ножа к горизонту;
6 — угол трения между грунтом и бетоном;
вертикальное реактивное сопротивление под ножом
R = V^ + CJ,
где Ca = hv ctg a.
Сила U прикладывается с плечом hy/3.
Изгибающий момент в сечении /—/ Mi-i и продольное усилие
Nj-i определяют по формулам:
Afi—/ — rii (fK4- 1УК) Zi + n2CK /2 + ^21^5 +
П2 П2 U ^hK — У*
Я3 Тк 13
(7.5)
По значениям Л4/_ z и	рассчитывают сечение /—/
на внецентренное сжатие. Армируют ножевую часть стен в соответст-
вии с результатом расчета.
247
В процессе погружения колодца при извлече-
нии грунта из-под ножа и концентрации сопротив-
лений трения на верхних участках колодца могут
возникать растягивающие напряжения в стене,
превышающие ее предельное сопрртивление (рис.
7.4).
Растягивающие усилия в сечении X—X:
Sx = Gx-Tx,	(7.6)
где Gx и Тх — вес колодца и суммарная сила тре-
ния на участке колодца ниже се-
чения X—X (см. рис. 7.4).
Условно принимая распределение сил трения
по треугольной эпюре с увеличением вверх, раз-
рывающее усилие можно определить по формуле
_	—	о Gx' Gx2	/п
Рис. 7.4. Схема к	Sx =----------—.	(7.7)
расчету стен ко-	Н Нг
лодца на разрыв	тт
от собственного	Наибольшее растягивающее усилие окажется
веса	в сечении х =	.
При бетонных (или железобетонных) колодцах проверяют работу
стен на растяжение. Прочность стен в процессе изготовления первой
секции колодца рассчитывают на воздействие изгибающих моментов, ко-
торые возникают при опирании стен на «фиксированные» подкладки.
7.3. СПОСОБЫ ИЗГОТОВЛЕНИЯ И ПОГРУЖЕНИЯ
ОПУСКНЫХ КОЛОДЦЕВ
Монолитные бетонные колодцы сооружают непосредственно над
местом погружения на выровненной площадке. При большой высоте
колодца (более 5—6 м) его бетонируют последовательно, отдельными
секциями высотой 4—5 м. Нижнюю секцию с целью уменьшения дав-
ления на грунт и размещения подкладок изготовляют меньшей высоты
по сравнению с верхними (3—4 м) и обычно не более полуторной ши-
рины колодца.
Изготовление первой секции монолитных колодцев начинают с ус-
тановки подкладок и устройства опалубки. Нижние горизонтальные
элементы каркаса опалубки, к которым крепят стойки (рис. 7.5),
служат одновременно подкладками под стены колодца, распределяю-
щими давление от его веса на грунтовое основание.
Подкладки длиной 0,7—1,5 м устанавливают по периметру стен
(рис. 7.5, а) через 15 см (не более). Грунт между ними тщательно трам-
буют. Количество подкладок определяют расчетом, условно допуская
давление на грунт 10—20 Н/см2. Бетонируют первую и последующие
секции колодца обычными способами. Вторую секцию бетонируют после
погружения первой с перерывом погружения. Последующие секции
бетонируют аналогично.
248
Наиболее ответственная работа, требующая особого внимания, —
извлечение подкладок перед погружением первой секции, когда бе-
тон стен приобретает не менее 70% проектной прочности. Подкладки
извлекают в предусмотренной проектом последовательности (обычно
через одну). Последними извлекают так называемые «фиксирующие»
подкладки, расположение которых должно соответствовать наимень-
шим значениям изгибающих моментов в стенах колодца от собствен-
ного его веса.
Опускные колодцы обычно погружают без водоотлива. В зависимо-
сти от свойств грунтов выбирают способы их разработки и извлечения
из колодцев. При плотных связных грунтах используют четырехчелю-
стные грейферы; при супесчаных и суглинистых грунтах — двухчелю-
стные грейферы или ковшовые грунточерпатели. Наибольшее распро-
странение получили эрлифты, реже — гидроэлеваторы. Если в грун-
тах содержатся крупная галька или мелкие валуны, то их извлекают
гидрожелонками (рис. 7.6) или аэрожелонками.
Гидрожелонка заполняется камнями через всасывающую трубу (от-
ражаясь от отбойной сетки) благодаря разряжению, возникающему в
ее полости при движении напорной воды через щелевидное отверстие.
В слабых мелкозернистых грунтах для предотвращения выноса
грунтовых частиц из-под стен колодца уровень воды в шахтных от-
Рис. 7.5. План расположения подкладок (а)
и сопряжение их с опалубкой (б):
/ — подкладки: 2 — «фиксированная» подкладка:
3 — стойки каркаса; 4 — опалубка
Рис. 7.6. Гидрожелонка:
/ — водоподводящие трубы; 2 — отбой-
ная сетка; 3 — корпус; 4 — всасывающая
труба; 5 — щелевидные отверстия; 6 —
камеры
249
верстиях искусственно повышают над уровнем грунтовых вод. Повы-
шение гидростатического давления поднятием уровня воды в колодце
полезно также для увеличения подачи эрлифта.
Разрабатывать несвязные грунты ниже ножа (без водоотлива) мож-
но на глубину до 1,м.
При опускании колодца с водоотливом обычно применяют центро-
бежные насосы, устанавливаемые на подвесных подмостях, опускае-
мых по мере откачки воды так, чтобы положение их над ее поверхно-
стью не превышало 5—6 м. Целесообразность водоотлива определяет-
ся расчетным притоком воды, зависящим от глубины погружения и
фильтрационных свойств грунтов.
Проверку вертикальности стенок колодца производят нивелирова-
нием специальных реперов в углах колодца. Наиболее удобны для этой
цели стационарные установленные в стенах сообщающиеся сосуды.
Для предотвращения перекосов колодца грунт разрабатывают рав-
номерно во всех шахтах. При возникновении перекосов их устраняют
путем опережающей разработки грунта в тех частях колодца, где от-
стает погружение, а также при помощи подмыва и пригрузки.
В плотные глинистые грунты колодцы погружают с водоотливом
и с разработкой грунта пневмоинструментом. При сложных грунтовых
условиях, когда нет уверенности в успешном погружении колодца
без водоотлива до проектной отметки (например, когда не исключена
возможность встречи с твердыми препятствиями), предусматривают воз-
можность переоборудования колодца в кессон. Для этого в его
стенах на некоторой высоте устраивают штробы для возведения потол-
ка кессона.
После погружения колодца до проектной отметки при наличии в
основании колодца водоупорных грунтов откачивают из него воду
центробежными насосами или эрлифтами, затем после освидетельст-
вования состояния основания заполняют бетонным раствором шахт-
ные отверстия и бетонируют верхнюю опорную плиту колодца. Если
грунт в основании колодца не позволяет откачать воду, необходимо
перед водоотливом на дно колодца уложить слой тампонажного бе-
тона.
Наряду с массивными колодцами получают распространение тонко-
стенные железобетонные колодцы, в том числе сборные. Тонкостенные
конструкции колодцев обычно обладают недостаточным весом для
их погружения, что вынуждает применять принудительное погруже-
ние — пригрузку, задавливание гидродомкратами или вибропогруже-
ние.
Цилиндрические сборные оболочки больших диаметров (1,5—3 м)
по существу также представляют собой опускные системы принуди-
тельного погружения. Их конструкции и способы погружения описа-
ны в главах V и VI. Используемые для погружения таких оболочек
системы спаренных и строенных вибропогружателей чрезмерно энерго-
емки, что ограничивает применение оболочек больших диаметров.
Погружение колодцев в «тиксотропной рубашке». Тонкостенные
опускные колодцы погружают с применением «тиксотропной рубашки»,
т. е. смазывающей прослойки между стенками колодца и грунтом (из
250
Рис. 7.7. Схема «тиксотропной
рубашки» с форшахтой (а) и
с приямком (б):
/ — колодец; 2 —уступ; 3 — прорез;
4 — железобетонное кольцо; Б —
форшахта; 6 — грунтовая засыпка;
7 — глинистый раствор; 8 — вода
Рис. 7.8. Схемы погружения колодцев в русле
реки:
а — с земляного островка; б — со свайных подмостей;
в, г — с понтонов или плашкоутов; 1 — островок; 2 —
шпунт; 3 — свайные подмости; 4 — съемные потолки;
5 — стена колодца; б — свайные подмости: 7 — по-
лиспасты; 8 — лебедки; 9 — пустотелые стенки; 10 —
заполнение стен бетоном; 11 — понтоны
251
глинистого раствора или бентонита). Для образования «тиксотропной
рубашки» ножевую часть колодца делают с небольшим выступом по
всему периметру шириной 7—15 см. В образованный при погружении
зазор между стенками колодца и грунтом заливают предварительно
размешанный и очищенный глинистый раствор соответствующей кон-
систенции (рис. 7.7).
В русловой части реки массивные колодцы сооружают и опускают
до дна различными способами. Наиболее распространено погружение
колодца с искусственно созданного земляного островка и реже с под-
мостей и на плаву (рис. 7.8, а, б, в, г). Грунтовые островки можно
отсыпать или намывать землесосными снарядами. Необходимость за-
крепления их берегов зависит от глубины водоема, скорости течения
и размываемости грунтов. При глубине воды до 5 м, если невозможно
отсыпать островок без креплений, забивают деревянные шпунты пря-
моугольного очертания в плане. При глубине реки более 5 м островки
ограждают плоским металлическим шпунтом цилиндрической
формы.
Наплавные опускные колодцы обычно изготовляют на берегу на
стапелях. Стены таких колодцев делают пустотелыми с деревянным
или металлическим каркасом (рис. 7.8, в, г). Плавучесть колодцев
обеспечивают устройством временных днищ или потолков (рис. 7.8, в).
После доставки на плаву к месту установки и раскрепления при по-
мощи гибких расчалок колодец погружают до дна реки, постепенно
заполняя пустоты в стенах бетонным раствором.
7.4. СООРУЖЕНИЯ ФУНДАМЕНТОВ С ПРИМЕНЕНИЕМ КЕССОНОВ
Кессон представляет собой опрокинутый вверх дном резервуар,
в который нагнетается сжатый воздух с давлением, превышающим
гидростатическое. Такой кессон, расположенный в основании опуск-
ной системы, позволяет искусственно удалять (отжимать) воду из
его камеры через поры грунта.
Кессоны применяют редко — в очень сложных гидрогео-
логических условиях (при наличии различных твердых
включений, например скальных прослоек, крупных валунов, корчей
и т. п., в сочетании со слоями мелкозернистых водоносных грунтов).
Их обычно изготовляют из железобетона. Конструкция кессона за-
висит от местных условий и способа погружения. Изготовляют их так
же, как опускные колодцы, т. е. на островках, на подмостях, с опус-
канием на плаву и т. д. По мере разработки и удаления грунта кессон
опускается (рис. 7.9). Несвязная вода из пор окружающего грунта от-
жимается воздухом, давление которого создают компрессорными стан-
циями, с учетом глубины погружения Н (обычно не более 0,15—0,20
МПа, редко 0,3—0,4 МПа).
Условия работы в кессоне нередко вредны для здоровья людей. Осо-
бенно неблагоприятно влияют на организм и вызывают «кессонную бо-
лезнь» нарушения режима постепенного изменения давления воздуха,
т. е. сокращение длительности «шлюзования».
252
Рабочие очередной смены
перед тем, как опуститься в
кессон, помещаются в люд-
ской прикамерок 4 кессонно-
го аппарата (см, рис. 7.9), в
который постепенно (в тече-
ние 10—20 мин) нагнетается
воздух до давления, равного
кессонному. Затем по лест-
нице через шахтный колодец
они Опускаются в камеру 12,
где разрабатывают грунт, из-
влекаемый затем из кессона
наружу при помощи бадьи 7,
тельфера 15 и вагонетки 16
через грузовой прикамерок 3.
После окончания смены (2—
4 ч) рабочие вновь помеща-
ются в шлюзовой прикамерок
и подвергаются длительному
«вышлюзовыванию», наруше-
ние режима которого особен-
но опасно.
Надкессонную кладку ве-
дут одновременно с погруже-
нием кессона, причем предва-
рительно устанавливают на-
ружную обшивку и ограж-
дения для пропуска шахт-
ных труб. Грунт из камеры
кессона можно разрабатывать
и извлекать вручную, одна-
ко удобнее применять гидро-
механизацию. После погру-
Рис. 7.9. Схема погружения кессона:
1 — надпотолочные подмости; 2 — кессонный аппа-
рат; 3 — материальный шлюзовой прикамерок;
4 — людской шлюзовой прикамерок; 5 — шахтные
трубы; 6 — трубопровод сжатого воздуха; 7 —
бадья с грунтом; 8 — надкессонная кладка; 9 —
надкессонная обшивка; 10 — ограждения шахтных
•отверстий; // — потолок кессона: 12 — камера кес-
сона: 13 — стены кессона; 14 — лестница; 15 —
тельфер; 1.6 — вагонетка с грунтом
жения кессона до проектной отметки заполняют камеру кессона бе-
тонной смесью, а затем разбирают шахтные трубы и заполняют
отверстие.
Проводились опытные работы по «закрытому» погружению кессо-
на, т. е. без присутствия людей в камере. Гидромониторами управляли
с пульта, вынесенного за ее пределы. При этом могут использоваться
телевизионные установки.
Сжатым воздухом обеспечивают стационарные компрессорные ус-
тановки с компрессорами подачей 10—20 м3/мин; воздухопроводы из
газовых труб.
Подаваемый в кессон воздух должен быть сухим, прохладным и
чистым, для этого применяют воздухосборники, фильтры и очисти-
тельные установки. На случай аварии предусматривается запасный
компрессор.
253
Глава VIII
ПРОЕКТИРОВАНИЕ ФУНДАМЕНТОВ
ДЛЯ РАЙОНОВ ВЕЧНОЙ МЕРЗЛОТЫ
8.1.	КРАТКИЕ СВЕДЕНИЯ О ВЕЧНОМЕРЗЛЫХ ГРУНТАХ
Вечномерзлыми называют такие грунты, отрицательная темпера-
тура и присутствие льда в которых сохраняются на протяжении мно-
голетних периодов. В СССР вечная мерзлота занимает 10,5 млн. км2,
или 47% территории страны. На севере она лежит сплошным массивом
толщиной до 800 м, южнее мощность мерзлого слоя уменьшается, а за-
тем в нем появляются «окна» незамерзшего грунта. На северных скло-
нах вечная мерзлота сохраняется лучше, чем на южных, под слоем мха
и торфа она существует веками, при удалении этого слоя может на-
ступить быстрое оттаивание на большую глубину.
Поверхностный слой грунта, оттаивающий летом и замерзающий
зимой, называют сезонно-оттаивающим или сезонно-промерзающим.
При смерзании сезонной мерзлоты с вечной ее называют сливаю-
щейся. Если вечная мерзлота содержит прослойки талых грунтов,
то ее называют слоистой (рис. 8.1). Мерзлые слои практически
водонепроницаемы, но между ними в прослойках талых грунтов могут
циркулировать грунтовые воды, которые часто обладают большим на-
пором. При зимнем промерзании верхних слоев грунтовые воды иногда
прорываются наружу и образуют ледяные бугры — наледи. При кри-
сталлизации переохлажденной воды под мерзлым слоем наблюдаются
даже взрывы.
В толще мерзлых грунтов встречаются линзы и массивы подземного
льда. При оттаивании льда под сооружением могут происходить ката-
строфические провалы.
В районах вечной мерзлоты распространены илистые, супесчаные
и пылеватые грунты. В мерзлом состоянии они достаточно прочны, но
при оттаивании резко теряют прочность и могут быть выдавлены из-
под фундамента. На склонах эти грунты в талом состоянии при увлаж-
нении дождем или талыми водами могут течь даже при уклонах всего
3—6°.
Первые указания на вечномерзлые грунты встречаются в донесе-
ниях якутских воевод уже 400 лет назад, но первые наблюдения за их
температурой поставил академик А. Ф. Миддендорф в России в 1844 г.
Рис. 8.1. Строение вечной мерзлоты:
а — сливающаяся мерзлота; б — слоистая; 1 —
сезонно-оттаивающнй и промерзающий (дея-
тельный) слои; 2 — непромерзающий слой: 3 —
вечномерзлая толща
254
Стимулом к изучению вечной мерзлоты послужило строительство же-
лезной дороги в Сибири в 1885—1912 гг. Глубокие исследования мерз-
лоты были организованы в 1936 г. Комиссией под председательством
М. И. Сумгина и при участии Н. А. Цытовича. Через три года был со-
здан Институт мерзловедения. В СССР были проведены все основные
исследования по вечной мерзлоте и разработаны надежные методы строи-
тельства. Блестящим примером их применения является создание на
Крайнем Севере Норильского металлургического комбината и города,
за строительство которого в 1966 г. большая группа советских ин-
женеров и рабочих была удостоена Ленинской премии. В настоящее
время успешно осуществляется строительство мостов на вечномерзлых
грунтах трассы БАМа.
Подробный анализ мерзлотно-грунтовых процессов и физических
явлений на их основе дан в трудах советских ученых школы Н. А. Цы-
товича, который руководил первыми практическими разработками в
области проектирования фундаментов на вечномерзлых грунтах.
СНиП II-18—76—единственное в мировой строительной лите-
ратуре научно обоснованное и практически проверенное официальное
руководство по проектированию оснований и фундаментов на вечно-
мерзлых грунтах. В его создании велика творческая роль ученых на-
учно-исследовательского института оснований и подземных сооруже-
ний Госстроя СССР и инженеров крупных проектных институтов, среди
которых следует назвать С. С. Вялова, В. В. Порхаева, М. Ф. Киселе-
ва и Д. Р. Шейнкмана. «Справочник по строительству на вечномерз-
лых грунтах» , изданный в 1977 г. при участии Ю. Я. Велли и В. В. До-
кучаева, может служить хорошим пособием для практических целей.
Главное отличие мерзлых грунтов от немерзлых — присутствие
льда в порах и большое влияние температуры на физико-механиче-
ские свойства. Поэтому дополнительно к физическим характеристи-
кам, общим для всех грунтов, при исследовании вечномерзлых обя-
зательно определяют суммарную влажность (IFC), суммарную льдис-
тость (Лс), степень заполнения льдом и незамерзшей водой пор мерз-
лого грунта (G) и количество незамерзшей воды в порах (1ГН), а так-
же теплофизические характеристики — коэффициент теплопроводно-
сти (X) и объемную теплоемкость (С) талого и мерзлого грунтов; тем-
пературу начала замерзания (/н.а)-
При полевых изысканиях определяют температуры вечномерзлых
грунтов на разных глубинах.
Если в грунте присутствуют минеральные соли, то дополнительно
определяют засоленность грунта и агрессив-
ность грунтовых вод.
Расположение, форма и размеры ледяных включений в мерз-
лом грунте характеризуются его криогенной текстурой (рис. 8.2).Тип
криогенной текстуры определяется льдистостью грунта
за счет ледяных включений Лви характером разме-
щения ледяных включений в массе мерзлого грунта.
Массивная текстура свойственна грунтам, у которых
Лв < 0,03 и ледяные включения находятся внутри пор между мине-
ральными зернами скелета.
255
Слои сто- с е т ч а т а я
текстура характерна для
грунтов с Лв 0,03, у кото-
рых включения льда образуют
ледяные прослойки и линзы раз-
личной формы и размеров.
В проектировании фунда-
Рис. 8.2. Криогенные текстуры вечно- ментов на вечной мерзлоте боль-
МРПЯЛЫХ rnvHTnn:	г
мерзлых грунтов:
а — массивная: б — слоистая; 6 — сетчатая
шое место занимают теплофизи-
ческие расчеты, с помощью ко-
торых определяются температу-
ра грунта в разные периоды года, глубина сезонного оттаивания и
промерзания и составляется прогноз температурного режима грунто-
вого основания на время эксплуатации сооружения.
В зависимости от температуры и состава вечномерзлые грунты де-
лятся на твердомерзлые, пластичномерзлые и сыпучемерзлые.
К твердомерзлым относятся крупнообломочные, песчаные
и глинистые грунты, если их температура ниже температуры перехода
из пластичного в твердое состояние (у крупнообломочных /т <Z 0°,
песчаных tT = — 0,1 ч--0,3°, глинистых /т = — 0,6 4- 1,5°).
Твердомерзлые грунты прочно сцементированы льдом, практически
несжимаемы и характеризуются хрупким разрушением.
К пластичномерзлым относятся песчаные и глинистые
грунты при температуре в пределах от температуры начала замерза-
ния до указанных выше температур при степени заполнения пор льдом
и незамерзающей водой (G 0,8). Они также сцементированы льдом,
но обладают сжимаемостью и вязкими свойствами.
К сыпучемерзлым относят крупнообломочные и песчаные
грунты с суммарной влажностью 1ГС 0,*03, не сцементированные
льдом вследствие его малого содержания в порах. Эти грунты обычно
не изменяют своей прочности и не дают осадки под влиянием темпера-
туры. Они не отличаются по своим механическим свойствам от тех же
грунтов в немерзлом состоянии.
Надежными основаниями фундаментов мостовых
опор могут служить твердомерзлые грунты, сохраняющиеся в этом со-
стоянии на весь период эксплуатации моста, а также скальные и веч-
номерзлые дисперсные грунты, деформации которых при оттаивании
не превышают предельно допустимых для мостовых опор.
