Автор: Чеботарев Г.П.
Теги: подземное строительство земляные работы фундаменты строительство тоннелей строительство механика грунтов грунты
Год: 1968
Текст
Г П. Чеботарев МЕХАНИКА
ГРУНТОВ,
ОСНОВАНИЯ
И ЗЕМЛЯНЫЕ
СООРУЖЕНИЯ
Перевод с английского
под общей редакцией
заслуженного деятеля
науки и техники
д-ра техн, наук
проф. Н. Н. Маслова
С
ИЗДАТЕЛЬСТВО
ЛИТЕРАТУРЫ ПО СТРОИТЕЛЬСТВУ
МОСКВА-1968
УДК 624.137/138+624.15
Автор книги, профессор Принстонского университета (США),
является одним из крупнейших специалистов в области механики
грунтов. Обширная личная практика автора позволила ему отра-
зить в книге сведения, которые могут оказаться наиболее полезными
для инженера-строителя в его повседневной практической деятель-
ности.
В книге рассматриваются устойчивость откосов, бортов выемок,
распределение напряжений в основании сооружений и их несущая
способность, боковое давление грунта, давление грунта на трубы
и т. д.
Излагаются методы искусственного уплотнения грунтов, раз-
ведки основания бурением и пенетрацией. Даются указания по выбору
наиболее целесообразных методов обоснования сооружений приме-
нительно к местным природным условиям. Уделено внимание во-
просам разработки котлованов, свайным и кессонным фундаментам,
опускным колодцам, подпорным стенкам, перемычкам, набереж-
ным и туннелям, а также возведению земляных плотин.
В книге приводится много данных по результатам эксперимен-
тальных исследований и натурных наблюдений, а также указаний
практического характера. Особенную ценность представляют иссле-
дования самого автора по работе шпунтовых стенок.
Книга рассчитана на инженеров-проектировщиков и строителей,
занятых на строительстве оснований и фундаментов различных со-
оружений, а также на инженеров-гидротехников.
Таблиц. 1 24, иллюстраций 380.
3—2—6
188—68
Григорий Порфирьевич Чеботарев
МЕХАНИКА ГРУНТОВ,
ОСНОВАНИЯ И ЗЕМЛЯНЫЕ СООРУЖЕНИЯ
Перевод с английского инж. В. С. Забавина
под общей редакцией
заслуженного деятеля науки и техники
д-ра техн, наук проф. Н. Н. Маслова
Стройиздат
Москва, К-31, Кузнецкий мост, д. 9
Редактор издательства А. П. Смирнова
Переплет художника М. К. Шевцова
Технический редактор 3. С. Мочалина
Корректоры Л. Д. Спрыгина, О. В. Стигнеева
Сдано в набор 21/11 1968 г. Подписано к печати 22/V 1968 г.
Бумага 60x90l/ie— 19,25 бум. л. 38,5 печ. л. (уч.-изд. 40,39 л.)
Изд. № VI-9328. Зак. № 277. Цена 2 р. 98 к.
Владимирская типография Главполиграфпрома
Комитета по печати при Совете Министров СССР
Гор. Владимир, ул. Победы, д. 18-6
ПРЕДИСЛОВИЕ АВТОРА
Эта книга была написана на основе записей лекций, прочи-
танных автором в Принстонском университете, начиная с 1937 г.,
когда в учебный план последнего года обучения студентов на
инженерно-строительном факультете университета был включен
курс механики грунтов. Для лиц, уже окончивших университет,
автор начал читать лекции несколькими годами позже.
В своей работе автор исходил из следующих принципов. Каж-
дый инженер-строитель в своей практической деятельности дол-
жен быть готов к встрече с вопросами, имеющими отношение
к проблемам инженерного грунтоведения и фундаментостроения.
При этом условии он обязан быть знакомым хотя бы с основа-
ми этих дисциплин. Вместе с тем, приступая к изучению свойств
грунтов, следует прежде всего считаться с тем, что они с не-
которых важных точек зрения заметно отличаются от других
материалов, с которыми приходится иметь дело инженеру-строи-
телю. Это обстоятельство вынуждает использовать при изучении
свойств грунтов в значительной мере иной подход к вопросу.
Прочностные и деформационные характеристики грунтов, а так-
же другие строительные показатели, характеризующие их свой-
ства, не являются для данного грунта постоянными. Они могут
существенно изменяться во времени и под влиянием принятого
метода строительного производства. Анализ напряженного со-
стояния грунтовой толщи гораздо более сложен, чем примени-
тельно к другим строительным конструкциям. Поэтому строгие
решения задач, связанных с грунтами, зачастую базируются на
крайне упрощающих допущениях и отсюда во многих случаях
поневоле оказываются только приближенными. И, напротив, эк-
спериментальный подход, включающий полевые наблюдения за
поведением реальных сооружений, нередко при подобных усло-
виях приобретает решающее значение. Часто на основе получен-
ных новых данных в ранее принятые теории вносятся изменения
или они даже полностью отвергаются. Накопление данных на-
блюдений за сооружениями нередко оказывается затруднитель-
ным, и в настоящее время мы располагаем еще недостаточным
их числом. Вот почему до сего времени сохраняется некоторая
терпимость во взглядах на использование в надлежащих случаях
существующих теорий. При этом условии нельзя недооценивать
в работах, связанных с применением в строительстве грунтов и
фундаментостроением, важной роли творческого начала. При-
знание такой роли является необходимым для понимания совре-
менного состояния этой области знаний, а также путей и мето-
дов подхода к решению связанных с ней задач, являющихся
существенными для ее дальнейшего развития. Для плодотвор-
ного развития механики грунтов необходимо тесное сотрудниче-
ство между инженерами-строителями всех специальностей.
Эти условия приводят к выводу, что начальное ознакомление
с теоретическим аппаратом механики грунтов должно быть тес-
но связано с кратким изложением надлежащих практических
сведений по проектированию и строительству фундаментов, а
также земдяных сооружений. Автор придерживался этого прин-
ципа при написании книги, предназначенной для использования
ее студентами старших курсов, аспирантами и в качестве общего
руководства для справочных целей.
За последнее двадцатипятилетие наблюдался исключительно
быстрый прогресс наших знаний, связанных с изучением строи-
тельных свойств грунтов. В свете новых полуэмпирических ме-
тодов, увязывающих данные натурных наблюдений и лаборатор-
ных испытаний с теоретическим анализом, оказались несостоя-
тельными многие освещенные временем концепции. На многие
явления возникли принципиально новые взгляды. Большинство
из них успешно выдержали проверку с неоднократным контро-
лем в натурных условиях. Требование инженеров-практиков в
направлении необходимости ускоренной разработки новых упро-
щенных руководящих принципов само по себе понятно. Однако
при существующем пока положении, когда многие даже основ-
ные вопросы остаются еще далеко не полностью разработанны-
ми, такое требование привело к преждевременному принятию
некоторыми организациями ряда обобщений, которые позже ока-
зались неоправданными. Такое положение создалось в ряде спе-
циальных областей, имеющих важное практическое значение,
например, в вопросах, связанных с оценкой возможного влияния
структурной прочности различных видов глинистых грунтов на
их свойства при нарушении структуры; о влиянии деформации
ползучести глинистых грунтов на их сопротивление сдвигу и на
величину развиваемого ими бокового давления грунта; о величи-
не собственной частоты колебания грунтов, подвергнутых виб-
рации, и, наконец, о возможной роли так называемого «арочного
эффекта» в величине бокового давления песков.
Для дальнейшего развития инженерного грунтоведения не-
обходимо непрерывное продолжение такого процесса пересмотра
и переоценки принятых положений. С этой целью является пред-
почтительной конструктивная критическая позиция. Вместе с
тем, чтобы быть эффективной, она должна сочетаться с глубо-
ким знанием фактических основ, на которых строятся наши
современные представления в рассматриваемой области знания.
6
Поэтому значительное место в этой книге отводится сведе-
ниям по имевшим место авариям сооружений, полевым наблю-
дениям и прочим экспериментальным данным. Делается ударе-
ние на значение выдвинутых гипотез и данных, проверенных
фактами. На примерах показывается важность понимания ин-
женерами-строителями роли в строительной практике смежных
геотехнических дисциплин, особенно геологии и физики грунтов.
Подчеркивается влияние на условия практического исполь-
зования выводов инженерного грунтоведения в различных стра-
нах с неодинаковыми геологическими, климатическими и эконо-
мическими условиями. Всякий раз, когда это представлялось
возможным, теоретические положения в книге излагались исходя
из начальных представлений в более известном для американ-
ских инженеров направлении их развития. Так, например, урав-
нения так называемой «классической» теории давления грунта
вместо объяснения их исходя из рассмотрения напряженного со-
стояния выводятся, как это делается в большинстве учебников
по сопротивлению материалов для студентов старших курсов,
при рассмотрении понятия о главных напряжениях из условий
равновесия элементарной призмы. Дается оценка границ воз-
можного практического использования тех или иных теорий и
точек зрения, особенно если некоторые из них противоречат друг
другу.
Широкий круг вопросов, рассматриваемых в книге, привел к
необходимости приведения многих ссылок на другие работы
и весьма сжатому изложению материала, что отчасти компенси-
руется большим числом иллюстраций. С той же целью в книге
приводится ряд практических примеров и задач с их числовым
решением. Повторение материала, изложенного в широко ис-
пользуемых учебниках по другим предметам, в книге избегает-
ся. В частности, методы определения размеров и необходимого
армирования железобетонных фундаментов и подпорных стенок
не рассматриваются.
Современное состояние наших знаний в области строитель-
ных свойств грунта является результатом работы множества
людей из различных стран всего мира. Автор старался во всех
случаях в тексте книги отдать должное пионерам в этой области,
а также их последователям.
Автор признает ценность опыта, приобретенного на берегах
Нила в период проведения им исследований по поручению еги-
петского правительства (1929—1936 гг.) и благодаря исключи-
тельно благоприятным возможностям для дальнейших исследо-
ваний, создавшимся для него в Принстонском университете в
связи с заданиями в области прикладной механики грунтов
службы технического развития Управления гражданской авиа-
ции (1943—1946 гг.) и особенно Главного инженерно-строитель-
ного управления ВМС США (1943—1949 гг.), а также отдела
грунтоведения Научно-исследовательского управления ВМС в
7
Вашингтоне, округ Колумбия. Весьма важные данные, касаю-
щиеся наблюдений за величиной фокового давления грунта
в выемках подхода к подводному роттердамскому туннелю, ста-
ли доступными автору благодаря любезности м-ра И. П. ван
Бруггена, главного управляющего общественных работ (Роттер-
дам, Нидерланды). Большое количество материалов, использо-
ванных в данной книге, почерпнуто автором из его частной прак-
тики в качестве консультанта. Автор считает своим долгом
принести особую благодарность компании «Спенсер, Уайт и
Прентис, Инк.» из г. Нью-Йорка, которая не только предостави-
ла данные, накопленные им в период работы в компании кон-
сультантом, но и передала, помимо этого, ценные, до сих пор не-
опубликованные сведения. Автор высоко ценит свое сотрудниче-
ство в исследовательской работе с компанией «Спрэг энд Хенвуд,
Инк.» из г. Скрэнтон, шт. Пенсильвания, а также ту помощь,
которая была ему оказана этой компанией в подготовке ряда
иллюстраций для книги.
Автор выражает благодарность декану Кеннету X. Кондиту
за предоставление фондов Принстонской инженерной школы на
перепечатку рукописи этой книги, У. Мэк Энгесу, вице-адми-
ралу инженерно-строительной службы ВМС США в отставке,
президенту принстонского отдела гражданского строительства
за просмотр всей рукописи и множество сделанных им ценных
предложений и замечаний, а также его коллеге д-ру Хэнсу
Ф. Уинтеркорну за просмотр части рукописи (главы 3 и 11), по-
священной изложению некоторых положений физики укрепления
грунтов, а также Ясумару Ишии за прочтение рукописи в целом
и указание в ней некоторых мест с недостаточно ясным изложе-
нием. Рукопись была перепечатана миссис У. Брикли.
ГРИГОРИЙ И. ЧЕБОТАРЕВ
Принстон, Нью-Джерси
Июнь, 1951 г.
ПРЕДИСЛОВИЕ РЕДАКТОРА
Предлагаемый вниманию читателей с некоторыми сокраще-
ниями перевод с английского книги Г. Чеботарева, профессора
инженерно-строительного факультета Принстонского универси-
тета (США) выполнен с IX ее издания.
Уже одно это обстоятельство свидетельствует о все возра-
стающем значении положений механики грунтов как научной и
прикладной дисциплины в строительной практике. По существу,
в настоящее время ни одно сколько-нибудь крупное инженерное
сооружение, в той или иной мере связанное с грунтами, не мо-
жет быть спроектировано и возведено без учета специальных
положений, выдвинутых механикой грунтов.
К сожалению, до сего времени многие инженеры-строители,
в особенности более ранних выпусков, еще недостаточно владе-
ют аппаратом механики грунтов. Настоящая книга Г. Чеботаре-
ва может оказаться особенно полезной для тех специалистов,
которые хотели бы расширить и углубить по ряду причин свои
познания в рассматриваемой области.
Нет сомнения, что механика грунтов с ее теоретической и
экспериментальной базой представляет собой во многих отно-
шениях достаточно сложную для изучения дисциплину. При этом
условии ясность и доступность изложения материала в книге
без всякого снижения его научного уровня делает ее особенно
ценной для инженеров, работающих в практической области.
Вместе с тем многие из руководств по механике грунтов, издан-
ные за последние годы в ряде стран, носят по изложению поме-
щенного в них материала в известной мере формальный харак-
тер. От подобного рода изданий книга Г. Чеботарева отличается
самым положительным образом.
Следует отметить, что автор книги Г. Чеботарев, будучи круп-
ным исследователем в области механики грунтов, является преж-
де всего инженером с большой строительной практикой. Он зна-
ет, что можно требовать и ожидать от механики грунтов, а так-
же, где и как применять часто исключительно важные выводы
механики грунтов при разрешении задач, нередко возникающих
в практике строительства. Автор сумел надлежащим образом
отразить это в своем изложении материала. В этом особая цен-
ность книги.
9
Другой исключительной особенностью книги является ее
большая инженерная убедительность. Оперируя в книге боль-
шим числом примеров, почерпнутых из строительной практики
и связанных со всякого рода неполадками и даже авариями со-
оружений, автор убедительно подчеркивает практическую зна-
чимость тех или иных положений, выдвигаемых механикой грун-
тов, и опасность их недоучета при проектировании и возведении
сооружений различного назначения.
Особое внимание автор уделяет в книге разнообразным под-
порным ограждающим сооружениям. В этой области, связанной
с изучением вопроса о давлении грунта, автор является одним
из крупнейших специалистов. При этом условии многие из по-
ложений, выдвигаемых автором применительно к подобного рода
сооружениям, приобретают особую ценность тем более, что они
базируются, помимо всего прочего, на данных собственных ис-
следований автора и, что, может быть, особенно важно, — на
данных наблюдений за работой таких сооружений, почерпнутых
из широкой личной практики автора как инженера и консуль-
танта.
Отдавая должное большому значению механики грунтов как
научной и прикладной дисциплины, автор вместе с тем не скры-
вает многих присущих данной дисциплине на современном этапе
ее развития недостатков. Связанные с этим высказывания авто-
ра могут представить значительный интерес для научных работ-
ников, занятых исследованиями в рассматриваемой области.
Особенно подкупает в книге объективный подход автора к
изложению гипотез и теорий, выдвинутых в различное время
другими авторами, и вместе с тем предпринятый им смелый пе-
ресмотр устаревших теорий. Нельзя не согласиться с автором
и выдвигаемыми им положениями об исключительном значении
в решении задач механики грантов творческого к ним подхода и
исключительной роли для ее дальнейшего развития полевых на-
блюдений за работой реальных сооружений.
Приведенное в книге большое. количество численных приме-
ров, к тому же умело выбранных и составленных, явится безу-
словно ценным подспорьем при ознакомлении со включенным
в нее материалом.
Нет сомнения, что книга Г. Чеботарева получит соответст-
вующие признание и оценку среди советских специалистов и ока-
жется весьма полезной для самого широкого круга инженеров,
работающих в области строительства.
Заслуженный деятель науки и техники
РСФСР, д-р техн, наук проф. Н. Н. МАСЛОВ
Декабрь 1967 г.
Москва
ГЛАВА 1
ОСОБЕННОСТИ
ФУНДАМЕНТОСТРОЕНИЯ
И ВОЗВЕДЕНИЯ ЗЕМЛЯНЫХ
СООРУЖЕНИЙ
1.1. Назначение и роль фундаментов. Термин фундамент
используется в качестве названия обычно подземной части со-
оружения, которая служит для передачи на подстилающий его
грунт веса сооружения, а также всех усилий, которые могут на
него воздействовать. Следовательно, фундамент представляет
собой связующее звено между сооружением и грунтом, являю-
щимся его основанием.
Назначение фундамента, правильно спроектированного, со-
стоит в том, чтобы должным образом воспринять и распределить
воздействующие на него силы по контактной поверхности его
подошвы с грунтом, на котором он покоится. При этом выдви-
гается требование, чтобы при погашении этих усилий в толще
грунта основания сооружения исключалась возможность возник-
новения на любой ее глубине под фундаментом чрезмерных на-
пряжений. Очевидно, что под чрезмерными напряжениями в дан-
ном случае надлежит понимать те напряжения, которые могут
вызвать нарушение устойчивости грунтов в основании сооруже-
ния и связанные с этим резкие перекосы и просадку сооружения
в целом. То, что можно видеть на рис. 9.25, не часто случается
со зданиями. Однако подобные случаи в строительной практике
не исключаются. Мы нередко сталкиваемся с повреждениями
дорожного полотна и земляных плотин, а также естественных
запруд-завалов в связи с нарушением в них устойчивости грун-
та и оползневыми явлениями.
Эти напряжения будут считаться также чрезмерными, если
их действие приведет к столь неравномерной осадке поверхности
грунтовой толщи, что возведенное на ней сооружение окажется
так или иначе поврежденным с появлением в нем трещин в про-
цессе его приспособления к этой неравномерной осадке.
На рис. 13.6,6 и 13.14 показаны предельные по своему разви-
тию случаи такого типа аварий из-за неудовлетворительной ра-*
боты фундаментов. Важная роль фундаментов очевидна, так как
никакое сооружение не может возводиться без соответствующе-
го фундамента.
В тех случаях, когда грунт в поверхностных горизонтах ока-
зывается недостаточно прочным, возникает необходимость в за-
глублении фундаментов до более надежных слоев, если достиже-
ние их возможно. В зависимости от обстоятельств такое заглуб-
11
ление может быть выполнено в открытом котловане, или при
помощи свай, или, наконец, при помощи кессонов, опускаемых
до желаемой глубины. Однако во всех случаях вне зависимости
от типа фундамента или величины его заглубления усилия, ко-
торые он передает на грунт, будут всегда вызывать напряжения
в грунтовой толще и, следовательно, ее деформацию.
Как и во всех других материалах, размер этой деформации
будет зависеть от величины воздействующих на грунт напря-
жений, а также упругих и пластических свойств самого грунта,
воспринимающего нагрузку. Такие деформации в толще грунта
всегда имеют место, и их суммарное воздействие вызывает не-
которую деформацию и осадку поверхности грунта в контакте
подошвы фундамента и его Основания.
1.2. Взаимодействие между сооружением, фундаментом и
подстилающим его грунтом. Фундамент, естественно, стремит-
ся следовать за осадкой поверхности грунта, на котором он по-
коится. В свою очередь, сооружение следует за осадкой фунда-
мента, который поддерживает его. Как фундамент, так и со-
оружение будут стремиться выровнять неравномерную осадку
грунта в их подошве, оказывая сопротивление деформации за
счет своей жесткости.. Следовательно, в этом случае на участки
поверхности грунта, испытывающие меньшую осадку, будут пе-
редаваться большие усилия. Не может быть никакой деформа-
ции поверхности грунта под сооружением без соответствующей
деформации как фундамента, так и самого сооружения. Это по-
ложение справедливо для любого сооружения, будь то здание,
мост, дорога или плотина.
Несущая толща грунта, фундамент и сооружение образуют
единую систему и должны рассматриваться, следовательно, всег-
да как одно целое. Взаимодействие между ними весьма сложно;
более подробно о нем будет говориться далее (см. п. 13.3). Од-
нако о существовании такого взаимодействия важно помнить
уже с самого начала изучения данной области науки. Это поло-
жение очень часто игнорировалось в прошлом, главным образом
из-за сложности самой проблемы, анализ которой в условиях
ограниченных знаний, накопленных в более ранние периоды
истории строительного искусства, даже не пытались выполнять.
В результате сложности проблемы фундаментостроения его на-
учное обоснование значительно отстает от практики самого
строительства. По этой же причине и в настоящее время
работы по проектированию и возведению фундаментов требуют
к себе подхода, отличного от обычно используемого в строи-
тельстве.
1.3. Причины задержки в прошлом научной разработки про-
блемы фундаментостроения. В сравнении с инженером, веду-
щим работы по возведению самого сооружения, инженер-фунда-
ментостроитель был и пока остается в значительно менее бла-
гоприятном положении.
12
Анализ вопроса о распределении напряжений в грунтовой
толще является сложной проблемой, таящей в себе очень много
неопределенностей и требующей от инженера основательного
знания- специальных разделов высшей математики, а также тео-
рии упругости и пластичности. Для решения новых проблем,
возникающих в этой области, часто приходится прибегать к по-
мощи специалистов этого профиля. Их решения, полученные для
идеализированных условий, затем критически оцениваются ин-
женером, с тем чтобы приблизить их, насколько это возможно,
к реальным и обычно намного более сложным полевым усло-
виям. Этот путь упрощения задачи в ее теоретической постановке
зачастую снижает точность математически строгого решения,
для того чтобы достичь упрощенной оценки. При этом очень ча-
сто оказывается невозможным прямое использование строгого
решения, хотя оно и в этом случае обычно сохраняет свое значе-
ние, указывая вероятные предельные условия.
Основная трудность заключается здесь в том, что свойства
грунтов по сравнению с другими строительными материалами
гораздо более сложны. Большинство грунтов представляет собой
трехфазные системы: в их состав входят твердое вещество, вода
и воздух. Поведение грунтов под нагрузкой сильно зависит от их
плотности и относительного содержания воды и воздуха, запол-
няющих их поры. Свойства грунтов могут изменяться во времени
и в некоторой степени зависят от ряда других факторов. Элемент
времени в этих условиях становится весьма важным при изуче-
нии зависимости между напряжениями и деформацией грунтов.
Другие факторы, которые имеют относительно малое значе-
ние при изучении этих зависимостей применительно к другим
строительным материалам, такие, например, как способ и интен-
сивность приложения нагрузок во времени, могут приобрести
решающее значение при рассмотрении поведения некоторых
грунтов. Изменение влажности большинства грунтов может су-
щественно влиять на их многие важные инженерные свойства.
Эти свойства могут находиться также в значительной зависимо-
сти от вибрации и изменения условий боковой деформации грун-
та. Все перечисленные обстоятельства справедливы как для
естественной ненарушенной толщи грунтов, несущей фундамен-
ты, так и для искусственно подобранных и уплотненных масс
грунта, используемых в качестве материала при возведении зем-
ляных сооружений, подобных плотинам и насыпям.
Трудности оценки грунтов как основания сооружений в усло-
виях их естественного ненарушенного залегания еще более уве-
личиваются из-за часто наблюдаемой их неоднородности в связи
с изменением условий их формирования. Поэтому далеко не
всегда возможно при оценке свойств грунтов действовать тем же
способом, который часто используется при оценке других строи-
тельных материалов, и получить надежные средние показатели
инженерных свойств грунтов в мощной их толще на основании
13
испытаний лишь нескольких образцов. Кроме того, крайне труд-
но отобрать для испытания с большой глубины из естественной
толщи грунтов маленькие образцы без изменения их свойств.
При этих обстоятельствах не удивительно, что научная разра-
ботка проблем фундаментостроения намного отстала от разви-
тия самого строительства.
1.4. Исследования на раннем этапе инженерного изучения
грунта. На первом этапе много исследований по изучению
свойств грунтов было выполнено не для строительных целей,
и потому их результаты не могли быть прямо использованы
в фундаментостроении. Весьма обширные исследования свойств
грунтов были проведены почвоведами и геологами, естественно,
для нужд их собственной специальности.
Ученые-почвоведы касались главным образом изучения
свойств грунтов в поверхностных отложениях, в пределах не-
скольких футов по глубине, как почв, способных играть роль
в отношении роста растений. Тем не менее некоторые работы,
выполненные ими, имели значение для понимания свойств всех
грунтов. Сюда, например, относятся химические процессы, при-
водящие к нарушению прочности грунтов и их выщелачиванию,
влияние преобладающих климатических факторов на характер
химических процессов, сопровождающих выветривание пород,
а также некоторые вопросы, связанные с дренированием толщи
грунтов, и ряд им подобных. Эти исследования носят специаль-
ный характер, но изучение их результатов тем не менее реко-
мендуется инженерам-строителям, специализирующимся на ла-
бораторных исследованиях грунтов, а также на укреплении
грунтов в полотне дорог и на аэродромах. Такое же значе-
ние имеют некоторые интересные подходы к изучению глин, вы-
полненные инженерами керамической промышленности и хи-
миками.