Исследования вечномерзлых грунтов в лаборатории и в поле
отличаются от обычных учетом температуры и определением деформа-
ций при оттаивании. Для этой цели в полевых условиях применяют
горячие штампы, к подошве которых подводят тепло, обеспе-
чивающее оттаивание основания под нагрузкой. В лаборатории опыты
проводят в мерзлотных камерах. Компрессионные и срезные приборы
в камерах имеют подогревающие устройства, что позволяет оттаи-
вать образцы. Компрессионная кривая образца мерзлого грунта, под-
вергнутого оттаиванию при нормальном давлении р = ротт = 0,1 МПа,
показан^ на рис. 8.3. В мерзлом состоянии образцы обладают малой
сжимаемостью, но при оттаивании дают значительную деформацию при
256
Рис. 8.3. Компрессионная кри-
вая оттаивающего мерзлого
грунта (скачок соответствует
оттаиванию образца под на-
грузкой в одометре)
постоянной нагрузке за счет расплавле-
ния льда и выжимания освободившейся
влаги из пор. Это свойство называется
просадочностью при отта-
ивании и характеризуется показа-
телем
Ям—hT
где Лм — высота мерзлого образца;
Ат — высота талого образца после
деформации.
Грунт считается непросадочным при
6 < 0,01, просадочным — при 0,01 <
< 6	0,03 и сильнопросадочным — при
б >0,03.
Просадочные и сильнопросадочные
при оттаивании грунты в основаниях мостовых опор не допускаются.
В ряде районов распространения вечной мерзлоты, например на
трассе. БАМа, на сравнительно небольшой глубине залегают скальные
породы. В таких условиях наиболее надежное решение состоит в уст-
ройстве столбчатых или свайных фундаментов с заделкой их в скалу.
Однако скальные грунты с трещинами, заполненными льдом, при от-
таивании также способны давать большую осадку, что необходимо
учитывать при изысканиях и проектировании.
8.2.	ПРИНЦИПЫ УСТРОЙСТВА ФУНДАМЕНТОВ
Требования норм устанавливают следующие принципы строитель-
ства на вечномерзлых грунтах:
I принцип предусматривает использование грунта в основа-
нии фундамента в мерзлом состоянии в течение всего заданного перио-
да эксплуатации сооружения;
II принцип допускает использование грунтов основания в от-
таявшем до постройки или оттаивающем в процессе эксплуатации
сооружения состоянии.
По I принципу допускается использовать сплошные по распростра-
нению вечномерзлые грунты, которые до возведения сооружения сли-
вались со слоем сезонного промерзания при условии, что в течение все-
го периода эксплуатации сооружения эти грунты будут находиться
в твердомерзлом состоянии.
По II принципу допускается использовать скальные или вечно-
мерзлые грунты, деформации которых не превышают предельно допу-
стимых для проектируемого сооружения. К таким грунтам относятся
плотные пески и крупнообломочные отложения с песчаным заполни-
телем и глинистые грунты твердой и полутвердой консистенции.
В основании всех фундаментов опор малого моста вечномерзлые
грунты должны использоваться по одному принципу. У больших мо-
стов могут быть совершенно различные условия природного залегания
257
вечной мерзлоты на берегах рек и в пределах русла, в связи с чем фун-
даменты их устоев и промежуточных опор могут быть запроектирова-
ны, исходя из двух разных принципов использования вечномерзлых
грунтов.
Нельзя опирать подошвы фундаментов мелкого заложения и концы
столбов и свай на льдонасыщенные грунты и грунты со слоисто-сет-
чатой криогенной текстурой, а также на оттаивающие песчаные грунты
с льдистостыо за счет ледяных включений более 0,01 или на глини-
стые грунты с показателем консистенции II 0,5.
8.3.	РЕКОМЕНДУЕМЫЕ КОНСТРУКЦИИ
На вечномерзлых грунтах целесообразны столбчатые и свайные
фундаменты без уширений в нижней части (рис. 8.4). Столбы попереч-
ником до 0,8 м сооружают при глубине погружения до 12 м, при боль-
ших нагрузках — сборные столбчатые фундаменты из колодцев обо-
лочек диаметром до 3 м без ограничения глубины. Сваи поперечником
до 1,3 м следует применять в промежуточных случаях. Монолитные
фундаменты ступенчатой формы и сборные столбчатые с опорной пли-
той в нижней части (рис. 8.5) устраивают преимущественно при исполь-
зовании вечномерзлых грунтов по II принципу, если можно разраба-
тывать котлован без креплений и не предусматривать меры против
образования наледей.
Сваи и столбы рекомендуются круглого или многогранного сече-
ния. Прямоугольные сечения должны иметь фаски размерами 3x3
Рис. 8.4. Столбчатый фундамент малого мо-
ста на вечной мерзлоте, работающий по
I принципу:
глубина сезонного оттаивания. Глубина за-
делки столбов ниже на 5 м. Столбы без уши-
рений
Рис. 8.5. Сборный фундамент с
уширенной нижней частью под
опору эстакадного типа:
1 — плита; 2 — подколенник; 3 — стойка
эстакады
258
или 5 х 5 см. Толщина защитного слоя бетона 5 см. Сваи и столбы по-
гружают в предварительно пробуренные скважины, диаметр которых
на 5 см и более превышает наибольший поперечный размер столба или
сваи, с заполнением зазоров скважины цементом или грунтовым раст-
вором. В неустойчивых грунтах устраивают бурообсадные сваи. По-
лость погруженных полых свай и оболочек заполняют бетоном марки
М100, а в слое сезонного промерзания—оттаивания — не ниже М300.
Опускать столбы и оболочки с оттаиванием грунта можно в твердо-
мерзлых глинистых грунтах, мелких и пылеватых песках, содержа-
щих крупнообломочные включения не более 15% при средней темпера-
туре грунтов по длине столба минус 1,5° С и ниже. Диаметр зоны от-
таивания должен быть не более 2d (d — наибольший поперечный раз-
мер площади сечения столба или оболочки). В грунтах с более высокой
температурой процесс промораживания после установки столба проте-
кает слишком медленно.
Забивать сваи в предварительно пробуренные скважины-лидеры,
диаметр которых на 1—2 см меньше наименьшего поперечного сече-
ния сваи, можно только в пластично-мерзлые грунты без крупнооб-
ломочных включений. Нижние концы свай стоек и скважины для
столбов рекомендуется забуривать в скальный грунт, что значитель-
но повышает их несущую способность.
Минимальные расстояния между осями свай и столбов в уровне
нижних концов принимают равными: для забивных и бурозабивных
свай 3d; погружаемых бурообсадным способом свай при d =0,4 и 0,6 м—
2d; для оболочек при d = 0,8-?- 1,6 и более — d + 1 м; для столбов,
устанавливаемых в предварительно пробуренные скважины, d + 1 м;
для свай, погружаемых с протаиванием грунта, — 3d.
Сваи и столбы изготовляют из бетона марки М300 по прочности
на сжатие, а для оболочек — марки М400, для заполнения полости
оболочек при опирании на грунты — М200 и на .скальные породы —
М300. Марки бетона по морозостойкости должны отвечать требованиям
действующих норм. При грунтах с льдистостью Лв > 0,2 под столб-
чатыми фундаментами и буроопускными сваями устраивают пес-
чаную подушку толщиной не менее 0,2 м, то же относится и к фунда-
ментам мелкого заложения.
8.4.	ГЛУБИНА ЗАЛОЖЕНИЯ
Вечномерзлые дисперсные грунты относятся к структурно-неустой-
чивым. При оттаивании их криогенная текстура, обусловленная при-
сутствием льда в порах, разрушается. При промерзании влажного грун-
та возникает новая криогенная структура. Эти процессы могут сопро-
вождаться значительными деформациями, недопустимыми для грун-
товых оснований под фундаментами всех видов. Поэтому выбор глу-
бины заложения подошвы фундамента в вечномерзлый грунт в первую
очередь определяется необходимостью обеспечить постоянство текстуры
грунта основания на время эксплуатации сооружения. При исполь-
зовании грунтов по I принципу это достигается заделкой фундамента
259
на такую глубину в толщу твердомерзлого грунта, где оттаивание со-
вершенно исключено. При использовании грунтов по II принципу от-
таивание под подошвой допускается только один раз — перед нача-
лом кладки фундамента или в первое время его существования. Затем
грунт под подошвой сохраняется в оттаявшем состоянии на протяже-
нии всего периода эксплуатации. Сезонное промерзание с поверхности
не должно вызывать деформаций фундамента, связанных с морозным
пучением грунта.
Глубину заложения концов свай, столбов и подошвы фундаментов
мелкого заложения рассчитывают по несущей способности основания,
но при этом соблюдают следующие правила. Столбы и сваи погружа-
ют не менее чем на 4 м ниже расчетной глубины сезонного оттаивания
при использовании грунтов по I принципу и не менее чем на 4 м ниже
расчетной глубины сезонного промерзания при использовании грун-
тов по II принципу.
Подошву плиты столбчатого или свайного фундамента, находя-
щейся в грунте (низкий ростверк), или подошву тампонажной подуш-
ки под плитой в пучинистых грунтах закладывают не менее чем на
0,5 м, а в непучинистых грунтах не менее чем на 0,25 м ниже расчетной
глубины сезонного промерзания.
Подошву плиты или тампонажной подушки под плитой столбча-
того и свайного фундаментов, находящейся выше поверхности (высо-
кий ростверк), располагают для концевых опор не менее чем на 0,5 м
и для промежуточных опор не менее чем на 1 м выше естественной по-
верхности грунта.
Подошву фундамента мелкого заложения, проектируемого по I
принципу, закладывают не менее чем на 0,5 м ниже расчетной глуби-
ны сезонного оттаивания грунта, а проектируемого по II принципу н
менее чем на 0,5 м ниже расчетной глубины сезонного промерзания
8.5	ОПРЕДЕЛЕНИЕ РАСЧЕТНЫХ ГЛУБИН
Нормативную глубину сезонного оттаивания и сезонного промер-
зания грунтов определяют в соответствии с действующими нормами.
Нормативная глубина сезонного оттаивания грунта (Н^) опре-
деляется как наибольшая глубина, наблюдаемая за срок не менее 10
лет на участках, где слой сезоннопромерзающе-оттаивающего грунта
(деятельный слой) сливается с йечномерзлой толщей. При этом опыт-
ная площадка должна быть освобождена от растительного и торфяно-
го покровов и очищена весной от снега.
Нормативная глубина сезонного промерзания грунта (/7JJ) опре-
деляется по данным наблюдений на участках, где слой сезоннопромер-
зающе-оттаивающего грунта не сливается с вечномерзлой толщей за
период не менее 10 лет под открытой, оголенной от снега поверхностью
горизонтальной площадки при уровне грунтовых вод, расположенном
ниже глубины сезонного промерзания грунтов. Нормативная глубина
сезонного промерзания принимается равной средней из ежегодных мак-
симальных глубин за период наблюдений.
260
Таблица 8.1
Коэффициенты теплового влияний сооружений на расчетную глубину
сезонного оттаивания и промерзания грунта
Сооружения	т mt	м mt
Промежуточные массивные опоры моста с фунда- ментами мелкого заложения или фундаментами из свай и столбов, с плитой, заглубленной в грунт (низ- кий ростверк) при ширине опор по фасаду, м: от 2 до 4	1,3	1.2
4 и более	1.5	1.3
Промежуточные столбчатые и свайные опоры, рам-	1.2	1.1
но-стоечные опоры с фундаментами мелкого заложе- ния Обсыпные устои всех типов	1	1
При отсутствии данных многолетних наблюдений допускается оп-
ределять и теплотехническим расчетом в соответствии с
СНиП II-18—76. При этом учитываются следующие климатические
характеристики района строительства и теплофизические свойства
грунта: средние температуры воздуха за периоды положительных или
отрицательных температур и продолжительности этих периодов; тем-
пература вечномерзлого грунта на глубине 10 м и температу-
ра начала замерзания грунта; коэффициент теплопроводности и объем-
ные теплоемкости теплого и мерзлого грунта, объемный вес скеле-
та мерзлого грунта; суммарная влажность грунта, весовое содержание
незамерзшей воды; удельная теплота плавления льда.
Расчетные глубины сезонного оттаивания (Н?) и сезонного про-
мерзания грунта (Ям) определяют в метрах, исходя из нормативных
глубин с учетом теплового влияния сооружения по формулам:
Нт = т]Н?-,	(8.1)
Ям =«“//}},	(8.2)
где т\,	— коэффициенты теплового влияния сооружений, при-
нимаются по табл. 8.1.
Таблица 8.2
Нормативная глубина (в м) сезонного оттаивания вечномерзлых грунтов
Центры районов	Песчаный	Глинистый	Песчаный, подстилаемый глинистым	Заторфованный
Магадан	3,0	2,4	2,7	0,60
Норильск	2,6	1.8	2,1	0,63
Тикси	3,1	2,1	2,7	0,75
Якутск	1.9	1,1	1,4	0,44
261
Коэффициент теплового режима учитывает приток тепла в грунт
от опоры через фундамент летом и охлаждение грунта за счет отвода
тепла фундаментом и опорой в атмосферу зимой.
Для предварительных расчетов можно пользоваться картами изо-
линий нормативных глубин сезонного промерзания и оттаивания грун-
тов, приведенными в СНиПе. В табл. 8.2 даны значения нормативных
глубин сезонного оттаивания для характерных районов распростра-
нения вечной мерзлоты.
8.6.	РАСЧЕТ ФУНДАМЕНТОВ НА ГРУНТАХ, ИСПОЛЬЗУЕМЫХ ПО I ПРИНЦИПУ
Несущую способность (в МН) свай и столбов без уширенных кон-
цов определяют в соответствии с действующими нормами по первой
группе предельных состояний (по несущей способности) по формуле
(рис. 8.6)
Мпах + С<-^-Ф,	(8.3)
Ан
где 7Vmax — наибольшее продольное усилие в верхнем сечении стол-
ба или сваи, МН;
G — собственный вес столба или сваи, МН;
Ф — несущая способность по грунту одиночного столба или
сваи, МН;
Кн — коэффициент надежности; Кн = 1 »4;
т — коэффициент условий работы.
Исключение составляют свайные фундаменты с высоким роствер-
ком, где коэффициент надежности принимают равным 1,4—1,75 в за-
висимости от числа свай в фундаменте (см. главу IV). Коэффициент ус-
ловий работы т = 1.
Рис. 8.6. Схема к расче-
ту столба без уширения
на вдавливание и на вы-
дергивание в вечномерз-
лом грунте, используе-
мом по I принципу
Рис. 8.7. Характерные кривые распре-
деления температуры грунта в обла-
сти вечной мерзлоты
1 — дневная поверхность; 2 — деятельный
слой; 3 — кровля вечномерзлой толщи; 4 —
кривая для лета; 5 — кривая среднегодо-
вая; 6 — кривая для зимы
262
При использовании I принципа фундаменты по деформациям не
рассчитывают.
Несущая способность (в МН) на сжатие вертикального нагру-
женного столба или сваи (рис. 8.6):
Ф=т (rF +2«ем.1 fcM.i).	(8.4)
где т — коэффициент условий работы; при действии постоянных
нагрузок т = 1,1; при временных нагрузках, в том
числе и от подвижного состава, т = 1,35;
k — число слоев вечномерзлого грунта, на которые в рас-
четной схеме разделяется основание;
R — расчетное давление на мерзлый грунт под нижним кон-
цом столба или сваи при температуре грунта tz на
глубине г, равной погружению сваи или столба в вечно-
мерзлый грунт, МПа;
F — площадь поперечного сечения у нижнего конца столба
или сваи, м2;
7?смл — расчетное сопротивление мерзлого грунта или грунтово-
го раствора по. поверхности смерзания фундамента
для середины i-го слоя вечномерзлого грунта при тем-
пературе tM грунта на глубине z от поверхности грун-
та, МПа (см. табл. 8.9);
Гсмл — площадь поверхности смерзания i-ro слоя вечномерз-
лого грунта с боковой поверхностью столба или сваи,
м2.
При однородном по глубине грунте несущая способность (МН):
ф = т (RF + RCMFCM),	(8.5)
где Гсм — полная площадь смерзания боковой поверхности столба
или сваи с грунтом, м2;
/?см — расчетное сопротивление смерзанию по боковой поверх-
ности при температуре /э, соответствующей положению
нижнего конца столба или сваи измеряемой от верх-
ней поверхности вечномерзлого грунта, МПа.
Несущая способность столба или сваи на выдергивание (в МН)
(см. рис. 8.6):
Ф —	^см.Ь	(8-6)
где ₽см.1 — расчетное сопротивление сдвигу по поверхности смер-
зания, МПа, принимается по табл. 8.9 для каждого слоя
грунта;
т — коэффициент условий работы при учете временных,
в том числе и подвижных нагрузок, т = 1,35;
FCM.f — поверхность смерзания столба или сваи с каждым из
слоев мерзлого грунта, м2.
263
8.7.	ОПРЕДЕЛЕНИЕ РАСЧЕТНЫХ СОПРОТИВЛЕНИЙ
ТВЕРДОМЕРЗЛЫХ ГРУНТОВ
Расчетная температура твердомерзлого грунта, от которой за-
висит его сопротивление под подошвой и по поверхности смерзания фун-
дамента с грунтом:
4;г;э=(4-^.э)аК* + /н.3,	(8.7)
где /0 — температура вечномерзлого грунта на глубине 10 м, ° С ,
принимается за неизменную в течение года и определяет-
ся по данным инженерных изысканий с учетом прогноза
ее изменения при застройке территории. Некоторые спра-
вочные данные о температуре t0 приведены в табл. 8.3;
/н,3 — температура начала замерзания, °C; для незасоленных
песчаных грунтов /н.з = 0°; супесей /н,3 =—0,1°; су-
глинков и глин /н.3 = — 0,2°. Для грунтов с примесью
растительных остатков и заторфованных /н.з принимают
по табл. 4 СНиП. П-18—76 независимости от степени за-
торфованности и плотности грунта;
а — коэффициент сезонного изменения температур; для мо-
стов принимают по табл. 8.4;
Kt — коэффициент теплового влияния сооружения; для мо-
стов принимают по табл. 8.5.
Коэффициент а зависит от глубины г, на которой определяется тем-
пература, и от температуропроводности грунта:
где г — расстояние от поверхности вечномерзлого слоя до уровня
определения температуры, м;
а — температуропроводность мерзлого грунта, м2/ч.
Температуропроводность зависит от плотности минерального ске-
лета грунта' рск> суммарной влажности Wc и содержания в грунте
глинистых частиц (табл. 8.6). Коэффициент Kt учитывает теплообмен
между фундаментом опоры и окружающим грунтом и зависит от кон-
струкции опоры. Характерное распределение температуры грунта по
глубине в разное время года показано на рис. 8.7.
Расчетное сопротивление мерзлых грунтов рекомендуется опреде-
лять экспериментально в мерзлотных камерах с постоянной температу-
рой, равной расчетной температуре на глубине, откуда взяты исследуе-
мые образцы. При отсутствии опытных данных можно принимать зна-
чения R и /?см по таблицам действующих норм, часть из которых при-
водится ниже (табл. 8.7—8.9). При пользовании таблицами следует
учитывать, что расчетное давление R под нижними концами свай и
столбов без уширений, погружаемых в заранее пробуренные скважины,
значительно выше, чем под подошвой фундаментов, сооружаемых в от-
крытых котлованах. Сопротивление же смерзанию /?см по боковым
поверхностям в обоих случаях принимается одинаковым.
264
Таблица 8.3
Температура вечномерзлых грунтов '0 на глубине 10 м
Центр района	Климатические параметры, °C		°C	Центр района	Климатические параметры, °C		°C
					h	Tt	
Магадан	+ 14,0	3250	—2	Якутск	4-10,0	4000	—4
Норильск	+ 12,5	3750	—6	Тикси	+ю,о	3000	—11
Таблица 8.4
Коэффициенты сезонных изменений температуры вечномерзлых грунтов
zlVа	25	50	75	100	125	150	175
а	0,40	0,65	0,75	0,85	0,90	0,95	0,95
Таблица 8.5
Коэффициент теплового влияния мостовых опор
Тип фундамента	Коэффициенты Kf при z*. м		
	до 2	।	1 от 2 до 6	более б
Массивные, свайные с низким роствер-	0,7	0,9	1
ком, заглубленным в грунт Свайные и столбчатые с высоким ро-	0,9	1	1
стверком, расположенным над грунтом; сборные под опоры рамно-стоечного типа Обсыпные устои	1	1	1
♦ z — расстояние от верхней поверхности вечномерзлого грунта до уровня, на котором
определяется температура.
Таблица 8.6
Теплофизические параметры некоторых мерзлых минеральных грунтов
Плотность скелета рек, г/см’	Суммарная влажность Wc	Песок	Супесь	Суглинок и глина
		Теплофи	знческне параметр!	- 1//7
1,4	0,15—0,25	16,8	18,8	20,7
1,6	0,15—0,25	15,9	18,6	20,0
1,8	0,10—0,15	15,6	18,7	20,5
2,0	0,10	14,7	18,4	21,2
265
Таблица 8.7
Расчетные давления на мерзлые грунты R (в МПа) под столбчатыми
фундаментами с уширенной пятой и под фундаментами мелкого заложения
Грунт	Температура грунта, °C											
	— 0,3 |	— 0,5	— 1	— 1,5	— 2	-2,5	— 3	— 3,5	— 4	— 6	— 8	— 10
При льдистости Л в <0,2 1. Крупнообломочные, пески крупные	0,55	0,95	1,25	1,45	1,6	1,8	1,95	2,0	2,2	2,6	2,95	3,3
и средней крупности 2. Пески мелкие и пылеватые	0,45	0,70	0,90	1,10	1,3	1,4	1,6	1,7	1,8	2,2	2,55	2,85
3. Супеси	0,30	0,50	0,70	0,80	1,05	1,15	1,3	1,4	1,5	1,9	2,25	2,5
4. Суглинки и глины	0,25	0,45	0,55	0,65	0,80	0,90	1,0	1,1	1,2	1,55	1,9	2,2
При льдистости Лв>0,2 5. Все грунты, указанные в пп. 1—4	0,10	0,30	0,40	0,50	0,60	0,70	0,75	0,85	0,95	1,25	1,55	1,75
Таблица 8.8
Расчетные давления на мерзлые грунты R (в МПа) под нижними концами свай и столбов без уширений
Грунт	Глубина по- гружения, м	Температура грунта, °C											
		— 0,3	— 0,5	— 1	— 1,5	— 2	-2,5	— 3	-3,5	— 4	—б	-8	— 10
При льдистости													
Лв<0,2													
1. Крупнообломочные	Любая	2,5	3,0	3,5	4,0	4,3	4,5	4,8	5,3	5,8	6,3	6,8	7,7
2. Пески крупные, средней	>	1,5	1,8	2,1	2,4	2,5	2,7	2,8	3,1	3,4	3,7	4,6	5,5
крупности 3. Пески мелкие и пылеватые	10—15	1,05	1,63	1,72	1,77	1,97	2,15	2,25	2,4	2,6	3,15	3,65	4,15
4. Супеси	10—15	0,90	1,0	1,32	1,43	1,52	1,7	1,8	2,0	2,1	2,75	3,20	3,70
5. Суглинки и глины При льдистости	10—15	0,85	0,90	1,03	1,18	1,32	1,42	1,52	1,7	1,8	2,1	2,75	3,35
0,2<Лв<0,4													
6. Все виды грунтов, указан-	10—15	0,50	0,57	0,72	0,83	0,92	1,03	1,08	1,09	1,3	1,65	1,75	1,85
ные выше													
Таблица 8.9
Расчетные сопротивления R (в МПа) мерзлых грунтов и грунтовых
растворов по поверхностям смерзания RCm
Грунт	Температура грунта, °C											
	— 0,3	— 0,5	— 1	— 1,5	— 2	— 2,5	— 3	-3,5	— 4	— 6	— 8	— 10
Песчаный	0,05	0,08	0,13	0,16	0,20	0,23	0,26	0,29	0,33	0,38	0,44	0,50
Глинистый	0,04	0,06	0,10	0,13	0,15	0,18	0,20	0,23	0,25	0,30	0,34	0,38
Значения /?см, приведенные в табл. 8.9, относятся к бетонным по-
верхностям свай и столбов, изготовляемых в металлической опалубке
и деревянным поверхностям, не обработанным масляными антисепти-
ками. Последние снижают сопротивление по поверхностям смерзания.
Наоборот, искусственное повышение шероховатости бетона может его
увеличить.
Пример. Дано: фундамент строится в районе Норильска. Грунт по глубине
однородный, супесчаный с льдистостью Лв = 0,16. Температура грунта на глу-
бине 10 м от поверхности t0 = 6° С. Нормативная глубина сезонного оттаивания
Я*1 = 1,8 м. Фундамент сооружается под промежуточную опору моста на же-
лезобетонных столбах сплошного сечения диаметром 0,8 м. Глубина погружения
столба ниже расчетной глубины оттаивания z = 4 м.
Расчетная глубина сезонного оттаивания по формуле (8.1) с коэффициентом
теплового влияния mJ = 1,2 для промежуточной столбчатой опоры по табл. 8.1
равна Ят = 1,2 • 1,8 = 2,16 м. Глубина нижнего конца от верхней поверх-
ности вечномерзлого грунта z = 4 м.
Для супеси по табл. 8.6 теплофизический параметр 1/Va при Тск.м = 1»6
и 1FC = 0,20 равен = 18,6. При z = 4, г/~]/а = 74,4.
Коэффициент сезонного изменения температуры вечномерзлой супеси по
табл. 8.4 а = 0,74.
Температура начала замерзания для супеси /н.з = — 0,1° С. Коэффициент
теплового влияния столбчатой мостовой опоры по табл. 8.5 при z = 4 м, Kt — 1,0.
Температура на глубине конца столба по формуле (8.7)
fe = (/0—fH.e)aKT+fH.e=(—6° + 0,1°)0,74-1,0—0,1 =-^4,47° С.
Расчетное давление на мерзлый грунт под концом столба при /а = — 4,47° С
по интерполяции по табл. 8.7 R = 1,58 МПа.
Расчетное сопротивление по поверхности смерзания столба с мерзлым су-
песчаным грунтом по табл. 8.9 /?см = 0,19 МПа.
Площадь сечения столба диаметром 0,8 м F = 0,5 ма.
Площадь смерзания с грунтом на длине 4 м Гсм = л X 0,8 X 4 = 10 ма.
Несущая способность столба по грунту при коэффициенте условий работы
т = 1,35 (с учетом временной, подвижной нагрузки на опору) по формуле (8.5):
Ф = 1,35 (1,58 X 0,5 + 0,19 X 10,0) = 3,62 МН.
Расчет несущей способности массивных фундаментов мелкого за-
ложения и столбчатых с уширенной пятой (рис. 8.8) отличается от
описанного выше необходимостью учитывать влияние нижней ступе-
ни или уширенной пяты на сбор нагрузок и взаимодействие фундамен-
та с окружающим твердомерзлым грунтом, а именно:
267
Рис. 8.8. Расчетная схема столбчатого фун-
дамента с уширенной пятой при осевой на-
грузке
Рис. 8.9. Расчетная схема столбча-
того фундамента с уширенной пя-
той при внецентренной нагрузке
при сборе нагрузки, помимо веса самого фундамента, нужно вводить
в расчет вес грунта на его уступах;
при определении несущей способности боковую поверхность смер-
зания учитывать только в пределах нижней ступени.
Кроме того, благодаря большим размерам подошвы фундамента
возникает необходимость расчета на действие внецентренно-сжимаю-
щей нагрузки (рис. 8.9), причем эксцентриситеты приложения всех
нагрузок на уровне подошвы фундамента определяют с учетом смер-
зания грунта с боковыми поверхностями ступени по формулам:
е, = М| ~ Л<см ;	(8.8)
еь = Мд~Л<см .	(8.9)
где Ci и еъ — соответственно эксцентриситеты приложения равно-
действующей всех нагрузок относительно осей пря-
моугольной подошвы фундамента со стороны I и
bt м;
Mt и Мь — соответственно моменты внешних сил от расчетных
нагрузок относительно тех же осей, _МН-м;
N — расчетная вертикальная нагрузка от опоры, включая
вес фундамента и грунта на его уступах, МН;
Мсм — часть момента от внешних сил, воспринимаемая ка-
сательными силами смерзания с боковыми поверхно-
стями нижней ступени фундамента высотой ЛБ,
МН-м:
Мем = mRcuhBlb.	(8.10)
Здесь т= 1,35 — коэффициент условий работы с учетом действия
временных и подвижных нагрузок;
/?см — расчетное сопротивление мерзлого грунта сдвигу по по-
верхностям смерзания (по табл. 8.9), МПа.
268
Формула (8.10) не учитывает внутреннего трения в вечномерзлых
грунтах, поэтому она может быть использована только при расчетах
фундаментов на твердомерзлых глинистых грунтах, мелких и пылева-
тых песках.
При эксцентриситете нагрузки относительно одной оси фунда-
мента (еь = 0) можно Л4СМ определять по формуле
Мем = тКсмЫ (Ь + 0,5/),	(8.11)
где I — сторона подошвы фундамента, параллельная плоскости
действия момента, см.
Несущая способность (в МН) при внецентренном приложении
вертикальной нагрузки:
® = m(R + q — 0,5)	(8Л2)
где т = 1,35 — коэффициент условий работы при учете временных
и подвижных нагрузок;
R — расчетное давление на вечномерзлый грунт род подошвой
фундамента (по табл. 8.7), МПа;
6 — пригрузка со стороны предполагаемого выпора грунта, МПа;
I — приведенные размеры сторон прямоугольной подошвы фун-
дамента, м, вычисляемые по формулам:
1 = 1 —26^,	(8.13)
Ь = Ь — 2еь.	(8.14)
8.8. РАСЧЕТ ФУНДАМЕНТОВ НА ГРУНТАХ,
ИСПОЛЬЗУЕМЫХ ПО II ПРИНЦИПУ
Расчет по деформациям оттаявшего грунтового основания явля-
ется главным отличием проектирования при использовании II прин-
ципа от ранее изложенного. Деформации рассчитывают в соответствии
с действующими нормами для немерзлых грунтов. Обычно основание
принимают оттаявшим на всю глубину.
Прогноз глубины оттаивания в период эксплуатации сооружения
и проектирование мероприятий по ее уменьшению связаны с проведе-
нием сложных теплотехнических расчетов.
Осадки можно не рассчитывать при опирании фундаментов на скаль-
ные породы, крупнообломочные грунты с песчаным заполнителем и
твердые глинистые для мостов всех систем и пролетов. При опирании на
прочие грунты можно также не определять осадки для мостов, внешне
статически определимых систем, с пролетами до 50 м на железных и до
100 м на автомобильных дорогах.
Несущую способность свай и столбов в оттаивающей толще грунта
определяют с учетом уплотнения и осадок грунтов при оттаивании
под действием их собственного веса. В то время, как столбы и сваи, кон-
цы которых опираются на малосжимаемые грунты, не могут иметь
больших осадок, оттаивающая толща начинает скользить вдоль них,
благодаря чему возникают силы трения по боковой поверхности, на-
269
правленные вниз, которые создают дополнительную нагрузку на сваю
и тем самым уменьшают ее несущую способность. То же относится и к
столбам, заделанным в твердый грунт нижними концами.
В соответствии с нормами несущая способность (в МН) в этом
случае
Ф = mRF - mi ₽сд.н Гсд.н,	(8.15)
где т = 0,7 — коэффициент условий работы для защемленных в скалу
свай-стоек;
F — площадь опирания сваи, м2; для защемленных свай стоек
она равна площади поперечного сечения нижней части
забоя скважины; для незащемленных равна площади
поперечного сечения сплошной сваи или полой, запол-
ненной бетоном;
гщ — коэффициент условий работы; т1 = 1;
₽сд.н — негативное трение, вызываемое осадкой оттаивающего
грунта, МПа; /?сд.н = 0.01;
Гсд.н — площадь боковой поверхности сваи-стойки в пределах
глубины оттаивания грунта, м2;
R — расчетное сопротивление грунта под нижним концом
сваи стойки, МПа.
Для крупнообломочных и плотных песчаных грунтов/? принимается
как для немерзлых грунтов:
для свай-стоек, опирающихся на скалу без защемления:
Я = Я?ж/Кг;	(8.16)
для свай-стоек, заделанных в скалу не менее чем на два диаметра:
R = R*JKAhJd3+\$).	(8.17)
В формулах /(г — коэффициент безопасности по грунту;
— нормативное временное сопротивление скального грунта
одноосному сжатию в оттаявшем и водонасыщенном состоя-
нии, МПа;
ha — расчетная глубина заделки сваи в скалу, м;
d3 — диаметр заделанной в скальный грунт части сваи-стой-
ки, м.
Несущая способность слабого подстилающего слоя и устойчивость
фундамента против глубокого сдвига определяется так же, как для
фундамента на немерзлых грунтах.
8.9. УЧЕТ ВОЗДЕЙСТВИЯ МОРОЗНОГО ПУЧЕНИЯ ГРУНТОВ
НА УСТОЙЧИВОСТЬ ФУНДАМЕНТОВ
ПРИ СЕЗОННОМ ПРОМЕРЗАНИИ
Пучением называют увеличение объема влажного дисперсного
грунта при промерзании. Наибольшую опасность пучение представляет
в случае, когда в промерзающей толще присутствуют водонасыщенные
пылеватые пески и текучие супеси при горизонте грунтовых вод не
270
ниже 0,5 м глубины промерзания. Явления пучения могут развивать-
ся не только в области вечной мерзлоты, но и в других районах, где
наблюдается сезонное промерзание и залегают пучинистые грунты.
Грунт, окружающий фундамент, смерзается с боковыми гранями и в
процессе пучения стремится увлечь фундамент вверх, так как силы пу-
чения, действующие между бетоном и грунтом, достаточно велики.
Пучение грунта под подошвой фундамента могло бы привести к еще
более опасным деформациям, но оно практически исключается требо-
ваниями норм о заложении подошвы фундаментов в пучинистых грун-
тах ниже глубины промерзания.
Весной, при оттаивании грунта происходит плавление льда, на-
копившегося за зиму, и сильное переувлажнение оттаявшего слоя,
который может перейти в текучее состояние. Естественная поверхность
грунта при этом опускается в исходное положение. Если же пучением
был захвачен фундамент, то он в первоначальное положение может и не
возвратиться из-за проникновения под подошву текучего грунта со
стороны. В результате через несколько лет такой фундамент может вы-
ступить из земли на десятки сантиметров.
Классификация грунтов по степени их пучинистости и данные о
расчетных силах пучения, действующих по поверхности смерзания
фундаментов с ними, приводятся в табл. 8.10 в соответствии с нормами.
Пучинистость растет с увеличением показателя консистенции глинис-
тых грунтов и степени влажности песчаных. Маловлажные песчаные
грунты не относятся к пучинистым. Крупнообломочные грунты являют-
ся пучинистыми, если они содержат более 10% мелкопесчаного, пыле-
ватого или глинистого заполнителя.
Таблица 8.10
Расчетные удельные силы пучения твып (МПа), действующие
по боковой поверхности фундамента
Грунты, их консистенция и степень влажности	Глубина сезонного промерзания-оттаивания, м			
	1		2	3
Глинистые при показателе конси- стенции /ь>0,5. Пески мелкие и пы- леватые при степени влажности G>0,95		0,13	0,11	0,09
Глинистые при 0,25</ь<0,5 Пески мелкие и пылеватые при 0,8 <G ^2 0,95. Крупнообломочные с заполнителем (глинистым, мелкопе- счаным и пылеватым) более 30%		0,10	0,09	0,07
Глинистые при IL ^0,25, пески мел- кие и пылеватые при 0,6 <G ^0,8, а также крупнооблоцочные с заполни- телем (глинистым, мелкопесчаным и пылеватым) от 10 до 30%		0,08	0,07	0,05
271
Рис. 8.10. Схемы накопления
льда н расчета фундаментов
на морозное пучение при
промерзании:
а — столбчатый фундамент без
уширения; б — с уширенной пя-
той
Расчетные удельные силы пучения распределены по боковой по-
верхности смерзания с грунтом и направлены вверх. В табл. 8.10 при-
ведены значения твып для бетонных необработанных поверхностей.
Силы пучения можно понизить примерно на 30%, если нанести на по-
верхность бетона полимерную пленку или покрыть ее консистентной
смазкой. Кроме того, при проектировании фундаментов мостовых опор,
вокруг которых зимой обычно снег не убирают, можно учесть меньшую
глубину промерзания под снегом и соответственно уменьшить в рас-
чете влияние морозного пучения.
Морозное пучение учитывают, если в пределах слоя сезонного от-
таивания и промерзания лежат пучинистые грунты независимо от
принципа, по которому используют вечномерзлое основание.
Проверка устойчивости фундамента при промерзании состоит в
следующем: определяют силу пучения, стремящуюся поднять фун-
дамент кверху, вычитают из нее собственный вес фундамента и постоян-
ную нагрузку на него, затем сравнивают полученный результат с си-
лой смерзания нижней части фундамента с окружающим грунтом
(рис. 8.10). Последняя должна быть больше избытка сил пучения над
суммой собственного веса и постоянной нагрузки.
Устойчивость фундамента на действие касательных сил пучения
проверяют по формуле
ТВЫП ^ВЫП N Qm»	(8.18)
АН
где твып — расчетная удельная касательная сила пучения (по
табл. 8.10), МПа;
FBbin — расчетная площадь боковой поверхности фундамента,
находящейся в пределах расчетной глубины слоя се-
зонного промерзания — оттаивания, м2;
М — расчетная постоянная нагрузка с коэффициентом пере-
грузки п — 0,9 (включая вес фундамента), МН;
т — коэффициент условий работы; т = 1;
Кп — коэффициент надежности; /Сн = 1,1;
Qm — расчетная сила, удерживающая фундамент за счет смер-
зания его нижней части с твердомерзлым грунтом, МН;
k
QM^Rn,HFcK.i,	(8.19)
i
272
где k — количество слоев, на которые разбивается при необ^
ходимости вечномерзлый грунт в пределах смерзания
с фундаментом;
Z?cmj — расчетное сопротивление вечномерзлого грунта сдвигу
по поверхности смерзания (по табл. 8.9) в пределах i-ro
слоя, МПа;
Fcm4 — площадь смерзания вертикальной поверхности фунда-
мента, расположенная в i-м слое, м2.
У столбов и свай без уширения нижней части FCMi принимается
равной произведению периметра сечения на высоту i-ro слоя; у фун-
даментов мелкого заложения ступенчатой формы или столбчатых с опор-
ной или анкерной плитой — произведению периметра нижней ступе-
ни фундамента или плиты на их высоту, а при большой высоте на высоту
i-ro слоя в пределах ступени или плиты. В последнем случае в грунте,
окружающем фундамент, выделяют призму, площадь которой равна
площади анкерной или опорной плиты, а высота — расстоянию от
подошвы до кровли вечномерзлого слоя. Силы смерзания, действую-
щие на эту призму, слагаются из сил смерзания по периметру плиты
или нижней ступени фундамента /?см и сил по периметру вышележащей
грунтовой призмы Ясд, последние принимаются по табл. 8.11.
Одно из преимуществ фундамента мелкого заложения столбчатого
типа с плитой перед ступенчатыми фундаментами состоит в том, что
колонна столбчатого фундамента имеет малый периметр и расчетная
сила пучения получается небольшой, в то время как рас-
четная сила смерзания плиты и грунта над ней остается такой же, как
у массивного фундамента.
Если мерзлота не сливающаяся и между кровлей вечномерзлого грун-
та и подошвой сезоннопромерзающего слоя находится слой немерзло-
го грунта Лт, то трение фундамента об этот грунт, удерживающее его
от морозного выпучивания, также вводится в расчет.
Действие сил пучения проверяют как для законченного сооруже-
ния при полной нагрузке на фундамент от опоры и.пролетного строения,
так и для незавершенного строительства, если предполагается, что
фундамент не будет полностью нагружен к моменту начала промерза-
ния грунта. Может оказаться, что в последнем случае устойчивость
фундамента будет недостаточной и потребуется защита грунта от про-
мерзания.
Если вечномерзлый грунт используется по II принципу, то ниж-
няя часть фундамента не будет смерзаться с окружающим грунтом
Таблица 8.11
Расчетные сопротивления Рсд мерзлых грунтов и грунтовых растворов
сдвигу (в МПа) по грунту или грунтовому раствору
Грунт	Температура, °C											
	— 0,3	— 0,5	— 1.0	— 1,5	— 2,0	— 2,5	— 3,0	-3,5	— 4.0	— 6,0	— 8,0	— 10,0
Песчаный Глинистый	0,08 0,05	0,12 0,08	0,17 0,12	0,21 0,15	0,24 0,17	0,27 0,19	0,30 0,21	0,32 0,23	0,34 0,25	0,42 0,30	0,48 0,34	0,54 0,38
273
й правая часть уравнения (8.19) обратится в нуль. В этом случае рав-
новесие может быть достигнуто в основном за счет нагрузки на^фунда-
мент, так как собственного веса и трения о немерзлые слои грунта может
оказаться недостаточно. Этот случай особенно опасен для незавер-
шенного строительства.
Пример. Железобетонный столб круглого сечения диаметром d = 0,8 м
заделан в твердомерзлый грунт на глубину Лсм = 4 м. Силы смерзания нижней
части с грунтом равны /?см.ср = 0,2 МПа в среднем по всей глубине заделки.
Глубина сезонного оттаивания-промерзания равна 3 м. Грунт деятельного слоя
песок пылеватый, водонасыщенный при G = 0,97.
Определить устойчивость столба при незавершенном строительстве при на-
грузке на него N = 0.
Периметр столба р = л Х0,8 = 2,51 м. Площадь действия касательных
сил пучения Гвып = 2,51 X 3 = 7,53 ма. Расчетная удельная сила пучения
твып = 0.09 МПа. Площадь смерзания нижней части столба с вечномерзлым грун-
том Гсм = 2,51 • 4 = 10,4 ма. Расчетная удерживающая сила смерзания
QM= 0,2 • 10,4 = 2,08 МН.
Условие устойчивости
1	2,08
твып ^вып—Л/	Qm—;0,09-7,53=0,68	.