Подход геологов к проблемам, касающимся грунтов, естест-
венно, отличается от подхода инженеров. Геолог будет называть
породой любой материал, слагающий земную кору, независимо
от того, твердый он или мягкий, и интересуется главным обра-
зом происхождением пород и условиями их образования. Систе-
матическое изучение поведения грунтов под нагрузкой, в чем
в основном заинтересованы строители, геологами не предприни-
малось. Однако в других отношениях они могут оказать инжене-
рам совершенно необходимую в их работе помощь. Сотрудниче-
ство геологов и инженеров, следовательно, оказывается весьма
существенным (см. п. 2.9).
Инженеры-строители, таким образом, были вынуждены сами
решать свои проблемы, связанные с грунтами. Одна из наиболее
ранних попыток в этой области была сделана Кулоном (1776 г.).
Его работа была связана с определением величины давления
грунта на подпорные стенки. Несмотря на то что работа Кулона
справедлива лишь для несвязных грунтов и жестких стенок, она
14
с некоторыми ограничениями сохраняет свое значение по сегод-
няшний день, что весьма примечательно.
Другие ранние попытки относятся главным образом к поле-
вым испытаниям грунтов пробными нагрузками с использовани-
ем малых штампов и одиночных свай, а также к измерению со-
противления, встречаемого при забивке свай. Их интерпретация
ввиду полного отсутствия основных сведений, касающихся зави-
симости между напряжениями и деформациями в грунтах, и дру-
гих их важных физических свойств, а также законов распределе-
ния напряжений в толще грунтов, была чисто эмпирической. От-
сюда возникало множество ошибочных выводов.
1.5. Научное изучение грунтов инженерами-строителями. Воз-
никновение термина «механика грунтов». Лучшее понимание
ограниченного значения полевых испытаний пробными нагруз-
ками с малыми штампами было достигнуто в результате лабора-
торных испытаний на моделях, проведенных в нескольких стра-
нах и включивших непосредственное измерение напряжений
внутри песчаных насыпей. Отмеченное при соблюдении некото-
рых условий подобие законов распределения давления в грунто-
вой толще и выведенных из чисто математического анализа од-
нородных упругих тел привело к сотрудничеству между инжене-
рами-фундаментостроителями и специалистами в области теории
упругости.
Понимание основных физических свойств грунтов вообще
и природы пластичности глин в частности было достигнуто в на-
чале этого века в результате работ шведского ученого Аттербер-
га и в процессе изучения оползней Геотехнической комиссией
шведских государственных железных дорог. Систематическое
изучение сопротивляемости грунтов сдвигу было начато прибли-
зительно в то же время д-ром Креем в Германии.
Особенно значительный прогресс в рассматриваемой области
был достигнут, благодаря работам д-ра Терцаги, который
в 1923 г. опубликовал математически строгое решение об услови-
ях консолидации глин во времени под воздействием приложен-
ной к ним нагрузки. Эта теория была подтверждена эксперимен-
тально и объясняет длительный во времени ход осадки сооруже-
ний, возведенных на полностью насыщенных водой глинистых
грунтах. Д-р Терцаги являл собой редкий пример инженера-
строителя с практическим уклоном, сочетавшего огромный про-
изводственный опыт с высокой научной подготовкой и духом
настойчивого искателя. Помимо теории консолидации и других
оригинальных исследований инженеры-строители обязаны
К. Терцаги также и первыми попытками координировать и систе-
матически применять в практике фундаментостроения результа-
ты инженерного изучения грунтов, увязывая их полевые свойства
со множеством установленных для них показателей. Термин
«механика грунтов» был предложен им в 1925 г., когда одна из
его книг появилась под эквивалентным этому термину заголов-
15
ком «Erdbaumechanik». Хотя книга была написана на немецком
языке, она была посвящена американскому Роберт-Колледжу
в Стамбуле. В том же году д-р Терцаги прибыл в США, чтобы
занять пост консультанта-исследователя в Бюро общественных
дорог США. С этого времени его дальнейшая работа и работа
множества людей, которым он помогал в различных странах
заложить начала новой науки — механики грунтов, оказала
огромное влияние на практику фундаментостроения во всем
мире.
В настоящее время большинство крупных учебных заведений
строительного профиля располагает лабораториями по механике
грунтов. Очень многие авторитетные организации в США, на-
пример, военных инженеров, Администрация общественных до-
рог и Бюро мелиорации, имеют в своем составе большое число
лабораторий по механике грунтов как для научных исследова-
ний, так и для полевых контрольных испытаний. В проектной ра-
боте этих организаций принципы механики грунтов используют-
ся как само собой разумеющиеся.
Тем не менее инженеры-строители с малым практическим
опытом в отношении грунтов часто поначалу ожидают слишком
многого от новой науки и иногда разочаровываются, когда обна-
руживают, что результаты математических решений, положен-
ных в основу этой теории, или результаты их лабораторных
испытаний грунтов не всегда могут быть прямо перенесены
в практику, как они привыкли делать при возведении сооруже-
ний. Многие практические замечания в отношении механики
грунтов, сделанные инженерами-практиками в прошлом, могут
объясняться неправильным пониманием особого характера этой
дисциплины. Весьма часто также ошибочно считают, что науч-
ная сторона строительного дела и строгое рассмотрение задач
проектирования являются синонимами.
Общая ошибка заключается при этом в попытке допустить
упрощенные условия, отличные от действительно существующих,
для того чтобы прийти к математически строгому решению, за-
бывая впоследствии, что полученный результат решения задачи
относится только к сознательно идеализированным условиям.
В действительности математический аппарат должен рассматри-
ваться инженером-строителем только как один из инструментов,
предназначаемых в помощь ему. Учет возможного влияния на
решение задачи всех факторов, связанных с проблемой фунда-
ментостроения, оказывается при этом весьма существенным.
Этот учет должен выполняться путем приблизительной оценки
их совместного действия на основании имеющихся данных, ка-
сающихся роли этих факторов в работе грунта, и обоснованной
оценки их относительного значения. Этот метод предусматривает
использование, как важной своей части, достижений практики,
а также личного опыта и знаний, являясь, следовательно, неко-
торой областью искусства.
16
В последующих главах будет сделана попытка показать, как
этот желательный подход к проблемам оснований и фундамен-
тов может быть осуществлен в действительности в свете совре-
менной практики. Такой метод в своем развитии на настоящем
этапе еще далек от совершенства. Дальнейших успехов в этой
области следует ожидать как результат проводимых ныне иссле-
дований. Однако с самого начала изучения рассматриваемой
проблемы важно понять особые ее черты и то, что при решении
задач, касающихся земляных сооружений и фундаментострое-
ния, должен осуществляться различный подход.
1.6. Различия в желательном подходе к изучению грунтов
в основании фундаментов и земляных сооружениях. Создание
земляных сооружений, таких, как земляные плотины, дамбы,
аэропорты, дороги, и всяких насыпей предусматривает необходи-
мость выбора наиболее подходящего для данного случая грун-
та, перемещения грунта с мест его естественного залегания
к месту постройки и укладки его в тело возводимого сооружения
с проведением определенного контроля. Инженеры могут полу-
чить необходимые им сведения о характере, средние данные о со-
ставе и других свойствах грунтов в сооружении, а также диапа-
зоне допустимого отклонения от этих средних показателей. Это
позволяет воспроизвести в лаборатории условия, довольно точно
отражающие обстановку, которая будет в завершенном соору-
жении, и испытать при этом грунт, предназначенный для соору-
жения. При таких условиях представляется возможным подхо-
дить к изучению земляных сооружений таким же образом, как
это обычно делается в области строительного производства,
когда приходится иметь дело с обычными искусственно изготов-
ленными строительными материалами.
Подход к решению задач в области фундаментостроения дол-
жен коренным образом отличаться от описанного. Здесь прихо-
дится иметь дело с грунтом в естественном залегании, выпол-
няющим инженерную функцию — нести фундамент и сооружение,
на нем расположенное. Большинство из этих отложений в связи
с природой накопления осадков отличается большой неоднород-
ностью и бесконечным множеством комбинаций факторов, вли-
яющих на выбор и способ устройства фундаментов. В большин-
стве случаев фундаментостроители не имеют возможности выбо-
ра наиболее подходящего по природным условиям участка
для сооружения. Им приходится считаться как с непреложным
фактом с грунтовыми условиями на участках, уже выбранных
исходя из географических, транспортных, хозяйственных и дру-
гих соображений.
Большинство современных методов исследования и испытания
грунтов не может еще обеспечить строителя полной и точной ин-
формацией, касающейся действительных осредненных показа-
телей, характеризующих инженерные свойства всей толщи грун-
тов в их естественных ненарушенных условиях залегания под
2—277
17
проектируемым сооружением. Вероятно, на это никогда не при-
дется рассчитывать. Современные методы исследований могут
дать лишь представление о том, какими, по всей вероятности,
свойствами будут обладать интересующие нас грунты. Однако
это уже большой шаг вперед в рассматриваемой области по срав-
нению с предшествующим периодом и прогнозами, построенны-
ми исключительно на догадках. Фундаментостроитель обязан оце-
нить эти данные в свете накопленного опыта возведения таких же
сооружений в подобных природных условиях, и уже затем дей-
ствовать на основе принятого им суждения. Таким образом, фик-
сация в удобной форме опыта фундаментостроения играет весь-
ма важную роль. Фундаментостроение, вероятно, навсегда со-
хранит черты искусства, поставив механику грунтов в положе-
ние наиболее важной при этом вспомогательной науки. Решения
механики грунтов необходимо относить к идеализированным
условиям. Эти идеализированные расчетные схемы должны быть
подобраны так, чтобы обеспечить получение надежных решений
для предельных условий, которые возможно будут встречены
в действительности. Назначение таких предельных условий яв-
ляется весьма важной операцией, так как при последующем про-
ектировании сооружения должны быть учтены все возможные
вариации внутри таких пределов.
1.7. Проблемы нарушения устойчивости и деформации грун-
тов при возведении фундаментов и земляных сооружений. Важ-
но уметь различать проблемы, касающиеся полного нарушения
устойчивости грунтовой толщи и только ее деформации. Опре-
деление предельной несущей способности фундаментов мелкого
заложения и максимальной глубины выемок с незакрепленными
вертикальными бортами или высоты откоса в толще глинистых
грунтов является задачей, связанной с возможностью полной
потери грунтами устойчивости в результате недостаточного соп-
ротивления грунтов на сдвиг. Установлено, что наиболее совре-
менные методы оценки предельного сопротивления грунтов сдви-
гу, включающие отбор образцов в поле и методику лабораторных
испытаний, довольно надежны.
С другой стороны, проблемы деформации грунтовой толщи
(например, прогноз осадки сооружения) в практическом их ас-
пекте оказываются намного более сложными. Опыт показывает,
что во многих случаях лабораторные испытания могут привести
к не совсем точным данным, особенно в случае испытания грун-
тов с естественной ненарушенной структурой. «Любое незначи-
тельное нарушение структуры или набухание таких грунтов
в период или после отбора образцов из грунтовой толщи сильно
влияет на величину показателей, с помощью которых оценивает-
ся деформируемость грунтов. Приходится вносить поправки, ос-
нованные на натурных наблюдениях за поведением реальных со-
оружений. Ввиду огромного разнообразия грунтов такой анализ
проводится на региональной основе. В некоторых местностях
18
были предприняты с удовлетворительными результатами попыт-
ки осуществить полуэмпирический подход к задачам такого ро-
да. Множество проблем, таких, как проблема бокового давления
грунтов различного вида на крепление бортов выемок или на
другие грунтоудерживающие сооружения, может быть связано
одновременно как с вопросами нарушения устойчивости грунтов,
так и с их деформацией.
Следует заметить, что проблемы деформации грунтов могут
иметь огромное практическое значение. Чрезмерная неравномер-
ная осадка здания за счет деформации его основания может
возникнуть без какого-либо нарушения устойчивости самого
грунта. Вместе с тем такая осадка способна повести к образова-
нию трещин в сооружениях и нарушениям другого вида, если
только не будут предусмотрены специальные меры по локали-
зации их вредного влияния на само сооружение.
Проблемы, касающиеся гравитационного и негравитационно-
го движения воды в толще грунта, представляют особый интерес,
так как оно может влиять на условия нарушения устойчивости
грунта и на его деформацию.
ГЛАВА 2
ГОРНЫЕ ПОРОДЫ И ГРУНТЫ.
ГЕОЛОГИЯ, ПОЧВОВЕДЕНИЕ
И СТРОИТЕЛЬСТВО
2.1. Циклы преобразования пород и грунтов, слагающих зем-
ную кору. Современная вулканическая деятельность дает нам
прямое свидетельство того, что некоторые зоны внутренней части
земного шара находятся в расплавленном состоянии. Этот факт
наряду с другими соображениями приводит к одной из двух су-
ществующих гипотез, относящихся к образованию Земли как пла-
неты. Согласно этой гипотезе, первоначальная жесткая кора Зем-
ли была образована путем охлаждения и последующего отверде-
ния расплавленной магмы. Вследствие огромной длительности
существования Земли и действия процессов, происходящих в ее
коре, в настоящее время не существует никаких пород, которые
могли бы считаться принадлежащими первоначальной земной
коре. Однако некоторые породы, которые образовались позже
путем охлаждения и отвердения расплавленной магмы, сущест-
вуют и в настоящее время, залегая неглубоко от современной
поверхности грунтовой толщи. По-видимому, первоначальный со-
став и структура этих пород не претерпели какого-либо измене-
ния. Породы такого типа называются первичными, или извержен-
ными породами.
Их структура может варьировать в соответствии со скоростью
охлаждения магматических продуктов в период образования по-
род. Если расплавленная магма охлаждается в толще земной
коры относительно медленно, обеспечивая возможность после-
довательной кристаллизации породообразующих минералов, то
в результате возникает полнокристаллическая крупнозернистая
структура (гранит, сиенит, диорит, габбро). Более
быстрое охлаждение магматических продуктов приводит к об-
разованию пород с плотной скрытокристаллической или мелко-
зернистой структурой (риолит, базальт, диабаз). Порфиры об-
разуют промежуточный тип с плотной скрыто кристаллической
основной массой и втопленными в нее кристаллами отдельных
минералов большего размера. Наконец, предельно быстрое
охлаждение магмы приводит к образованию стекловидной (об-
сидан) или пенистой (пемза) структуры.
Все грунты и немагматические скальные породы, которые
образуют земную кору, произошли из продуктов выветривания
изверженных пород. Выветривание горных пород может проис-
20
ходить совместно с трещинообразованием под истирающим дей-
ствием на них воды, льда и ветра или воздействием химических
процессов, приводящих к преобразованию или выщелачиванию
пород. Химический состав изверженных пород может при этом
значительно изменяться. Эти процессы предопределяют харак-
тер грунта, образующегося в результате выветривания материн-
ских пород (см. п. 2.4); Процесс последующего выветривания
может в дальнейшем оказываться под значительным влиянием
преобладающих климатических факторов и других сопутствую-
щих ему условий, т. е. так называемой среды (см. п. 2.8).
Пески (крупные частицы грунта), глины (мелкие частицы)
и пыль (частицы промежуточного размера), образующиеся в ре-
зультате выветривания изверженных пород, могут затем пере-
носиться под воздействием силы тяжести, текущей воды
(см. п. 2.5), ветра (см. п. 2.6) или льда (см. п. 2.7) и вновь от-
кладываться в тех или иных местах. Породы, образовавшиеся
в процессе отложений и накопления продуктов выветривания
исходных пород, носят название осадочных. С уменьшением ско-
рости течения воды или ветра первыми откладываются песча-
ные частицы, затем пылеватые и, наконец, глинистые. Некоторая
сегрегация осадка по размеру частиц может приводить к обра-
зованию толщ песка или глинистых грунтов в отдельности,
а также огромного разнообразия грунтов с различным сочетани-
ем песчаных, пылеватых или глинистых частиц. Геологи назы-
вают такие осадочные породы и породы, возникшие в резуль-
тате их преобразования, класт ическими.
Кластические породы в процессе того или иного последую-
щего воздействия на них могут подвергаться цементации или ме-
таморфизму (метаморфические породы), образуя толщи и мас-
сивы пород, которые с инженерной точки зрения могут назы-
ваться скальными (см. п. 2.2).
Как осадочные, так и метаморфические породы могут под-
вергаться снова выветриванию при выходе их в поверхностные
горизонты. Непрерывный процесс выветривания пород сопро-
вождается транспортировкой и отложением его продуктов, что
приводит к новому образованию грунтов описанного типа. Цикл
преобразования осадочных, пород завершается образованием
скальных пород. На рис. 2.1 показаны только что рассмотрен-
ные циклы преобразования пород. Такие циклы могут повторять-
ся многократно.
Возраст Земли оценивается исходя из данных по изучению
радиоактивных минералов в 2 млрд, лет и даже более. Рис. 2.2
иллюстрирует последовательную смену геологических эр и пе-
риодов.
2.2. Агротехническое, геологическое и инженерное определе-
ние терминов «скала» и «грунт». Геологи называют «горными
породами» (rock) все породы, которые слагают земную кору,
безотносительно к их прочности. Даже мягкие пластичные гли-
21
Рис. 2.1. Циклы метаморфизма и преобразования горных пород.
Процесс изменения показан по ходу часовой стрелки. Потеря
качества происходит дважды. Справа оно выражается в воз-
вращении породы к расплавленному состоянию, слева — к раз-
рушению в результате дезинтеграции и химического разложе-
ния (Твенхофель, 1939 г.)
Приближенная длительность
периодов в миллионах лет
Периоды
Четвертичный
Третичный
Палёдзой Мезозой Кайнозой
Меловоц,
Юрский
Триасовый
Пермский
пенсильванский
Миссисипский
Девонский"
Силурийский
'Ордовикский
кембрийский
65
32
.28
;38
Будущее-
2
58
Рис. 2.2. Диаграм-
ма, указывающая
длительность гео-
логических перио-
дов и эр (Мор,
1933 г.)
2Q0
250
45
27.
67-
Ю5-
22
ны могут быть названы геологом горной породой. Породы, фор-
мирующие твердую часть земной коры и связанные своим проис-
хождением с третичным и более древними периодами, геологи
именуют коренными породами (bedrock). Продукты выветрива-
ния коренных пород, покрывающие их, образуют так называе-
мые покровные породы (mantle-rock).
В почвоведении термин soil употребляется только по отноше-
нию к тонкой верхней части толщи покровных пород («почвен-
ный горизонт»), пронизываемой корнями растений и обеспечи-
вающей снабжение растительности водой и другими вещества-
ми, необходимыми для их произрастания.
Инженерное понятие слова грунт шире, чем агротехническое.
Этот термин включает все рыхлые или умеренной прочности оса-
дочные породы, подобные гравию, пескам, илам или глинам
и многим их переходным разностям и разновидностям.
Термин скала применяется к пластам или большим масси-
вам прочных разновидностей изверженных, осадочных или ме-
таморфических пород в природных условиях их залегания.
В этой книге термины грунт и скала будут использоваться толь-
ко в приведенном выше инженерном смысле.
2.3. Агенты физического выветривания горных пород. Коле-
бания температуры, расширяющее воздействие корней расти-
тельности, льда, кристаллов соли, истирающее воздействие те-
кущей воды, льда и несомых ветром песчаных частиц — все это
причисляется к физическим агентам выветривания горных пород.
Относительная важность этих агентов может изменяться в соот-
ветствии с преобладающими климатическими условиями и при-
родой горной породы.
2.4. Породообразующие минералы и их химический состав.
Так как все грунты образовались путем выветривания некото-
рых исходных материнских пород, целесообразно для лучшего их
описания обратиться прежде всего к оценке свойств минералов,
входящих в состав таких пород. Минерал представляет собой
некоторое неорганическое вещество, имеющее определенный хи-
мический состав, свое особое строение молекул и, следовательно,
специфические химические и физические свойства.
Наиболее важные физические свойства минералов — прису-
щая им кристаллическая форма, цвет, твердость, спайность,
блеск, преломление и удельный вес. Все эти свойства важны
для идентификации минералов. Только два из них имеют от-
части прямой интерес с точки зрения фундаментостроения —
удельный вес минералов и их твердость.
Удельный вес минералов влияет на удельный вес грунтов
(см. п. 3.1), связанных с ними, и в силу этого должен быть здесь
отмечен. Под удельным весом минерала подразумевают отно-
шение веса единицы объема этого минерала к весу такого же-
объема воды. Другими словами, он выражает плотность минера-
ла по сравнению с плотностью воды. Удельный вес большинства
23
породо- и грунтообразующих минералов изменяется в относи-
тельно узких пределах — от 2,5 (некоторые полевые шпаты)
и 2,65 (кварцы) до 3,5 (авгит или оливин). Удельный вес гипса
имеет наименьшее значение — 2,3, а соли NaCl — 2,1. Удель-
ный вес некоторых окислов и гидрооки£лов железа может быть
значительно больше, например удельный вес магнетита равен 5,2.
Твердость минералов определяется по сопоставлению с мине-
ралами, являющимися в этом отношении эталоном. Эти минера-
лы расположены в возрастающем порядке по твердости в приво-
димой ниже шкале.
1. Тальк.............. . .
2. Гипс....................
3. Кальцит.................
4. Флюорит.................
5. Апатит..................
6. Ортоклаз (полевой шпат)
| Ноготь оставляет царапину
Может стругаться перочинным
ножом
} Легкий нажим перочинным
ножом оставляет царапину
С трудом царапается перочин-
ным ножом
7. Кварц .................
8. Топаз..................
9. Корунд.................
10. Алмаз.................
Перочинным ножом царапина
не может быть сделана
Кварц царапает стекло
Современные концепции физической химии в отношении
структуры минералов и характера связанных с ними химических
преобразований будут освещены ниже в связи с рассмотрением
вопроса о химизме грунтов (см. п. 3.4).
Некоторые осадочные горные породы, например песчаники,
менее поддаются химическому выветриванию, чем большинство
изверженных пород. Это в значительной степени зависит от того
факта, что они уже являются продуктом химического выветри-
вания этих пород. Песчаники, сцементированные кремнистым
веществом (белого или серого цвета), не вскипают при воздей-
ствии на них соляной кислоты (НС1) и в этом отношении осо-
бенно устойчивы. Песчаники, сцементированные известковистым
веществом (белого или серого цвета), вскипающим при воздейст-
вии на породу соляной кислоты, а также окислами железа
(красного цвета), менее устойчивы, так как цементирующие их
материалы могут выветриваться, растворяться в воде и уно-
ситься прочь.
Иногда продукты выветривания коренной породы остаются
на месте. Такие отложения называются остаточными. Часто слу-
чается, что встреченные при экскавации котлованов под плоти-
ны или при проходке туннелей изверженные и метаморфические
породы (например, гранит, сланец), даже перекрытые мощной
толщей покровных отложений, могут оказаться выветрелыми на
значительную глубину и настолько малопрочными, что не могут
служить непосредственным основанием для сооружений и под-
лежат съему. Такое положение может иметь место, когда вывет-
24
ривание носит чисто химический характер и вызывается дли-
тельным воздействием на породу просачивающейся через нее по
трещинам грунтовой воды, обогащенной углекислотой. Такое
длительное просачивание воды и такой характер выветривания
особенно часто возникают по пластовым трещинам в толще кар-
бонатных пород при их падении в сторону тектонических раз-
ломов, облегчающих отвод воды из толщи.
В поверхностных зонах физическое и химическое выветрива-
ние зачастую проявляются одновременно. Продукты такого вы-
ветривания обычно также не остаются на месте и сносятся под
воздействием сил тяжести, текущей воды, ветра или ледников.
Рис. 2.3. Схема, иллюстрирующая условия накопле-
ния осадков на склоне возвышенности. Наблюдается
постепенный переход здоровой коренной породы в
бортах долины в частично выветрелую и далее в
грунт в основании склона. На крутом склоне не про-
исходит никакого накопления (аккумуляции) продук-
тов разрушения горных пород в связи с их сносом
(Эммонс и др., 1939 г.)
2.5. Грунты как водные осадки. Рис. 2.3 иллюстрирует усло-
вия совместного действия на продукты выветривания сил тяже-
сти и текущей воды. Грубообломочные продукты выветривания
скатываются вниз по склону в долину и образуют вначале так
называемую осыпь. Более мелкие по размеру продукты вывет-
ривания смываются вниз по склону дождевой водой. Они про-
никают в пустоты между грубообломочными продуктами и, пе-
ремещаясь совместно с ними вниз по склону под влиянием си-
лы тяжести, образуют так называемый делювиальный покров,
выполняя делювием нередко всю долину целиком.
В зависимости главным образом от интенсивности и сезонно-
го распределения атмосферных осадков водные потоки могут
носить различный характер. Текущая вода может нести мелкие
частицы грунта во взвешенном состоянии или увлекать их по дну
(«волочение»). Последний тип движения вызывает истирание
25
и сглаживание переносимых продуктов и ведет к дальнейшему
уменьшению размера увлекаемых элементов. С увеличением
скорости течения вода способна перемещать все более и более
крупные обломочные продукты. Скорость течения в потоках ис-
пытывает во времени частое изменение. Соответственно изме-
Рис. 2.4. Схема, поясняющая условия образования
речных террас
а — размыв рекой (эрозия); б — отложение наносов и об-
разование поймы реки; в — террасы, образовавшиеся на
пойме в результате углубления русла реки, размыва и
уноса части ранее отложенных ее наносов (Эммонс,
1939 г.)
няются условия переноса и отложений влекомых ими наносов.
В силу этого речные (аллювиальные) отложения отличаются
обычно большой неоднородностью. Рис. 2.4 поясняет условия
образования столь характерных для речных долин террас.
Условия, влияющие на состав морских отложений, характе-
ризуются большим постоянством, чем факторы, влияющие на на-
копление аллювиальных отложений. По этой причине морские
отложения, как правило, более однородны по составу, чем аллю-
виальные. Пример возможного характера распределения морских
26
отложений в плане иллюстрируется рис. 2.5. Отложения озерного
происхождения занимают промежуточное положение.
На рис. 2.6 показан схематический разрез по толще пород,
выполняющих чашу древнего погребенного таким образом озера
в зоне расположения г. Мехико. Чаша озера заполнена
Рис. 2.5. Карта распределения донных отложений в западной части
бассейна Атлантического океана в районе Карибского моря. Мекси-
канского залива и южного побережья Соединенных Штатов (Эммонс
и др., 1939 г.)
здесь на большую глубину глинистыми грунтами, включаю-
щими линзы песка. В верхних 100 футах глина весьма пластич-
на. Возможно, что такое расположение города создало наиболее
сложные в мире условия с точки зрения фундаментостроения
(см. п. 14.7). Глинистые грунты в чаше озера являются продук-
тами выветривания вулканического пепла, отложившегося в озе-
ре при совместном действии потоков воды, стекающей в озеро,
и ветра. В результате создалась глинистая порода с необычно вы-
сокопористой структурой.
27
Некоторые весьма жесткие глины, переуплотненные под ве-
сом когда-то перекрывавших их толщ пород, в результате высы-
хания или соответствующего химического воздействия могут
быть ослаблены множеством мелких волосных трещин. При но-
вом насыщении водой глина по стенкам трещин подвергается
Рис. 2.6. Разрез, иллюстрирующий, вероятно, наиболее сложные в мире
инженерно-геологические условия фундаментостроения — чаша древнего
озера, в пределах которой расположен г. Мехико
/ — глина в пластичной консистенции; 2 — вулканический пепел; 3 —глина в пластич-
ной консистенции; 4 — песок; 5 — глина в пластичной консистенции; 6 — туф; 7—глина
в пластичной консистенции; 8 — песок; 9 — пемза; 10 — гравий
размягчению. Такие трещиноватые глины в твердой консистен-
ции, нередко с зеркалами скольжений, могут легко ввести в за-
блуждение неискушенного строителя относительно их общей
прочности.
2.6. Эоловые отложения. Пылевые бури в западной части
Оклахомы и Канзаса хорошо известны каждому в Соединенных
Штатах. Они являются хорошей иллюстрацией деятельности вет-
ра, направленной к выдуванию и развеванию образующихся
продуктов выветривания и переносу их наиболее мелких элемен-
тов по воздуху на большие расстояния (дефляция и транспор-
тирование). Было подсчитано, что за один год на западе Соеди-
ненных Штатов переносится ветром на расстояние 1500 миль бо-
лее 850 млн. т пыли. Так образуются эоловые отложения. По-
добные отложения, обязанные своим происхождением ветру, об-
наружены также в Китае, Европе и Южной Америке.
Рис. 2.7 иллюстрирует условия образования таких отложе-
ний. Зона ветровой дефляции во всех случаях связывается с пу-
стынными или полупустынными зонами. Такие районы могут
создаться в областях с очень жарким и одновременно с очень
холодным климатом. Большая часть ледниковых периодов со-
28
провождалась образованием холодных безводных пустынь на
равнинах, выглаженных ледниками. С этих равнин ветры выно-
сили огромные количества пыли. Сухая пыль и отдельные час-
тицы сыпучего песка подхватывались и уносились ветром. По
мере того как скорость ветра уменьшалась, из атмосферы снача-
ла выпадали песчаные частицы. Более мелкие пылеватые части-
цы (размером менее 0,05 мм) откладывались на большем удале-
Рис. 2.7. Схема, поясняющая роль направления
и силы преобладающих ветров в образовании эо-
ловых отложений (В. А. Обручев, 1911 г. и А. Шей-
диг, 1934 г.)
1 — лёсс; 2 — песок; 3 — лёссовидные супеси; '4 — зона
развевания
нии от места своего образования. Таким образом, в течение
очень длительных сроков создавались так называемые лёссовые
отложения, хорошо отсортированные по размеру слагающих их
частиц. Мощность толщи лёссовидных грунтов может достигать
многих сотен футов. Лёсс и лёссовидные грунты характеризуют-
ся весьма определенными свойствами, очень важными со строи-
тельной точки зрения. Эти грунты, во-первых, весьма однородны,
т. е. составляющие их частицы имеют приблизительно одинако-
вый размер. Во-вторых, они обладают относительно малым сцеп-
лением и в силу этого отличаются малой устойчивостью на скло-
нах и легко смываются с них водой. Вместе с тем они гораздо
более устойчивы в откосах выемок, которые могут быть в них
почти вертикальными (см. рис. 8.18). Водопроницаемость лёссов
в вертикальном направлении гораздо выше, чем в горизонталь-
29
ном, благодаря наличию в их толще мелких вертикальных ка-
нальцев, образованных корнями сгнивших растений, которые по1
крывали лёсс в период нарастания его толщи. По этой причине
на пологих склонах, толща которых сложена лёссом, сток весь-
ма незначителен, и здесь преобладает процесс инфильтрации ат-
мосферных осадков.
Иногда лёсс эолового происхождения на крутых склонах
смывается дождевой водой и переоткладывается где-либо в дру-
гих местах на более низких горизонтах. Переотложенный лёсс
теряет при этом многие из своих первоначальных свойств. Сле-
дует также отметить, что слово «лёсс» часто употребляется не-
правильно и применяется к грунтам неэолового происхождения
с характеристиками обычного суглинка.
На рис. 2.8 показаны области распространения лёсса в США.
Большая часть этих лёссов образована пылью, принесенной как
с востока, так и с запада — с Великих Равнин. Причиной обра-
зования лёссового пояса вдоль более высокого восточного бере-
га р. Миссисипи является, возможно, перенос пыли с периодиче-
ски пересыхающих пойм на западном берегу этой реки.
Лёссы в Европе, по-видимому, представляют собой побочный
продукт ледниковых периодов. В Северной Америке также име-
ются лёссы ледникового происхождения, но лёсс в большинстве
этих областей был в дальнейшем перекрыт последующими отло-
жениями (см. рис. 2.11).
Однородные по размеру мелкие частицы песка могут также
легко перемещаться ветром. Так образуются дюны. Особенности
и размер дюн зависят от условий их образования.
2.7. Грунты ледникового происхождения. Существует много
свидетельств о том, что обширные пространства суши неодно-
кратно покрывались льдом. Первый из таких ледниковых пери-
одов относится к протерозойской эре — более 500 млн. лет на-
зад. Ледниковые отложения этого времени в своем неизменном
виде почти не сохранились и в силу своего малого распростра-
нения не представляют какой-либо важности с инженерной точ-
ки зрения. Совсем в другом положении оказываются ледниковые
отложения четырех последних оледенений, охвативших период
в миллион лет. Этот период (плейстоцен) непосредственно пред-
шествовал современному. Отсюда возникла необходимость тща-
тельного изучения этой эпохи и связанных с ней отложений.
В течение рассматриваемой эпохи произошло четыре после-
довательных оледенения, каждое из которых продолжалось око-
ло 100000 лет. Между периодами оледенения имелись длитель-
ные межледниковые периоды, продолжавшиеся от 200 000 до
300000 лет. В течение межледниковых периодов ледники отсту-
пали. Наиболее раннее из этих оледенений известно в Северной
Америке как Небраскское (первое). За ним следовали Канзас-
ское (второе), Иллинойсское (третье) и Висконсинское (четвер-
тое) . Последнее оледенение завершилось около 25 000 лет назад.
зо
Рис. 2.8. Карта с показом распространения лёссовых грунтов на территории Соединенных Штатов. Наблюдается их
тяготение к бассейну р. Миссисипи и Великим равнинам (Любек, 1939 г.)
На рис. 2.9 показаны области в Северной Америке, бывшие подо
льдом в те или иные эпохи ледникового периода.
Более холодные периоды на земной поверхности, по-видимо-
му, сменялись более теплыми. В течение холодных периодов
обильные снегопады приводили к скоплению мощных толщ сне-
га, уплотнявших своим весом ранее скопившийся здесь снег до
состояния льда. Так образовались ледяные покровы толщиной в
Рис. 2.9. Границы распространения ледниковых отложений в Соединен-
ных Штатах (Шухерт и Данбер, 1937 г.)
несколько тысяч футов. В летнее время некоторая часть поверх-
ности льда стаивала, и талая вода скапливалась в трещинах лед-
никового покрова, где она впоследствии замерзала, увеличива-
ясь в объеме. Иногда высказывается мнение, что возникавшее
при этом огромное давление являлось основной причиной движе-
ния ледников. Медленно перемещавшиеся ледники захватывали
в своем движении отдельные глыбы скальных пород и другой об-
ломочный материал, который встречался на его пути. При этом
в процессе перемещения обломков пород шло их измельчение.
Области равнин могли быть полностью покрыты этим мате-
риалом, увлекаемым ледником при его таянии. Такие отложения
получили наименование ледниковых отложений, тилля и иногда
донной морены. В составе этих отложений можно встретить про-
дукты любого размера, начиная от муки как продукта истирания
горных пород до огромных валунов. При высоком содержании
глины такие отложения относят к моренным, или валунным, гли-
нам (тилль). В случае цементации продуктами химического вы-
32
ветривания пород, особенно при уплотнении льдом в последую-
щие периоды оледенения, ледниковый тилль называется
хардпэном и обычно представляет собой прекрасный материал
в качестве основания для сооружений. Термин «хардпэн» зача-
стую используют неправильно, особенно буровые мастера при
описании образцов из скважин, применяя его по отношению к
сланцам и другим прочным породам в районах, где никогда не
было никакого оледенения.
Рис. 2.10. Северная часть центральной зоны Соединенных Штатов с ука-
занием распределения ледниковых отложений последовательных эпох
оледенения (Мор, 1933 г.)
При своем перемещении ледник в конце концов достигал ру-
бежа, где он начинал таять. Продукты разрушения пород, пере-
несенные ледником, выбрасываются здесь из его тела, образуя
то, что принято называть конечной мореной. Талые воды уносят
отсюда более мелкие продукты и откладывают их на поверхно-
сти аллювиальных равнин, сопредельных с границами оледене-
ния. В связи с постоянным изменением положения ледникового
языка и скорости течения талых вод, вытекавших непосредствен-
но из тела ледника сначала в виде локальных потоков с превра-
щением их в дальнейшем в полноводные реки, питавшие озера,
создавались благоприятные условия для образования очень
большого числа разновидностей ледниковых отложений. Более
молодые покровные ледниковые отложения (в смеси песка и
3—277
33
гравия) весьма разнородны по своей деформируемости и требу-
ют тщательного изучения как основание тяжелых сооружений.
Озера в конечных зонах аллювиальных равнин оказывались
обычно заполненными тонкослоистыми ленточными глинами (см.
рис. 7.17 и 12.11). Лента в этих глинах отвечала годовому циклу
отложений в озере мелких частиц, приносимых в него талыми
Рнс. 2.11. Идеализированная блок-диаграмма, поясняющая связь трех
последовательных горизонтов ледниковых отложений. Блок захватывает
обширный район протяженностью во много миль; вертикальный масштаб
искажен (увеличен). В период первого оледенения вся местность была
покрыта валунной глиной (донной мореной) — тиллем. В наступившем
затем длительном межледниковом периоде поверхностная зона этого пер-
вого горизонта подверглась выветриванию с образованием гумботила как
продукта выветривания валунной глины (показан черным). В период
второго оледенения, получившего меньшее развитие, тилль, гумботил и
торфяные болота по широкому краевому поясу оказались перекрытыми
льдом. Во время второго межледникового периода тилль второго оледе-
нения в пределах ограниченной зоны центральной части участка оста-
вался покрытым льдом. Последний по времени образования тилль нахо-
дится в невыветрелом состоянии. Гумботила здесь нет (Шухерт и Дан-
бер, 1933 г.)
водами. В этом годовом цикле в период летнего таяния на дне
озера осаждались более крупные пылеватые частицы. Мельчай-
шие глинистые частицы оставались в водах озера в подвешен-
ном состоянии (в виде суспензии) более длительное время, и их
осаждение происходило в течение зимы.
В районах, которые подвергались в последнее в геологичес-
ком смысле время многократному оледенению, создавались осо-
бо сложные формации грунтов. Так было в северной части
центра США, что показано на карте (рис. 2.10). В течение межлед-
никовых периодов поверхность ледниковых наносов подверга-
лась химическому выветриванию. Продукты такого выветрива-
ния, перешедшие в раствор, уносятся, а нерастворимая их часть
34
остается на месте, образуя скопления липкой глины, nod
шей название гумботил мощностью до 10 футов. Это свидс.
ствует о весьма медленном протекании процесса выветривай
более 1000 лет на каждый дюйм мощности. В последующее
мя отложения гумботила могли быть местами перекрытыми э<
выми отложениями (лёссом), которые в свою очередь могли ока-
заться под покровом отложений более позднего оледенения, как
это показано на рис. 2.11. Из рисунка видно, что торфяные боло-
та могут быть перекрыты более поздними отложениями. Торф
является предельно сжимаемым и может вызвать неравномер-
ную осадку и даже разрушение зданий, возведенных на покры-
вающих торфяные залежи грунтах. Такое положение, в частно-
сти, возникло в Нью-Йорке на о. Манхеттен, вблизи Кэнл-стрит.
В областях, бывших в прошлом под ледниками, всегда рекомен-
дуется на местах проектируемых сооружений закладывать глу-
бокие буровые скважины.
В таких районах можно встретить большое разнообразие не-
однородных по составу и опасных с инженерной точки зрения
формаций грунтов.
2.8. Почвообразование и его связь с климатическими агента-
ми. Изучение процессов почвообразования было начато в пер-
вые годы XX в. учеными-почвоведами в России, а также в- других
странах, особенно в Соединенных Штатах. Было установлено,
что большинство грунтов независимо от их первоначального со-
става, связанного с характером материнской породы, под влия-
нием различных климатических факторов, преобладающих в
данном районе, со временем теряет свои начальные свойства. В
результате все грунты в поверхностных горизонтах определен-
ного района стремятся приобрести химический состав одного и
того же типа.
Эти исследования и их результаты находят отражение в почвоведении —
науке, представляющей непосредственный интерес только для инженеров,
имеющих дело с поверхностными отложениями грунтов. Эти данные находят
практическое применение в первую очередь в работах, связанных с укрепле-
нием грунта в дорожном и аэродромном строительстве. Однако общее понятие
о почвообразовании необходимо для любого инженера-строителя, связанного
с фундаментостроением.
Наиболее важными климатическими факторами, влияющими на переработ-
ку поверхностных горизонтов грунтовой толщи, являются атмосферные осад-
ки, преобладающие температуры и тип растительности, характерные для дан-
ного района. Почвообразовательные процессы весьма разнообразны. Наиболее
важные из них описываются ниже.
1. Образование подзолистых почв связано с выщелачиванием из верх-
них почвенных горизонтов окислов железа и алюминия. Этот процесс находит
свое выражение главным образом в северных районах с влажным климатом,
где самый верхний почвенный слой (или самый высокий горизонт) содержит
много гумуса, т. е. частично разложившегося органического вещества. Гуми-
новые кислоты, образование которых идет весьма медленно, способствуют вы-
щелачиванию проникающей в толщу дождевой водой окислов железа и алюми-
1 В США. (Прим. ред.).
3* 35
ния из самых верхних горизонтов толщи в более глубокие подстилающие их
слои, где эти окислы в той или иной форме откладываются и могут даже
служить здесь цементирующим веществом. Окислы железа и алюминия обоб-
щенно обозначаются как полуторные окислы символом R2O3. При этом процессе
верхний горизонт почв становится относительно богатым кремнеземом. Это
выражается относительно высоким значением отношения SiO2/R2O3, т. е. от-
ношения содержания в почве кремнезема к полуторным окислам. Почвы, кото-
рые характеризуются высокими значениями этого отношения (выше 7), назы-
ваются подзолистыми. Вследствие своего, кислотного характера они обладают
более высокой степенью химической устойчивости, чем грунты с меньшей ве-
личиной этого отношения. В связи с этим такие почвы с точки зрения дорож-
ного строительства характеризуются весьма положительно. Однако с сель-
скохозяйственной точки зрения они расцениваются очень низко, так как в при-
дачу к потере полуторных окислов из них в описываемом процессе в более
глубокие горизонты уходит большинство других солей (кальция и магния),
играющих важную роль в произрастании растений. Почвы северо-восточной
части Соединенных Штатов, покрытой лесами, в большинстве своем являются
подзолистыми.
2. Другой предельный тип переработки грунта связывается с процессом
латеризации, который наиболее характерен для влажных тропических районов.
В почвах, связанных с латеризацией, ввиду быстрого разложения органическо-
го вещества вряд ли можно говорить о присутствии какого-либо заметного ко-
личества гумуса. По этой причине все воднорастворимые соли вымываются из
грунта более легко, чем полуторные окислы. Образующиеся таким образом поч-
вы называются латеритами. В них отношение содержания кремнезема к полу-
торным окислам невелико (менее 2), и потому эти почвы малоплодородны.
В Соединенных Штатах едва ли могут встретиться настоящие латериты. Поч-
вы юго-восточных областей Соединенных Штатов представляют собой про-
межуточный продукт совместного действия подзолизации и латеризации. Все
почвы, образовавшиеся в условиях влажного климата, включая подзолистые
и латериты, получили в США наименование железистых (pedalfers).
3. Почвы, образовавшиеся в засушливых и полузасушливых условиях в ре-
зультате процесса, называемого кальцификацией, согласно сельскохозяйствен-
ной терминологии, получили название известковистых (pedocals). Эти почвы
являются нейтральными или щелочными и образуются в районах, в которых
выпадает venee 25 дюймов атмосферных осадков за год и, следовательно, не-
достаточно для того, чтобы обеспечить непрерывное нисходящее движение воды
в почвенном горизонте — инфильтрацию. В результате большая часть даже
легкорастворимых минеральных веществ остается в нижнем слое верхнего
горизонта. Возникающая при этом концентрация в почве кальция и дает на-
звание рассматриваемому процессу. Большая часть почв юго-востока Соединен-
ных Штатов принадлежит к этой группе.
Следует ясно понимать, что описанные выше почвообразова-
тельные процессы могут происходить только в случае непрерыв-
ного нисходящего движения влаги. По этой причине их влияние
не может распространяться ниже постоянного уровня грунтовых
вод.
В некоторых весьма засушливых районах может иметь место
движение влаги вверх в результате капиллярного поднятия из
более глубоких водоносных горизонтов. Такая влага может нес-
ти в себе соли, выщелоченные из грунтов, залегающих глубже и
захваченные ею в своем движении вверх. Так создается повы-
шенная концентрация этих солей у поверхности, где влага испа-
ряется.
Последовательность слоев в любом данном месте в пределах
почвенного горизонта известна под названием почвенного раз-
3.6
Рис. 2.12. Схема, иллюстрирующая влияние времени на об-
разование почвенных горизонтов (Белчер и др., 1943 г.)
/ — поверхность грунта; 2 — кора выветривания; а —начальное со-
стояние; 4, 5, б —молодой, промежуточный и древний почвенный
разрез; 7 —продукты переноса
Рис. 2.13. Клермонтская почвенная серия в обнажении выем-
ки на индианской автотрассе. Наблюдаются три основные
горизонта (Белчер и др., 1943 г.)
37
реза. Обычно считается, что в этом разрезе имеются по меньшей
мере три типичных слоя или горизонта, как это показано на рис.
2.12 и 2.13.
Верхний горизонт А представляет в своей верхней части зону
аккумуляции органического вещества, а в нижней — зону, из ко-
торой просачивающаяся в толщу вода вымыла растворимые
компоненты. Горизонт В представляет зону, в которой инфильт-
рующаяся вода откладывает вещества, вымытые из горизонта Л.
Горизонт С отвечает зоне, где грунт находится в естественном
состоянии. Относительное положение трех горизонтов изменяет-
ся со временем, как это показано на рис. 2.12. Может существо-
вать и более сложный почвенный разрез. На рис. 2.12 горизонт
У отвечает материнской породе в слегка выветрелом состоянии,
а горизонт X — сильно выветрелому подпочвенному глинистому
слою.
Почвы, характеризуемые подобным разрезом, почвоведы на-
зывают почвенной серией. Им обычно присваивается название
местности, вблизи которой они были впервые изучены. Приме-
ром такого обозначения является клермонтская почвенная серия,
показанная на рис. 2.13.
2.9. Области сотрудничества между инженерами-строителя-
ми, геологами и почвоведами. Каждый инженер, специализи-
рующийся в области фундаментостроения, должен тщательно
изучать геологию. Однако лишь немногие инженеры могут иметь
достаточные познания, необходимые для того, чтобы правильно
интерпретировать сложные местные геологические условия, ибо
такие познания могут быть накоплены только в процессе непре-
рывной практики.
Сотрудничество инженеров-строителей с геологами, таким
образом, оказывается необходимым во всех случаях, связанных
с использованием грунтовых вод, туннельными работами и ра-
ботами по возведению плотин, особенно при строительстве боль-
ших и под тяжелую нагрузку мостов. Такое сотрудничество дол-
жно устанавливаться с самого начала изысканий, связанных с
выбором наиболее подходящего места строительства (см.
п. 12.2.). Геологи могут намного быстрее, чем инженеры-строи-
тели, выявить здесь наличие местных геологических особенно-
стей, важных с инженерной точки зрения, подобных опасным
зонам тектонического нарушения в толще коренных пород, су-
ществование водопроницаемых, водоносных пластов или гидро-
неустойчивых (растворимых) пород. Кроме того, важное под-
спорье в работе инженеров представляют геофизические методы
исследования, но для их проведения требуются особые специали-
сты (см. п. 12.4).
В тех случаях, когда дело касается менее важных сооруже-
ний (например, мостов или зданий среднего или малого разме-
ра), использование специальных консультантов по геологии мо-
жет оказаться экономически неоправданным. Однако и в этих
38
случаях инженеры, занятые в фундаментостроении, могут добить-
ся лучшего понимания своих задач и, следовательно, выиграть
экономически при изучении геологических особенностей района,
в котором они работают, и при персональном контакте с геоло-
гами, знакомыми с этим районом.
В свою очередь, специалисты по инженерной геологии долж-
ны изучать проблемы фундаментостроения и механику грунтов,
чтобы лучше понимать точку зрения инженеров и затем прово-
дить свою собственную работу в плане, наилучшим образом от-
вечающем инженерным требованиям. Это положение должно
находить свое выражение в большей степени, чем в настоящее
время. Однако следует отметить, что уже сейчас становятся за-
метными правильные тенденции в этом направлении.
Делаются также попытки использовать для инженерных
целей достижения почвоведов. Эти достижения оказываются
наиболее ценными при решении задач, связанных с устройством
покрытий дорог и аэродромов, а также дорожного полотна, так
как при выполнении этих работ инженеры обычно имеют дело с
почвами и грунтами из самых верхних горизонтов. Так, напри-
мер, методы химической поверхностной обработки почв и грун-
тов, разработанные вначале для целей сельского хозяйства и ке-
рамического производства, стали постепенно находить инженер-
ное использование в новой отрасли, связанной с укреплением
грунтов добавкой к ним цемента, битумных продуктов и различ-
ных химикалий.
Почвенные карты также начали использовать для инженер-
ных целей. Карты почвенной службы США классифицируют поч-
вы в соответствии с их текстурой, дренирующей способностью,
составом и другими характеристиками, а также указывают об-
ласти их распространения. Эти карты могут быть использованы
как вспомогательный материал преимущественно при предвари-
тельных изысканиях под дорожное и аэродромное строительство
(см. п. 12.3). Желательно установить усовершенствованную ха-
рактеристику инженерных свойств типов грунтов, отмеченных на
картах почвенной службы Соединенных Штатов. Из-за большо-
го объема исследований, необходимых для этой цели, такая ха-
рактеристика в очень многих случаях до сих пор в должной сте-
пени не установлена. Замечательным и успешным в этом отно-
шении примером являются работы, выполненные объединенной
проектно-исследовательской группой по дорожному строительст-
ву университета Пердью в штате Индиана.