1 > I	1 9 1
Следовательно, устойчивость столба обеспечена и дополнительных мер
борьбы с промерзанием грунта не требуется. Собственный вес столба создает
дополнительный запас устойчивости.
Рассмотрим расчет фундамента из сборных колодцев оболочек,
который будут сооружать после оттаивания неустойчивой вечной
мерзлоты на всю глубину.
Пример. Фундамент возводят в районе Якутска. Грунт с поверхности до
1,0 м — торф с моховым покровом, затем до 5 м песок пылеватый заторфованный,
рыхлый, а с 5 до 15 м песок мелкий средней плотности, водонасыщенный. На
глубине 15 м скала — разведанная скважинами до глубины 30 м. Предел проч-
ности скалы на сжатие в водонасыщенном состоянии /?®ж = 25 МПа.
Вечная мерзлота распространена отдельными пятнами. Максимальная глу-
бина вечной мерзлоты 4 м. Глубина сезонного протаивания при наличии мха
и торфа 0,7 м. При снятии торфа наблюдается деградация вечной мерзлоты.
Нормативная глубина сезонного промерзания при отсутствии торфа 1,8 м.
Из приведенных данных видно, что мерзлота неустойчивая, грунты в пре-
делах до 15 м слабые и основанием может служить только скала. Фундамент со-
оружается из сборных железобетонных оболочек наружным диаметром 3 м с за-
буриванием в толщу скалы на 3 м. Высота фундамента (без ростверка) 18 м.
Считаем, что вечная мерзлота будет ликвидирована в первое же лето после
снятия торфа й мха. Вся нагрузка от фундамента будет воспринята скалой. Не-
сущая способность одного колодца-оболочки:
Ф=-^-₽"жГ; -~ = 0,7; Я"ж=25МПа; F = 7,05 м2; Ф = 123,5 МН.
Лг	Кг
Колодец после забуривания в скалу заполняют бетонной смесью. Общий
вес колодца при высоте 18 м и удельном весе бетона 24 кН/м3
Сф = 7,05 . 18 • 24 • Ю-з = 3,04 МН.
При промерзании на глубину 1,8 м возникают касательные силы пучения;
в заторфованном песке их можно принять равными твып =0,11 МПа. Если пе-
риметр колодца U = 3,14 • 3 = 9,42, то равнодействующая сил выпучивания
твып^вып= 0,1 Ь 1,8 • 9,42 = 1,86 МН, что значительно меньше веса колод-
ца: 1,86 < 3,04.
Взвешивания в воде в данном случае учитывать не надо, так как низ колод-
ца заделан в водонепроницаемый скальный грунт.
274
Глава IX
СООРУЖЕНИЕ ФУНДАМЕНТОВ
В РАЙОНАХ ВЕЧНОЙ МЕРЗЛОТЫ
9.1.	ОСОБЕННОСТИ СТРОИТЕЛЬСТВА
Трудности и проблемы, возникающие при строительстве сооруже-
ний в северной и восточной климатических зонах, связаны главным
образом с сооружением фундаментов опор мостов в вечномерзлых грун-
тах и в других сложных гидрогеологических условиях, характерных
для этих районов. Трудности при проектировании и строительстве
объясняются прежде всего сложностью обеспечить прочность и надеж-
ность фундаментов на длительный период эксплуатации мостов в этих
районах. В руслах крупных рек вечномерзлые грунты обычно повсе-
местно отсутствуют, поэтому проектирование и строительство мостов
через эти реки в упомянутых зонах отличаются только климатическими
условиями и сложностями доставки оборудования.
Вечная мерзлота встречается под опорами мостов через относи-
тельно небольшие водотоки, а также под опорами виадуков и эстакад.
Поэтому в вечномерзлых грунтах приходится строить опоры только
малых и средних мостов. Выбор конструкций и технологии строитель-
ства фундаментов под опорами таких мостов зависит прежде всего от
принципа использования вечномерзлых грунтов, принятого для ос-
нований данного сооружения.
При использовании вечномерзлого грунта по I принципу в процес-
се строительства необходимо принять меры к сохранению мерзлого
состояния основания и восстановлению его температурного режима
впоследствии.
При использовании по II принципу допускается оттаивание мерз-
лых слоев до начала сооружения фундаментов или в процессе эксплуа-
тации сооружения, однако оттаявшие грунты основания должны иметь
достаточную прочность.
Вечномерзлые грунты обладают высокими прочностными свойст-
вами и способны нести большие нагрузки под фундаментами малой глу-
бины (до 2—4 м). Поэтому более экономичным по строительным за-
тратам является I принцип использования грунтов. Однако в тех слу-
чаях, когда не может быть гарантировано сохранение вечной мерзло-
ты в грунтах, вынуждены применять II принцип использования грун-
тов, что приводит к значительному удорожанию строительства.
Прочностные свойства оттаявших грунтов всегда значительно
ниже аналогичных по сложению и составу немерзлых грунтов, а де-
формативность оттаявших грунтов больше. Поэтому при применении
II принципа фундаменты обычно заглубляют до скальных пород или
прочных и плотных грунтов (типа галечников, мергелей и пр.) и заде-
лывают в них на некоторую глубину. Скальные грунты залегают
нередко на значительной глубине (8—25 м), что приводит к глубоко-
му заложению фундаментов.
275
Способы сооружения фундаментов и выбор оборудования зависят
не только от принятого принципа использования мерзлоты, но и от
свойств мерзлых грунтов, которые заметно различаются в зависимости
от температуры, свойств скелета, наличия твердых включений и пр.
Немаловажным фактором являются условия доставки машин и обо-
рудования.
По трудности разработки и по несущей способности различают
твердомерзлые грунты при температурах от — 0,3 до — 1,5° С
и пластичномерзлые при температурах от 0 до — 0,3°С.
Находят применение массивные, свайные и столбчатые фунда-
менты в условиях I и II принципов использования мерзлоты.
9.2.	СПОСОБЫ СООРУЖЕНИЯ ФУНДАМЕНТОВ
ПРИ СОБЛЮДЕНИИ I ПРИНЦИПА
Способы разработки грунта в котлованах или в скважинах при ис-
пользовании I принципа должны обеспечивать сохранность термиче-
ского режима вечномерзлого грунта, т. е. не допускать его оттаивания.
Бурение скважин и извлечение разбуренного грунта (шлама) с
промывкой забоя водой (см. главу V) или глинистым раствором в этих
условиях затруднительно, так как неизбежно обледенение стенок сква-
жины, смерзание пульпы и размораживание окружающего грунтового
массива.
Существует пять способов погружения свай и столбов в вечномерз-
лые грунты:
1)	предварительно пробуривают скважины больших поперечных
размеров, чем сваи, заполняют их грунтовым раствором, затем по-
гружают сваи (вмораживание первого типа);
2)	предварительно пробуривают скважины больших поперечных
размеров, чем сваи, затем погружают сваи (или столбы), после чего
заполняют зазоры грунтом или сухой песчано-цементной смесью;
3)	погружают сваи в предварительно оттаянный грунт с последую-
щим их вмораживанием (вмораживание второго типа);
4)	забивают сваи в лидерные скважины меньших
поперечных размеров, чем у свай;
5)	забивают сваи непосредственно в вечномерз-
лые грунты.
Непосредственно забивать сваи молотами можно
только в пластично-мерзлые грунты, обладающие
вязкими свойствами вследствие наличия в них льда
и воды.
Все перечисленные способы пригодны и при со-
блюдении I принципа.
При сохранении мерзлоты устройство лидерных
скважин паровыми иглами опасно, так как может
привести к серьезным нарушениям температурного ре-
жима в грунтах. Для сохранения температурного
режима вечной мерзлоты, кроме соответствующих спо-
Рис. 9.1. Схема
охлаждающей
установки Го-
пеева
276
Рис. 9.2. Устройство ограждения котлованов вымораживанием:
а — последовательное вымораживание; б — с применением радиаторов; в —
деталь радиатора; 1 — углубление во льду; 2 — снег; 3 — радиатор
собов разработки грунта, необходимо не допускать нарушения по-
крова из мха у фундаментов, а также размыва поверхностного слоя
паводковыми и другими водами.
Погружать сваи в твердомерзлые грунты при соблюдении I прин-
ципа (см. способ 4) можно виброударной установкой, смонтированной
на тракторе. Наиболее перспективны в этих условиях, для бурения
скважин под сваи и столбы глубиной до 3 м вибробуры с извлечением
шлама пневмоэжектором.
Следует учитывать, что даже при соблюдении всех мер предосто-
рожности некоторые нарушения температурного режима вечномерз-
лых грунтов, окружающих фундаменты, неизбежны. Поэтому не-
обходимо предусматривать в процессе строительства и эксплуата-
ции мероприятия по искусственному восстановлению природной
температуры грунта. Разработаны способы восстановления низких
температур в грунтах, окружающих фундаменты, например способ
Гапеева (рис. 9.1). Охлаждение грунта таким способом происходит
вследствие естественной циркуляции незамерзающей жидкости по зам-
кнутому петлевому трубопроводу, часть которого выпущена из грунта
на поверхность. Зимой при низких температурах воздуха жидкость,
менее остуженная в грунте, поднимается вверх, вытесняя более осту-
женную внешним воздухом жидкость. При этом возникает непрерывная
циркуляция жидкости по замкнутому петлевому трубопроводу особой
формы, что приводит к понижению температуры грунта у фундаментов,
Возможно также периодическое замораживание грунта морозным
воздухом, который нагнетается по трубопроводу (рис. 9.2, б).
9.3.	СПОСОБЫ СООРУЖЕНИЯ СТОЛБЧАТЫХ ФУНДАМЕНТОВ
ПРИ СОБЛЮДЕНИИ II ПРИНЦИПА
Принцип II допускает оттаивание грунтов. Поэтому возникают
трудности, связанные главным образом с созданием надежной заделки
столбов. В этих условиях следует применять такие способы бурения,
которые обеспечивают образование глубоких скважин в мерзлых грун -
тах, содержащих твердые включения (валуны) и разбуривание скаль-
ной породы в основании столба.
При выборе способов следует учитывать, что железобетонные стол-
бы обычно сплошного сечения, должны быть заделаны в основание так,
277
чтобы была обеспечена достаточная прочность их омоноличивания со
скальной породой. В условиях низких температур и окружения мерз-
лым грунтом — это сложная задача.
В вечномерзлых нескальных и скальных грунтах скважины под
столбы диаметром 0,8 м бурят ударно-канатным способом станками
У КС-30 (см. рис. 5.21) или более совершенными БС-1М (рис. 9.3).
Станки ударно-контактного бурения имеют относительно неболь-
шую производительность.
Наряду с ударно-контактным способом для образования скважин
под столбы применяют вращательное бурение с шарошечными доло-
тами, в том числе с турбобурами и шнековые бурильные станки.
Глубокие скважины бурят турбобурами, например реактивнотур-
бинными бурами БАМ-1000. НТ и БАМ-1000.НПТ (гидравлические
многоступенчатые турбинные двигатели с шарошечными фрезами,
вращающимися от движения нагнетаемой в забой скважины воды или
глинистого раствора). Принцип действия турбобуров см. в главе V.
Рис. 9.3. Станок ударно-контактного
бурения БС-1М:
1 — аутригер; 2 — копер; 3 — лебедка; 4 —
долото
лота:
1 — шарошки; 2 — центральный канал; 3 —
трубопровод
278
2600
Рис. 9.5. Бурильная уста-
новка РТБ-2600:
1 — лебедка; 2 — буры; 3 — тру-
бопроводы; 4 — рама
18085
16018
Рис. 9.6. Буровая установка вращательного дей-
ствия МБС-1,7:
/ — поворотный механизм; 2 — стрела; 3—направляющая
стрела; 4 — привод вращения бура; 5 — бур
fFF?
При турбинном бурении, как правило, применяют шарошечные
долота разных систем, одна из разновидностей которых показана на
рис. 9.4.
Скважины больших диаметров (до 2,6 м) успешно разрабатывают бу-
рильной установкой РТБ-2600 (рис. 9.5). Этот агрегат состоит из че-
тырех турбобуров типа Т-12.РТ-9, жестко соединенных в одной пло-
скости и предназначенных для вращения породоразрушающих шарошек.
Давление на забой в процессе бурения осуществляется весом агрега-
та и дополнительным грузом. Турбобуры типа БАМ-1000 хорошо за-
рекомендовали себя, однако требуют большого расхода воды, что в
условиях БАМа при низких температурах воздуха не всегда выпол-
нимо.
В пластично-мерзлых и в оттаявших грунтах для образования
скважин применяют буровую установку вращательного действия
МБС-1,7 (рис. 9.6). Установка смонтирована на гусеничном кране
Э-1258Б, которому придана задняя вспомогательная стрела для под-
вешивания долота. Ковшовый бур закреплен на конце вращающейся
телескопической штанги. Кроме бурения, она может укладывать в
скважину секции оболочек или бетонную смесь.
279
Установка МБС-1,7 хорошо зарекомендовала себя при бурении
скважин в различных нескальных грунтах. Помимо вращательного бу-
рения, она способна разбуривать скалу в основании столба ударно-
контактным способом, для чего имеет навесное оборудование, подве-
шенное к вспомогательной стреле (рис. 9.7).
При разбуривании скальной породы станками ударно-контактного
действия шлам извлекают эрлифтами (см. главу III) или желонками.
Часть шлама используется в качестве заполнителя раствора, пред-
назначенного для" Омоноличивания столбов.
В готовые скважины столбы устанавливают стреловыми кранами
при помощи простейших направляющих устройств. Затем столбы омо-
ноличивают бетонным раствором со скальной породой в их основании,
а зазоры в пределах оттаявшего грунта заполняют раствором или
грунтом.
Сложность омоноличивания столба со скалой заключается в не-
обходимости обеспечить надежное заполнение бетонным раство-
ром зазора между столбом и стенками скважины в пределах скального
грунта, предотвратить обледенение стенок скважины и замерзание
раствора до схватывания, обеспечить своевременное схватывание и
Рис. 9.7. Схема работы установки МБС-1,7:
а — при вращательном бурении; б — при ударном бурении и извлечении шлама
280
твердение бетонного раствора при низких температурах воздуха и
влиянии мерзлого массива окружающего грунта.
Инъектирование зазоров цементным раствором оказалось трудно-
выполнимым из-за смерзания раствора и образования пробок и рако-
вин. Наиболее успешно применяют способ выдавливания раствора
(цементно-песчаной смеси), предварительно уложенного на дно сква-
жины, массой самого столба при его опускании.
Работы по заделке столбов включают подготовку поверхности
скважины и столба, приготовление раствора из цемента марки не
менее 100 (соотношение цемента и песка не менее 1 : 3, пластичность
7—13 см), заполнение раствором зазоров.
При вечномерзлых скальных грунтах для предотвращения прежде-
временного замерзания в раствор вводят противоморозные
(нитрит натрия и поташ) и пластифицирующие добавки. В скважине
разрешается оставлять слой шлама не более 30—40 см только в том
случае, если его невозможно полностью удалить.
Перед опусканием столба необходимо удалить со стенок скважины
и столба наледи, затем на дно опустить раствор в бадье с ракрывающим-
ся дном. Оставленный в скважине шлам перемешивают с раствором.
Это достигается ударами долота бурового станка по раствору в тече-
ние 10 мин. После перемешивания раствора опускают столб, при этом
раствор выжимается и заполняет зазор. Если при свободном опуска-
нии столб не достигает проектного уровня, его осаживают путем после-
довательных подъемов на некоторую высоту и опусканий под дейст-
вием собственного веса. Зазор на участке столба, контактирующем с не-
скальным грунтом, и в зоне сезонного оттаивания заполняется раство-
ром, песком или местным грунтом.
Столбы в верхней их части объединяются ростверком (насадкой),
которая может быть монолитной (бетонируемой на месте в опалубке)
или сборной. Сборные ростверки опор из шести столбов членятся на
два блока со стыком, расположенным вдоль оси моста, с выпусками ар-
матуры. Бетонируют и омоноличивают ростверк зимой обычно в теп-
ляках. Несмотря на это, в бетон нередко добавляют противомороз-
ные добавки.
9.4.	МАССИВНЫЕ ФУНДАМЕНТЫ
Способы устройства котлованов под массивные фундаменты мел-
кого заложения и низкие свайные ростверки и бетонирования их за-
висят от сезона, температуры воздуха и местных условий.
Летом стены котлованов в верхнем оттаявшем грунте не крепят или
закрепляют деревянным и металлическим шпунтом.
В вечномерзлых грунтах и во всех мерзлых грунтах зимой кот-
лованы разрабатывают взрывным способом или пневмоотбойными мо-
лотками. Скважины под заряды ВВ бурят различными способами, в
том числе установкой типа БТС-150, снабженной шарошечным долотом
и пневмоударником. Мерзлый грунт разрыхляют оборудованием удар-
ного действия. Зимой в акваториях котлованы устраивают под защи-
той ледяных перемычек.
281
Ледяные перемычки целесообразны в условиях северной климатиче-
ской зоны с продолжительной холодной зимой.
Ледяные ограждения котлованов создают последовательным вы-
мораживанием. При этом на расчищенной от снега площадке на участке
будущего котлована вырубают слои льда, создавая условия для намо-
раживания его снизу. Постепенно углубляясь, достигают дна водоема,
и, если необходимо, опускаются ниже его в замерзший грунт.
Значительно ускоряет устройство ледяных перемычек и делает их
более надежными применение простейших радиаторов, сваренных из
стальных труб и опущенных через лунки во льду по периметру котло-
вана через 0,5—0,8 м. Намораживание льда вокруг каждой трубы и
образование сплошной перемычки происходит при прокачивании через
такой радиатор морозного воздуха. Воздух циркулирует по радиатору
через объединяющую коммуникацию и внутренние (сквозные) и внеш-
ние (глухие) патрубки, опущенные до дна котлована. Замороженный
грунт в открытых колованах разрабатывают отбойными молотками.
Бетонируют фундаменты способами, изучаемыми в курсе «Строи-
тельство мостов». Котлованы подготовляют согласно требованиям
главы III. Зимой фундаменты бетонируют способом «термоса». Запол-
нители и воду нередко подогревают, в бетон добавляют ускорители
схватывания. Широкое применение получил также электропрогрев.
Глава X
ФУНДАМЕНТЫ
ДЛЯ СЕЙСМИЧЕСКИХ РАЙОНОВ
10.1.	СЕЙСМИЧЕСКИЕ ВОЗДЕЙСТВИЯ
Сейсмическое районирование СССР установлено нормами строи"
тельства в сейсмических районах. Сила землетрясений оценивается
12-балльной шкалой. При силе 1—6 баллов сейсмические воздействия
не опасны и не принимаются в расчет. В СССР бывают землетрясения
силой в 7, 8 и 9 баллов.
Землетрясения по-разному влияют на грунты разных видов. Наи-
более устойчивы скальные породы и плотные крупнообломочные
грунты без воды, наименее — водонасыщенные, гравийные, песчаные
и макропористые лёссовые грунты, а также глинистые пластичной
консистенции. Сильная выветрелость, высокая просадочность грунтов,
плывуны, осыпи и горные выработки создают особенно неблагоприят-
ные условия в сейсмическом отношении.
Действующие нормы дифференцируют сейсмичность площадок
строительства в зависимости от местных инженерно-геологических
условий путем понижения или повышения расчетного балла сейсмич-
ности. По нормам все грунты по сейсмичности разделены на три кате-
гории в зависимости от особенностей рельефа, залегания грунтов, по-
252
ложения грунтовых вод, сохранения или оттаивания вечной мерзлоты.
Например, при строительстве на всех скальных грунтах, кроме выве-
трелых (это I категория), расчетный балл сейсмичности понижают на
единицу. При строительстве на песчаных и глинистых грунтах и
глубине грунтовых вод h 4 м от поверхности (III категория) его
повышают на единицу.
От очага землетрясения в земной коре распространяются сейсми-
ческие волны трех видов:
сжатия — продольные колебания, распространяются со скоростью
0,5—2,0 км/с в песчаных и глинистых грунтах и 2—7 км/с в скальных
(Р-волны);
сдвига — поперечные колебания распространяются со скоросгью
примерно в 2 раза меньшей, чем Р-волны в песчаных и глинистых грун-
тах, и в 1,7 раза в скальных породах (S-волны);
поверхностные Рэлэя, бегущие по дневной поверхности и видимые
на глаз (L-волны). Их скорость в среднем равна 0,9 скорости S-волн
(табл. 10.1).
Сооружения и фундаменты под воздействием сейсмических волн
испытывают сейсмические ускорения т. Отношение сейсмического ус-
корения к ускорению свободного падения называется коэффи-
циентом сейсмичности т/G = Кс.
Период колебаний при землетрясениях чаще всего равен 1—2 с,
реже 4 с, а у поверхностных волн достигает 15—20 с. Амплитуды ко-
лебаний в скальных грунтах измеряются миллиметрами, в нескальных —
десятками миллиметров, а при катастрофических землетрясениях до-
стигают десятков сантиметров.
Сейсмические ускорения могут иметь любое направление. Наиме-
нее опасно вертикальное, при котором возникает перегрузка фундамен-
та и грунтового основания, так как при этом сжимающие напряжения
увеличиваются на 10—20% на незначительное время. Наиболее опас-
но горизонтальное ускорение, при котором сейсмическая сила вызывает
сдвиг или опрокидывание опоры с фундаментом и изгиб в ее кладке.
Поскольку предсказать направление ускорения пока невозможно, в
расчет принимают горизонтальное. Рассчитывают, как обычно, в про-
дольном и поперечном относи-
тельно оси моста направлениях.
В зависимости от капиталь-
ности моста и категории дороги
расчетный балл сейсмичности
принимается разным в соответ-
ствии с нормами по табл. 10.2
(СНиПП—А.12?-69*). В проектах
мостов для районов с сейсмич-
ностью более 9 баллов и особо
ответственных больших при сей-
смичности 8—9 баллов преду-
сматривают дополнительные ан-
тисейсмические мероприятия.
Если разрушение сооружений,
Таблица 10.1
Параметры землетрясений
Характер землетрясений	Сила земле- трясения, балл	Сейсмическое ускорение, см/с*
Очень сильные	7	10—25
Разрушительные	8	25-50
Опустошительные	9	50—100
Уничтожающие и	10—12	100—500
катастрофические		
283
Расчетная сейсмичность мостов и труб
Таблица 10.2
Сейсмичность площадки строительст- ва. балл			
6	7	8	9
7	8	9	—
6	7	8	9
6	6	7	7
Сооружения
1.	Большие мосты на железных и ав-
томобильных дорогах общей сети I и
II категорий, скоростных городских до-
рогах и магистральных улицах общего-
родского значения
2.	Большие мосты на железных и ав-
томобильных дорогах общей сети III и
IV категорий и магистральных улицах
районного значения, а также средние
мосты на железных и автомобильных до-
рогах по п. 1
3.	Средние мосты на железных и ав-
томобильных дорогах общей сети III и
IV категорий, магистральных улицах
районного значения и на дорогах про-
мышленных предприятий, малые мосты,
подпорные стены и деревянные мосты на
дорогах всех категорий
перечисленных в п. 3 табл. 10.2, сопряжено с длительным переры-
вом движения, то их расчетную сейсмичность (кроме деревянных
мостов) необходимо назначать в соответствии с п. 2 табл. 10.2.
10.2.	ВЫБОР ПЛОЩАДКИ. КОНСТРУКЦИИ ФУНДАМЕНТОВ
Участки с сильно расчлененным рельефом и пути селевых потоков
следует избегать. К неблагоприятным относятся участки вблизи от
тектонических разломов Их рекомендуется при трассировании дороги
обходить и искусственных сооружений на них не строить.
Опорными пластами должны быть коренные породы. При строи-
тельстве на немерзлых грунтах и при использовании вечномерзлых
грунтов по II принципу рекомендуется опирать фундаменты всех ти-
пов преимущественно на скальные и крупнообломочные грунты,
плотные пески и глинистые грунты твердой и полутвердой консистен-
ции. Опирать низ свай на оттаивающие песчаные грунты с льдистостью
за счет ледяных включений Лв > 0,01 и глинистые грунты с показа-
телем консистенции II >= 0,5, используемые по II принципу,
нельзя.
При строительстве на вечномерзлых грунтах по I принципу
можно опирать фундаменты на любые мерзлые грунты. Все фунда-
менты одного моста целесообразно закладывать на одинаковой
глубине, а если это невозможно, то прямая, соединяющая ближайшие
друг к другу края подошв соседних фундаментов, должна иметь ук-
лон не более 1:2.
284
Опыт эксплуатации подтвердил достаточную сейсмическую на-
дежность массивных фундаментов мелкого и глубокого заложения с
горизонтальными подошвами. Лучшие общие технико-экономические
показатели имеют свайные и столбчатые фундаменты, но данных об их
сейсмостойкости пока еще недостаточно.
Наиболее эффективны сваи-стойки, висячие сваи неже-
лательны, так как при сейсмических толчках сопротивление
грунта по боковой поверхности сваи снижается. Столбчатые фундамен-
ты должны быть железобетонными. Неармированные бетонные стол-
бы и столбы из каменной кладки сооружать не разрешается.
Ростверк рекомендуется заделывать в грунт. При устройстве вы-
сокого ростверка в состав конструкций фундамента должны обязате-
льно входить наклонные сваи или столбы как в продольном, так и в
поперечном направлении.
Мостовые устои и их фундаменты должны иметь простую форму.
У стоек поперечных рам железобетонных мостов на скальных основа-
ниях должен быть общий фундамент.
10.3.	РАСЧЕТ ОСНОВАНИЙ И ФУНДАМЕНТОВ
НА СЕЙСМИЧЕСКИЕ НАГРУЗКИ
Основания и фундаменты рассчитывают на сейсмические нагрузки
по первому предельному состоянию. Конструкции фундаментов долж-
ны удовлетворять расчетам на основное сочетание нагрузок и на особое
сочетание с учетом сейсмического воздействия.
В особое сочетание входят расчетные значения по-
стоянных, временных, длительных и кратковременных нагрузок и сей-
смических нагрузок. При этом вводят коэффициенты сочетания: для
постоянных нагрузок — 0,9; для временных длительных — 0,8; для
кратковременных — 0,5.
Сейсмические нагрузки от пролетного строения моста и опоры,
приведенные к плоскости обреза фундамента, определяют при их про-
ектировании. Фундамент сначала рассчитывают на основное сочетание
нагрузок, а затем еще раз на особое.
Существуют три метода учета сейсмических сил: статический, ди-
намический и смешанный — «спектральный».
По статическому методу учета фундамент, опора и пролетное
строение моста считаются отдельными жесткими элементами и сейсми-
ческие силы определяют как силы инерции, равные произведениям
масс каждого элемента на сейсмическое ускорение. Эти силы приклады-
вают в центре тяжести каждого элемента, а направление их принимают
наиболее опасным, т. е. горизонтальным.
По динамическому методу учета сейсмических сил те же элементы
считают гибкими и анализируют колебания после сейсмического толч-
ка. Это сложный метод, поэтому им пользуются лишь в тех случаях,
когда нельзя обойтись без учета гибкости.
По «спектральному» методу учета фундамент, опора и пролетное
строение расчленяются на отдельные жесткие элементы. Силы
285
инерций определяют так же, как в статическом методе, но дополни-
тельно умножают на поправочный коэффициент динамичности Р,,
соответствующий i-й форме собственных колебаний рассчитываемого
сооружения (Р^ = 0,8 <- 3,0) и коэффициент тц,к, зависящий от формы
деформации сооружения при его собственных колебаниях по i-й форме
и от места расположения нагрузки QK.
Коэффициент Pi зависит от собственного периода рассматриваемо-
го нормального колебания. В нормах принята спектральная кривая
коэффициента динамичности, согласно которой при 0 < 7\ < 0,33
pi = 3,0. Промежуточный участок от 7\ — 0,33 до Tt = 1,7 с описы-
вается уравнением
Р< = 1/Л,	(10.1)
где Ti — период собственных колебаний сооружения, с.
ч«.»=——•	(10-2)
,^х‘
где Xht Xj — расстояния между k-й и /-й точками, в которых приня-
ты сосредоточенные массы опоры и пролетного строения,
и точкой их закрепления.
По «спектральному» методу расчетная сейсмическая нагрузка
(в МН), соответствующая / му тону собственных колебаний сооруже-
ния:
Sih = QK kc р| T)ifc,	(Ю.З)
где Qh — вертикальные постоянные нагрузки (без гидростатического
давления) и временные подвижные (без динамического ко-
эффициента) с учетом коэффициента перегрузки и допол-
нительного коэффициента, равного 0,7 (рис. 10.1), МН;
kc— коэффициент сейсмичности принимается по табл. 10.1
в пределах от 0,025 до 0,1.
Рис. 10.1. Схема к расчету сейсми-
ческих воздействий по В. С. Ки-
риллову:
а — система, состоящая из пролетного
строения, опоры и фундамента на грун-
товом основании; б — горизонтальные
колебания; в — угловые колебания
286
Рассмотрим основные понятия, знание которых необходимо при
расчете малых мостов с жесткими массивными опорами и фундамента-
ми, деформации которых по сравнению с деформациями грунтового
основания пренебрежимо малы и колебания опор с фундаментами
можно рассматривать как колебания жесткой системы на упругом
основании. В. С. Кириллов дает нижеследующий метод расчета
для этого наиболее простого случая (см. рис. 10.1).
Масса (в кг) системы жесткого фундамента, опоры и нагрузок от
пролетного строения:
^ = «,+«2+... = -^- + -^- + ....	(Ю.4)
G G
Уровень (в м) расположения центра массы М:
h0 = '”1Л1+>М’а+---	(ю.5)
Период колебаний массы М (вс), рассматриваемой как система
с одной степенью свободы:
Т=2пУМ/К =2лУМ6.	(10.6)
В формулах:
rrti — массы отдельных частей опоры и фундамента, пролетных
строений и временных нагрузок на них, кг;
Pt — соответствующие веса элементов системы и временные на-
грузки, МН (рис. 10.1, а);
К — коэффициент жесткости упругого основания, МПа/м;
6 — перемещение массы М, вызванное единичной силой, м.
При горизонтальных колебаниях (рис. 10.1,6):
= \/CxF.	(10.7)
При угловых колебаниях за счет поворотов фундамента в верти-
кальной плоскости (рис. 10.1, в).
6ф = Ло/Сф/.	(10.8)
Период горизонтальных колебаний (в с):
=	(10.9)
V Gxr
Период угловых колебаний (в с):
(10.10)
В формулах:
Сх — коэффициент упругого сдвига основания, МПа/м;
Сф — коэффициент упругого неравномерного сжатия, МПа/м;
F — площадь, м2;
/ — момент инерции сечения подошвы фундамента, м4.
267
Динамическая расчетная схема должна включать все элементы,
участвующие в колебательном процессе (пролетное строение, непо-
средственно опору, фундамент). Расчет по такой схеме позволяет
обеспечить совместную работу и определить суммарное влияние сей-
смической нагрузки на грунтовое основание.
Фактически распределенную вертикальную нагрузку группируют
по отдельным участкам в виде сосредоточенных сил и располагают в
местах наибольших фактических нагрузок. Количество участков оп-
ределяет число степеней свободы системы. Обычно ограничиваются
тремя—пятью степенями свободы, так как главное значение имеют
первые по счету. Чем больше жесткость системы, тем ближе ее динами-
ческая расчетная схема к системе с одной степенью свободы. Если пе-
риод собственных колебаний основного тона Т < 0,5 с, то учитывают
не более трех составляющих.
Сейсмическая сила (в МН) , приложенная к массе М:
$ = МКс(рх + рф)Л.	(10.11)
При расчете жестких систем коэффициент т] = 1:
рж = 0,9/Тх;	(10.12)
рф = 0,9/Тф.	(10.13)
Коэффициенты Сх и Сф зависят от свойств грунтов и размеров
подошвы фундамента и связаны с основным коэффициентом упругого
равномерного сжатия (Cz, МПа/м), который определяется экспери-
ментально:
Сх = 0,7Cz; Сф = 2CZ.
При отсутствии опытных данных коэффициент Cz приближенно
принимают в зависимости от расчетного сопротивления грунта R в со-
ответствии с действующими нормами:
R, МПа ....	0,1	0,2	0,3	0,4	0,5
Сг, МЯаЬл. . .	2000	4000	5000	6000	7000
Эти данные относятся к фундаменту площадью 10 ма и более; если
площадь подошвы фундамента менее 10 ма, то Cz умножают на переход-
ный коэффициент, равный ]/10/F.
При землетрясениях изменяется давление грунта на береговые ус-
тои и подпорные стены. С учетом сейсмических воздействий его опре-
деляют по формулам:
?.кт = (1 +2ftotg<p)paKT;	(10.14)
^пасс=(1 2ЛС tg ф) рпасс,	(10.15)
где <7а»т, ?пасс — активное и пассивное давление грунта при учете
сейсмического воздействия, МПа;
Рант» Рпасс — статическое активное и пассивное давление грунта,
МПа;
Ф — расчетный угол внутреннего трения грунта.
288
Сейсмическая нагрузка от грунта подходной насыпи на береговой
устой может быть очень большой; именно она играет главную роль при
разрушении подпорных стен и береговых устоев. Особенно уязвимы
подпорные стены и устои, расположенные на косогорных участках.
Положение равнодействующей активных сил при учете сейсмиче-
ских воздействий для бетонных и каменных конструкций массивных
фундаментов и грунтовых оснований ограничивается следующими пре-
делами:
в сечениях каменных и бетонных конструкций
eo<0,ty;	(10.16)
в подошве фундаментов опор мостов
е0< 1»5р;	(10.17)
в подошве фундаментов подпорных стен
е0 < 2р,	(10.18)
где е0 — эксцентриситет нормального усилия относительно цент-
ра тяжести сечения, м;
у — расстояние от центра тяжести сечения до наиболее напря-
женной его грани, измеряемое по перпендикуляру к послед-
ней, м;
р — радиус ядра сечения со стороны более нагруженной грани, м.
Подпорные стены сооружают из железобетона, бетона и бутобето-
на. Высота их (в м), считая от подошвы фундамента, должна быть не
более: из бетона, при сейсмичности 8 баллов — 12, при сейсмично-
сти 9 баллов — 10; из бутобетона, при сейсмичности 8 баллов — 12,
при сейсмичности 9 баллов —8 м на железных дорогах и 10 м на ав-
томобильных.
Подпорные стены разрезают сквозными вертикальными швами
на секции длиной не более 15 м. При этом учитывают необходимость
размещения подошвы каждой секции на однородном грунте.
Грунтовое основание рассчитывают по несущей способности при
сейсмических нагрузках на действие вертикальной составляющей Nb
е учетом влияния горизонтальной составляющей Т на уровне подошвы
фундамента по схеме на рис. 10.2 при условии, что
— ф,	(10 19)
Кн
где Nb — вертикальная составляющая нагрузки, МН;
Ф — несущая способность основания, МН;
Жн — 1,5 — коэффициент надежности;
тс — сейсмический коэффициент условий работы для скальных,
крупнообломочных и песчаных (кроме рыхлых) маловлаж-
ных грунтов и глинистых грунтов с консистенцией
Л, <0,5; тс = 1,2.
Горизонтальная составляющая Т учитывается при проверке устой-
чивости фундамента на опрокидывание и сдвиг по подошве при дли-
289
тельно действующих горизонтальных нагрузках в основном сочетании.
В этом случае коэффициент надежности Кн = 1,5.
Несущую способность Ф определяют только для малозаглубленных
и незаглубленных фундаментов при относительном заглублении
1г/b 1,5, где h — глубина заложения; b — ширина подошвы. Если
/г/5>1,5, несущую способность при сейсмических воздействиях не
рассчитывают, так как у фундаментов глубокого заложения грунт не
выпирает на поверхность. Теоретическое и экспериментальное обос-
нование излагаемого ниже метода дано Л. Р. Ставницером.
При расчете несущей способности нескальных оснований сначала
определяют ординаты эпюры предельного давления (в МПа) под края-
ми фундамента (см. рис. 10.2):
Ро = «вЛТ1'Л + ,гс(Л-1)--Ь_;	(10.20)
tg<₽l
Рь Ро 4- «V Ti b (Е2— Ко ^з)»	(10.21)
где Сг — расчетное сцепление, МПа;
Ф1 — угол внутреннего трения;
/1д> /1с, пу — коэффициенты влияния соотношения сторон подо-
швы прямоугольного фундамента [см. формулы (10.22)];
Е2, F3 — коэффициенты, зависящие от расчетного значения
угла внутреннего трения; принимают по графику
(рис. 10.3);
Ть Ti — расчетные удельные веса слоев грунта, расположен-
ных выше и ниже подошвы фундамента (с учетом взве-
шивающего действия воды), МН/м8;
h — глубина заложения подошвы-фундамента, м;
b — ширина подошвы фундамента, м;
Ко — коэффициент, зависящий от балла расчетной сейсмич-
ности.
Рис. 10.2. Схема к расчету грунтового
основания по несущей способности
при сейсмических воздействиях
Рис. 10.3. График для опре-
деления расчетных коэффи-
циентов
290
Ниже приводится коэффициент /<0 в зависимости от расчетной
сейсмичности:
Расчетная сейсмичность, балл ...	7	8	9
Коэффициент /Со................... 0,05	0,10 0,20
Коэффициенты влияния соотношения сторон подошвы:
п9 = 1 + 1,56//; пс = 1 + 0,36//; пу = 1 — 0,256//. (10.22)
Формулы действительны при условии 1 > Ы1 0,2.
Эксцентриситеты (в м) расчетной нагрузки (гр) и эпюры предель-
ного давления (еп) определяют из выражений:
ер = -у;	(10.23)
Считают, что оба эксцентриситета направлены в одну сторону.
Несущая способность (в МН) при ер еп равна
Ф - 1/26/ (р0 + Рь);	(10.25)
при ер >еп равна
ф=_«Рб—	(10.26)
1+6ер/6	v '
При расчетах на сейсмические воздействия рекомендуется исполь-
зовать Методическое руководство по расчету мостовых сооружений на
сейсмические воздействия и книгу Г. Н. Карцивадзе. Сейсмостой-
кость дорожных искусственных сооружений. 1974.
Глава XI
ФУНДАМЕНТЫ В ОСОБЫХ УСЛОВИЯХ.
УСИЛЕНИЕ ФУНДАМЕНТОВ
11.1.	ИНЖЕНЕРНО-ГЕОЛОГИЧЕСКИЕ УСЛОВИЯ,
ОСЛОЖНЯЮЩИЕ СООРУЖЕНИЕ ФУНДАМЕНТОВ
Основные понятия. Инженерно-геологические условия называются
сложными, или особыми, если площадка строительства
сложена структурно-неустойчивыми, слабыми и агрессивными грун-
тами. К структурно-неустойчивым, кроме вечномерзлых, в первую
очередь относятся просадочные от замачивания грунты, занимающие
значительную часть территории СССР, рыхлые пески и плывунные
грунты. Эти грунты, а также набухающие, насыпные, элювиальные, тор-
фы и заторфованные грунты, засоленные грунты, ил, неравномерно сжи-
маемые грунты значительно усложняют условия проектирования,строи-
тельства и эксплуатации сооружений. Специального подхода требуют
сооружения, подверженные динамическим воздействиям и землетрясе-
291
ниям, а также проектируемые на так называемых подрабатываемых
территориях, на которых производятся подземные работы с выемкой
полезных ископаемых.
Фундаменты мостов в районах сложных инженерно-геологических
условий. Высокая надежность, которая требуется от фундаментов мо-
стов, исключает использование в качестве грунтовых оснований боль-
шинства из перечисленных выше грунтов. Торф, заторфованный грунт,
мягкопластичные, текучепластичные и текучие глинистые грунты ре-
комендуется прорезать фундаментом. То же относится и к просадочным
грунтам, где допускается устройство под мостами только свай и стол-
бов на глубине более 10 м, при условии осуществления мер против
замачивания грунтов в процессе строительства и эксплуатации.
Малые искусственные сооружения. Расположение труб и малых
мостов определяется рельефом местности и трассой дороги. Нередко
при этом приходится использовать в качестве оснований структурно-
неустойчивые и слабые грунты.
11.2.	ФУНДАМЕНТЫ НА НАСЫПНЫХ ГРУНТАХ
Строительные свойства насыпных грунтов. Насыпные грунты мо-
гут быть самыми различными — состоять из свалок городского мусо-
ра, слежавшихся крупнообломочных минеральных отходов горно-
добывающей промышленности и др. Общей характеристикой насыпных
грунтов является присущая им неоднородность состава, неравномер-
ность сжимаемости и способность к самоуплотнению при изменении
гидрогеологических условий, замачивании и разложении органиче-
ских включений. Грунты из насыпных шлаков и глин, кроме того,
могут набухать. Расчетное давление на насыпные грунты определяют
по данным результатов исследования состава их материала, его неод-
нородности, плотности и влажности, с учетом сложения, способа отсып-
ки и возраста.
Мероприятия при строительстве на насыпных грунтах. При строи-
тельстве на насыпных грунтах малой прочности и высокой сжимае-
мости согласно требованиям СНиП необходимо выполнить одно из
следующих мероприятий: уплотнить слои небольшой толщины тя-
желыми трамбовками; отсыпать песчаные, щебеночные, гравийные
подушки; заменить непригодный грунт плотным минеральным; проре-
зать насыпной грунт большой толщины столбчатыми или свайными
фундаментами. Наиболее надежна замена грунтов или устройст-
во столбчатых или свайных фундаментов, опирающихся на ниже-
лежащий прочный грунт.
11.3.	ФУНДАМЕНТЫ НА НАБУХАЮЩИХ ГРУНТАХ
Причины набухания. Грунт может набухать при замачивании ос-
нования за счет инфильтрации атмосферных или производственных
вод или подъема грунтовых вод, а также вследствие'накопления поро-
вой влаги под большими по площади сооружениями при нарушении
292
природных условий испарения грунтовых вод и сезонных изменений
климатических факторов.
Мероприятия, ограничивающие или исключающие полностью де-
формации, связанные с набуханием. При строительстве промышлен-
ных и гражданских сооружений осуществляют следующие мероприя-
тия: предварительно замачивают набухающую толщу; отсыпают пес-
чаные подушки; полностью или частично заменяют набухающий грунт
ненабухающим; полностью или частично прорезают набухающий
грунт фундаментом.