При предварительных исследованиях грунтов геологические
карты также могут быть использованы. Они оказываются осо-
бенно полезными в тех случаях, когда желательно получить при-
ближенное представление об общем характере грунтовых усло-
вий в некотором районе. Информация такого рода, предостав-
ляемая военными геологами, сыграла большую роль для армей-
ских инженеров во второй мировой войне для предварительного
39
выбора месторасположения аэродромов и месторождений песка
и гравия, необходимых при возведении дорог и строительстве
аэродромов.
ПРАКТИЧЕСКИЕ ПРИМЕРЫ
2.1. Каково основное различие между известняками и доломитом с точки
зрения возведения на них плотины?
Ответ. Доломиты труднее выщелачиваются водой, содержащей углекисло-
ту. Следовательно, в толще доломитов реже обнаруживаются каверны и сво-
бодные полости, чем в известняке.
2.2. Где больше вероятность встретить пласты мягкой глины: на дне кру-
тых горных долин или на поймах и в области дельт?
Ответ. Отложения глинистого материала могут быть в бассейнах со стоя-
чей водой или в водотоках с очень слабым течением воды. Встретить такие
глины на дне крутых горных долин весьма мало вероятно.
2.3. Считаете ли вы возможным обнаружить торф под слоем песка или гра-
вия в штатах Оклахома или Коннектикут?
Ответ. В штате Коннектикут ниже песчано-гравелистых отложений может
быть обнаружен торф, который располагается в зоне повторявшихся оледене-
ний. Его невозможно встретить в штате Оклахома.
2.4. Почему зерна песка в своем большинстве представлены кварцем?
Ответ. Вследствие большой химической устойчивости окиси кремния, из
которого состоит кварц.
2.5. Каков естественный процесс образования глины?
Ответ. Химический распад определенных минералов материнской породы.
2.6. Будет ли грунт с высоким содержанием гипса пригодным в теле зем-
ляной плотины?
Ответ. Выщелачивание в больших количествах гипса из грунта, уложенного
в тело укатанных земляных плотин, может в недопустимой степени увеличить
его водопроницаемость и уменьшить его устойчивость.
ГЛАВА 3
ОПРЕДЕЛЕНИЯ И ИСПЫТАНИЯ,
ОТНОСЯЩИЕСЯ К СВОЙСТВАМ
СКЕЛЕТНОЙ ЧАСТИ ГРУНТА
3.1. Абсолютный удельный вес твердого вещества. Влияние
органических включений. Абсолютный удельный вес твердого
вещества выражается следующим образом:
0=-^, (3.1)
vs
где G — абсолютный удельный вес твердого вещества;
Ws— вес твердого вещества в г;
— объем твердого вещества в см3.
Таким образом, в метрической системе удельный вес пред-
ставляет собой вес единицы объема твердого вещества. Иначе
определение понятия об удельном весе вещества читается так:
отношение веса в воздухе определенного объема материала при
установленной температуре к весу в воздухе такого же объема
дистиллированной воды при той же температуре, т. е. G=
= Ws/(Vsyw). Это выражение соответствует уравнению (3.1)
при 4° С, так как в этом случае удельный вес воды yw =1.
Удельный вес твердого вещества большинства неорганиче-
ских грунтов колеблется в пределах 2,6—2,8. Частицы грунта,
представленные кварцем, имеют удельный вес около 2,65. Удель-
ные веса глинистых частиц могут иметь более высокие значения,
например 2,9.
Большинство минералов, которыми представлено твердое ве-
щество частиц грунта, имеет удельный вес выше 2,6. Следова-
тельно, значения удельного веса меньше этого говорят о возмож-
ности включения в грунт в ощутимом количестве органического
вещества и указывают на необходимость соблюдения известной
осторожности при использовании этих грунтов. Грунты со зна-
чительным содержанием органического вещества отличаются
высокой сжимаемостью, как, например, торф, который почти
полностью состоит из растительного вещества, благодаря чему
в высушенном состоянии он может гореть. Помимо высокой сжи-
маемости, которая является следствием особенностей их струк-
туры, грунты с большим содержанием органического вещества
нежелательны с инженерной точки зрения из-за возможности
разложения последнего. Они также нежелательны при работах,
связанных с укреплением грунтов (см. п. 11.7).
41
Содержание органических веществ в грунте иногда принима-
ется равным потере в весе грунта, образец которого прокалива-
ют в пламени, т. е. по так называемой потере при прокаливании.
При этом методе получаются сильно завышенные значения, так
как кроме выгорания органического вещества в грунте в этом
случае при температуре выше 105° С может освободиться и ис-
париться химически связанная и адсорбированная частицами
влага.
Удельный вес грунтов обычно определяется посредством из-
мерения объема воды, вытесненного твердыми частицами грун-
та. Пленки адсорбированной воды (см. п. 3.5) при этом испыта-
нии включаются в объем твердых частиц. Однако эти пленки
настолько тонки, что их наличие не вызывает ощутимого изме-
нения значений удельного веса твердой частицы, которая их ад-
сорбирует.
Удельный вес может определяться по выражению
G=-^-=-------, (3.2)
Vs — IV1)
где G— удельный вес твердого вещества;
№s— вес твердого вещества в г;
V s— объем твердого вещества в см3;
W 2— вес сосуда в г (взятый по тарировочному графику для
каждого сосуда) вместе с дистиллированной водой и
грунтом при t °C;
— вес сосуда в г только с дистиллированной водой при
ГС.
Сам по себе этот показатель не имеет большого значения. Он
определяется при расчетах, необходимых для целей, которые
связаны с другими испытаниями.
3.2. Определение содержания в грунте песка, пыли и глины
исходя из размера их частиц. Частицы грунта в соответствии с
их размером подразделяются на песчаные, пылеватые и глини-
стые с ограничениями, указанными в пп. 3.8 и 12.11. Эта класси-
фикация построена на основе метрической системы. В таком ви-
де она используется всеми грунтовыми лабораториями в Соеди-
ненных Штатах.
ASTM (Американское общество по испытанию материалов)
подразделяет частицы грунта по их размерам следующим об-
разом.
Песок крупный..............
» мелкий..................
Пылеватые частицы . . . .
Глина .....................
Коллоидная глина .........
2—0,25 мм
0,25—0,05 »
0,05—0,005 »
менее 0,005 »
менее 0,001 мм (1 р)
Следует отметить, что классификационные признаки ASTM
для глины, пыли и песка, хотя и используются в некоторых дру-
42
гих странах, не представляют международного стандарта. В ев-
ропейской инженерной практике глинистые частицы зачастую
определяются размером, меньшим 2 g (вместо 5g, как указывает-
ся ASTM), а частицы между 0,02 и 0,002 мм — как пылеватые.
Такое определение глинистых и пылеватых частиц используется
также во всем мире в трудах по почвоведению (рис. 3.1).
3.3. Определение размеров частиц просеиванием. Размер ча-
стиц больше 0,074 мм (74g) может определяться просеиванием
пробы грунта. Этот размер соответствует отверстиям сита № 200
стандарта США (число 200 обозначает число отверстий на 1"
длины ситовой ткани). Существуют сита с еще более мелкими
отверстиями (№ 325), но работать с ними трудно.
Пыль представлена частицами, меньшими 50 g. При этом од-
ним только просеиванием пробы грунта нельзя определить коли-
чество в нем ни пылеватых, ни глинистых частиц. Вместе с тем
большинство важнейших строительных свойств грунтов, в осо-
бенности их водопроницаемость, зависит от содержания в грунте
пылеватых и глинистых частиц. Таким образом, одно просеива-
ние для рассматриваемой цели является неполноценным испы-
танием, за исключением тех случаев, когда исследуются песча-
ные грунты. Для определения содержания пылеватых и глини-
стых частиц применяются испытания отмучиванием (см. п. 3.6).
Для того чтобы правильно понять свойства таких весьма мелких
частиц, по-видимому, целесообразно вначале дать краткий об-
зор некоторых факторов, влияющих на строение всех веществ,
слагающих грунт, исходя из современных представлений физики
и химии.
3.4. Некоторые понятия из физической химии. Глинистые
минералы. Коллоидные частицы грунта. В течение последнего
десятилетия был достигнут быстрый прогресс в нашем понима-
нии структуры вещества. Эти исследования продолжаются и
еще далеки до своего завершения.
Атомы, или мельчайшие частички любого известного нам хи-
мического элемента, в современном понимании имеют плане-
тарное строение. Они являются наименьшими частицами, обла-
дающими определенными химическими характеристиками.
Вокруг ядра атома вращаются отрицательно заряженные ча-
стицы, называемые электронами. Электрические и магнитные
силы притяжения между электронами и ядром уравновешивают-
ся центробежной силой электронов. Любая химическая реакция
состоит в обмене электронов между атомами или в их объеди-
нении.
Химически связанные атомы образуют молекулы, которые
представляют собой наименьшие неделимые частицы нового сое-
динения. Атомы молекулы прочно взаимосвязаны электрохими-
ческими связями, образованными путем обмена или объедине-
ния электронов. Некоторые молекулы являются диполями, т. ё.
43
Рис. 3.1. Гранулометрические кривые для различных грунтов
1 и 2 —глинистые грунты дельты Нила; 5 и 4 — илы дельты Нила; 5 — прибрежный песок из района Порт-Санда; б — пе-
сок, искусственно подобранный для достижения максимальной плотности; 7 — виксбургский лёсс; S — пористая кирпичная
глина из Нью-Мехико; 9 — прибрежный песок в районе Дейтона: 10 — бентонит из Вайоминга. Грунты 1—9 — по исследо-
ваниям Г, П. Чеботарева; грунт 10 — по литературным данным
они действуют так, как будто они на своих противоположных
концах имеют обратные по знаку электрические заряды. Вода
является диполем, а керосин нет.
Притяжение между молекулами жидкости проявляется в ре-
зультате поверхностного натяжения. Оно очень заметно у воды
(благодаря ее диполярной природе). Капиллярность, которая
оказывает значительное влияние на усадку, сцепление и на мно-
гие другие важные с инженерной точки зрения свойства, явля-
ется результатом поверхностного натяжения воды. Поверхност-
ное натяжение вызывается направленной вниз тянущей силой,
возникающей в результате притяжения поверхностных молекул
примыкающими к ним и нижележащими молекулами.
Изучение глин с помощью рентгеновских лучей показало, что
они состоят из предельно малых кристаллов, несмотря на аморф-
ный внешний вид самой глинистой массы. Таким образом, было
установлено существование по меньшей мере двух опреде-
ленных предельных типов минералов глины — каолинита и монт-
мориллонита, а также некоторых их промежуточных типов. Было
обнаружено, что каолинит имеет весьма жесткую кристалли-
ческую структуру, в то время как монтмориллонит может рас-
ширяться под влиянием воды, проникающей в зоны между пла-
стинами кристаллов, обусловливающими пачкообразное его
строение. Такая особенность гармоникообразного строения бен-
тонитовых глин, представленных преимущественно глинистыми
минералами монтмориллонитового типа, объясняет их резко вы-
раженную способность к набуханию.
Диаметр ядра атома имеет порядок 10-11 мм. Диаметр ато-
о
ма равен 10-7 мм=\ А (1 ангстрем). Следовательно, диаметр
атома равен приблизительно 0,1 мр (миллимикрон), или 10~4р.
Таким образом, атомы все еще слишком малы, чтобы увидеть их
даже в электронный микроскоп, предел видимости которого око-
ло 5 м р. Полагают, что в истинном растворе находятся частицы
меньше 1 мр.
Электронный микроскоп имеет в 20—50 раз большую разре-
шающую способность, чем обычный. Однако существуют некото-
рые ограничения его использования. Образцы исследуются в ва-
кууме, при этом происходит испарение всей пленочной влаги. На
светящемся экране изображение кажется темным, а промежут-
ки— яркими. Сведения, касающиеся третьего измерения, иногда
могут быть получены при испытании весьма тонких образцов по
различию в интенсивности изображений (см. рис. 3.7 и 3.8).
Химики называют частицы размером больше 1 м р,, но мень-
ше 0,2 р, (или (200 лф) коллоидами, а их растворы коллоидными
растворами. Верхний предел отвечает разрешающей способности
наилучших оптических микроскопов.
В инженерной практике частицы меньше Ip, (0,001 мм) опре-
деляются как коллоидная глина. Частицы меньшего размера не
45
могут быть точно определены методами отмучивания, так как
при размерах частиц меньше 0,001 мм скорость осаждения край-
не мала. Частицы размером меньше 0,2g (0,0002 мм) вообще не
осаждаются и способны оставаться в состоянии суспензии неоп-
ределенно долгое время.
Частицы коллоидных растворов (или золей) так малы, что
их нельзя увидеть невооруженным глазом. Они испытывают бы-
строе беспорядочное перемещение, называемое броуновским
движением. Это перемещение вызывается ударами молекул
жидкости, в которой рассеяны коллоидные, частицы. Приобре-
тенные в результате этого скорости перемещения частиц оказы-
ваются достаточными, чтобы предупредить их осаждение. Дру-
гой характерный признак коллоидов заключается в том, что все
частицы несут электрический заряд одного знака. Поэтому пре-
дупреждается возможность притяжения частиц друг к другу.
Заряд частиц большинства дисперсных грунтов отрицателен.
Добавляя к коллоидному раствору электролит, т. е. химиче-
ский раствор некоторых ионов, которые имеют противополож-
ный коллоидным частицам заряд, заряд частиц может быть ней-
трализован. Коллоидные частицы тогда флокулируют или коа-
гулируют и слипаются друг с другом, образуя намного большие
зерна, которые затем быстро осаждаются.
Это обстоятельство имеет некоторое практическое значение.
Так, добавление электролитов к воде в отстойниках систем во-
доснабжения ускоряет осветление мутной воды.
С точно таким же явлением можно встретиться во время ис-
пытания на отмучивание в лаборатории в тех случаях, когда ис-
пытываемый грунт содержит соли, способные образовывать
электролит. Это крайне нежелательно, так как диаметр зерен,
полученный при испытании, не будет соответствовать действи-
тельному диаметру частиц и будет отвечать значительно боль-
шему диаметру коагулированных частиц, состоящих из сотооб-
разных хлопьев. В этом случае используются другие химические
растворы, оказывающие противоположное действие, так называ-
емые диспергаторы, или стабилизаторы.
Наличие растворенных солей в морской воде обусловливает
ее прозрачность. Наличие или отсутствие таких солей в ощути-
мых количествах в воде рек обычно объясняет, почему вода в
некоторых реках совершенно прозрачная, а в других мутная.
3.5. Пленочная влага, адсорбированная поверхностью частиц
грунта, и ее влияние на строительные свойства грунтов. Обмен
оснований. Дальнейшие исследования химического состава и
кристаллической структуры грунтов показали, что отдельные
ионы различных элементов могут привязываться (адсорбиро-
ваться) к поверхности частиц, слагающих грунт. На рис. 3.2 по-
казана относительно простая структура такого типа.
Одновалентные ионы, подобные Na+, непрочно присоединя-
ются к поверхности частиц. Двухвалентные ионы Са2+ и Mg2+
46
присоединяются к поверхности частиц до некоторой степени бо-
лее прочно. Слегка диссоциированные ионы Н и трехвалентные
катионы А13+ и Fe3+ могут связываться с частицами весьма
прочно.
В то же время молекулы воды, будучи диполями, присоеди-
няются (адсорбируются) как к поверхности кристаллической ре-
шетки, так и к катионам. Некоторые молекулы воды могут даже
проникать в глубь решетки.
Число молекул воды, адсорбированных катионами, увеличи-
вается с увеличением их заряда, являясь, кроме того, функцией
радиуса иона. Таким образом, ион Са2+ будет притягивать боль-
ше молекул воды, чем катионы Na+, радиусы их атомов будут
соответственно 1,06 и 0,93. Вместе с тем на поверхности частицы
вместо каждого катиона Са2+ могут адсорбироваться два кати-
она Na+. Кроме того, объем двух катионов Na+ равен 7,88 А3,
о
а одного катиона Са2+—4,99 А3. Следовательно, вокруг катио-
нов Na+ будет более толстый слой адсорбированной воды, ко-
торая вместе с катионами может образовывать вокруг частицы
грунта довольно толстую пленку.
Свойства адсорбированной воды отличны от свойств обычной
воды вследствие значительного давления, которому она подвер-
гается под воздействием электростатических сил адсорбции.
Уинтеркорн и Бевер (1934—1935 гг.) подсчитали среднее
адсорбционное давление воды, которое оказалось порядка
20 000 т/фут2.. Бриджмен (1912 г.), продолжавший работы Тэмме-
на (1899 г.), показал, что при давлении более 6000 т/фут2 темпе-
ратура замерзания воды устойчиво превышает нормальную точ-
ку замерзания. Давление
10 000 т!фут2 поднимает эту тем-
пературу до +30° С ( + 96°F).
При давлении ниже 6000 т/фут2
точка замерзания воды лежит
ниже своей нормальной тем-
пературы и опускается ниже
—20° С (—4°F) при давлении
2000 т/фут2. При высоких дав-
лениях в указанных пределах
в зависимости от давления
и температуры могут быть по-
лучены пять типов льда с раз-
личной плотностью. Исходя из
этих данных Уинтеркорн
(1943 г.) сделал вывод, что на
контакте с поверхностью час-
тиц пленки адсорбированной
воды должны иметь свойства
твердого льда. Наблюдаемые
Na *<•
Рис. 3.2. Закрепление обменных
катионов с различной водоадсор-
бирующей способностью по граням
SiO кристаллической решетки гли-
нистого минерала как пример об-
мена ионов по типу разрушения
связи (Инделл и Гофман, 1936 г.)
47
изменения объема глин при замерзании и оттаивании объясня-
ются приведенной выше гипотезой.
Под обменом оснований подразумевается способность кол-
лоидных частиц обменивать катионы, адсорбированные на их
поверхности. Так, водородная глина (коллоиды с адсорбирован-
ными катионами Н) может превращаться в натриевую глину
(коллоиды с адсорбированными катионами Na) в результате по-
стоянной фильтрации через нее воды, содержащей в растворен-
ном виде соли NaCL Такйе обмены могут использоваться для
уменьшения проницаемости грунта. Однако не все адсорбирован-
ные катионы способны к обмену. Число катионов в грунте, спо-
собных к обмену, определяют его обменную способность.
Обменная способность увеличивается с кислотностью грун-
та, выражающейся высокими значениями отношения кремнезе-
ма к полуторным окислам SiCVRsOs. Другой мерой кислотности
грунта, рассматриваемого как суспензия, является значение
pH, которое, однако, относится главным образом к кислотности
растворимых компонентов грунта. Чем выше кислотность грунта,
соответствующая низкому значению pH, тем выше будет актив-
ность ионов водорода, а также его корродирующее воздействие
на металлы. И то, и другое может проявляться эффективно толь-
ко при наличии влаги. Кислые растворы имеют значения pH
меньше 7, а основные или щелочные — больше 7.
Интенсивность, с которой совершается обмен оснований, бу-
дет увеличиваться с повышением концентрации раствора и ско-
рости, при которой этот раствор фильтрует через грунт. Харак-
тер изменений физических, свойств грунта, вызываемых обменом
оснований, зависит как от природы грунта, так и от способных к
обмену оснований.
Коррозия железа и стали, находящихся в грунте, также воз-
можна только в присутствии в грунте влаги. Она увеличивается
с кислотностью (малые значения pH) грунта, потому что кислые
растворы облегчают образование на поверхности железа элект-
рических пар между железом и некоторыми примесями, которые
оно может содержать. В результате возникает электролитичес-
кое воздействие и освобождаемый кислород соединяется с желе-
зом, постепенно образуя ржавчину. Электрические токи внешне-
го происхождения могут оказывать подобное, но еще более силь-
ное влияние, например, на магистральные водоводы. Это обсто-
ятельство иногда создает источник недоразумений между
компаниями, занимающимися прокладкой троллейбусных линий
и водопроводных сетей. Использование водопроводных труб из
разных металлов, например из железа, латуни и свинца, и про-
ложенных близко друг к другу во влажном кислом грунте, мо-
жет также способствовать образованию электрических пар и
сильной коррозии металла.
48
Происходящие при этом химические процессы весьма слож-
ны и зависят от такого множества факторов, что рассмотрение
обмена оснований в естественных грунтах будет всегда произво-
диться специалистами-химиками. В настоящее время эти процес-
сы находятся на стадии изучения. Однако уже и теперь некото-
рые выясненные факты представляют значительный общий инте-
рес и могут помочь инженерам лучше понять причины различного
поведения глин, находящихся в напряженном состоянии.
Так, во время испытаний, проведенных Дж. Д. Салливаном
(1939 г.), глина в естественном состоянии была сначала преоб-
разована в водородную, которая служила в качестве эталона
для сравнения. Образцы этой глины были затем порознь обрабо-
таны различными катионами; было обнаружено, что при одном
и том же содержании свободной воды сопротивляемость грунтов
в полутвердой консистенции сдвигу весьма существенно отлича-
ется (см. п. 7.19) в зависимости от применяемых для их обра-
ботки катионов, роль которых уменьшается в этом плане в при-
веденной ниже последовательности:
NHt Н+ К+ Fe3* Al34- Mg2+ Ва2+ Са2+ Na+ Li+.
Изменение пластичности глинистых грунтов происходило
аналогичным образом, но в обратном порядке. Это явление мож-
но объяснить образованием на поверхности частиц грунта весь-
ма вязких тонких пленок воды, адсорбируемой способными к
обмену катионами. Как было сказано, эти пленки бывают отно-
сительно толстыми применительно к сильно водоадсорбирующим
катионам, подобным Li+ и Na+, и очень тонкими применительно
к Н+. Пленки, связанные с другими катионами, носят промежу-
точный характер в соответствии с приведенным выше порядком.
Следовательно, грунты с адсорбированными катионами Li+ и
Na+ относительно более пластичны и при малой влажности име-
ют относительно меньшую сопротивляемость сдвигу в силу того,
что их частицы разделены более толстыми вязкими пленками со
свойствами полутвердого вещества. В условиях текуче-пластич-
ной консистенции может быть получено обратное соотношение.
Когда химики говорят о водородных, кальциевых или натрие-
вых глинах, они имеют в виду не состав частиц грунта, а только
род катионов (Н, Са или Na), адсорбируемых на поверхности их
частиц. Натриевые глины в природе образуются при отложении
глинистых осадков в морской воде или их затоплении соленой
водой во время приливов, а также при капиллярном их насыще-
нии такими водами. Кальциевые глины обычно образуются при
осаждении в пресной воде. Водородные глины связываются с
длительным промыванием пресной водой или водой с кислой ре-
акцией, в результате чего из грунта удаляются все другие спо-
собные к обмену основания. В большинстве естественных глин
частицы грунта могут иметь на своей поверхности различные ад-
сорбированные катионы (см. рис. 3.2).
4—277
49
Рис. 3.3. График, иллюстрирующий
явление разбухания песка, находив-
шегося первоначально в сухом состо-
янии, т. е. увеличение его объема
после увлажнения и перелопачивания.
Влияние поверхностного натяжения
пленок воды, по-видимому,-достигает
максимума при влажности песка 6%.
Оно затем убывает и полностью пре-
кращается незадолго до того, как по-
ры полностью заполнятся водой
Процесс обмена основаниями обратим и не протекает, по-ви-
димому, в какой-либо определенной последовательности, а зави-
сит только от степени свободы перемещения растворов в грунте,
а также от наличия избытка одного из способных к обмену ка-
тионов. По этим причинам изменения в строительных свойствах
химически обработанных естественных грунтов могут оказаться
в гораздо большей степени непредвиденными и сами по себе не-
устойчивыми, чем это было
при испытаниях, проведен-
ных Салливаном, который
работал с чистой водород-
ной «глиной.
Примером явления, име-
ющего значение с точки зре-
ния строительства и вызван-
ного наличием различного
рода пленок адсорбирован-
ной воды, служит нередко
наблюдаемое разбухание пе-
ска. Разбухание не нужно
путать с набуханием, кото-
рое может сопровождаться
увеличением объема глины,
даже если она впитывает во-
ду in situ. Набухание необ-
ратимо, даже когда глина
оказывается под водой, тог-
да как разбухание песка при
его затоплении полностью
прекращается (рис. 3.3).
Разбухание, представляю-
щее собой увеличение объе-
ма влажного песка по отно-
шению к объему сухого пес-
ка, происходит только тогда, когда влажный песок находится
в рыхлом состоянии. Водные оболочки на частицах достаточно
вязко-прочны, чтобы предотвратить непосредственный контакт
зерен песка после образования пленок. Однако эти пленки в пе-
риод их образования не могут раздвигать частицы, как это
происходит при набухании глин. Величина разбухания воз-
растает с уменьшением размера частиц грунта, так как
при этом происходит увеличение общей площади поверх-
ности частиц на единицу объема грунта (рис. 3.3). Влия-
ние разбухания может быть значительным и является основной
причиной того, что в настоящее время при выполнении ответст-
венных бетонных работ принимается весовая, а не объемная до-
зировка заполнителей. Пленки сравнительно толсты и легко ис-
паряются при комнатной температуре. Так как разбухание песка
50
при полном его водонасыщении прекращается, возможно, что
причина этого объясняется проявлением поверхностного натяже-
ния воды. Следует снова отметить, что разбухание происходит
только в рыхло уложенном песке. Влажный песок может быть уп-
лотнен при высоких давлениях так же, как и сухой (см. п. 11.2).
Это показатель того, что утолщенные пленки воды, которые соз-
дают разбухание, могут оказывать сопротивление только отно-
сительно малым давлениям.
3.6. Определение размера частиц отмучиванием. Содержание
пылеватых и глинистых частиц в грунте определяется с помощью
отмучивания, которое можно проводить различными методами.
Любой из этих методов основан на том явлении, что процесс
осаждения в жидкости мелких частиц протекает медленнее, чем
осаждения более крупных. Для расчетов используется формула
Стокса, предложенная им для определения скорости, с которой
сфера определенного диаметра погружается в жидкость. Следо-
вательно, методом отмучивания можно определить только диа-
метр эквивалентных сфер, а не точный размер частиц. Формула
Стокса обычно записывается в следующем виде:
t,=<G-G«)gd2 cjH/ce/c=(G~Gw)gd2 cmImuh, (3.3)
1800л. 30n
где v — скорость осаждения частиц в жидкости;
d — диаметр сферы в мм\
G— удельный вес грунта;
—удельный вес жидкости (для воды 6^ = 1);
п — вязкость жидкости в г/см* сек или пз;
g—гравитационное ускорение в см!сек2.
(3-4)
где L—расстояние, на которое опускаются частицы, в см\
Т — соответствующее время в мин.
Следовательно:
d= 1Л-------—------ -if — =С . (3.5)
Г 980(0 — ою) У Т У Т ' ’
Так как при использовании воды для всех практических це-
лей значение Gw =1, коэффициент С в уравнении (3.5) зависит
только от значения удельного веса грунта G и вязкости воды п.
Вязкость же воды зависит от температуры.
Необходимо ясно представить себе недостатки описываемого
метода определения размеров частиц. Эти недостатки заключа-
ются в следующем.
1. Результаты испытаний, выполненных Л. и В. Скуайерами
(1937 г.) в Массачусетском технологическом институте, дали яс-
ное представление о величине ошибки, вносимой использованием
формулы Стокса при определении размера частиц грунта, форма
4*
51
которых отличается от сферической. В соответствии с этими ис-
следованиями была предложена следующая зависимость (для
одинаковой скорости осаждения):
D=0,7527/ Уа, (3.6)
где D' — диаметр сферы;
D — диаметр диска;
а = D/H (Н — высота диска).
Следовательно, предлагается к зависимости Стокса некото-
рый поправочный коэффициент (0,752 ]Ах).
Значения поправочных коэффициентов на форму частиц при-
ведены ниже.
а . D
1 0,725D'
1,77 ID'
10 2.38D'
100 7.52D'
500 16,8D'
Большинство глинистых частиц имеет чешуйчатую, а не сфе-
рическую форму (см. п. 3.8). Из этого положения и приведенных
значений поправочных коэффициентов следует, что действитель-
ный диаметр чешуйки глины может быть по крайней мере в 5
раз выше, чем определенный по формуле Стокса.
2. Другим возможным источником ошибки при этих исследо-
ваниях является коагуляция частиц. Глинистые грунты обычно
в той или иной степени засолены, что вызывает коагуляцию сла-
гающих их частиц. Для того чтобы предотвратить коагуляцию, а
также отделить частицы друг от друга, грунт вначале подверга-
ют обработке диспергирующими и стабилизирующими химика-
лиями.
Следовательно, при проведении испытания на отмучивание
необходимо добавление к суспензии стабилизирующих электро-
литов. Таким образом достигается изменение заряда некоторых
коллоидных частиц грунта. Однако заряд коллоидных частиц
нельзя с них снять, не вызвав частичного разрушения самих ча-
стиц.
3. Частицы различного размера в одном и том же грунте мо-
гут иметь разный минералогический состав и, следовательно,
различные удельные веса. В процессе описываемого испытания
учитывается лишь среднее значение удельного веса частиц для
образца грунта в целом.
4. Формула Стокса основана на движении одной сферы и не
учитывает неизбежное взаимное влияние частиц различных раз-
меров, осаждающихся в суспензии рядом друг с другом с раз-
личными скоростями.
Все эти и другие обстоятельства подтверждают положение,
что испытание на отмучивание независимо от тщательности про-
52
ведения опыта дает только общее понятие о порядке величин
размеров и количестве мелких и мельчайших частиц в грунте.
Таким образом, оказывается, что всякого рода трудоемкие уточ-
нения этого метода при его использовании для инженерных це-
лей являются неоправданными.
Это соображение и тот факт, что для проведения стандартно-
го испытания грунтов по этому методу требуется около двух су-
ток, приводят к попыткам упростить всю процедуру. Одна из та-
ких попыток была сделана Р. Валле-Родасом (1945 г.), а дру-
гая— В. Миллсом (1944 г.) С помощью сифона определяется в
грунте только общее количество песчаных, пылеватых и глини-
стых частиц.
Для гранулометрического анализа глинистых грунтов наи-
большее распространение получил метод с использованием аре-
ометра, погружаемого в суспензию. Начальный отсчет по шкале
ареометра совпадает с уровнем поверхности чистой воды. Сус-
пензия (смесь частиц грунта и воды) будет иметь большую плот-
ность, и в такую жидкость ареометр будет погружаться меньше,
чем в чистую воду. По мере того как более крупные частицы бу-
дут оседать, плотность суспензии будет соответственно умень-
шаться, что вызовет более глубокое погружение ареометра в
жидкость. Отсчеты по шкале ареометра должны сопровождаться
засечкой времени, прошедшего с момента взбалтывания суспен-
зии. Одновременно отмечается температура суспензии. Эти вели-
чины и известный начальный вес сухой пробы грунта позволяют
вычислить диаметр и вес частиц грунта, находившихся в опре-
деленное время в суспензии еще во взвешенном состоянии.
3.7. Классификация грунтов по размеру слагающих их час-
тиц и пределы ее использования. Совместные результаты сито-
вого анализа и отмучивания иногда рассматриваются как меха-
нический анализ грунта.
Результаты анализа наносятся на график, подобный пока-
занному на рис. 3.1. Вес частиц, размер которых меньше некото-
рого диаметра, выражается в процентах от общего веса и откла-
дывается применительно к соответствующему диаметру частиц,
указанному на полулогарифмической шкале абсцисс. По полу-
ченной таким образом гранулометрической кривой можно судить
о распределении частиц различного размера в образце, а также
о степени однородности состава образца по относительному со-
держанию в грунте частиц того или иного размера.
Коэффициент однородности определяется по величине соот-
ношения диаметров, соответствующих 60 и 10% весового содер-
жания частиц в грунте (£)6o/£>io). Малое значение этого коэффи-
циента соответствует крутонаклонной гранулометрической
кривой и более однородному составу образца. Характер однород-
ности сыпучих грунтов по размеру слагающих их зерен может
оказывать определенное влияние на степень их устойчивости (см.
п. 18.4).
53
На рис. 3.1 диаметр частиц дается в дюймах, хотя измерение
размера частиц в дюймах никогда не производится. Отступле-
ние в этом отношении на рис. 3.1 вызвано в данном случае стре-
млением помочь лицам, не знакомым с метрическими мерами,
отчетливо представить себе размер частиц, о которых идет речь.
Термины глина, пыль и песок употребляются здесь по отно-
шению к частицам определенного размера. Те же термины час-
Рис. 3.4. Треугольник для классификации грунтов по содержа-
нию в них фракций песка, пыли и глины Почвенного бюро Сое-
диненных Штатов и Администрации общественных дорог (на-
несены те же 10 разновидностей грунтов, что и на рис. 3.1)
то используются для определенных формаций грунтов, в состав
которых входят не только частицы глины, пыли или песка, но и
все эти фракции в тех или иных пропорциях. До сих пор не су-
ществует общепризнанного определения, например, процентного
содержания глинистых частиц для грунта, который должен клас-
сифицироваться как «глина», и т. д.
На рис. 3.4 приведена классификация Бюро общественных
дорог Соединенных Штатов, выраженная треугольной диаграм-
мой, для определения процентного содержания глинистых, пыле-
ватых и песчаных частиц в грунтах, называемых глиной, пыле-
ватыми суглинками, суглинками и т. д. Суглинок содержит в
своем составе в различных пропорциях песчаные, пылеватые и
глинистые частицы. Термин loam (суглинок) почерпнут из поч-
54
воведения и был принят инженерами-дорожниками, кото-
рые имеют главным образом дело с поверхностными отложе-
ниями.
Сейчас существует тенденция исключить термин loam из ис-
пользования в области фундаментостроения как недостаточно
определенный. На рис-. 3.5 показана треугольная диаграмма для
классификации грунтов, предложенная комиссией по р. Мисси-
Рис. 3.5. Треугольник для классификации грунтов комиссии по
р. Миссисипи (нанесены 10 разновидностей грунтов в соот-
ветствии с рис. 3.1)
сипи, в которой термин loam уже совсем не используется и заме-
нен терминами silty clay (пылеватая глина), silty sand (пылева-
тый песок), sandy clay (песчаная глина). Это, по-видимому, ло-
гично, так как вся классификация основана только на содержа-
нии в грунте песчаных, пылеватых и глинистых частиц.
На рис. 3.1 приведены гранулометрические кривые для 10
различных грунтов. Гранулометрические составы тех же 10 грун-
тов отражены на двух треугольных диаграммах, приведенных
на рис. 3.4 и 3.5.
Способ использования этих диаграмм показан в верхнем пра-
вом углу рис. 3.5. Содержание песчаных, пылеватых и глинистых
частиц в грунте выражается в процентах от общего его веса в су-
хом состоянии и откладывается на соответствующих сторонах
55
диаграммы. Затем прочерчиваются три линии так, как это пока-
зано на рис. 3.5. Они всегда пересекаются в одной точке. Диаг-
раммы такого рода используются применительно к вопросам,
связанным с укреплением сыпучих грунтов (см. п. 11.7).
Классификация грунтов по размеру слагающих их частиц яв-
ляется наиболее простой из всех возможных, но она имеет тот
недостаток, что ее связь с основными инженерными свойствами
грунтов проявляется только косвенным образом.
Размер частиц грунта — только один из факторов, от кото-
рых зависят некоторые физические свойства грунтов, представ-
ляющие непосредственный интерес для инженеров, как, напри-
мер, сцепление или водопроницаемость грунта.
Если частицы, слагающие грунт, малы, то поры в грунте бу-
дут также невелики. Вода при движении в таком грунте встретит
большее сопротивление, чем в грунте с частицами и порами боль-
шего размера.
Грунт, сложенный более мелкими частицами и характеризуе-
мый менее крупными порами, может обладать благодаря боль-
шей суммарной площади контактов между многочисленными
мелкими частицами более значительным сцеплением. Большие
капиллярные силы в более тонких капиллярах могут привести к
неполному водонасыщению грунта из-за наличия защемленного
в них воздуха.
Тем не менее знание только размера частиц, слагающих
грунт, не позволяет провести достаточно точную оценку таких
важных свойств грунтов, как водопроницаемость и сцепление.
Для этого требуются дополнительные данные, характеризующие
по меньшей мере величину взаимного расстояния между части-
цами, т. е. данные, определяющие плотность грунта.
Вообще говоря, знание размера частиц, слагающих грунт,
способствует лишь возможности общей оценки некоторых его
свойств, которыми может обладать тот или иной грунт.
При этом условии гранулометрический анализ грунтов вы-
полняется главным образом в тех случаях, когда приходится
иметь дело с грунтами, которые намечены к использованию в ка-
честве материала для инженерных сооружений (земляные пло-
тины, дороги и т. д.) ив силу этого потеряют свое естественное
сложение и лишь потом будут искусственно уплотнены. В таких
случаях выбор грунта, потенциально обладающего требуемыми
свойствами, облегчается при наличии характеризующих его дан-
ных гранулометрического анализа.
Однако и в этом случае требуются некоторые дополнитель-
ные испытания, например для определения пределов консистен-
ции (см. п. 4.7). Они необходимы, так как только один грануло-
метрический анализ может привести к неправильным представ-
лениям относительно таких важных основных свойств грунта,
как его пластичность, которая, по-видимому, зависит отчасти
уже от формы'частиц.
56
Рис. 3.6.
1 KZjCM1
слюда в
лотнение
содержания чешуйчатых частиц слю-
ды (Терцаги, 1927 г.)
Уплотнение под нагрузкой
различных смесей песок — /
образцах весом 200 г. Уп/
возрастает при увеличении
Результат уплотнений смеси под на^
грузкой 1кг[смг
3.8. Влияние формы и прочности частиц грунта. Установлено,
что форма частиц грунта имеет важное значение для объяснения
многих явлений. Некоторое время назад было отмечено, что пла-
стичность, а также значительная сжимаемость глинистых грун-
тов обусловливаются чешуйчатой формой слагающих их частиц.
Шведский ученый Аттерберг доказал это, используя в опытах
различные минералы, измельченные до частиц коллоидального
размера. Только минералы,
обладающие совершенной
спайностью, т. е. способные
раскалываться по парал-
лельным плоскостям на тон-
чайшие пластинки коллои-
дального размера, дают ма-
териал, обладающий плас-
тичностью. Подобные же
частицы кварца неплас-
тичны.
Под пластичностью обыч-
но ' понимают способность
вещества легко переносить
значительную деформацию
сдвига без нарушения его
монолитности (сплошности).
Это представление приво-
дит к другому ограничиваю-
щему определению глини-
стых грунтов, обладающих
пластичностью. В соответст-
вии с этим определением
частицы кварцевой пудры
диаметром 1 р должны клас-
сифицироваться как пыле-
ватые, а не глинистые. До
сих пор не разработано ни-
какой общепризнанной терминологии, касающейся классифика-
ции грунтов, хотя в настоящее время и предпринимаются в этом
направлении попытки (см. п. 12.11).
На рис. 3.6 приведены результаты испытания на сжатие сме-
си песка со слюдой в одинаковой по весу пропорции. Из рисунка
вытекает, что как объем, так и сжимаемость смеси увеличивают-
ся с процентным содержанием слюды. Возможно, что это явле-
ние связано с «арочным эффектом» за счёт чешуёк слюды, пере-
крывающих полости между зернами песка, и их изгиба при уве-
личивающемся давлении. Другие исследования показали, что
многие разновидности глинистых грунтов сложены чешуйчатооб-
разными частицами.
57
На рис. 3.7 показан кристалл глинистого минерала дикита
в плане и в профиль, сфотографированный при помощи элект-
ронного микроскопа. В этом случае отношение ширины к толщи-
не пластинки, взятых по осям, оказалось равным приблизитель-
но 10: 1. Различие в интенсивности изображений на электронных
микрофотографиях позволяет сделать вывод, что это осевое от-
ношение для кристаллов минералов, входящих в состав вайо-
мингских бентонитовых глин, имеет для отдельных пластинок
величину порядка 250: 1. Фотография кристалла этого минерала
приводится на рис. 3.8. Иногда высказывается предположение,
Рис. 3.7. Кристалл дикита (гли-
нистый минерал), лежащий
плоско и на ребре под электрон-
ным микроскопом (Пребус,
1944 г.)
Рис. 3.8. Фракция 2 м р— 1р
бентонита из Вайоминга (грунт
10 на рис. 3.1) под электронным
микроскопом (Пребус, 1944 г.)
что ярко выраженная способность вайомингских бентонитов к
набуханию объясняется не прониканием воды в кристалличес-
кую структуру этого минерала пачкообразного строения, а про-
сто скоплением воды в полостях между его пластиночками, сла-
гающими сам грунт.
На рис. 3.9 приводится микрофотография кварцевого песка с
гоночного трека на побережье Дейтона во Флориде. Этот песок
отличается большой однородностью, как и большая часть других
прибрежных песков (см. рис. 3.1).
В большинстве случаев прочность отдельных частиц грунта
имеет в его несущей способности небольшое значение. Песчаные
грунты сложены обычно из весьма прочных частиц с округлен-
ными гранями. Давление от фундаментов на такой грунт, кото-
рое обычно принимают равным допускаемой на него нагрузке,
исключает возможность раздавливания или раскалывания зерен
песка.
В некоторых исключительных случаях, когда песок представ-
лен частицами, сложенными какими-либо другими минералами,
менее прочными, чем кварц, и имеющими острые грани, возмож-
ное влияние на них проектируемой нагрузки может быть оцене-
но следующим образом. Прежде всего просеиванием песка точ-
58
но определяется его зерновой состав и строится грануломет-
рическая кривая. Затем тот же образец подвергается сжатию
под нагрузкой, равной или приблизительно на 50% большей, чем
это предусматривается по проекту. После этого испытания обра-
зец снова просеивается через сита. Если сравнение грануломет-
рических кривых, полученных до и после испытания на сжатие,
показывает заметное увеличение процентного содержания более
Рис. 3.9. Микрофотография кварцевых зерен песка
с гоночного трека на побережье Дейтона (грунт 9
на рис. 3.1, размер частиц в пределах 0,15—
0,25 мм) Чеботарев, 1946 и 1947 гг.)
мелких частиц и пыли, это говорит о том, что некоторое количе-/
ство зерен песка было раздавлено и что величина предположен/
ной нагрузки должна быть соответственно уменьшена. Сообра-
жения такого порядка определяют предельно допустимую высо-
ту камненабросных плотин.
Наличие в некоторых песках створок раковин вызывает иног-
да значительную сжимаемость таких отложений под нагрузкой
в связи с малой прочностью этих створок. Это обстоятельство
ведет к ослаблению несущей способности оснований, представ-
ленных такими грунтами. При этом положении возможное нали-
чие раковин в песке должно быть тщательно оценено еще в пе-
риод исследований грунтов под то или иное сооружение. Облом-
ки створок или двухстворчатые раковины с полостью, заполнен-
ной песком, в рассматриваемом отношении не. представляют
особой опасности.
ПРАКТИЧЕСКИЕ ПРИМЕРЫ
3.1. О каких строительных особенностях грунта будет говорить Вам удель-
ный вес твердой части грунта, равный 2,3?
59-
Ответ. Это свидетельствует о высоком содержании в грунте органических
остатков.
3.2. Определите соответствующее процентное содержание песчаных, пыле-
ватых и глинистых частиц в 10 разновидностях грунтов, данные гранулометри-
ческого состава которых приведены на рис. 3.1. Используйте их гранулометри-
ческие кривые и проверьте результаты, указанные на рис. 3.4 и 3.5.
Ответ.
№ грунта Содержание частиц в % Всего
песчаных пылеватых глинистых
1 5 17 78 100%
2 5 25 70 100%
3 26 45 29 100%
4 40 52 8 100%
5 100 0 0 100%
6 95 5 0 100%
7 17 78 5 100%
8 67 15 18 100%
9 100 0 0 100%
10 0 5 95 100%
3.3. Гранулометрический состав грунта выражается следующими данны-
ми: общий вес сухого образца 59,1 г; остатки на ситах № 20, 40, 60, 140 и 200
(по стандарту США) соответственно 2,8; 3,4; 8,5; 6,7 и 10,2 г. Испытание на
отмучивание показало, что 24,6 г образца отвечали частицам меньше 0,05 мм
и 10,2 г соответственно частицам меньше 0,005 мм. Постройте гранулометриче-
скую кривую для этого образца грунта и классифицируйте его в соответствии
с диаграммой, изображенной на рис. 3.5.
Ответ. Общий вес Ws =59,1 г.
№ сита Вес остатка на сите в г Общий вес частиц, мень- ших соответствующего размера, W2 = Ws - SVP в г Фракция, меньшая соответствующего размера, ^Чоо в %
20 2,8 56,3 95,2
40 3,4 52,9 89,5
60 8,5 44,4 75,2
140 6,7 37,7 63,8
200 (0,074 мм) 10,2 27,5 46,5
0,05 мм 24,6 41,6
0,005 мм 10,2 17,3
Глинистых частиц 17,3%; пылеватых (41,6—17,3) =24,3%; песчаных
(100—41,6) =58,4%. В соответствии с рис. 3.5 этот грунт должен классифици-
роваться как пылеватый песок.
ГЛАВА 4
ОПРЕДЕЛЕНИЯ И МЕТОДИКА
ОПЫТОВ
ПО ОЦЕНКЕ ПЛОТНОСТИ
И КОНСИСТЕНЦИИ ГРУНТОВ.
ЯВЛЕНИЕ КАПИЛЛЯРНОСТИ
4.1. Структура грунтов. Структура грунтов может быть зер-
нистого или хлопьевидного типа. Под зернистой подразумевает-
ся структура скелета грунта, сложенного из округленных или не-
окатанных достаточно крупных частиц, подобных тем, которые
слагают зернистые грунты (например, песчаные). Объем пор
(поровое пространство) в таких грунтах относительно мал и спо-
собен изменяться в сравнительно ограниченных пределах.
Такая плотная структура скелета у тонкодисперсных глинис-
тых грунтов исключается, так как ее образованию препятствуют
силы притяжения, действующие между тончайшими чешуйчато-
образными частицами, слагающими грунт. При образовании
толщ глинистых грунтов эти силы в период осаждения могут вы-
звать слипание частиц (коагулирование) с образованием рых-
лых скоплений, называемых хлопьями. В результате возникает
хлопьевидная, или ячеистая (сотообразная), структура. Объем/
пор в этом случае во много раз больше, чем у грунтов с зерни-
стой структурой. Разрушение ячеистого скелета глинистых грун-
тов, первоначально весьма рыхлого, может вызвать его сильное
уплотнение и сжатие. Эти обстоятельства в значительной степе-
ни являются причиной того, что пористость и влажность глини-
стых грунтов по сравнению с песчаными весьма высоки и что ди-
апазон возможного изменения их плотности также велик (см.
рис. 4.9).
Известно, что разрушение структуры глинистых грунтов, свя-
занное с их перемят нем, вызывает иногда большие осложнения в
практике фундаментостроения, существенно уменьшая сопротив-
ление грунта сдвигу и увеличивая его сжимаемость. Некоторые
глины реагируют на это весьма сильно, другие — в меньшей сте-
пени и, наконец, на очень немногих их разновидностях это явле-
ние практически никак не сказывается (см. п. 7.22). Существу-
ет несколько точек зрения на причины такого поведения различ-
ных глин. В тех случаях, когда работы с глинистыми грунтами,
не испытанными в лаборатории, сопряжены с возможностью на-
рушения их структуры, рекомендуется особая осторожность в
обращении с ними. Это относится к забивке свай в некоторые
глины, а также к экскавации глубоких выемок, при которой не
исключается возможность пучения грунта (см. пп. 14.6 и 15.2).
61
На рис. 4.1 отображена гипотеза А. Казагранде (1932 г.),
предложенная им в объяснение причины того, что некоторые
глины в ненарушенном состоянии могут воспринимать значи-
тельные нагрузки и что при нарушении структуры их прочность
резко снижается. Хлопьевидные скопления коллоидных частиц
Рис. 4.1. Гипотетическая ненарушенная структура глины морского проис-
хождения (по А. Казагранде)
1 — частицы глины: 2 — хлопьевидные коллоидные частицы, слабо уплотненные; 3—то
же, сильно уплотненные вследствие местной концентрации давления; 4 — частицы пыли
между пылеватыми частицами в зонах контакта с ними уплотне-
ны перекрывающими массами грунта. Так образуется несущий
каркас (скелет) грунта. В полостях этого каркаса скапливается
материал в совсем рыхлом состоянии. При нарушении структу-
ры грунта этот каркас разрушается и втапливается в неуплот-
ненную часть грунта. При этом общая сжимаемость грунта воз-
растает.
По-видимому, некоторые группы с нарушенной структурой со
временем вновь приобретают начальную прочность без какого-
либо дальнейшего уменьшения объема. Это явление носит наз-
вание естественного затвердевания. Это и другие подобные ему
явления еще полностью не изучены, но очевидно, что гипотеза
62
Казагранде не охватывает всех факторов, которые оказывают
на них влияние; некоторые из этих факторов имеют более слож-
ную электрохимическую природу и связаны с цементацией ча-
стиц грунта по их контактной поверхности.
4.2. Пористость и коэффициент пористости. Объем пор обыч-
но выражается в процентном отношении к общему объему про-
бы грунта и называется пористостью.
Имеем
П=_К£_ 100,
V
(4.1)
где п— объем пор в процентах от общего объема пробы;
Vv— объем пор в ней;
V— общий объем пробы.
Пористость песков может лежать в пределах 30—50%• Более
низкие значения пористости обычно относятся к отложениям, об-
разованным в медленно теку-
щей воде, например на дне
озера. Пористость глинистых
грунтов в природных условиях
их залегания может достигать
89% (см. рис. 4.9).