11.4.	ФУНДАМЕНТЫ НА ПРОСАДОЧНЫХ
ОТ ЗАМАЧИВАНИЯ ГРУНТАХ
Просадочные грунты. Грунты, дающие просадку при замачивании,
широко распространены. К ним относятся лёссы и лёссовидные грун-
ты, некоторые виды покровных глинистых отложений, а также рых-
лые насыпные. У лёссовидных грунтов, обладающих относительно вы-
сокой пористостью и состоящих в основном из пылеватых частиц, за-
мачивание приводит к просадке сооружений из-за уплотнения, а так-
же из-за выпирания грунта из-под фундамента. Соотношение между
этими двумя видами просадок зависит от размеров фундамента и рас-
положения и размеров замоченной зоны основания.
Преобладающая часть просадки при замачивании происходит не-
посредственно по мере продвижения в гр унт фронта замачивания. Вода
может просачиваться при замачивании грунта сверху (техническими,
хозяйственными и атмосферными водами) или снизу (при подъеме
уровня грунтовых вод). Просадочные грунты, испытавшие в прошлом
замачивание и просадку, теряют просадочные свойства. Их называют
деградированными просадочными грунтами.
Относительная просадочность. Просадочные грунты характеризует
относительная просадочность (бпр) и началь-
ное просадочное давление.
Начальным просадочным давлением (Рпр),
или порогом просадочност и, называется минимальное
давление, при котором начинают проявляться просадочные свойства
в условиях полного водонасыщения грунта. Просадочные свойства
грунта определяют испытанием на сжатие в компрессионном приборе
при одновременном действии нагрузки и замачивании водой образца
ненарушенной структуры (рис. 11.1).
Обозначим: h — высота образца после уплотнения в компрессион-
ном приборе некоторой нагрузкой (равной давлению от веса сооруже-
ния и собственного веса вышележащего грунта) при естественной
влажности; /inp — высота после дополнительного обжатия той же на-
грузкой при замачивании; ho — высота образца, обжатого давлением,
равным природному, если невозможно боковое расширение. Отношение
бвр = Ь^5Р.	(11.1)
“о
293
называется коэффициентом просадочност и, или о т-
носительной просадочностью. При бпр < 0,01 грунт
считается непросадочным.
Два типа просадочных оснований. Различают два типа оснований
из просадочных грунтов:
I — просадка от собственного веса практически отсутствует или
не превышает 5 см;
II — возможная просадка от собственного веса превышает 5 см.
У обоих типов просадочных грунтов важное значение при проек-
тировании имеет просадка от внешней нагрузки.
Расчет возможной просадки. Определяют распределение давления
под фундаментом по всей глубине просадочной толщи от нагрузки со-
оружения и от собственного веса (рис. 11.2), затем эту толщу разбивают
на слои, находят давление- посередине каждого слоя от сооружения
о2 и веса вышележащих слоев (природное или бытовое давление ~ avz).
Просадка
s =	(И‘2)
1
где 6прЛ — относительная просадочность, соответствующая давле-
нию оь равному сумме природного (бытового) давления
и дополнительного давления от фундамента сооружения
по середине рассматриваемого слоя i-толщи просадочного
основания = oz + ovz);
hi — толщина i-ro слоя, см;
т — коэффициент условий работы; определяется по СНиП;
п — количество слоев с различными значениями бпр,
Противопросадочные мероприятия. Если значения и неравномер-
ность просадок не превышают допустимых для данного здания или со-
оружения по условиям их прочности и эксплуатационной пригодности,
Рис. 11.1. Компрессионная кривая
просадочного при замачивании грун-
та (замачивание под сжимающим на-
пряжением о2)
Рис. 11.2. Схема распределения давления
под фундаментом:
az — напряжение от внешней нагрузки: ауг—
то же от собственного веса
294
то сооружение проектируют, как на непросадочных грунтах. В про-
тивном случае осуществляют противопросадочные мероприятия:
1)	искусственно изменяют просадочные свойства всей толщи про-
садочных грунтов или ее части одним из способов: а) поверхностно
уплотняют ударами тяжелых трамбовок; б) послойно укатывают уда-
ленный и вновь отсыпанный просадочный грунт; в) уплотняют грун-
товыми или бетонными набивными сваями; г) обжигают; д) закреп-
ляют химическими добавками; е) уплотняют глубинными взрывами
после предварительного промачивания.
При искусственном изменении свойств грунтов (искусствен-
ной деградации грунта) основания проектируют с учетом
деформативных и прочностных свойств грунтов при наиболее неблаго-
приятных условиях эксплуатации (например, при аварийном замачи-
вании основания или при подъеме уровня грунтовых вод и т. п.);
2)	прорезают всю просадочную толщу фундаментами, а при боль-
шой глубине — сваями. Это — основное мероприятие при строитель-
стве на просадочных грунтах искусственных сооружений. Опирать
фундаменты из свай-оболочек или столбов на просадочные грунты при
большой их мощности можно только при глубине заложения не ме-
нее 10 м и если полностью обеспечена надежная защита от замачива-
ния основания и подъема уровня грунтовых вод в процессе строитель-
ства и эксплуатации сооружения;
3)	при строительстве неответственных или малочувствительных
к просадочным деформациям сооружений предотвращают замачивание
просадочных грунтов отводом поверхностных вод и обеспечивают вы-
сокое качество сантехнических работ;
4)	понижают давление на основания до значений, близких к по-
рогу просадочности;
5)	применяют проекты конструкции зданий и сооружений, в ко-
торых учтены возможные большие неравномерные осадки, что позво-
ляет быстро восстановить эксплуатационную пригодность здания при
аварийных деформациях.
Противопросадочные мероприятия выбирают на основании технико-
экономического анализа в зависимости от степени просадочности грун-
тов, типа просадочной толщи, чувствительности конструкции к просад-
ке и вероятности замачивания.
11.5.	ОБЩИЕ УКАЗАНИЯ ПО ПРОЕКТИРОВАНИЮ ФУНДАМЕНТОВ
НА НЕРАВНОМЕРНО СЖИМАЕМЫХ ГРУНТАХ
Расчет по деформациям. При неоднородных по глубине и в плане
грунтах, содержащих сильно сжимаемые линзы и прослои, сооруже-
ния могут иметь недопустимо большие неравномерные осадки. Расчет
осадок при таких геологических условиях нельзя считать надежным,
особенно при определении скорости консолидации. Неравномерность
осадок в слоистых беспорядочных отложениях рассчитывают при наи-
лучших и наихудших из значений расчетных характеристик грунтов.
Определяют разность осадок соседних фундаментов, соответствующую
295
наилучшим условиям под одним (smln) и наихудшим под другим
(«max) из них-
Относительная неравномерность сжимаемости основания sOTH рав-
на отношению разности осадок к длине L рассматриваемого пролета или
участка стены:
„	_ smax — smin	/1 1 о\
&OTH-------1 • °)
Значения smax и sOTH, а также средних абсолютных осадок не долж-
ны превосходить предельных, допускаемых нормами.
Несущая способность. При определении несущей способности ос-
нований можно пользоваться средневзвешенной характеристикой
свойств грунтов, если они изменяются не более чем на 50%, в про-
тивном случае несущую способность основания приближенно оцени-
вают по самому слабому слою, предполагая, что фундамент опирается
на него непосредственно. Найденную несущую способность сравни-
вают с давлением на этот слой от фундамента при действительной глу-
бине его заложения.
Конструктивные мероприятия. При значительной неоднородности
основания для предотвращения больших и неравномерных осадок пре-
дусматривают конструктивные мероприятия:
1)	разрезают сооружения осадочными швами;
2)	устраивают противопросадочные пояса;
3)	изменяют глубину заложения и размеры фундаментов;
4)	возводят сооружение на сплошной жесткой фундаментной плите;
5)	рассчитывают по статической схеме, позволяющей сооружению
безопасно переносить значительные неравномерные осадки или выправ-
лять осевшие части (подъем конструкций);
6)	устраивают «плавающие» сооружения.
Если эти мероприятия не обеспечивают необходимую эксплуата-
ционную надежность сооружения, прорезают слабые грунты фунда-
ментом или сваями.
Осадочные швы. Их устраивают в местах резкой неоднородности
грунтов основания, между блоками зданий с разной высотой, в местах
переломов и поворотов продольной оси сооружения, примыкания стен
друг к другу, воспринимающих сильно различающиеся по значению
нагрузки, а также в местах температурных швов.
Осадочный шов разрезает вертикально все здание вместе с фун-
даментом, что позволяет оседать блокам по обе стороны от него неза-
висимо (рис. 11.3).
Противоосадочные (стенные) пояса. Такие пояса представляют со-
бой непрерывные замкнутые железобетонные узкие плиты, проложен-
ные в кладке в одном или нескольких уровнях. Пояса воспринимают
растягивающие усилия, возникающие в кладке, и повышают общую
жесткость здания, препятствуя ему распадаться в результате растрес-
кивания на отдельные не связанные между собой блоки (рис. 11.4).
Изменение глубины заложения и размеров фундаментов. При не-
одинаковой глубине заложения фундаментов стремятся к тому, чтобы
под всеми фундаментами или по всей длине ленточного фундамента ос-
296
Рис. 11.3. Разрезка сооружения на
блоки осадочными швами:
а — на неоднородном основании: б — в
стене
Рис. 11.4. Противопросадочные
пояса:
а — железобетонный: б — из армированной
кладки; в — над перемычкой
тавался приблизительно одинаковый по мощности сжимаемый слой.
Существенного изменения неравномерности осадки можно добиться,
изменяя площади подошвы различных фундаментов и давление на
грунт под ними так, чтобы получить близкие расчетные значения их
осадок.
Сплошные фундаменты. Сплошные фундаменты под все сооруже-
ние должны обладать высокой жесткостью и прочностью (рис. 11.5).
Такого типа фундаменты уменьшают главным образом неравномер-
ность осадок, создаваемую за счет слоев или линз грунта, находящихся
на относительно небольшой глубине. При залегании неравномерно сжи-
маемых слоев на глубине, большей, чем половина ширины фундамен-
та, жесткость фундамента может оказаться недостаточной и в нем воз-
никнут опасные деформации. В таких случаях устраивают свайные
фундаменты.
Выправка положения конструкций подъемкой. Простейший способ
выправки — применение винтовых или гидравлических домкратов
возможен в том случае, если проектом предусмотрена возможность лег-
кого удаления связей между фундаментами и колоннами, колоннами
и подкрановыми балками и т. д. Сравнительно просто это можно до-
стичь закладкой при строительстве металлических стыкующих дета-
лей, соединяемых на болтах. На территориях, подрабатываемых шах-
тами, после извлечения слоев угля поверхность приобретает блюдце-
образную форму (так называемая му льда оседания) и осе-
дает. При этом сооружения могут получить весьма интенсивные по-
вреждения. В подобных случаях поддомкрачивание позволяет выпра-
вить положение осевших частей сооружения.
«Плавающие» сооружения. Если вес сооружения равен весу извле-
Рис. 11.5. Сплошные коробчатые фундаменты высокой жесткости:
а — на песчаном грунте; б — на основании с более податливой средней частью; в — при тя»
желых сооружениях с частями различной высоты
297
после постройки сооружения остается таким же, как и до его возведе-
ния. В этом случае осадки (гораздо меньшие, чем при обычных усло-
виях) могут происходить только за счет набухания и упругого подня-
тия основания при его разгрузке в процессе рытья котлована, а также
вследствие иного распределения давления на грунт под сооружением,
чем под грунтом, заполнявшим ранее котлован.
11.6.	ФУНДАМЕНТЫ ПОД МАШИНЫ
Конструкция фундаментов. Размеры и очертание фундаментов
поверху, конструкцию крепления машины к фундаменту, пустоты, ка-
налы и колодцы, которые должны быть предусмотрены в фундаменте,
задает завод-изготовитель машины.
Обычно площадь подошвы фундаментов под машины передает дав-
ление на основание значительно меньше его расчетного сопротивления.
Поэтому несущая способность и сжимаемость грунта редко влияют на
размеры фундамента, однако они в значительной степени зависят от
динамического расчета. При проектировании задаются площадью по-
дошвы фундамента и его массой, рассчитывают их на динамические воз-
действия, вносят необходимые поправки с тем, чтобы получить наи-
более целесообразное в технико-экономическом отношении решение.
Фундаменты под машины обычно массивные (рис. 11.6, а)
и, если машина хорошо уравновешена, стенчатые в виде фундамент-
ной плиты с опирающимися на нее стенами (рис. 11.6, б) или колон-
нами—рамные фундаменты (рис. 11.6,в).
Основной материал для фундаментов под машины — железобетон
и монолитный бетон. Лишь для машин и станков с неболь-
шими динамическими нагрузками можно делать кирпичную или буто-
вую кладку на цементном растворе. Для машин периодического дей-
ствия устраивают также сборные и сборно-монолитные фундаменты.
Из-за сложной формы верхней поверхности фундамента под маши-
ны и известной неопределенности в распределении нагрузки на нее,
кроме расчетной арматуры, укладывают конструктивные арматурные
сетки (рис. 11.7). Кроме вертикальных сеток, укладывают также рас-
пределяющие горизонтальные арматурные сетки вблизи подошвы фун-
дамента и под верхними поверхностями, непосредственно воспри-
нимающими динамическую нагрузку. В фундамент жестко заделывают
стальные болты (рис. 11.6, а) для крепления машины.
Рис. 11.6. Типы фундаментов под машины:
а — массивный; б — стенчатый; в — рамный: « — заделанные в фундаменте анкерные болты
для крепления машины; / — анкерная плита, заделываемая в фундамент при бетонировании
298
сетками
фундамента с идеально упругим не-
весомым безынерционным основанием
Динамический расчет. Динамический расчет фундаментов под
машины основан на следующих положениях: 1) упругие реакции
основания при работе машин прямо пропорциональны соответствую
щим перемещениям фундамента; 2) при определении частот и ампли-
туд, колебаний фундамента от действия ударной нагрузки фундамент
вместе с машиной принято приближенно рассматривать как абсолют-
но жесткую массу, которая опирается на упругое безынерционное
основание, работающее как пружина (рис. 11.8). При более точном рас-
чете учитывают демпфирующие свойства грунта, вызывающие затуха-
ние колебаний; 3) шести степеням свободы массивного фундамента и со-
ответствующим видам колебаний фундамента (продольные вдоль осей
х, z и вращательные вокруг этих осей) отвечают соответствующие
виды колебаний основания (равномерное и неравномерное сжатие,
равномерный и неравномерный сдвиги).
Если частота вынужденных колебаний близка к собственной ча-
стоте колебаний фундамента, возникает быстрое и значительное уве-
личение амплитуды последних — так называемый резонансный
режим колебаний. Однако амплитуды колебаний фундамента
могут оказаться недопустимо большими для нормальной работы обо-
рудования дйже при отсутствии резонанса. Поэтому при проектиро-
вании фундаментов под машины необходимо определять частоту и ам-
плитуду их колебаний. Такой расчет называется динамичес-
ким. Формулы для расчета амплитуд колебаний и безопасные зна-
чения этих амплитуд для фундаментов под различные машины (уста-
новленные на основании опыта, не превышают миллиметра) указаны в
Строительных нормах и правилах (СНиП).
Амплитуды собственных колебаний. При расчете па действие ди-
намической йагрузки в виде отдельных ударов определяют амплиту-
ду собственных^ колебаний фундамента согласно СНиП. Для персо-
нала, работающего вблизи вибрационных установок, вредными яв-
ляются колебания со скоростью, превосходящей 2,5 мм/с, а ощуща-
ются колебания, имеющие скорость ик >0,25 мм/с.
При частоте со = 20 Гц этим скоростям соответствуют амплитуды
0,025 и 0,0025 мм. Влияние колебаний на грунты основания оценивают
299
по ускорению колебаний. Для обеспечения устойчивости оснований
под оборудованием, чувствительным к неравномерным осадкам, уско-
рение колебаний ак не должно превосходить 10-4 g.
Амплитуды вынужденных колебаний. При действии вибрацион-
ной нагрузки фундамент испытывает вынужденные колебания, ам-
плитуды которых Ai определяются методами теоретической механики
с учетом затухания, которое уменьшает расчетные значения ампли-
туд колебаний:
Ai=kRsh	(11.4)
где st — перемещение при статическом действии максимального зна-
чения динамического усилия;
kR — коэффициент, зависящий от соотношения частот собствен-
ных и вынужденных колебаний и диссипативных свойств
оснований, определяется по СНиП.
Статическое перемещение st определяют исходя из допущения,
что оно пропорционально амплитудному значению возмущающей
силы Qo:
Si=-^-Q0,	(11.5)
где Ki — коэффициент жесткости основания
при данном виде упругих перемещений фундамента. Он
представляет собой общую нагрузку на основание, вызы-
вающую перемещение s£ — 1.
Собственные частоты прямолинейных (трансляционных) колебаний
фундамента вдоль осей х, г/, z равны (без учета демпфирующих свойств
основания)	___
(11.6)
г тФ
где /Пф — масса фундамента.
Таким образом, если необходимо изменить собственную частоту
колебаний фундамента, изменяют его массу, жесткость основания
или то и другое.
Собственная частота вращательных колебаний фундамента
«'П
где Ка — коэффициент жесткости основания при неравномерном
упругом сжатии (КФ) или неравномерном упругом сдви-
ге (Кф);
0а — соответствующий момент инерции массы фундамента.
Динамические характеристики оснований. Коэффициенты жест-
кости при прямолинейных колебаниях прямо пропорциональны пло-
щади подошвы фундамента, что выражается зависимостью
Ki (i = x, у, z),	(11.8)
где Сi — коэффициент пропорциональности, представляющий со-
бой значение Ki при площади основания F = 1.
300
Коэффициент Cz называется коэффициентом упруго-
го равномерного сжатия основания, коэффициент
Сх =СУ — коэффициентом упругого равномерно-
го сдвига:
Сг =ЯВД(В+ВУТ67?),	(11.9)
где А, Ви D — коэффициенты, зависящие от рода грунта (принимают-
ся по СНиП);
Вд — модуль сжатия грунта;
F — площадь подошвы фундамента.
Коэффициенты жесткости для вращательных колебаний пропорци-
ональны соответствующим моментам инерции / площади основания:
Ка = Са1а.	(11.10)
В зависимости от направления оси, вокруг которой могут проис-
ходить вращательные колебания, индекс а заменяют индексом <р
или ф.
Коэффициент Сф — коэффициент упругого нерав-
номерного сжатия основания; /ф — момент инерции пло-
щади основания относительно ее оси, перпендикулярной к плоскости
колебаний; С\р — коэффициент упругого неравно-
мерного сдвига; — полярный момент инерции площади
подошвы фундамента.
Коэффициенты и Са следует определять на строительной пло-
щадке при испытании моделей фундаментов статической или динамиче-
ской нагрузкой. Коэффициенты упругих деформаций основания при
отсутствии данных испытаний равны:
Сх = 0,7 С2; Сф = 2,0С2;	= С2.	(11.11)
Расчетное давление на основание при динамическом воздействии
^дин	(11.12)
где RCT — расчетное давление на основание, установленное как
для обычных сооружений в соответствии с дей-
ствующими Строительными нормами;
/и, mj. — коэффициенты условий работы и грунтовых условий;
принимают в зависимости от вида машин по СНиП, на-
пример, для машин с кривошипно-шатунными механиз-
мами т = 1; для мелких и пылеватых водонасыщенных
песков /Hi = 0,6; для остальных грунтов т1 = 1.
Защита сооружений от вибраций. Ударные нагрузки и вибрации
фундаментов машин вызывают в окружающем грунте распространение
продольных и поперечных упругих волн, которые приводят в колеба-
тельное движение соседние сооружения. Особенно опасны колебания
строительных конструкций в тех случаях, когда частота их собствен-
301
них колебаний оказывается очень близкой к частоте возмущающего
воздействия. В этом случае могут возникать чрезмерные напряжения,
ведущие к появлению трещин и даже к разрушению конструкций.
Чтобы предохранить от динамического воздействия работающей
машины расположенные поблизости объекты, следует стремиться к
максимальному увеличению расстояния между ними при проектирова-
нии. Фундаменты машин с динамическими нагрузками отделяют от
смежных фундаментов зданий и сооружений сквозными швами шири-
ной не менее 100 мм.
Для уменьшения вибрации фундаментов машин и соседних кон-
струкций предусматривают виброизоляционную защи-
ту— ставят упругие прокладки, пружины и плиты (рис. 11.9) или
присоединяют к защищаемым конструкциям дополнительные массы,
способные гасить колебания. Разрабатываются также способы измене-
ния амплитуд и частот колебаний защищаемого сооружения.
Эффективно опирать фундаменты на сваи. Динамические параметры
свайных фундаментов рассчитывают по тем же формулам, что и фун-
даменты под машины на естественном основании, но при иных характе-
ристиках масс и жесткости. Их определяют по формулам, рекомендо-
ванным СНиП.