При проведении расчетов в
большинстве случаев для вы-
ражения плотности грунта ис-
пользуется другое понятие —
коэффициент пористости грун-
та е. Он определяется как от-
ношение объема пор в грунте
к объему его твердой части (ри
Рис. 4.2. Схема, иллюстрирующая
понятие о пористости п и коэффи-
циенте пористости е
:. 4.2), т. е.
100— п ‘
(4.2)
Тогда
п=-^-у 100. (4.3)
Использование коэффициента пористости е при расчетах бо-
лее удобно, чем пористости п, так как е выражает отношение
объема пор к объему твердого вещества (скелета) в некотором
объеме грунта. Вместе с тем общий объем грунта, применитель-
но к которому выражается величина п, претерпевает изменения
при каждом изменении объема пор в результате изменения воз-
действующего на грунт давления. С другой стороны, величины
пористости п могут быть представлены более просто. Этим и
объясняется параллельное использование в нашей практике
обоих понятий п и е, определяющих одну и ту же характеристи-
ку грунта — объем его пор, или пространство, занятое порами.
63
Рис. 4.10 является графической интерпретацией уравнения (4.2).
Величины, необходимые для определения пне, находятся
следующим образом. Общий объем V несвязных грунтов изме-
ряется непосредственно погружением образца в ртуть, или, если
образец достаточно велик и имеет правильную форму, прямым
измерением. Объем образца может быть также установлен заме-
ром полости, возникшей в толще грунта при отборе из нее об-
разца (см. п. 11.6). Объем твердого вещества V s определяют
расчетом по выражению (3.1). Вес твердого вещества W$ полу-
чают непосредственным взвешиванием образца до и после его
высушивания в термостате. Удельный вес твердого вещества
грунта G определяется особым образом (см. п. 3.1).
4.3. Влажность. Влажность, или содержание влаги, w обычно
выражается отношением веса воды в образце грунта к весу твер-
дого вещества, а не к общему весу пробы, так как последний при
изменяющихся условиях не имеет постоянного значения. Имеем
ЮО, (4.4)
10's
где w — влажность в %;
Ww— вес воды;
Ws— вес твердого вещества.
Как Ww, так и IFS определяются непосредственным взвеши-
ванием образца до и после его высушивания в -термостате при
температуре 105—110° С.
Полученная таким образом влажность учитывает гравитаци-
онную, капиллярную и гигроскопическую влагу, заключенную в
грунте. Однако пленочная влага при этом не учитывается (см.
п. 3.5).
Под гигроскопической влагой понимается влага, которая со-
держится в воздушно-сухом грунте, но испаряется при нагрева-
нии грунта до температуры выше 100° С, т. е. выше точки кипе-
ния воды.
При условии, что все поры заполнены водой, т. е. грунт пол-
ностью водонасыщен, как это отвечает примеру. 4.2, коэффициент
пористости определяется по выражению
е= — G. (4.5)
100 v
В условиях полного водонасыщения влажность песков может
колебаться в пределах от 12 до 36%, а влажность глин — от 12
до 325% (см .рис. 4.9). Влажность, равная 325%, не должна вы-
зывать удивления, так как она была встречена лишь у грунтов
в толще современных глинистых отложений, и в частности в тол-
ще особенно рыхло осевшего тончайшего вулканического пепла,
подобного тому, который был обнаружен вблизи г. Мехико. Кро-
ме того, не следует забывать, что влажность определяется по от-
ношению к весу твердого вещества в грунте, а не к общему его
64
весу. Причина обычного теперь применения этого метода выра-
жения влажности та же, что и коэффициента пористости е вмес-
то пористости п. Общий вес образца глины изменяется по мере
ее высушивания или уплотнения, в то время как вес твердого
вещества в образце остается постоянным. Поэтому-то и пред-
почтительнее определять влажность грунта по отношению к этой
постоянной величине.
Обычно влажность определяется взвешиванием образцов
грунта в относительно герметичных сосудах наподобие пары ча-
совых стекол с притертыми краями, скрепляемых зажимом, или
в так называемых бюксах, чтобы предотвратить испарение влаги
из грунта до и в процессе его взвешивания. Бюксы изготовляют-
ся из жаропрочного стекла, так что образец грунта можно высу-
шивать в термостате, не удаляя его из бюксов (см. пример 4.4).
4.4. Объемный вес грунта. Объемный вес грунта выше уров-
ня грунтовых вод выражается отношением общего веса некото-
рого объема грунта в воздухе к его общему объему, включаю-
щему объем пор. Он выражает отношение веса жидкой и твер-
дой фаз грунта к весу объема воды, равного сумме объемов
твердой, жидкой и газообразной фаз того же грунта.
Если вода в грунте отсутствует или если определяется толь-
ко объемный вес скелета, то
U7S G /л
^=^=777- <4-6>
Если все поры в грунте заполнены капиллярной водой, то
v=_G_+_^=£±£. (4.7)
1 1 +е 1 +е 14-е V
Если поры только частично заполнены капиллярной водой, то
<j.+_u./iog). (48)
’ V 1+е V ’
При полном погружении грунта в воду его вес становится
меньшим, чем в воздухе, из-за взвешивания его водой (закон
Архимеда). Тогда
Tz_^-(VS^)_G-1 (4>9)
Уравнения (4.6) — (4.9) определяют не только величину объ-
емного веса грунта, выражающую его вес в виде отношения к
соответствующему объему воды, но также вес (при метрической
системе) грунта в единице объема в граммах на 1 см3, так как
1 см3 воды весит 1 г. Для того чтобы выразить объемный вес
в (английской) системе «футы — фунты», величины объемного ве-
са грунта, определяемые уравнениями (4.6) — (4.9), следует ум-
ножить на вес Г фут3 воды, равный 62,5 фунта: ' ’
5—277
65'
Ymd=Yd’62,5; (4.10)
Ym,=Y'-62,5. (4.11)
В уравнениях (4.10) и (4.11) Gw = 1 — удельный вес воды в
г/см3. Дробь 1/1 Ч-е входит во все приведенные выше зависимо-
сти и, как это будет видно из дальнейшего, в некоторые другие.
При этом условии целесообразно понять ее физический смысл.
Кроме того, тогда станет очевидным вывод выражений (4.6) —
(4.9). Эта дробь может быть преобразована следующим образом:
——=---------!----=-----£ =-^. (4.12)
1+е 1 + VB/VS Vs + VB V
Удельный вес G, который входит в выражения (4.6) — (4.9),
при умножении на Vs дает вес твердого вещества IFS в грунте
и при его делении на V уменьшает вес грунта пропорционально
общему объему, давая, таким образом, величину у — объемный
вес всей массы (поры + твердое вещество). Подобным образом,
умножая Gw на Vs, выражают влияние взвешивания грунта в
воде в соответствии с законом Архимеда. Кроме того,
е = Vv/Vs Vv = Уу _ п (4 13)
14-е l-j-Vp/Vs Vs4-Vo V 100’ V ’ 7
Эта величина входит в выражения (4.7) и (4.3). Умножение
Gw = 1 на Vv дает вес воды Ww в грунте для случая, когда грунт
полностью водонасыщен.
4.5. Степень водонасыщения грунтов. Иногда не все поры в
грунте заполнены водой, и в них присутствует некоторое количе-
ство воздуха (см. рис. 4.2). Тогда степень водонасыщения . Sr
определяется величиной отношения объема пор, заполненных
водой, к общему объему пор, выраженной в процентах, или
5,=-^- 100=-^ 100. (4.14)
Vv п ' ’
Содержание воздуха ас выражается отношением объёма пор,
заполненных воздухом, к общему объему пор, также в процентах
(см. рис. 4.2):
ас=^~ 100= -52-100=100—5,. (4.15)
Уу п
4.6. Относительная плотность песков. Относительная плот-
ность некоторого заданного песка выражается зависимостью
между коэффициентами пористости в его возможно наиболее
рыхлом и в возможно наиболее плотном состоянии, а также
в естественном состоянии.
Имеем
Рд= , (4.16)
етах etnin
где Dd — относительная плотность;
66
етах — коэффициент пористости песка в возможно наиболее
рыхлом его состоянии;
е — коэффициент пористости песка в естественном сос-
тоянии;
e„lin — коэффициент пористости песка в возможно наибо-
лее плотном состоянии.
Таким образом, относительная плотность Dd выражает вели-
чину отношения уменьшения объема пор при переходе песка из
наиболее рыхлого состояния в естественное к максимальному со-
кращению объема при переходе из наиболее рыхлого к наибо-
лее плотному состоянию. Иногда этот показатель выражается в.
процентах:
Рыхлый песок....................Dd = O-e-Vs (или 0—33%)
Средний » ..................Dd = 1/з-^-2/з (или 33—66%)
Плотный » ............ А/ = 2/з-Н (или 66—100%)
Из-за причин, которые будут объяснены далее (см. п. 4.10),
коэффициент пористости е фактически не может быть определен
в полевых условиях. В этих условиях определяется только объ-
емный вес скелета грунта в фунтах на кубический фут. Учиты-
вая это, видоизменим выражение (4.16). Выражения (4.6) и
(4.10) могут быть приведены к виду
Подставляя это значение е в выражение (4.16) и помня, что
ymdimtn) соответствует е^ах > после некоторых преобразований
получим
1 1
& Уmd(min)Угги! ymd У/nd (min) Упи!(тах) j
1 ymd(max) ymd (min) Утй
УпиЦпйп) УпиЦтах)
Для песков различного гранулометрического состава етах и
emin могут принимать различные значения. Для шаров (сфер)
равного размера получаются следующие значения (рис. 4.3):
= Птах=4&% >
= tlmin = 26%.
Наиболее однородные пески (кривая 5 на рис. 3.1) будут
иметь значения етах и emin, более всего приближающиеся к их
указанным выше значениям для одинаковых шаров. Менее од-
нородные, т. е. включающие большее число фракций, пески (на-
пример, кривая 6 на рис. 3.1) будут иметь меньшие значения как
Стах » так и Cmin- То же самое будет и применительно к идеаль-
ному грунту, сложенному шарами, если в нем будут присутство-
вать в достаточном количестве шары меньшего размера, способ-
ные заполнить поры между большими (рис. 4.4).
5*
67
В реальных песках влияние наличия более мелких частиц
компенсируется более остроугольной формой этих частиц. В ре-
зультате полученные приближенные пределы плотности реаль-
ных песков, как показано в п. 4.2 (птах =50% и =30%),
весьма близки к тем же пределам для шаров равного размера,
приведенным выше.
Рис. 4.3. Сферы одинакового раз-
мера
а — уложенные наиболее рыхло;
б — уложенные наиболее плотно
Рис. 4.4. Максимальная плотность,
достигаемая, когда все поры меж-
ду более крупными частицами
в грунте забиты более мелкими
Определение как етах, так и emin может быть выполнено в
лаборатории, но воспроизведение е, т. е. коэффициента пористо-
сти, отвечающего действительному естественному состоянию пес-
чаной толщи, в лабораторных условиях оказывается невозмож-
ным. Определение ё в полевых условиях затруднительно ввиду
сложности отбора действительно ненарушенного образца песка.
Эта операция требует большой осторожности и возможна толь-
ко для верхних слоев, которые доступны открытой выемке. До
сих пор не предложено никаких полностью надежных методов
для отбора ненарушенных образцов песка с отметок ниже уров-
ня грунтовых вод или из буровых скважин (см. п. 12.7). .
По этой причине такие определения редко выполняют в по-
левых условиях, несмотря на их важное практическое значение.
Однако их успешно используют для исследования сравнитель-
ной эффективности различных методов уплотнения песка в на-
сыпях.
Методика лабораторного определения етах и emin для песков
пока еще не стандартизирована. Поэтому оказывается возмож-
ным предложить следующую методику. Наиболее плотное состо-
яние песков (emin) можно определять стандартным испытанием
на уплотнение по Проктору (см. п. 11.2), а наиболее рцхлое их
состояние — заполнением измерительного цилиндра емкостью
1000 см3 из воронки, удерживаемой на 2" выше верха цилиндра.
Песок свободно выливается с этого уровня из воронки в
68
цилиндр. Он должен быть совершенно сухим, так как в против-
ном случае будет сказываться явление разбухания (см. п. 3.5) и
соответственно возрастет значение етах . Согласно выражению
(4.16), это будет в недопустимой степени снижать величину от-
носительной плотности Dd. Так как пески в естественном состоя-
нии откладываются или из текущей воды, когда они будут пол-
ностью водонасыщены, или под действием ветра, когда они со-
вершенно сухие, в природных условиях залегания разбухание
песка исключается.
Термины «относительная влажность» и «относительная плот-
ность» используются главным образом по отношению к песча-
ным или другим крупнозернистым грунтам. Для определения
потенциального предела устойчивого состояния тонкозернистых
дисперсных грунтов, подобных глинам (например, для оценки
пределов консистенции по отношению к влажности), обычно ис-
пользуются другие термины.
4.7. Пределы консистенции глинистых грунтов. Отложения
тончайших продуктов выветривания в период их осаждения на
дне озер или других водоемов, а также на дне водотоков с мед-
ленным течением, т. е. на начальной стадии формирования гли-
нистых грунтов, имеют консистенцию текучей грязи. Извлечен-
ная из толщи эта глинистая масса в подобном состоянии не со-
храняет своей формы и легко растекается.
По мере того как объем пор в отложившейся массе умень-
шается (или под воздействием веса накапливающейся перекры-
вающей толщи, или в результате испарения воды, если толща от-
ложений имеет контакт с атмосферой), глинистая масса приоб-
ретает все большую плотность и теряет свою текучесть. Однако
она еще сохраняет довольно мягкую и пластичную консистен-
цию. Под влиянием приложенной нагрузки глинистые грунты,
деформация которых в таком состоянии с боков не ограничена,
обладают способностью легко изменять свою форму без какого-
либо заметного изменения объема. В последующем такой грунт
сохраняет вновь приобретенную форму.
При дальнейшем уплотнении или высушивании глинистые
грунты теряют пластические свойства и крошатся при перемя-
тии; они достигли полутвердого состояния.
После еще более интенсивного высушивания грунт, наконец,
достигает такого состояния, когда объем его уже не изменяется,
т. е. когда прекращается его усадка. Это явление сопровожда-
ется изменением цвета грунта: он приобретает более светлую
окраску. Таким образом, глинистые грунты достигают твердого
состояния.
Границы между текучим, пластичным, полутвердым и твер-
дым состояниями глинистых грунтов называются соответственно
пределами текучести, пластичности и усадки.
Эти пределы имеют общее название пределов консистенции и
иногда именуются пределами Аттерберга по имени шведского
69
ученого, который впервые ввел их в практику исследования грун-
тов. Эти пределы обычно выражаются через влажность w дан-
ного грунта при определенном его состоянии или соответствую-
щим коэффициентом пористости е. Ниже приводятся данные по
зависимости между состоянием глинистых грунтов и нижними
пределами консистенции.
Состояние грунта Нижние пределы консистенции
Текучее...................... предел текучести wL (или LL)
Пластичное..................... » пластичности шр (или PL)
Полутвердое.................... » усадки ws
Твердое........... —
Под консистенцией глинистых грунтов вообще подразумева-
ется степень их способности переходить в текучее состояние или
деформироваться.
Разность значений влажности при пределах текучести и пла-
стичности указывает диапазон пластичного состояния данного
грунта и иногда называется числом пластичности 1р (или PI).
Очевидно, что
WP> (4.17)
где — число пластичности в %;
wL — влажность при пределе текучести в %;
wp— влажность при пределе пластичности в %.
Например, если глина имеет wL =63% и wp =22%, ее число
пластичности 1Р будет равно 41 %. Чем выше число пластично-
сти, тем более высокой пластичностью обладает данный грунт.
Обозначения LL, PL и PI сих пор используются в Соеди-
ненных Штатах инженерами-дорожниками, в то время как
ASCE (1941 г.) и ASTM (1944 г.) рекомендуют для этой цели
символы Wl, wpn 1р.
В практике почвоведения для определения влажности, при
которой грунт перестает прилипать к металлу, служит еще один
предел, так называемый предел прилипания. Были сделаны по-
пытки увязать этот предел с благоприятными свойствами грун-
тов, связанных по происхождению с вулканическим пеплом и
применяемых при возведении плотин.
4.8. Явление капиллярности и усадка грунтов. Как уже ука-
зывалось, пределы текучести и пластичности имеют определен-
ный физический смысл. Но для возможности сопоставления
грунтов их определение выполняется некоторым образом, явля-
ющимся результатом произвольного соглашения между исследо-
вателями.
Однако предел усадки w грунта прямым образом связыва-
ется своим значением с условием изменения физического со-
стояния грунта, связанного с явлением капиллярности.
Вода характеризуется определенным поверхностным натяже-
нием, которое равно 75 дин (0,0764 г) на 1 см. В весьма тонких
70
трубках, называемых капиллярными, возникает эффект подня-
тия воды в силу образования так называемого мениска. Чем
тоньше трубка, тем выше поднимается в ней вода. При равнове-
сии мениск приобретает форму полусферы с диаметром, равным
диаметру капиллярной трубки.
Это явление вызывается поверхностным натяжением воды и
притяжением ее молекул к стенкам трубки. Предпосылкой для
этого притяжения и для всех явле-
ний, вытекающих из капиллярного
поднятия, служит большее сродст-
во между жидкостью и материалом,
который она смачивает, чем между
этим материалом и воздухом. Та-
кое большее сродство существует
между водой и стеклом, металлом,
горной породой и грунтом. Некото-
рые другие материалы, например
керосин, имеют большее сродство
с воздухом, чем с водой. Следов а-
Рис. 4.5. Поднятие воды
в капиллярных стеклянных
трубках различной длины
тельно, покрытие керосином всех частиц грунта исключает яв-
ление капиллярности.
Условие равновесия требует, чтобы вес воды, удерживаемой
силой поверхностного натяжения, уравновешивался вертикаль-
ной составляющей этой силы (рис. 4.5), т. е.
/7=0,0764© л cos а.
4
(4.18)
Равновесие достигается, когда угол а равен нулю; следова-
тельно:
Нтах=^, (4.19)
где Н — высота капиллярного поднятия в см\
D— диаметр трубки в см;
а—угол, образованный стенками трубки и касательной к
мениску в точке контакта со стенкой.
Сила, которая удерживает воду в капиллярной трубке, как
показано на рис. 4.5, уравновешивается силой, которая сжимает
стенки такой трубки. Отчетливое представление о существова-
нии и действии этой силы можно получить, рассматривая пове-
дение сжимаемых капиллярных трубок при возможности испа-
рения из них воды. Представим себе такую трубку, полностью
заполненную водой и затем подвергнутую высушиванию. Сразу
после начала испарения, вызвавшего появление слегка искрив-
ленных менисков, столбик воды в трубке станет несколько короче.
В процессе продолжительного испарения мениск приобрета-
ет все более и более искривленную форму, в то время как стол-
бик воды становится все ниже. Действующая вдоль стенок
71
трубки составляющая силы, вызванной поверхностным натяже-
нием воды, соответственно увеличивается, вызывая сокращение
длины трубки, если она сжимаема. В момент, когда увеличиваю-
щееся сопротивление трубки станет равным максимально воз-
можному значению сжимающего усилия, никакое дальнейшее
сокращение длины трубки отмечаться уже не будет. При после-
дующем испарении мениск будет уходить уже’ внутрь трубки.
При погружении трубки в воду сила, действующая на нее, исчез-
нет. Если трубка выполнена из совершенно упругого материала,
ее длина при этом восстановится до своей первоначальной вели-
чины.
Во многих встречающихся на практике случаях важно знать,
до какой степени может доходить в грунте высота активного ка-
пиллярного поднятия. Такая необходимость возникает, напри-
мер, при оценке вероятной степени пучения грунтов под дорож-
ным покрытием в период морозов в результате подсасывания
воды из нижележащего горизонта грунтовых вод, приводящего
к образованию кристаллов льда.
Высота капиллярного поднятия измеряется или путем непо-
средственного наблюдения за грунтом, наполняющим стеклянную
трубочку,— так называемой активной капиллярности, или изме-
рением в специальном приборе силы отсасывания, необходимой
для преодоления капиллярных сил в порах грунта,— пассивной
капиллярности. Последняя играет определенную роль в природе,
осуществляя дренирование грунтовой толщи при понижении
уровня грунтовых вод. Согласно исследованиям Терцаги
(1927 г.), максимальное сжимающее давление p't которое может
возникнуть в результате действия капиллярных сил в грунте,
подвергаемом высушиванию, равно:
/= 0,306 г/см2, (4.20)
ь
где b — сторона капиллярного отверстия в см\ предполагается,
что это отверстие при равновеликой площади имеет
квадратную форму.
Табл. 4.1 может дать представление о теоретических величи-
нах сжимающего давления //, если предположить, что размер
отверстий равен размеру частиц.
Такие большие величины активного капиллярного поднятия
для глин, как указанные в табл. 4.1, однако, редко наблюдаются
в природе отчасти из-за образования усадочных трещин, но
главным образом из-за уменьшения свободного диаметра пор за
счет пленок воды, адсорбированной на поверхности частиц. Су-
ществуют указания на то, что теоретические значения Нтах для
пассивной капиллярности и величины максимального капилляр-
ного давления не должны оцениваться слишком высоко (см.
п. 6.4).
•72
Таблица 4.1
Теоретическое влияние капиллярности
Грунт Размер частиц и отверстий в мм ^тах р'
в см в дюймах в кг/см2 в фунт! дюйм2
Песок крупный . 2—0,25 1,5—12 5/8—5 0,0015— 0,012 0,021 — 0,171
» мелкий 0,25—0,05 12—61 5—24 0,012— 0,061 0,171 — 0,87
» пылеватый . . 0,05—0,005 61—610 24—240 0,061 — 0,61 0,87— 8,7
•Глина 0,005—0,001 610— 3050 240— 1200 0,61— 3,05 8,7— 43,5
Коллоидные частицы . 0,001 и меньше 3050 и больше 1200 и больше 3,05 и больше 43,5 и больше
Рис. 4.6. Усадочные трещины на поверхности подсохшего слоя
глины, находившейся ранее в разжиженном состоянии
Уменьшение объема глинистых грунтов при высушивании,
или их усадка, вызывается капиллярными силами. Оно прекра-
щается при так называемом пределе усадки ws. Мениски воды в
порах грунта при этом погружаются внутрь образца, что вызы-
вает изменение окраски грунта от темной к светлой. На этой
стадии из-за капиллярных сил могут возникнуть весьма большие
давления, особенно в глинистых грунтах. Характерная форма
усадочных трещин возникает после ее усыхания на поверхности
глинистой толщи, ранее находившейся в текучем состоянии
(рис. 4.6). Эта форма обусловливается сопротивлением усадке,
возникающим по нижней поверхности подсыхающего слоя.
73
Если грунт вновь будет насыщен водой, действие капилляр-
ных сил прекратится. Грунт начнет всасывать воду и разбухать.
Глина, как неполностью упругое тело, достигает при этом свое-
го первоначального объема не полностью, особенно если до вы-
сушивания она характеризовалась высокой влажностью.
Понятие о пределе усадки иногда используют для быстрой
предварительной оценки возможного влияния на свойства гли-
нистых грунтов нарушения их структуры. Глина, на которую на-
рушение, структуры оказывает неблагоприятное воздействие, бу-
дет иметь в таком состоянии более низкий предел усадки, чем в
ненарушенном, так как нарушение структуры глинистых грун-
тов, как правило, уменьшает прочность их скелета, сложенного
твердыми частицами, и их сопротивление сжатию. Однако более
удобный способ оценки структурной прочности (sensitivity) гли-
нистых грунтов обеспечивается испытанием на сжатие их в ус-
ловиях одноосного напряженного состояния (см. п. 7.22).
Для определения предела усадки в лабораторных условиях
существует несколько методов. Один из них изложен в примере
4.6.
4.9. Определение пределов текучести и пластичности» Пока-
затель консистенции и индекс текучести. Предел пластичности
(см. п. 4.7) определяется и устанавливается как наименьшая
влажность грунта, при которой образец его может быть еще ска-
тан в «шнуры» диаметром Vs" без распада их на отдельные эле-
менты, т. е. без крошения грунта. При испытании небольшой об-
разец связного грунта в пластичном состоянии скатывают рукой
на стеклянной пластинке. «Шнуры» грунта складывают и вновь
скатывают, и так проделывают несколько раз. В результате этой
операции влажность грунта несколько снижается. Процесс пов-
торяют до тех пор, пока грунт в шнурах при скатывании не нач-
нет крошиться. После этого определяют влажность образца пу-
тем его взвешивания, высушивания в термостате и повторного^
взвешивания. Считается, что эта влажность отвечает пределу
пластичности wp испытываемого грунта.