Динамические осадки фундаментов. Осадки остаточнбго характера
за счет виброуплотнения происходят только в начальный период ра-
боты машины и носят затухающий характер. После прекращения этих
осадок сохраняются только упругие колебания фундамента, рассмо-
тренные выше. Однако при значительных ускорениях колебаний мел-
козернистые пески и пылевато-суглинистые грунты в водонасыщенном
состоянии могут испытывать горизонтальное выжимание из-под фун-
дамента — виброползучесть. Виброползучесть захватывает слой
грунта, непосредственно примыкающий к подошве фундамента. Чтобы
избежать осадок за счет виброползучести, тонкозернистый грунт осно-
вания рекомендуется заменять подушкой из уплотненного крупно-
обломочного грунта и окружать ее по периметру сплошным шпунто-
вым рядом или сцементировать подушку вокруг фундамента.
Рис. 11.9. Виброизоляция фундаментов:
а —опирание фундамента на упругие подкладки в железобетонном коробе: б —деталь пру-
жинной виброизоляции: 1 — битум; 2 — изоляция; в — подвеска фундамента под машину на
пружинной подвеске; г — деталь пружинной подвески; / — несущая балка (заделывается
в стены короба); 2 — пружины; 3 —болт
302
11.7.	УСИЛЕНИЕ И РЕКОНСТРУКЦИЯ
СУЩЕСТВУЮЩИХ ФУНДАМЕНТОВ
Причины, вызывающие необходимость усиления. К числу причин
(кроме указанных в §11.1), требующих усиления фундамента, отно-
сятся износ материала, разрушение кладки, реконструкция пролет-
ного строения. Изменения условий работы или увеличение давления
на грунты основания под фундаментом могут возникать при увеличе-
нии нагрузок на сооружение; уменьшении несущей способности грун-
тов; изменении уровня грунтовых вод; изменении условий, вызываю-
щих деформации грунтов под фундаментами вследствие прокладки под-
земных коммуникаций; размыве примыкающих к фундаменту грунтов
и углублению дна реки; повреждении элементов фундамента агрес-
сивными водами; оползневых процессах, вызванных нарушениями
режима грунтовых вод или изменениями условий загружения грунто-
вого основания. При всех условиях работы по усилению не должны
вызывать напряжений в грунтах и в фундаменте, превышающих значе-
ния, опасные для сооружения.
Грунт под вновь возводимыми частями фундамента должен быть
предварительно уплотнен и нагружен так, чтобы весь фундамент в рав-
ной мере включался в работу под нагрузками, а напряжения в грунте
под всеми элементами фундамента были одинаковыми. Под фундамен-
тами, существующими длительное время, грунты уплотнены и упроч-
нены, поэтому нагрузка на них может быть увеличена до 20—30%
в глинистых и до 80—100% — в песчаных грунтах.
Способы усиления массивных фундаментов и их оснований. К их
числу относятся увеличение площади подошвы; углубление всего
фундамента или его частей; погружение свай по периметру сущест-
вующего массивного фундамента; укрепление грунтов под фунда-
менты и вокруг него химическими добавками, электрохимическим
воздействием или инъектированием цементного молока (см. главу
XII). При наличии трещин в массивном фундаменте (бетонном, бу-
товом или кирпичном) в них наг-
нетают через разбуренные в клад-
ке скважины цементный раствор
или эпоксидную смолу. Иногда для
усиления кладки устанавливают
стальные или железобетонные обой-
мы, прижимаемые к стенам сквоз-
ными стяжными болтами.
При необходимости дополни-
тельного увеличения площади фун-
дамента вначале разрабатывают
шурфы (последовательно в две-три
очереди) или траншеи вдоль стен
и бетонируют примыкающие мас-
сивы, не соединяя их с кладкой
существующего ^фундамента (рис.
11.10). Затем через сквозные про-
Рис. 11.10. Усиление фундамента уши-
рением подошвы:
1 — фундамент; 2 — бетон; 3 — клинья; 4 —
присоединяемые массивы; 5 — гидродом-
крат; 6 — пакеты из стальных балок
303
Рис. 11.11. Усиление фундамента с применением плоских домкратов:
а — схема усиления: б — деталь домкрата; 1 — фундмент; 2 — присоединенные массивы;
3 — штрабы в фундаменте; 4 — арматурные каркасы или балки; 5 — плоский домкрат; 6 —
кольцевое уширение; 7 — трубопровод к домкрату
Рис. 11.12. Усиление фундамента с
устройством временного опирания
стены:
1 — двутавровая балка; 2 — клинья; 3 —
шпальные клетки; 4 — котлован для
подводки фундамента; 5 — поперечная
распорка; 6 — гидродомкрат; 7 — клин;
8 — стена
Рис. 11.13. Усиление фундамента буровыми
сваями:
/ _ буровые сваи; 2 — башмак; 3 — подкладки из
бетонных блоков; 4 — балка; 5 — патрубок сваи
304
Рис. 11.14. Схема укрепления
основания инъекциями:
1 — фундамент; 2 — инъектор; 3 — ук-
репляемый грунт
емы (штрабы) в кладке (или в образованные ниши) закладывают
пакеты из стальных (или железобетонных) балок под новой клад-
кой.
После приобретения достаточной прочности кладки плунжер-
ными гидравлическими домкратами, опирающимися на пакеты,
обжимают грунты под новыми частями фундамента, фиксируют осад-
ку клиновидными вставками, извлекают домкраты и омоноличи-
вают весь фундамент бетонным раствором (см. рис. 11.10). Местное
обжатие грунта целесообразно осуществлять плоскими домкратами,
которые свариваются по периметру из двух тонких стальных листов
(1—3 мм).
Домкраты размещают между подошвой фундамента и грун-
том, как показано на рис. 11.11.
Перед установкой домкрата грунт выравнивают и утрамбовывают,
а при слабых грунтах укладывают слой гравия или бетона.
После укладки домкрата над ним бетонируют дополнительные
массивы фундамента. Когда бетон новой кладки упрочниться, в дом-
крат нагнетают твердеющую жидкость (эпоксидную смолу, цемент-
ный раствор и пр.) и напрягают дополнительный массив и грунт
под ним.
При уширении или углублении подошвы фундамента иногда соору-
жения временно опирают на грунт за пределами проектируемого конту-
ра будущего фундамента (рис. 11.12). В этом случае давление на грунт
передается через клетки из деревянных брусьев и пакеты из сталь-
ных балок с вывешиванием сооружения гидравлическими дом-
кратами.
При таком способе усиления можно после извлечения старой
кладки, разработки котлована и выравнивания подошвы уклады-
вать готовые железобетонные плиты или бетонную смесь до обреза
сооружения.
Разгрузка массивных и свайных фундаментов путем погружения
дополнительного количества свай (рис. 11.13) часто оказывается наи-
более рациональным способом усиления. Новые сваи располагают вдоль
стен ленточного фундамента или по периметру прямоугольного (или
круглого) фундамента.
Сотрясения и вибрации при забивке свай молотами или вибропо-
гружении обычно неблагоприятно влияют на состояние сооружения,
на усиливаемый фундамент и основание под ним. Поэтому при
усилении целесообразно прибегать к вдавливанию свай или приме-
нять буровые (буронабивные) сваи, погружаемые до прочных
грунтов.
Усиление оснований. Грунтовые основания усиливают силикатиза-
цией или инъектированием других растворов через стальные трубы
(диаметром 8—15 см) с перфорированными отверстиями у нижних кон-
цов (рис. 11.14), наклонно забитые под фундамент. При этом отпадает
необходимость в земляных и других трудоемких работах.
Однако этот способ не всегда применим по гидрогеологическим
условиям.
305
Глава XII
ИСКУССТВЕННЫЕ ОСНОВАНИЯ
12.1.	УСЛОВИЯ И СПОСОБЫ УСТРОЙСТВА
ИСКУССТВЕННЫХ ОСНОВАНИЙ
Искусственное упрочнение грунтов основания. В тех случаях,
когда основание обладает чрезмерной сжимаемостью и недостаточной
несущей способностью, может оказаться экономически выгодным ис-
кусственное улучшение физико-механических свойств грунтов, за-
легающих ниже подошвы фундамента — так называемое закреп-
ление, или техническая мелиорация грунтов. Ос-
нование из закрепленного грунта называется искусственным.
Основные способы устройства искусственных оснований заклю-
чаются либо в упрочнении существующего грунта, либо в его замене.
Основные способы закрепления грунтов. Наиболее разработаны
и широко применяются механические способы — искусствен-
ное уплотнение грунтов действием статической или динамической на-
грузки и устройство грунтовых свай.
К химическим относятся все способы, при которых введе-
нием в грунт тех или иных реагентов искусственно создают прочные
и водостойкие связи между частицами (силикатизация, цементация,
введение полимеров) либо грунту придают гидрофобные (водооттал-
кивающие) свойства.
К физико-химическим способам относятся закрепление
грунтов воздействием электрического тока (электроосмотическое и
электрохимическое закрепление), электросиликатизация, устройство
известковых свай, обжиг (термоупрочнение).
Каждый из указанных выше способов имеет свою область приме-
нения, которая определяется видом и свойствами закрепляемого грун-
та, а также экономическими соображениями.
12.2.	МЕХАНИЧЕСКОЕ УПРОЧНЕНИЕ
Трамбование и вибрация. Небольшие объемы песчаного или рых*
лого насыпного связного грунта уплотняют легкими механическими
трамбовками и площадочными вибраторами. При этом первоначаль-
ная толщина трамбуемых слоев не должна превышать 10—15 см. Трам-
бование ведется до почти полного прекращения остаточного оседания
поверхности грунта при ударах (до «отказа»).
Уплотнение тяжелыми трамбовками. Просадочные грунты на глу-
бину 1,5—2 м уплотняют тяжелыми бетонными или чугунными трам-
бовками массой 3—4 т, которые сбрасывают краном. Трамбуют до
тех пор, пока не прекратится осадка поверхности грунта и не будет до-
стигнута в нижней части уплотненного слоя объемная плотность по-
рядка 1,6 т/м3, при которой просадочность уже не имеет места. Уплот-
306
няемый трамбованием грунт должен иметь влажность, близкую к пре-
делу раскатывания.
Укатка. Толщи просадочного грунта или рыхлого песка в 10—15 м
уплотняют падающими трамбовками, которые сбрасывают с высоты
10 м. При большом объеме искусственные подсыпки целесообразно уп-
лотнять способом послойной укатки, подобно тому, как это делается
при возведении дорожных насыпей. Укатывают слоями от 15—20 см
легкими катками и до 30—40 см тяжелыми катками. По каждому слою
катки совершают до 8—10 проходок. Для уменьшения объема работ за
счет повышения эффективности укатки грунт уплотняют при оптималь-
ной влажности, которую определяют следующим образом. Исходя из
заданного сопротивления грунтов нагрузке устанавливают испытания-
ми требуемую плотность грунтов, затем при различных влажностях
проб грунта уплотняют каждую из них в металлическом цилиндре
(контейнере) ручным трамбованием. Вес трамбовки и режим уплот-
нения (высота падения, количество ударов, толщина слоев) устанавли-
вают по инструкции.
По результатам испытаний строят график зависимости объемной
массы грунта от его влажности при данной работе уплотнения (рис. 12.1).
Оптимальная влажность соответствует максимальной фазовой массе
скелета грунта. Если испытание показало, что эта масса не отвечает
заданным требованиям к качеству уплотненного грунта, необходимо
увеличить работу уплотнения и определить новую оптимальную влаж-
ность, соответствующую более тяжелому катку.
Глубинная вибрация. При уплотнении песчаных грунтов в них
погружают включенный вибратор, рядом с которым опускают перфо-
Рис. 12.1. Зависимость фазовой массы грунта
тпск от влажности W при различном уплот-
нении
Рис. 12.2. Гидровиброуплотни-
тель для песчаных грунтов
307
Рис. 12.3. Оборудование для устрой-
ства песчаных свай:
а — схема установки; б — раскрывающийся
наконечник трубы; 1 — инвентарная труба;
2 — отверстие для засыпки песка: 3 — виб-
ропогружатель; 4 — стальная труба; 5 —
створки; 6 — кольцо
рированную трубу для подачи в
песок воды под давлением 400—
500 кПа. По достижении необходи-
мой глубины вибратор задержи-
вают приблизительно на 15 с, а
затем медленно поднимают лебед-
кой или автомобильным краном.
Мощные гидровиброуплотнители
(рис. 12.2) уплотняют слой тол-
щиной Юм.
Глубинные водонасыщенные
рыхлые песчаные грунты можно
уплотнять при помощи камуфлет-
ных взрывов зарядов аммонита ве-
сом 20—50 Н.
Песчаные сваи. Слабые глини-
стые грунты можно уплотнить пес-
чаными сваями до глубины, на кото-
рой давление от сооружения стано-
вится допустимым для нижележа-
щих слоев в их естественном состо-
янии. Средний модуль деформации основания из песчаных свай значи-
тельно превышает модуль деформации неуплотненного грунта. Рас-
стояние между сваями окончательно уточняют после опытного уплот-
нения путем проверки плотности грунта в межсвайном пространстве.
Контроль плотности основывается также на определении веса песка,
израсходованного на изготовление каждой сваи.
Песчаные сваи изготовляют в инвентарных, обсадных трубах
(рис. 12.3) диаметром 400—500 мм с закрывающимся башмаком. По-
гружают инвентарные трубы под действием свайных молотов или виб-
ропогружателей. После погружения обсадной трубы вибрированием
на заданную глубину вибратор выключают, трубу заполняют песком
на 1 м выше уплотняемой поверхности и заливают водой до уровня
верха песка. Затем включают вибратор и постепенно поднимают обсад-
ную трубу.
12.3.	ХИМИЧЕСКОЕ УПРОЧНЕНИЕ
Сущность способа. Повысить прочность грунтов можно путем ис-
кусственного создания устойчивых структурных связей между грун-
товыми частицами. Для этого в поры грунта нагнетают раствор, спо-
собный отвердевать. В зависимости от проницаемости грунта приме-
няют однорастворный способ и закрепления или двухрастворный, ког-
да приходится по очереди нагнетать два раствора: основной и отвер-
дитель.
Если не ставится задача достижения водонепроницаемости грунта,
то нет необходимости заполнять закрепляющим раствором объем пор,
достаточно высокую прочность получают при заполнении 15—25%
объема пор.
308
Цементация. Цементный раствор не является раствором в строгом
смысле этого термина, а представляет собой суспензию со взвешенными
частицами цемента. Проникновение твердых частиц возможно только
в поры, диаметр которых в 8—10 раз превышает диаметр самих ча-
стиц. Поэтому цементные растворы закрепляют грунты с коэффициен-
том фильтрации не ниже 100—120 м/сут. Чаще всего цементацию при-
меняют при закреплении трещиноватой скалы. Нагнетательные сква-
жины диаметром 50—150 мм располагают через 1—2 м и более одна от
другой с учетом результатов опытного нагнетания. Одна из возможных
схем нагнетания цементного раствора показана на рис. 12.4.
Силикатизация. Песчаные и лёссовидные грунты закрепляют на-
гнетанием в них силиката натрия. Пески сухие и водонасыщенные с
коэффициентом фильтрации от 2 до 80 м/сут закрепляют двух-
растворным способом. Растворы подаются в грунт через инъек-
торы (рис. 12.5).
В грунт поочередно, заходками на глубину, равную длине перфо-
рированной части инъектора, увеличенной на половину радиуса за-
крепления г, нагнетают водные растворы силиката натрия (Na2O-nSiO2)
и хлористого кальция (СаС12), в результате взаимодействия которых
выпадает гель кремневой кислоты (SiO2-nH2O). Первоначально гель
связан с большим количеством воды, но постепенно он, теряя воду,
уплотняется и цементирует частицы песка в камневидную массу
(рис. 12.6); При силикатизации песка прочность на сжатие достигает
около 2—5 МПа.
Силикатизация не рекомендуется в грунтах, пропитанных нефтя-
ными осадками и маслами, а также при повышенной щелочности поро-
вой воды (при pH более 9).
Грунты с относительно низким
коэффициентом фильтрации, на-
пример, в пылеватые пески с k$ от
0,5 до 5 м/сут закрепляют (плыву-
ны) однорастворным спо-
собом. В жидкий слабовязкий раст-
вор силиката натрия перед нагне-
танием добавляют медленно дейст-
вующий отвердитель в виде фос-
форной или серной кислоты или
другие вещества. Получаемая при
этом способе прочность грунта на
сжатие достигает 2—3 МПа.
Лёссы и лёссовидные суглинки
с коэффициентом фильтрации 0,1—
2 м/сут также закрепляют однораст-
ворным способом. Гель кремнекис-
лоты образуется при взаимодейст-
вии жидкого стекла с солями каль-
ция, содержащимися в лёссе.
Закрепление синтетическими
смолами. Наиболее эффективны для
Рис. 12.4. Схема нагнетания цемент-
ного раствора в трещиноватый скаль-
ный грунт:
1 — бак с раствором; 2 — цементный насос;
3 — труба для подачи раствора в скважи-
ну; 4 — нагнетательная головка; 5 — мано-
метр; 6 — пакля; 7 — плотно утрамбованный
раствор; 8 — цементационная скважина;
9 — бетонная подушка
309
Рис. 12.5. Инъектор для силикатизации:
/ — наголовник; 2 — соединительная гайка; 3 —
шланг, 4 — глухое звено; 6 — перфорированное
звено; 6 — наконечник
Рис. 12.6. Схема закрепления грунта
силикатизацией. Слева показана зона
закрепления одним инъектором
(I-II)
закрепления грунтов карбамидные, фенолформальдегидные и фурфу-
рольные смолы. Карбамидные смолы полимеризуются и отвердевают при
нормальной температуре при введении в них отвердителя — соляной,
щавелевой кислоты или хлористого аммония. Этими смолами закреп-
ляют пески с коэффициентом фильтрации не менее 0,5 м/сут. Прочность
закрепленного грунта в зависимости от концентрации смолы 1,5—
2,5 МПа при расходе около 200 л смолы на 1 м9 грунта.
Фенолформальдегидные смолы отвердевают в присутствии фос-
форной, соляной или борной кислоты, приобретая при этом большую
прочность и химическую стойкость. Этими смолами закрепляют влаж-
ные и маловлажные пески и лёссы.
Фурфурольные смолы затвердевают в присутствии соляной, сер-
ной и некоторых других кислот в количестве 0,01—0,1% веса смолы,
при этом слабовлажные мелкие пески приобретают прочность 2—5 МПа.
12.4.	ФИЗИКО-ХИМИЧЕСКОЕ УПРОЧНЕНИЕ
Электроосмотическое осушение. Схема электроосушения массива
грунта с помощью забиваемых в него электродов и постоянного тока
показана на рис. 12.7. Постоянный ток напряжением 60 В обычно
получают от электросварочных агрегатов. Катодами служат иглофиль-
тры, через которые откачивается поступающая при электроосмосе
310
Рис. 12.7. Электроосмотическое осушение грунтового основания:
а — разрез; б — план; / — аноды; S — катоды; 3 — перфорированная часть: 4 — закреплен-
ные массив грунта; 5 — источник тока
вода, анодами — стальные стержни, забитые в грунт. Расход электро-
энергии для осушения глины до границы раскатывания около 40—
45 кВт-ч/м8 грунта.
Количество электроэнергии, необходимой для перемещения в грун-
те воды, тем меньше, чем больше глинистых фракций содержит грунт.
Осушение происходит неравномерно и оказывается особенно значи-
тельным у анода. Одновременно с электроосушением происходит элек-
троуплотнение грунта. При применении этого способа на строительной
площадке должны быть проведены опытные работы по специальной
программе.
Электрохимическое упрочнение глин. При пропускании сквозь
грунт постоянного тока изменяется состав противоионного слоя гли-
нистых частиц вследствие замещения катионами, поступающими от
анода, первоначально входивших в слой катионов. С этой целью можно,
например, вводить в перфорированный трубчатый анод раствор хло-
ристого кальция, который, проникая в противоионный слой частиц,
существенно улучшает свойства глинистого грунта. В результате
электролитического растворения железных или алюминиевых анодов
в состав противоионного слоя войдут катионы железа или алюминия,
создающие цементацию грунта.
Если вводить в трубчатый перфорированный анод раствор жид-
кого стекла, то происходит электросиликатизация грунта, которая мо-
жет осуществляться в грунтах с коэффициентом фильтрации менее
0,07 и до 0,005 м/сут. При этом прочность грунта составит около 0,5 МПа.
Недостаток этого метода — малый радиус закрепления (несколько
десятков сантиметров), длительность процесса и значительный рас-
ход электроэнергии, измеряемый сотнями киловатт-часов на 1 м8 за-
крепленного грунта.
Термическое упрочнение грунтов (обжиг). При термическом уп-
рочнении влага испаряется из грунта — происходит его обжиг.
По этому способу в скважины, герметически закрытые сверху спе-
циальными крышками с горелками (рис. 12.8), подается горючая жид-
кость или газ и сжатый воздух. При этом в скважине создается избы-
точное давление до 50 кПа, благодаря которому горячие газы рас-
31 I
Рис. 12.8. Схема термического укреп-
ления грунта:
1 — компрессор; 2 — трубы для подачи
сжатого воздуха; 3 —трубы для горючего;
4 — топливный насос; 5 — емкость с топли-
вом; 6 — скважины
пространяются по порам окружающего грунта и в течение 5—10 дней
вокруг скважины образуется столб обожженного грунта диаметром до
1,5—2,5 м. Общий расход жидкого горючего на одну такую скважину
около 1,5 т. Обожженный грунт обладает прочностью до 1—1,2 МПа и
высокой водостойкостью.