Предел текучести wL определяется как влажность, при кото-
рой грунт только начинает течь, когда его несколько раз слегка
сотрясают. Аттерберг (1912 г.) определял его первоначально,
встряхивая рукой образец грунта, помещенный в фарфоровое
блюдце. Присущая такому определению субъективность в на-
стоящее время почти полностью исключена, так как всюду ис-
пользуется теперь механический прибор, разработанный А. Каза-
гранде. Этот прибор показан на рис. 4.7. Латунная чашка С шар-
нирно прикрепляется в одной точке (на кромке) Р к станине и
может быть повторно поднята или опущена с помощью кулачка.
Е при вращении рукоятки F. Чашка опускается на точно установ-
ленную величину — 1 см. Для проведения в образце грунта же-
лобка применяют шпатели двух типов (рис. 4.7). Некоторое их
различие, по-видимому, не влияет ощутимо на результаты опыта.
74
Шпатель типа В автоматически удаляет остатки грунта, ко-
торый может попасть на кромки желобка.
Перед испытанием грунт тщательно переминают и аккуратно
укладывают в чашке прибора. По центру образца грунта, как
показано на рис. 4.7, прорезают желобок. Затем вращают руко-
Рис. 4.7. Стандартный прибор для определения пре-
дела текучести глин и шпатели двух видов для про-
ведения черты
А — ASTM; В — Казагранде
ятку и отсчитывают число опусканий чашки (число «ударов») до
тех пор, пока ширина желобка не станет равной 1/2". Некоторую
часть грунта около желобка отбирают для определения его вла-
жности. Процесс повторяют три или четыре раза при добавлении
к грунту воды или его подсушивании до тех пор, пока не будут
получены результаты двух определений влажности для конси-
стенций, соответствующих числу ударов больше и меньше 25.
Результаты таких определений влажности откладывают на гра-
фике, используя для соответствующего числа ударов полулога-
рифмическую шкалу, как показано на рис. 4.8. Полученные
таким образом точки обычно ложатся на прямую линию. Пересе-
чение этой прямой линии с вертикальной, проходящей через точ-
ку, соответствующую 25 ударам, дает влажность предела теку-
чести. Наклон этой прямой линии к горизонту определяет индекс
75
течения If, который устанавливается по разности влажности при
4 и 40 ударах или 5 и 50 ударах и т. д.
Показатель консистенции Iс выражается в процентах и оп-
ределяет консистенцию грунта в естественном состоянии, выра-
жаемую его естественной влажностью w по отношению к преде-
лам пластичности и текучести:
Рис. 4.8. Графический метод определения предела те-
кучести
Физический смысл показателя консистенции 1С для глин по-
добен физическому смыслу относительной плотности Da Для пес-
ков (см. п. 4.6). Если влажность грунта в естественном состоя-
нии соответствует пределу пластичности (весьма плотное состоя-
ние), значение /с будет равно 100%. Влажность ниже предела
пластичности дает значение 1С выше 100%. Естественная влаж-
ность. соответствующая пределу текучести, будет давать значе-
ние Iс=0%, а еще более высокая влажность дает отрицательные
значения.
При другом соотношении мы получаем величину индекса теку-
чести Il :
/L = 100. (4.22)
Ip
76
При w=wp II =0%; при w=wL II = 100%.
4.10. Практическое значение и недостатки описанных выше
испытаний. Относительная плотность песков Dd показывает, до
какой степени грунт, находясь в некотором начальном состоянии,
может увеличивать в дальнейшем свою плотность под ударами,
вибрацией и другими внешними воздействиями. Таким образом,
значение Dd определяет собой непосредственно величину, касаю-
щуюся устойчивости песка в его исходном состоянии. Следова-
тельно, значение этой величины имеет прямое практическое зна-
чение. Однако определение относительной плотности песков в по-
левых условиях сопряжено с некоторыми трудностями (см.
пп. 11.6 и 12.6).
Показатель консистенции 1С или индекс текучести глин IL
могут быть легко определены путем соответствующих сопостав-
лений. Однако такие определения обычно не производят по сле-
дующим соображениям. Взятые порознь значения этих показа-
телей недостаточны для выражения консистенции грунта в его
естественном состоянии, так как предел текучести определяется
по испытанию грунта в тщательно перемятом состоянии. Таким
образом, может случиться, что естественная влажность глин
с высокой структурной прочностью будет соответствовать ее пре-
делу текучести (см.,п. 7.22), хотя эта глина в природном состоя-
нии может вполне надежно нести многоэтажные здания.
Однако пределы текучести и пластичности обычно определя-
ют для всех связных грунтов, так как они устанавливаются легко
и быстро и весьма полезны при классификации потенциальных
свойств связных грунтов, которые они характеризуют лучше, чем
гранулометрический состав грунтов (см. п. 3.7). Их относят
к так называемым показателям или классификационным при-
знакам.
Предел текучести позволяет до известной степени оценивать
сопротивляемость грунта сдвигу в состоянии его большого
увлажнения. Другими словами, он позволяет оценивать потен-
циальную истинную связность грунта, которая, в свою очередь,
зависит от величины общей площади контактов частиц, слагаю-
щих грунт, т: е. от их тонкости и формы. Чем более мелкими
и плоскими частицами характеризуется грунт, т. е. чем «богаче»
или «жирнее» глина, тем больше общая площадь контакта
между частицами и больше требуется воды, чтобы создать обо-
лочки вокруг частиц. При этом условии предел текучести будет
соответственно возрастать. Другими словами, для перехода та-
кого грунта в текучее состояние требуется добавлять большее
количество воды.
При увеличении содержания в глине песка или пыли грунт
становится более тощим, что находит отражение в меньшей ве-
личине предела текучести. В то же время будет уменьшаться
и предел пластичности, но не так быстро, как предел текучести.
77
Таким образом, добавление к грунту более крупных частиц вы-
зывает одновременное уменьшение числа пластичности Для
песков 1р = ®.
I S9‘2*B мщ/ Неодно- родный п -тпч п=36,57<> ва~т es0>57 Щ ы“27,5% =7ф5 ЫН ^-65.5 Mf Ы 1!"';3,-5ч>у'0"з^23 Хт57рунт/фут3
Однород- ный D : 1007 /о "d'wo* е-о,72 И'пГ60 П- 48.77» T}J=07o r-q e-o,i5 UA sd ^iBS9yHp№3 Id 5Of /0 )?п=53фунт/(рутт13
Г Обычные глины 6=2,7 | 1р‘Ю7с n-40,2%rSy5\ (М25К, e’°‘er’5 fed -£— ww и ... ^-63,5 М И. п=Чв,57о Wf3570 e-0,945 — 'imdMfi'PyiinlVym3
Ij-20% uf27% e^>7J йВ rai ri=56 % 47% e=i,Z7 — Hmd74 WnWym3 )/m W
1р‘Ч0% й ^11 е8 & из 0 I n-65,47c e-1,89 — КгЙ<1№'г фунп/футЗ 1 7a ”
ip--607o г>‘48,5% ш^35% е’°'эр Ы6^ У'т‘Ю П-727» W=957c e~2,57 Ям47 <ру™/<№™3 y'^29.7 — «—
Диатомито-
вая земля
6=2,65
1р=07о
п‘75,2%
е -305
Ц^0.7
п~75,2% \д*115°/о
е*3,05 —--------
Vid н0>7Щнгп/фут*
№------------,,----
длина Мехико
if 375%
n-W
е*3,31
7^239
0dps1?57o
п=89,57»
е*8,62
Уf=10,7
3257О
п»937»
е- 13,25
Рис. 4.9. Изменение плотности у некоторых разновидностей
грунтов
На величину предела пластичности оказывает сильное влия-
ние количество органических примесей. Содержание в грунте
органических примесей ведет к повышению предела пластично-
сти без одновременного увеличения предела текучести. Это об-
стоятельство учитывается в некоторых классификациях грунтов.
78
На рис. 4.9 показаны пределы возможных изменений плот-
ностей для некоторых типов грунтов. Следует учитывать, что эта
диаграмма дает только порядок значений соответствующих вели-
чин, чтобы помочь оценить их, и что вполне возможны небольшие
отклонения от этих величин. Следует также отметить, что при-
ведённый на рис. 4.9 для песков диапазон изменения плотности
относительно мал (см. рис. 18.8 и 18.9) и имеет такой же порядок
величин, как и для тощих глин (1Р< 10%), и что диапазон воз-
можных изменений плотности и пористости жирных глин увели-
чивается с увеличением значения числа их пластичности /р. Ди-
атомовая земля и глины г. Мехико представляют собой особый
и редкий тип грунта. Малый объемный вес, высокую пористость
и отсутствие пластичности диатомовой земли объясняют шаро-
образной формой полых кремнистых створок, из которых она со-
стоит. Глина г. Мехико имеет вулканическое происхождение. Ее
высокие пластичность и пористость вызваны особыми свойствами
минералов, слагающих этот грунт. Они, по-видимому, имеют пач-
кообразное строение пластинчатовидных частиц, несколько сход-
ное с бентонитами. Предел текучести натриевых бентонитов из
Вайоминга достигает 700%. В контакте с водой они разбухают,
и объем их по сравнению с объемом в сухом состоянии увеличи-
вается более чем в 10 раз. Эти бентониты используют в качестве
добавки к зернистым грунтам, чтобы уменьшить их водопрони-
цаемость.
Естественная влажность и пределы консистенции связных
грунтов могут быть легко и быстро определены взвешиванием,
высушиванием и повторным взвешиванием образца грунта. Объ-
емный вес скелета ymd связного грунта может быть также легко
определен в полевых условиях. В этом случае дополнительно
к весу образца грунта в сухом состоянии определяется одним из
методов, описанных в п. 11.6, объем образца в его природном
состоянии. С другой стороны, для вычисления пористости п и ко-
эффициента пористости е необходимо знать объем скелета грун-
та, который может быть определен исходя из его веса при извест-
ном значении удельного веса G. Определение G производится
в лаборатории и требует большой тщательности. Поэтому пори-
стость п и коэффициент пористости е используют для определе-
ния консистенции грунтов главным образом при лабораторных
исследованиях. В большинстве случаев для полевых оценок плот-
ности грунтов используют объемный вес, т. е. плотность скелета
ymd. На рис. 4.10 приведены четыре диаграммы, показывающие
взаимозависимость между коэффициентом пористости е, пори-
стостью п, естественной влажностью w и объемными весами
грунтов в сухом (ymd), насыщенном (у™) и взвешенном (у^)
состояниях. Определения эквивалента влажности на центрифуге
и эквивалента полевой влажности выполняются с целью класси-
фикации связных грунтов. Эти показатели вошли в практику
в связи с задачами, касающимися грунтов, применяемых в
79
дорожном строительстве. Они характеризуют грунты подобно
пределу текучести. Однако эти показатели не находят повсемест-
ного признания и потому в настоящей книге не рассматриваются.
Рис. 4.10. Диаграмма, показывающая зависимость между пористостью
п, коэффициентом пористости е, влажностью w и объемным весом у
грунтов при значении удельного веса 0=2,65
Сплошные линии ограничивают пределы, которых эти величины достигают на всем
диапазоне плотностей наиболее известных разновидностей грунтов в их природ-
ном состоянии: 1 — вес твердого вещества и воды при полном насыщении; 2 — вес
только твердого вещества; 3 — вес твердого вещества во взвешенном состоянии
ПРАКТИЧЕСКИЕ ПРИМЕРЫ
4.1. В некоторых старых источниках влажность выражается в процентном
отношении w' к общему весу образца грунта. Вывести зависимость между w'
и влажностью w, выраженную, как полагается, в процентном отношении к ве-
су образца в сухом состоянии [уравнение (4.4)].
Ответ:
= -100^
W Ww + Ws Ww/ws+l
йу/100 w
=--------- 100 =------- 100.
ку/ЮО+1 зуЧ-ЮО
Зависимость, выраженная указанной формулой, приводится в графиче-
ской форме на рис. 4.11.
4.2. Вывести выражение (4.5), которое дает зависимость между коэффи-
циентом пористости е, удельным весом G и влажностью w при полном водо-
насыщенип грунта.
Ответ:
____,У у WwIG-u)
e~-‘Vs ~ Ws/G
Зависимость, выраженная
формулой (4.5), приведена в
графической формена рис. 4.12.
Рис. 4.12. Зависимость между коэффи-
циентом пористости е и влажностью w
грунта при полном водонасыщении для
предельных значений удельного веса
/ — g=3=—5 G=2,8; 3—0=2,65 (кварц);
4— 6=2.5; 5 — 6=2,4
Рис. 4.11. Зависимость между
влажностью w, выраженной
в % от веса грунта в сухом со-
стоянии, и влажностью w', вы-
раженной в % от общего веса
грунта
4.3. Представить в графической форме зависимость между коэффициентом
пористости е, удельным весом G и объемным весом скелета Ymd по выражениям
(4.6) и (4.10) для G=3; G=2,65 и G=2,4.
Ответ. G=2,65— удельный вес кварца (рис. 4.13). Большинство грунтов
неорганического происхождения имеет значения G, отличающиеся от удель-
ного веса кварца не более чем на 5%. G=3 и 0=2,4 являются крайними пре-
дельными значениями удельных весов. Следует отметить, что, как видно из
рис. 4.12 и 4.13, подобные отклонения значения G от 2,65 имеют только незна-
чительное влияние на результаты расчетов.
4.4. Образец глинистого грунта был помещен в стеклянную чашку Петри
с пометкой «37». Общий вес влажного образца и чашки был равен Л=72,49 г
до высушивания и В=61,28 г после высушивания в термостате при темпера-
6—277
81
туре 105° С более 5 ч. По лабораторной ведомости вес чашки Петри «37» С=
=32,54 г. Специальное испытание показало, что абсолютный удельный вес
твердого вещества грунта G =2,69. Предположим, что образец был полностью
насыщен водой, и вычислим влажность о», пористость п, коэффициент порис-
тости е и объемный вес Y грунта как в воздухе, так и под водой.
Рис. 4.13. Зависимость между коэффициентом пори-
стости е и объемным весом скелета YmJ для предель-
ных значений удельного веса
1 — 6=3; 2 — G=2,65 (кварц); 3 — 6=2,4
Ответ:
ws = В — С = 61,28 — 32,54 = 28,74 г;
№ТО = Л —5 = 72,49 — 61,28 = 11,21 а;
W = ^ + ^ = 39,95 а;
inn 11 >21
Ю==¥Г,()О =
s G
28,74 100 = 39’,%:
= jo 68 см9',
2,69
82
Gw 1,0
V = VS + Vo = 21,89 cm3;
й = ^100=2Ц£100 = 5113»/о: e = 2<L=lL2L = li05.
V 21,89 Vs 10,68
W 39,95
Y = V--------
G(1 4-Ш/100)
y = —гт:—
= 1,83
21,89
2,69(1 +39,1/100) =
1 + 1,05
-=» = !,31
V 21,89
или
Yd =
Yd =
или
G
- = 1,31; = = 0,825
+ 1,05 V 21,89
G — 1 2,69—1
илит =__=__ = 0,825.
Таким образом, объемный вес этой глины в воздухе будет равен: Ym=
=Y- 62,5= 114,5 фунтI фут3, объемный вес скелета Ymrf=Yrf-62,5=82 фунтI фут3
и объемный вес взвешенного в воде грунта Ym=Y'* 62,5=51,5 фунт[фут3.
4.5. До высушивания объем образца глины, упомянутого в примере 4.4,
был определен погружением образца в ртуть и измерением объема вытеснен-
ной ртути. Он был получен равным: У=22,31 еж3. Вычислить содержание воз-
духа ас в грунте и степень его водонасыщения Sr и отразить изменения, ко-
торые эти данные будут оказывать на значения w, п и е, а также на объем-
ные веса, указанные в ответе к примеру 4.4. где образец предполагался
полностью водонасыщенным.
Ответ. Объем воздуха равен: Va =22,31—21,83=0,42 сж3. Содержание
воздуха ас = (0,42/11,21) 100 = 3,7%. Степень водонасыщения равна Sr=
= (11,21/11,63)100=96,3%.
Значение влажности w будет оставаться неизменным. Пористость п бу-
дет увеличиваться до «=(11,63/22,31)100=52,3%. Коэффициент пористости
будет увеличиваться до е= 11,63/10,68= 1,09. Все объемные веса будут увели-
чиваться на (2,09/2,05)100=2%.
4.6. Образец глинистого грунта был высушен в термостате. Вес его в су-
хом. состоянии был получен равным ws = 11,26 г. Его объем определялся по-
гружением в ртуть с последующим измерением объема вытесненной ртути: V=
=5,83 см3. Специальное испытание показало, что удельный вес твердого ве-
щества грунта G=2,67. Определить предел усадки ws этой глины.
Ответ. Объем скелета Vs = 11,26/2,67=4,22 см3. Объем пор равен Vv = V—
—Vs=5,83—4,22=1,61 см3. Коэффициент пористости 6=1,61/4,22 =0,382. Все по-
ры в грунте, как было указано, заполнены водой, вплоть до предела усадки.
При прогрессирующем высыхании грунта, после того как предел усадки был
превзойден, дальнейшее уменьшение объема образца приостановилось. Сле-
довательно, в соответствии с уравнением (4.5) ws = 100e/G=38,2/2,67= 14,3%.
4.7. Объем отобранного образца песка был определен in situ с помощью
одного из методов, изложенных в п. 11.6. Затем была получена его порис-
тость п, оказавшаяся равной 43%, способом, о котором говорится в приме-
ре 9.1. Вычислить его относительную плотность исходя из двух предположе-
ний: 1) что песок характеризуется предельными значениями плотности, пока-
занными на рис. 4.9 для неоднородного грунта; 2) что он имеет значения пре-
дельной плотности, показанные на рис. 4.9 для однородных песков.
6*
83
Ответ. В соответствии с выражением (4.2) коэффициент пористости, отве-
чающий п=43%, равен е=43/57=0,755. Для неоднородного песка, согласно
зависимости (4.16):
0,81 —0,755 0,055
£>'г = ?^57,СЮ = ^2Г,00 = 22-9%:
для однородного песка
0,95 — 0,755 0,195
Dd = —------!--100 = —----100 = 84,7%.
d 0,95 — 0,72 0,23 ’ /0
Таким образом, песок с пористостью п=43% будет классифицироваться
как рыхлый (см. стр. 67), если он неоднородный, и как плотный, если он
однородный.
ГЛАВА 5
ВОДОПРОНИЦАЕМОСТЬ
ГРУНТОВ.
ДВИЖЕНИЕ ГРУНТОВЫХ ВОД.
ВОЗДЕЙСТВИЕ МОРОЗА
5.1. Коэффициент фильтрации грунтов. Под водопроницае-
мостью подразумевают свойство грунта, которое обеспечивает
возможность протекания через него воды. Расчеты по характе-
ристике гравитационного потока основаны на законе Дарси
(1856 г.), согласно которому скорость движения воды в порах
Рис. 5.1. Пояснение термина «гидравлический градиент» S=h/L
а — для горизонтально направленного гравитационного потока в толще грунта; б — то
же, для вертикально направленного потока
грунта прямо пропорциональна гидравлическому градиенту
(рис. 5.1):
vp=kpS, (5.1)
где vp — действительная скорость движения воды в порах
грунта;
kp — коэффициент просачивания, т. е. средняя действитель-
ная скорость движения воды в порах грунта при 5 = 1;.
5— гидравлический градиент, равный h/L\
h—разность уровней воды с двух сторон фильтрующего
слоя грунта, т. е. падение напора на расстоянии L;
L — длина пути фильтрации в пределах толщи грунта.
Закон Дарси справедлив для ламинарного потока; за исклю-
чением однородных крупнозернистых песков или гравия в боль-
шинстве естественных грунтов никакая турбулентность потока
невозможна.
В практических задачах оказывается более удобным иметь
дело с общей площадью поперечного сечения А грунтовой массы,
85
а не co средней площадью пор. Соответственно коэффициент
фильтрации k грунта определяется как фиктивная средняя ско-
рость потока v, которая будет возникать при воздействии единич-
ного гидравлического градиента (5=1) на общей площади по-
перечного сечения (поры + твердые частицы) грунта:
v=kS. (5.2)
При этом предполагается, что. средняя площадь пор прямо
пропорциональна их объему Vv. В соответствии с выражением
W2 Ю Ю'4 10*
1---1---5--1---1---Ь-—I---Н---1-
Ю8 106 10ч „ 102 10 .
I {Песчанистые ипы-\
Гравий {Лесок
5 смеси с гпинои |
Ю'8см/сек
> —t—Н
10'2 фу гл/год
Глина
Фильтрующие
проницаемые элементы
плотин и дамЪ
Водонепроницаемые элементы
плотин и дамд
Рис. 5.2. Коэффициенты фильтрации k для раз-
личных грунтов (Казагранде и Федом, 1940 г.)
(4.13), между коэффициентом фильтрации k и коэффициентом
просачивания kp будет существовать зависимость
k = -Кг- kp=— kp=—— kp.
V р 100 р 1 + е р
(5.3)
Расход Q за время t через общую площадь поперечного се-
чения грунта 4 может быть выражен следующим образом:
Q=kSAt. (5.4)
Коэффициент фильтрации k выражается в метрической систе-
ме или в сантиметрах в минуту, или в сантиметрах в секунду.
Преимущество измерения последней единицы в том, что она да-
ет более простое соотношение с английскими мерами:
1 фут!год=0,96 • 10-6 см/сек 1 • 10~6 см/ сек. (5.5)
На рис. 5.2 приводятся данные по широкому диапазону изме-
нений коэффициентов фильтрации k для естественных грунтов
различных типов.
5.2. Лабораторные методы определения коэффициентов
фильтрации грунтов. Оценка водопроницаемости грунтов, вы-
ражаемая величиной коэффициента фильтрации k, имеет боль-
шое значение во многих практических инженерных проблемах.
С этими вопросами приходится считаться при оценке водоудер-
живающей способности земляных плотин, или интенсивности по-
нижения уровня грунтовых вод насосными установками при про-
86
ходке котлованов, или, наконец, при прогнозе скорости осадки
зданий.
В лабораториях для численного определения коэффициентов
фильтрации k наиболее часто используются два типа приборов:
пермеаметры с постоянным и изменяющимся напором (рис. 5.3).
Пермеаметр с изменяющимся напором (рис. 5.3, а) большей
частью используется для испытания грунтов, подобных глини-
стым, для которых фильтрационный расход обычно очень мал.
Образец грунта 2 с площадью поперечного сечения А помещает-
Рис. 5.3. Схемы пермеаметров
а — с переменным напором; б — с постоянным напором
ся между очень пористыми дисками-фильтрами 3. Расход воды
Q измеряется с помощью тонкой стеклянной трубки 1 с малой
площадью поперечного сечения а. Коэффициент фильтрации k
вычисляется следующим образом. В течение небольшого интер-
вала времени dt напор уменьшается на величину dh. Расход
через стеклянную трубку 1 будет тогда dha и равен расходу dQ
через образец грунта. Используя уравнение (5.4), получаем
х dQ=— dha—k — Adt (5.6)
ИЛИ
_^-*lL=k~di. (5.7)
h La
Общий расход за период времени t—tz—/1, в течение которого
напор уменьшается от h\ до 7z2, получается путем интегрирования
уравнения (5.7) в соответствующих пределах. Получим
h2 t2
откуда
k=-----—----In-
A (^2 — ^1) ^2
87
или
fc=2,3 — lg—.
’ At 6 h2
(5.8)
При испытании таких сильно проницаемых грунтов, как пески,
часто предпочтительнее использовать пермеаметр с падающим
напором типа, показанного на рис. 5.4, с А = а. Уравнение (5.8)
в этом случае упрощается и при размерах, указанных на рис. 5.4,
получает вид (в см! сек, если t измеряется в секундах):
16,7
(5.9)
Рис. 5.4. Пермеаметр с перемен- Рис. 5.5. Значения коэффициента вяз-
ным напором (Барбер, 1944 г.) кости Cv
1 — грунт; 2 — слив; 3 — сетка-
фильтр; 4 — отверстия в основании
Значения коэффициентов филь-
трации k обычно даются при-
веденными к температуре 20° С. С этой целью значения k, по-
лученные из выражений (5.8) и (5.9), умножаются на коэффи-
циент вязкости Су, взятый из графика, приведенного на рис. 5.5,
для соответствующей температуры воды, измеренной в период
проведения фильтрационного испытания.
На рис. 5.3, б показана установка, представляющая собой
пермеаметр с постоянным напором. Вода в сосуде 4 сохраняется
на постоянном уровне. Образец грунта 2 толщиной L и попереч-
ным сечением А помещается в сосуд между пористыми фильтра-
ми 5. Вода фильтрует через грунт и попадает в сосуд 5 со сливом,
88
расположенным так, что напор h и, следовательно, гидравличе-
ский градиент «S остаются в течение всего опыта постоянными.
Расход Q в данный период времени t измеряется непосредствен-
но в сосуде 1, который для этой цели имеет измерительную шка-
лу. Q определяется по разности уровней WL2 и IFLi, соответст-
вующей интервалу времени t=t2—Л- Таким образом, имеются
все данные, необходимые для вычисления коэффициента фильт-
рации k по выражению (5.4).