Известковые сваи. В скважине, пробуренной в слабом водонасыщен-
ном глинистом грунте, помещается негашеная известь (СаО), которая
отнимает у грунта воду, превращаясь в Са(ОН)2. Этот способ применя-
ется пока лишь в порядке эксперимента.
12.5. ЗАМЕНА СЛАБОГО ГРУНТА
Песчаные или гравийные подушки. Если в основании залегает
слой слабого грунта, то вместо уширения или углубления фундаментов
может оказаться экономичнее замена этого грунта песчаной или гра-
вийной подушкой. Песчаная подушка, воспринимая давление от фун-
дамента, распределяет его на большую площадь.
Песчаные подушки отсыпают из чистого крупно- или среднезер-
нистого песка, который уплотняют механическими трамбовками или
вибраторами. Котлован для песчаной подушки оТрывают с предель-
но крутыми откосами, а в оплывающих грунтах устраивают шпунто-
вые стенки.
Расчет песчаной подушки сводится к определению ее толщины и
размеров в плане. Ширина подушки понизу зависит от угла р
(рис. 12.9, а), условно называемого «углом распределения
давления». Для песка р = 30 4-35°, для гравия 40 4- 45°. При
таком значении угла р практически исключается выпирание песка
в стороны за счет горизонтального обжатия слабого грунта в стенках
котлована.
Толщина подушки определяется несущей способностью подсти-
лающего слабого грунта на уровне подошвы подушки исходя из со-
отношения
<тСр^Ян,	(12.1)
где оср — среднее давление от веса сооружения и подушки на сла-
бый грунт;
R* — нормативное сопротивление грунта на уровне подошвы
подушки.
При этом толщина подушки должна быть такой, чтобы совмест-
ная осадка подушки и подстилающего грунта была меньше предельно
допускаемой осадки сооружения.
312
Рис. 12.9. Песчаные подушки под фундаментом (а) и донная (б):
/ _ фундамент; 2 — каменная наброска; 3 — подушка; 4 — илистый грунт дна
Донные подушки. При возведении сооружений большого веса на
слабых илистых грунтах морского дна песчаную подушку устраивают
для механического уплотнения основания. Процесс уплотнения про-
исходит благодаря фильтрационной консолидации ила, что сопровож-
дается повышением его прочностных характеристик. При уплотнении
илов необходимо отсыпать песок равномерным слоем, чтобы предот-
вратить разрушение структуры ила. Эта работа выполняется с ис-
пользованием земснарядов.
Ширина песчаной подушки должна превышать в 5—6 раз ширину
фундамента (рис. 12.9, б).
Глава XIII
КРАТКИЕ СВЕДЕНИЯ
ПО ТЕХНИКЕ БЕЗОПАСНОСТИ
ПРИ СТРОИТЕЛЬСТВЕ ФУНДАМЕНТОВ
Сложность условий производства работ при сооружении фунда-
ментов, опасности, связанные с нарушением технологии таких работ,
использование современных землеройных, сваебойных и_ других
машин предъявляют повышенные требования к соблюдению правил
техники безопасности в фундаментостроении. Такие требования из-
ложены в СНиП II 1.4—80 и в ведомственных нормативных доку-
ментах.
Необходимо иметь в виду, что к работам, связанным со строитель-
ством фундаментов, могут допускаться только, лица, изучившие и
сдавшие экзамены по специальным разделам техники^ б.^11а£но£ти-
Знание правил должно проверяться^специальными комиссиями не
реже одного раза в год.
Следует учитывать, что безопасность работ преж де зсегл занизит от
выполнения обоснованных расчетами требований прочности, устой-
чивости формы и положения й надежностиi враббте элементов основ-
ных и вспомогательных конструкций, а также используемого обору-
дования (копров, кранов, “Плавучих средств й^др}. "
313
Начинать организацию работ и подготовку рабочих мест при всех
снособацщбацеобходимо с устройства ограждений, защитных при-
способлений идругих мероприятий, гарантирующих безопасность
работающих.	‘	“----
При всех условиях грузоподъемное и такелажное оборудование
должно отвечать требованиям Гостехнадзора, а котлы, воздухосборни'-
и трубопроводы — требованиям Котлонадзора?	’
Основные положения и требования техники безопасности в конкрет-
ных условиях строительства должны быть отражены в проекте орга-
низации строительства фундаментов.
Т1ри сооружении фундаментов в акваториях все суда, плавучие
краны_и!^цшие плавучие средства должньГ'иметь свидетельства,
подтверждающие~~их водоизмещения и остойчивость.
Использование льда в качестве основания для перемещения гру-
зов должно подтверждаться расчетом.
Перед выполнением любых земляных работ (разработка котлова-
нов;Г погружение сваи, опускание колодцев, бурение скважин и др.)
необходимо убедиться в отсутствии коммуникаций на участках раз-
работок (электрокабелей, газопроводов, водопровода и пр.) или принять
меры к их сохранению и безопасности производства работ (отключить
энергию или воду, обеспечить аккуратность раскопок и подвешивание
коммуникаций и др.).
При всех сплгпбях работ опасные для людей участки должны быть
огорожены и оборудованы предупредительными сигналами. 1
Для предотвращения обвалок и оползней при разработке- котлова-
нов под фундаменты нельзя допускать крутизну откосов, большую?чем_
'ЭТб'указано в главе 111.
—-Прочность if надежность ограждений и креплений котлованов
ДОЛЖНЫ, бытк рассчитаны й Проверяться в процессе работ.
Краны, копры и друТОё оборудование нельзя*располагать ближе
границы призмы'обрушения,* если это не предусматривается проектом
и_нё подтверждено расчетом. ~~
Строповку блоков фундаментов при установке их кранами следует
выполнять при помощи монтажных петель или^специальных траВерс
й“ строповочных устройств, проверенных расчетом. Поднимать иГОТГус-
кать блоки —бёзрывкбв, причем в начале подъема необходимо убеж-
даться в надежности строповки^	*----------
^Особое внимание должно бьйъ уделено устойчивости положения
башенных и других самоходных кранов, а также прочности под-
крановых путёЮ^Тбнтажные работы ночью допускаются только при
хорошем искусственном освещении.
При взрывных работах в котлованах необходимо выполнять спе-
циальные требования Г ~ '
Особое внимание при свайных работах должно быть уделено обеспе-
ченйюТрочности и устойчивости копров, кранов, направляющих кар-
касов, а также надежному закреплению молотов и вибропогружателей.
Нельзя^ находитьсяпод подвешенными агрегатами. Во время переры-
вов в~ работе сваебойныежагрёгатьЕДОлжны быть~опущены и установле-
ны на настил.
314
Не разрешается передвигать или поворачивать копер при подве-
шенном молоте. Нельзя подтягивать сваи копровым тросом к копру
по горизонтали на расстояния больше 6 м-
При сооружении фундаментов с применением «опускного колод-
ца» необходимо ограждать или закрывать щитами шахтные отверстия
колодца. Если грунт разрабатывают вручную, то необходимо постоян-
но следить за состоянием вентиляции ц появлением вредных газов.
. В акваториях при возведении земляных островков для устройст-
ва секций колодца следует строго соблюдать допустимую крутизну
естественных откосов берегов и проверять расчетом прочность их
креплен и?Е	’
При погружении наплавных колодцев необходимо обеспечивать их
устойчивое положение и направление погружения специальными ме-
роприятиями до углубления в грунты дна водоема на требуемую рас-
четом глубину.
Особое внимание технике безопасности должно уделяться при кес-
сонных работах. Работа людей в кессоне небезопасна для их здоро-
вья, поэтому применение кессонного способа допускается лишь в ис-
ключительных случаях, по специальному разрешению министерств.
Болезненные явления, называемые «кессонной болезнью», возникают
только при нарушении правил и норм поведения людей при работах
в кессоннах, изложенных в «Правилах безопасности при произвпдст-
Ъе кессонных работ», утвержденных ВЦСПС. Эти нарушения прежде
всего связаны с самовольным_уменьшением времени «шлюзования»
и «вышлюзойыванПя^тГ^-ускорением перехода от одного давления
к другому и осоЪенноот.больщего к меньшему.
1£_рдботам в кессоне допускаются, как правило, мужчины в воз-
расте~отТ8 до 45 лет, после специального медипицского освидетельст-
вования.
Избытлицле давление воздуха в кессонах обычно не превышает
0,f9 МПа и только, в особых случаях допускается давление 0,39 МПа.
Чистота воздуха в камере кестня , время, работы и периодьмшлю-
зования» регламентированы Санитарными нормами.
СПИСОК ДОПОЛНИТЕЛЬНОЙ ЛИТЕРАТУРЫ
3 а в р и ев К. С., Шпиро Г. С. Расчеты фундаментов мостовых опор
глубокого заложения. М.: Транспорт, 1970. 216 с.
Карцивадзе. Г. Н. Сейсмостойкость дорожных искусственных со-
оружений. М., Транспорт, 1974. 263 с.
Кириллов В. С. Основания и фундаменты. М.: Стройиздат, 1966.
384 с.
Костер и н Э. В. Основания и фундаменты. М., Высш, школа, 1966.
459 с.
Методическое руководство по расчету мостовых сооружений на сейсмиче-
ские воздействия. Тбилиси: Изд-во ГПИ им. Ленина 1970. 51 с.
Озеров Н. В. Кессонные фундаменты. М.:'Трансжелдориздат, 1940.
560 с.
Орлов В. О., Дубнов И. И., Меенков Н. Д. Пучение про-
мерзающих грунтов и его влияние на фундаменты сооружений. Л.: Стройиздат
Ленингр. отд-ние, 1977. 184 с.
Проектирование деревянных и железобетонных мостов /Петропавловский
А. А., Богданов Н. Н., Косарев А. В., Теплицкий А. В. М.: Транспорт, 1978.
360 с.
Руководство пр проектированию оснований зданий и сооружений/ НИИОСП
им. Герсеванова. М.: Стройиздат, 1976. 376 с.
Силин К. С., Глотов Н. М. Опускные колодцы, М.: Транспорт,
1971, 224 с.
Справочник по строительству на вечномерзлых грунтах/ Под ред.
Велли Ю. Я., Докучаева В. В., Федорова Н. Ф. Л.: Стройиздат. Ленингр.
отд-ние, 1977. 552 с.
Строительные нормы и правила.: СНиП П-А. 12—64*. Строительство в
сейсмических районах. М.: Стройиздат. 1977. 56 с. Строительные нормы и прави-
ла: СНиП П-15—74. Основания зданий и сооружений. М.: Стройиздат, 1975,
64 с.
Строительные нормы и правила: СНиП II-18—76. Основания и фундаменты
на вечномерзлых грунтах.: М.: Стройиздат, 1977. 48 с.
Строительные нормы и правила: СНиП II-17—77. Свайные фундаменты.
М.: Стройиздат, 1978. 46 с.
Строительные нормы и правила: СНиП П-Б-7—70. Фундаменты машин с
динамическими нагрузками. М.: Стройиздат. 1971. 32 с.
Цытович Н. А. Механика мерзлых грунтов. М., Высш, школа, 1973.
448 с.
Черкасов И. И. Механические свойства грунтов в дорожном строи-
тельстве. М.: Транспорт, 1976. 247 с.
ОГЛАВЛЕНИЕ
Введение
3
Часть первая
ОСНОВЫ МЕХАНИКИ ГРУНТОВ
Глава I. Физические свойства грунтов..............................11
1.1.	Фазовый состав нескальных грунтов. Количественные характерис-
тики ............................................................  11
1.2.	Скелет грунтов...............................................16
1.3.	Вода в порах грунтов.........................................18
1.4.	Взаимодействие частиц скелета................................23
1.5.	Законы движения воды в порах	грунта. Фильтрационное давление 29
1.6.	Физико-механические свойства скальных грунтов................36
Глава II. Закономерности сжимаемости грунтов..................... 37
2.1.	Расчетные модели механики грунтов...........................37
2.2.	Определение сжимаемости грунтов при компрессионных испытаниях 39
2.3.	Определение деформативных характеристик грунтов по модели спло-
шной среды при одноосном и трехосном сжатии.......................47
2.4.	Длительность компрессии дисперсно-фазовой модели (фильтрацион-
ная консолидация грунтов).........................................50
2.5.	Реологические свойства грунтов. Вторичная консолидация ... 56
Глава III. Распределение напряжений в грунтовом массиве..........59
3.1.	Напряжения от собственного веса грунта......................59
3.2.	Распределение сжимающих напряжений в массиве грунта от сосредо-
точенной и линейной нагрузки на его поверхности ..................61
3.3.	Напряжения в основании при действии распределенной нагрузки .
Способ угловых точек..........................................64
Глава IV. Сопротивление грунтов сдвигу ...	71
4.1.	Прочность грунтов.......................................... 71
4.2.	Сыпучие грунты............................................. 72
4.3.	Связные грунты............................................. 75
Г л а в а V. Подпорные стены. Устойчивость откосов котлованов . . 79
5.1.	Основные понятия.............................................79
5.2.	Активное и пассивное состояние предельного равновесия........81
5.3.	Давление горизонтальной засыпки на вертикальную подпорную сте-
ну ............................ . . ~	...........................83
5.4.	Определение активного давления на подпорную стену по методу
Кулона................  ~	• .............................    85
5.5.	Нагрузка на поверхности засыпки. Учет сцепления в грунте .... 87
5.6.	Частные случаи расчета давления на подпорные стены...........89
5.7.	Расчет устойчивости подпорной стены . .......................93
5.8.	Расчет устойчивости откосов..................................95
317
Глава VI. Несущая способность основ аний ....	- . 100
6.1.	Виды сопротивления основания . .	.......................100
6.2.	Критическое давление на основание..........................104
6.3.	Расчет несущей способности и предельного сопротивления основания 109
Глава VII. Грунты оснований и земляных сооружений при действии
динамических нагрузок............................................116
7.1.	Основные динамические нагрузки........................... .	. 116
7.2.	Динамическая сжимаемость грунтов......................... .	. 118
7.3.	Динамическая прочность грунтов ....	121
Глава VIII. Полевые испытания. Нормативные и расчетные характери-
стики грунтов....................................................123
8.1.	Область применения полевых методов..............'.........123
8.2.	Метод зондирования........................................  123
8.3.	Испытание грунтов на сжимаемость штампами...................125
8.4.	Полевое определение сопротивления грунтов сдвигу ...........126
8.5.	Прессиометрические испытания................................127
8.6.	Нормативные и расчетные характеристики грунтов .............128
Список дополнительной литературы........... .	....... 129
Часть вторая
ОСНОВАНИЯ И ФУНДАМЕНТЫ
Глава I. Основные типы фундаментов и области их применения 130
1.1. Основные положения....................................... .	.	130
1.2.	Нормативные и расчетные нагрузки	на фундаменты .	.	.	131
1.3.	Фундаменты мелкого заложения............................. .	.	133
1.4.	Фундаменты глубокого заложения.......	. 134
1.5.	Свайные фундаменты............. .	.	.135
1.6.	Выбор типа фундамента........	.136
Глава II. Проектирование фундаментов мелкого заложения . .	. 139
2.1.	Этапы проектирования. Выбор опорного пласта. . • .	.139
2.2.	Предварительное назначение размеров фундамента...............139
2.3.	Расчетное сопротивление грунтов сжатию под подошвой фундамен-
та ..............................................................142
2.4.	Несущая способность грунтового основания................. .	144
2.5.	Проверка фундамента на сдвиг и опрокидывание.................146
2.6.	Общая устойчивость фундамента вместе с окружающим грунтом . 148
2.7. Средняя осадка и крен фундамента..............................150
Глава III. Сооружение фундаментов мелкого заложения . .	. . 156
3.1. Подготовительные работы. Разработка грунта в котлованах . . . 156
3.2. Крепление котлованов......................................... 158
3.3. Устройство котлованов в акваториях........................... 165
Глава IV. Проектирование фундаментов из свай, столбов и оболочек 168
4.1. Область применения и разновидности свайных фундаментов .... 168
4.2. Конструкции свайных фундаментов . . . ........................173
4.3.	Фундаменты из столбов и оболочек.............................175
4.4.	Сопротивление свай нагрузкам...............................  176
4.5.	Взаимодействие свай с окружающим грунтом.......	. . 181
4.6.	Сопротивления свай горизонтальным нагрузкам...................182
4.7.	Основы проектирования свайных фундаментов . ..................183
4.8.	Принцип расчета свайных фундаментов...................... .	186
4.9.	Статический расчет свайного фундамента.......................189
4.10.	Матричный алгоритм пространственногс расчета свайного фунда-
мента с жестким ростверком.................................  203
318
Глава V. Сооружение фундаментов из свай и оболочек..............205
5.1.	Сооружение фундаментов из забивных свай.......	.	. . 205
5.2.	Вибропогружение свай......................................212
5.3.	Способы, облегчающие погружение свай. Устройство камуфлетных
уширений....................................................... 215
5.4.	Погружение	свай завинчиванием и вдавливанием.............217
5.5.	Сооружение	фундаментов	из сборных железобетонных оболочек 218
5.6.	Сооружение	фундаментов	на буровых сваях...................222
5.7.	Устройство ростверков.....................................227
Глава VI. Проектирование фундаментов глубокого заложения . . . 230
6.1.	Предварительное назначение	размеров	фундаментов............230
6.2.	Конструкции фундаментов....................................235
6.3.	Взаимодействие фундамента	с	грунтом	. .....................236
6.4.	Расчет по деформациям......................................242
Глава VII. Сооружение фундаментов с применением опускных
колодцев и кессонов.............................................243
7.1.	Опускные колодцы...........................................243
7.2.	Расчет опускного колодца...................................245
7.3.	Способы изготовления и погружения	опускных	колодцев........248
7.4.	Сооружение фундаментов с	применением	кессонов .............252
Глава VIII. Проектирование фундаментов для районов вечной
мерзлоты........................................................ 254
8.1.	Краткие сведения о вечно мерзлых грунтах..................254
8.2.	Принципы устройства фундаментов...........................257
8.3.	Рекомендуемые конструкции.................................258
8.4.	Глубина заложения.........................................259
8.5.	Определение расчетных глубин..............................260
8.6.	Расчет фундаментов на грунтах, используемых	по	I	принципу	.	262
8.7.	Определение расчетных сопротивлений твердомерзлых грунтов	.	264
8.8.	Расчет фундаментов на грунтах, используемых	по	II	принципу	.	269
8.9.	Учет воздействия морозного пучения грунтов на устойчивость фун-
даментов при сезонном проМерзании....................... 270
Глава IX. Сооружение фундаментов в районах вечной мерзлоты . . . 275
9.1.	Особенности строительства................................275
9.2.	Способы сооружения фундаментов при	соблюдении	I	принципа	.	.	276
9.3.	Способы сооружения столбчатых фундаментов	при	соблюдении	II
принципа.................................................277
9.4.	Массивные фундаменты.....................................281
Глава X. Фундаменты для сейсмических районов..................." . 282
10.1.	Сейсмические воздействия........................... . . 282
10.2.	Выбор площадки. Конструкции фундаментов....................284
10.3.	Расчет оснований и фундаментов на сейсмические нагрузки .... 285
Глава XI. Фундаменты в особых условиях. Усиление фундаментов . 291
11.1. Инженерно-геологические условия, осложняющие сооружение
фундаментов...............................................291
11.2.	Фундаменты на насыпных грунтах.........................  292
11.3.	Фундаменты на набухающих грунтах.........................292
11.4.	Фундаменты на Просадочных от замачивания	грунтах.........293
11.5.	Общие указания по проектированию фундаментов на неравномер-
но сжимаемых грунтах...........................................295
11.6.	Фундаменты под'машины....................................298
11.7.	Усиление и реконструкция существующих фундаментов........303
319
Глава XII. Искусственные основания.......................... . . . . 306
12.1.	Условия и способы устройства искусственных оснований .	. . 306
12.2.	Механическое упрочнение.....................................306
12.3.	Химическое упрочнение..........;............................308
12.4.	Физико-химическое упрочнение..............................  310
12.5.	Замена слабого грунта ................................. ....	312
Глава XIII. Краткие сведения по технике безопасности при строи-
тельстве фундаментов..............................................313
Список дополнительной литературы . ... . .... ....................316
Михаил Наумович Гольдштейн,
Александр Александрович Царьков,
Игорь Иванович Черкасов
МЕХАНИКА ГРУНТОВ, ОСНОВАНИЯ И ФУНДАМЕНТЫ
Редактор И. А. Натовская
Переплет художника А. М. Ясинского
хнические редакторы И. Д. Муравьева, Л. А. Цульбачинск
Корректор Л. В. Ананьева
ИБ К8 1095
Сдано в набор 05.01.81. Подписано в печать 18.09.81.	Т-27304
Формат 60Х90’/16. Бум. тип. № 2. Гарнитура литературная. Высокая печать.
Уел. печ. л. 20. Усл. кр.-отт. 20. Уч.-изд. л. 22,46.
Тираж 15 000 экз. Заказ 139. Цена 1 руб.
Изд. № 1-1-1/3 № 9651
Издательство <ТРАНСПОРТ», 107174, Москва, Басманный туп., 6а
Московская типография № 4 Союзполиграфпрома
при Государственном комитете СССР
делам издательств, полиграфии и книжной торгов
129041, Москва, Б. Переяславская ул.., д. 46