Использование пермеаметра с постоянным напором практи-
чески оправдано только при испытании достаточно сильно водо-
проницаемых грунтов, таких как пески, фильтрационный расход
через которые оказывается в опытах значительным. Однако да-
же для таких грунтов использование пермеаметра с падающим
напором типа, изображенного на рис. 5.4, очевидно, предпочти-
тельнее, так как на результаты, получаемые с помощью послед-
него, пузырьки воздуха, скапливающиеся в соединительных труб-
ках, оказывают меньшее неблагоприятное влияние, чем при ис-
пользовании прибора, показанного на рис. 5.3, б. Для точных
измерений желательно брать воду, освобожденную от воздуха.
5.3. Фильтрация в условиях плоской задачи. Гидродинамиче-
ская сетка. Факторы, которые влияют на режим гравитацион-
ного потока воды в грунтах, могут быть выявлены с помощью
лабораторных фильтрационных испытаний. На рис. 5.6 приводят-
ся результаты некоторых таких опытов, проводимых на послед-
нем курсе обучения в лаборатории механики грунтов Принстон-
ского университета. На рис. 5.6, а показан используемый для этих
опытов фильтрационный лоток размером 60X24X8". Передняя
стенка лотка стеклянная. На ней нанесены линии, образующие
сетку квадратов со сторонами 4". На задней металлической стен-
ке имеются 27 небольших отверстий, помеченных на передней
стенке лотка небольшими кружочками. Отверстия прикрыты ме-
таллической сеткой с мелкими ячейками. К каждому отверстию
подсоединены стеклянные пьезометрические трубки.
Для устранения чрезмерной подачи воды из крана R, когда
сливной кран U в конце лотка закрыт или когда общий расход
через модель земляной плотины в лотке меньше, чем приток
к ней, у переднего крана лотка имеется водослив Т.
Когда лоток заполнен только водой и грунт в нем отсутству-
ет, вода во всех 27 пьезометрах будет подниматься до одинако-
вого уровня безотносительно к тому, что эти пьезометры подсое-
динены к лотку на четырех различных горизонтах Л II, III и IV.
В этом случае говорят, что напор на всех этих уровнях одинаков.
Таким образом, напор представляет собой потенциал, а не дав-
ление.
Совсем иначе будет обстоять дело, если мы заполним лоток
песком. Например, если мы в лотке создадим модель земляной
плотины, как это показано на рис. 5.6, в и г, и откроем оба крана
R и U, чтобы обеспечить постоянные уровни воды в верхнем
89
и нижнем бьефах плотины при разности их уровней, равной А,
то мы заметим, что вода в ряде пьезометров поднимется до уров-
ней, промежуточных между уровнями в верхнем и нижнем бьефах.
Эти уровни регистрируют и наносят на специально разграфлен-
ный лист, подобный показанному на рис. 5.6, а, в точках, соот-
ветствующих положению каждого пьезометра. Затем через 27
точек, в которых был измерен напор, можно провести линии рав-
ного напора (эквипотенциальные линии), подобно тому, как вы-
черчиваются горизонтали при топографической съемке. На
рис. 5.6, б, в и г они показаны пунктиром.
Допускается запуск в специально намеченные отдельные точ-
ки верхового откоса модели подкрашенной жидкости (в качест-
ве красителя используют флуоресцеин). Для этой цели приме-
няют специальный небольшой сосуд (на рисунке не показан).
Из этого сосуда выводят несколько резиновых трубочек со стек-
лянными наконечниками. Наконечники вводят в песок в наме-
ченных точках a, b, с, df е, f и g на верховом откосе модели
у стеклянной стенки лотка. Зажимы на резиновых трубках ослаб-
ляют так, чтобы пропустить в модель небольшое количество
флуоресцеина. Тогда вдоль стеклянной стенки лотка могут наблю-
даться окрашенные в зеленый цвет так называемые линии тока,
исходящие из каждого наконечника. Они показаны на рис. 5.6,
б, в и г сплошными линиями со стрелками. Зажим у наконечника
а ослаблен в большей степени, чем, например, у наконечника g,
так как скорость фильтрации в зоне наконечника а больше, чем
у наконечника g (потеря напора в обоих случаях одинакова,
однако путь фильтрации линии g больше, следовательно, гидрав-
лический градиент для линии тока g меньше, чем у а).
Система взаимосвязанных эквипотенциальных линий и линий
тока образует так называемую гидродинамическую сетку. Сле-
дует заметить, что эквипотенциали пересекают линии тока под
прямыми углами. Это соответствует действительности, так как
потеря напора, т. е. потенциала, фильтрующей воды вызывается
трением между движущейся водой и частицами грунта и, сле-
довательно, имеет место вдоль по линии тока.
На гидродинамических сетках (рис. 5.6,6, в и г) общая по-
теря напора h на фильтрацию подразделена на десять частей.
Таким образом, потеря напора между каждой парой смежных
эквипотенциальных линий равна /г/10. Первая эквипотенциаль
О—0 совпадает с верховым откосом модели, а последняя
10—10 — с низовым. Следует отметить, что если грунт имеет
однородный состав, как, например, в случае, показанном на
рис. 5.6, в, где плотина была возведена целиком из одного и того
же песка, эквипотенциальные линии вдоль каждой линии тока
размещаются на более или менее одинаковом расстоянии. Одна-
ко в ряде случаев в некоторых частях плотины используются
менее водопроницаемые грунты, как показано, например, на
рис. 5.6, г, центральное ядро (на рисунке заштриховано) об-
91
разовано более мелким песком, проходящим через сито со 100
отверстиями. Очевидно, что такой грунт будет оказывать боль-
шее сопротивление потоку. Следовательно, в пределах зоны, за-
нятой менее водопроницаемым грунтом, будет теряться большая
часть напора. Это скажется в более сближенном расположении
на этом участке плотины эквипотенциальных линий. С обратным
-положением мы встретимся, когда в толще грунта имеется зона
.с повышенной водопроницаемостью, например, когда по низу ни-
зового откоса залегает линза гравия (см. рис. 5.6, г). Результаты
Рис. 5.7. Схема, иллюстрирующая принципы построения
гидродинамической сетки
такого рода анализа приводят к практическим выводам, важным
для проектирования земляных плотин (см. п. 17.5).
Гидродинамические сетки могут быть построены без помощи
фильтрационных испытаний на моделях. Для этой цели исполь-
зуется методика, предложенная в 1917 г. Форхгеймером. Рас-
смотрим участок гидродинамической сетки, который представлен
четырьмя линиями тока 1—7, 2—2, 3—3 и 4—4, показанными на
рис. 5.7. Поток — плоский, так что каждая линия тока находится
в одной и той же вертикальной плоскости. Расстояние b между
линиями тока 1—1 и 2—2, так же как между линиями тока 3—3
и 4—4, будет оставаться постоянным. Расход Q через грунт, за-
ключенный в области, ограниченной этими четырьмя линиями
тока, будет также оставаться постоянным во всех поперечных
сечениях. Это следует из определения линии тока как пути, по
которому происходит движение частиц воды. Так как рассмат-
риваются только ламинарные, а не турбулентные потоки, ни один
из этих путей не может пересечь другой. Вода в пределах четы-
рех линий тока, показанных на рис. 5.7, ведет себя, по существу,
92
так, как если бы она была заключена в трубу, стенками которой
служат эти линии. Там, где линии тока проходят ближе друг
к другу, так что поперечное сечение грунта, ограниченное ими,
уменьшается, расход остается тем же, но скорость увеличивает-
ся. Таким образом, расход Qi через поперечное сечение А} дол-
жен быть равен расходу Q2 через поперечное сечение Л2. Со-
гласно уравнению (5.4)
Q1=kS1A1t=Q2=kS2A2t. (5.10)
В однородном грунте коэффициент фильтрации k будет иметь
повсюду постоянное значение. Гидравлические градиенты S и
поперечные сечения А будут равны:
; (5.11)
Li L2
A2=a2b. (5.12)
Если мы решим начертить наши эквипотенциали таким об-
разом, что падение напора АЛ между каждой парой смежных
эквипотенциалей постоянно, то
A/i=(/i0 — /4) =(ht — /i2).=const. (5.13)
Подставив соответствующие значения из выражений (5.11) —
<5.13) в выражение (5.10), получим
,Мг i&h
k---djbt—k a2bt
Li L2
или
-^-=-5’-. (5.14)
Z«i L2
Физический смысл выражения (5.14) состоит в том, что отно-
шение сторон каждого прямоугольника гидродинамической сет-
ки, образованного пересечением линий тока с эквипотенциалями,
должно иметь постоянное значение, если эта сетка вычерчена
правильно. Таким образом, если один прямоугольник гидродина-
мической сетки представляет собой приближенно квадрат, т. е.
ai = L], и все другие прямоугольники этой сетки должны также
иметь приближенно форму квадратов. Это обстоятельство может
быть использовано для построения гидродинамических сеток
методом приближений. При построении сетки для земляных пло-
тин сначала должна быть определена депрессионная кривая. Ее
построение может быть выполнено с помощью приближенного
метода, разработанного Лео Казагранде в 1934 г.
Когда вода фильтрует через грунты с различной проницаемо-
стью, выражение (5.10) приводится к виду:
gi _ k* az 1
93
Предположим, что более водопроницаемый грунт имеет ко-
эффициент фильтрации k\ и что мы начали строить гидродина-
мическую сетку в этой зоне как систему квадратов, т. е. мы по-
ложили, что а1 = Ц, Тогда из уравнения (5.15) следует, что
Q2 ____
L%
(5.16)
Другими словами, в зоне менее водопроницаемого грунта
(&2<&i) гидродинамическая сетка будет представлена системой
прямоугольников со стороной а2, большей, чем сторона 1.2, про-
порционально отношению ki/k2 коэффициентов фильтрации двух
смежных зон грунтов. Результаты эксперимента, приведенные
на рис. 5.6, г, иллюстрируют это соображение в общем виде.
При решении задачи в трех измерениях в уравнении (5.10)
приходится использовать переменные значения Ь. Это усложня-
ет проблему в такой степени, что графическое решение задачи
становится практически неприемлемым. Исключение в этом слу-
чае представляет радиальный поток, который может рассматри-
ваться как модифицированная задача с плоским потоком, реша-
емая с помощью метода, предложенного Д. У. Тейлором в 1948 г.
5.4. Плывуны и гидродинамический выпор. Потеря напора
вдоль линии тока происходит из-за трения между водой и грун-
том, через который вода фильтрует. Скелет грунта воспринимает
силу трения как реакцию. Так называемые фильтрационные си-
лы, отражающие разность напоров, или потенциалов, воздейст-
вуют на грунт в направлении, по которому движется вода. Филь-
трационная сила J, действующая на некоторый объем грунта с
площадью поперечного сечения А на участке длиной L, где име-
ет место потеря напора Ah, будет равна:
J=AhAyf.
(5.17)
Здесь yf—удельный вес жидкости (для чистой воды при ис-
пользовании метрической системы yf = 1).
Фильтрационное давление j, воздействующее на единицу
объема грунта (А = 1), равно:
/=^-1-1=5,
где 5 = Ah/L— гидравлический градиент.
В английской системе мер
/=5-62,4.
(5.18)
(5.19)
94
Если линия тока выклинивается на откос, сложенный песком,
фильтрационная сила может повлиять на величину угла откоса
(см. п. 7.3). На низовом откосе плотины вблизи свободной
поверхности воды фильтрационное давление j будет уменьшать
так как горизонтальные составляющие / вдоль линий тока
аа будут стремиться увеличить касательные сдвигающие силы
(см. рис. 5,6, виг). Это явилось отчасти причиной ошибочного
представления, приводимого во многих старых учебниках о том,
что угол естественного откоса, сложенного из насыщенного водой
чистого песка, меньше, чем у сухого. Подобные явления часто
наблюдаются после сильных дождей на любой насыпи на уровне
уреза воды. Вода редко бывает настолько прозрачной, чтобы
можно было видеть, что при таких условиях угол откоса в песке
ниже уреза имеет обычно более крутое очертание, чем у самого
уреза.
Вода, просачивающаяся в толщу склона, например в толщу
верхового откоса плотины, оказывает на него стабилизирующее
влияние, так как фильтрационные силы увеличивают силы со-
противления грунта сдвигу. Это обстоятельство используется
при проходке котлованов в толще очень тонкозернистых грунтов
(«каменной пыли») с малым сцеплением, когда для облегчения
проведения работ применяют надлежащим образом расположен-
ные трубчатые колодцы с электроосмосом или без него (см.
пп. 5.6 и 14.9).
Нередко, например при откачке котлованов, вода с низовой
стороны некоторых типов перемычек (см. рис. 16.35, а) может
подниматься вертикально почти под прямым углом к дну котло-
вана. В этом случае фильтрационные силы j будут также на-
правлены вверх и будут гаситься объемным весом у'т взвешен-
ного в воде песка. В соответствии с выражениями (5.19), (4.9)
и (4.11) в условиях предельного равновесия
/=5СГ-62,4=-^^ 62,4. (5.20)
1
Очевидно, что критический гидравлический градиент, который
соответствует этому состоянию предельного равновесия, будет
равен:
(5.21)
1
Удельный вес G зерен кварцевых песков равен 2,65 и, сог-
ласно рис. 4.9, коэффициент пористости е некоторых песков в
естественном залегании может изменяться в пределах 0,57—
0,95. При этих значениях G и е мы получим из уравнения (5.21)
для возможного наиболее рыхлого состояния водонасыщенных
95
песков Scr= 0,85 и для наиболее плотного Scr =1,05. Прибли-
женное среднее значение критического гидравлического гради-
ента может приниматься равным единице. Этому значению Scr
соответствует коэффициент пористости е = 0,65 и по выражению
(4.3) пористость п = 39,3%.
Рис. 5.8. Опыт для демонстрации явления разжижения песка
Сущность критического гидравлического градиента может
быть продемонстрирована в лабораторных условиях с помощью
установки, вертикальный разрез которой показан на рис. 5.8
и 5.9. Она представляет собой металлический лоток размером
1X1X1 фут с одной стеклянной стороной. Когда вентиль С от-
крыт, вода поступает в полость под дном установки. Выше дна
лотка на расстоянии, приблизительно равном 1", размещается
пористая плита-фильтр А. Пространство выше фильтра может
быть заполнено песком почти до уровня водослива. В свободную
полость ниже фильтра заводится пьезометрическая трубка В.
После того как вентиль С будет открыт, вода начинает дви-
гаться вертикально вверх через фильтр и песок. Следует отме-
тить, что уровень воды в пьезометре В будет выше уровня сво-
бодной поверхности воды в лотке на величину h, которая по мере
увеличения открытия вентиля С будет увеличиваться с повыше-
нием скорости потока. Следовательно, высота h представляет
96
собой потерю напора фильтрующей воды из-за трения о скелет
твердого вещества фильтра и уложенного на нем песка. Линии
тока, десять из которых (от а до j) показаны на рис. 5.8, направ-
лены вертикально вверх. Эквипотенциали в силу их природы
пересекают линии тока под прямым углом и, следовательно,
Рис. 5.9. Опыт для демонстрации локального перехода песка
в текучее состояние
в этом случае горизонтальны. Если мы проведем эквипотенциали
так, что расстояния между ними представят одинаковую вели-
чину потери напора АЛ=const, их число по мере открытия вен-
тиля С будет увеличиваться вместе с гидравлическим градиен-
том S = h/L. Интервал между эквипотенциалями AL будет соот-
ветственно уменьшаться. Таким образом, если эквипотенциали
О—0 — 3'—3', как показано на рис. 5.8, соответствуют потери
напора h, большая потеря напора с увеличением скорости потока
будет приводить к системе с более близким расположением экви-
потенциалей, например 0—0—10—10, изображенных там же.
В конце концов будет достигнуто критическое состояние,
когда вся грунтовая масса начнет кипеть. При этом она взрых-
ляется, взвешивается восходящим потоком воды и приобретает
свойства плывуна. Это состояние описывается выражением (5.21)
й равенством Scr=Ahl&Lcr. В таком состоянии грунт теряет
свою несущую способность; любой предмет, если его объемный
7—277
97
вес выше объемного веса жидкой смеси песка и воды, помещен-
ный на поверхность песка, будет утопать в нем. Однако следует
отметить, что размещение массивного предмета на поверхности
песка видоизменяет форму гидродинамической сетки (см. рис. 5.9
и ср. с рис. 5.8). Видимое кипение песка будет начинаться у кра-
ев предмета W. Это вызывается большими местными скоростями
потока, о чем свидетельствует более тесное расположение линий
тока, отклоняемых предметом от их первоначального направ-
ления.
Аналогичную картину показывают натурные наблюдения за
поведением недостаточно удачно спроектированных перемычек:
обычно с их низовой стороны на уровне подошвы в месте наи-
большей концентрации линий тока возникает такое явление с пе-
реходом песка в состояние плывуна.
В лабораторных условиях направление потока в установке
можно заменить обратным (см. рис. 5.8), подсоединяя вентиль С
к сбросной трубе и открывая его. Тогда можно увидеть, что уро-
вень воды в пьезометре В упадет до уровня ниже свободной по-
верхности воды в лотке. Величина этого отрицательного напора
h будет увеличиваться с возрастанием скорости истечения воды
через вентиль С. Направление действия фильтрационных сил
теперь будет обратным и будет накладываться на действие
силы тяжести. Таким образом, они будут стремиться немного
уплотнить грунт и увеличить его сопротивление сдвигу.
Из изложенного следует, что любой песок может стать плы-
вуном и оставаться продолжительное время в этом состоянии,
пока существует восходящий поток воды и гидравлический гра-
диент имеет критическое значение. Такое положение может соз-
даться при неправильной организации водоотлива из котлована
(см. п. 14.9) или при особых условиях дренирования толщи грун-
тов, например в основании неудачно спроектированных плотин,
возведенных на песчаных грунтах (см. п. 17.7). Таким образом,
плывун — это не особый грунт, а некоторое его состояние, кото-
рое может быть соответствующими мерами предотвращено. Осо-
бое состояние может возникнуть в неуплотненных, рыхлоотло-
женных, полностью водонасыщенных песках. При неожиданном
ударе или сотрясении рыхлая зернистая структура таких песков
может оказаться разрушенной, и вся масса песка может мгно-
венно перейти как бы в жидкое состояние, т. е. в состояние плы-
вуна, со всеми вытекающими отсюда неблагоприятными послед-
ствиями (см. пп. 7.16 и 8.11). Некоторые слабоуплотненные, весь-
ма мелкие и однородные рыхлые пески особенно подвержены
такому мгновенному разжижению. Касательные напряжения
сдвига, развиваемые при производстве работ, могут благоприят-
ствовать мгновенному разжижению во всех рыхлых полностью
насыщенных песках.
Особый тип локального плывунного состояния возникает при
так называемом гидродинамическом выносе песка, при котором
98
Рис. 5Л0. Опыт для демонстрации явления образования вер-
тикальной «трубы» за счет выноса обратной засыпки из затоп-
ленного водой песка через небольшое отверстие в модели
шпунтовой стенки
а — начальное состояние; б — положение через 20 сек
разжиженная масса песка и воды движется сквозь сохраняющую
устойчивость окружающую толщу песка так, как будто разжи-
женная масса течет в трубе. Рис. 5.10 показывает, как это явле-
ние демонстрируется в лабораторных условиях в фильтрационном
лотке, изображенном на рис. 5.6, а. Поперек лотка устанавлива-
ется временно вертикальная перегородка. Она имеет на четвер-
ти своей высоты от низа небольшое (диаметром 2") полукруглое
7*
99
отверстие, примыкающее к стеклянной стенке лотка. Отверстие
закрывается съемной пробкой. По одну сторону перегородки ло-
ток заполняется мелким прибрежным песком с прослоями через
2" искусственно окрашенного черного песка. На рис. 5.10 изобра-
жена установка после окончания заполнения ее песком. Две
белые стрелки показывают уровень воды, который был одинако-
вым по обе стороны перегородки. Когда пробка удалялась и пе-
сок начинал струиться вбок через отверстие, столб песка непос-
редственно выше отверстия немедленно переходил в разжижен-
ное состояние и начинал течь вниз так, как он двигался бы в
трубе. На поверхности песка при этом образовывался кратер с
откосами, отвечающими углам естественного откоса песка. Пе-
сок по откосам кратера скатывался вниз к «трубе», которая име-
ла почти вертикальные стенки. Боковое давление, развиваемое
тяжелой разжиженной смесью песка и воды, должно быть доста-
точным для того, чтобы, преодолевая его активное боковое дав-
ление, удержать на месте окружающий песок в устойчивом
состоянии. Давление должно быть, конечно, относительно неболь-
шим, так как в зоне вокруг жидкой «трубы» проявляется «ароч-
ный эффект», подобный тому, который возникает вокруг стволов
шахты (см. п. 10.16).
5.5. Полевые методы оценки водопроницаемости грунтов.
Приток воды в котлован зависит от водопроницаемости грунта.
Вопрос об этом притоке представляет большую практическую
важность при песчаных грунтах, когда эта величина может ока-
заться значительной и может влиять на выбор типа используе-
мого насосного оборудования.
Фильтрационные опыты на образцах песка в лаборатории не
могут дать вполне надежных результатов отчасти из-за того, что
крайне трудно получить ненарушенный образец несвязного грун-
та из скважин без значительного к тому же изменения его плот-
ности (см. п. 12.7). Поэтому такие фильтрационные опыты дол-
жны проводиться над песками в их возможно наиболее плотном
и наиболее рыхлом состоянии. Следует отметить, что коэффи-
циент фильтрации для песка в наиболее рыхлом состоянии мо-
жет быть в 7 или 10 раз больше, чем при его большом уплотне-
нии. Кроме того, большинство песчаных отложений носит слои-
стый характер и в силу этого их водопроницаемость в
вертикальном и горизонтальном направлении оказывается раз-
личной, причем в последнем случае она имеет обычно несколько
более высокое значение.
Такое положение привело к попыткам определять водопро-
ницаемость песчаных грунтов пробными откачками из буровых
скважин или из колодцев, причем наблюдения за уровнем воды
проводятся по меньшей мере в двух других соседних колодцах.
Однако мнения отдельных специалистов о степени надежности
такой методики расходятся. Зачастую бывает необходимо пола-
гаться на опыт специализированных организаций, которые не-
300
сколько корректируют результаты выполненных откачек, опира-
ясь на свой опыт, и учитывают корреляцию результатов откачек
по данным предыдущего гранулометрического анализа грунтов
(см. п. 14.9).
В некоторых случаях, когда размер и важность строящегося
объекта оправдывают большие затраты, проводятся более де-
тальные предварительные исследования. Например, при соору-
жении больших каналов в весьма водопроницаемых грунтах
иногда становится необходимым определить величину возмож-
ных нежелательных фильтрационных потерь. Такая оценка про-
водится путем надлежащих наблюдений с учетом потерь на ис-
парение в специально оборудуемых опытных водоемах. Иногда
создают несколько таких водоемов с различными типами обли-
цовки. При этом в системе смежных контрольных колодцев
проводятся дополнительные наблюдения за уровнем грунтовых
вод.
5.6. Негравитационный поток воды. Электро- и термоосмос.
Влияние растительности. Наиболее известная форма негравита-
ционного потока воды в грунте вызывается капиллярными сила-
ми. В п. 4.8 было пояснено, что подобное положение возникает
вследствие смачивания водой большинства грунтов, явления по-
верхностного натяжения и способности воды работать в капил-
лярах на растяжение.
Менее известен другой вид негравитационного движения во-
ды — поток, вызываемый разностью температур внутри слоя
грунта в результате явления, известного под общим названием
термоосмоса. Боюкус в 1915 г. показал, что сродство воды с
грунтом с понижением температуры увеличивается. Это объясня-
ет наблюдаемую миграцию воды от более теплого участка слоя
грунта к более холодному. Такая миграция воды в жидкой фазе
иногда сопровождается конденсацией водяного пара в заполнен-
ных воздухом порах более холодных участков слоев грунта, не
полностью насыщенных водой.
Близко связывается с этим явлением электроосмос. Еще в
1808 г. Реусс показал, что приложение электрического потенци-
ала вызывает в капиллярной трубке движение воды. С тех пор
теорию такого движения разрабатывали многие исследователи.
Вода мигрирует от анода ( + ) к катоду (—).Уинтеркорн в 1947 г.
с помощью своего эксперимента в Принстонском университете
показал прямую взаимозависимость, которая существует между
явлениями электро- и термоосмоса. Вода, движущаяся в грунте
под влиянием термического потенциала, создает тем самым элек-
трический потенциал. Суточные и сезонные колебания температу-
ры в толще грунта, начиная от его поверхности, должны, следо-
вательно, сопровождаться соответствующими электрическими
волнами. Лео Казагранде (1947 г.) показал, что малопрочная,
хрупкая структура некоторых перемятых глин способна восста-
навливаться под воздействием электрического тока. Изучение
101
таких явлений может привести к лучшему пониманию факторов^
влияющих на образование структур глин различного рода (см.
п. 4.1).
Электроосмос нашел прямое практическое применение для
облегчения проходки котлованов в толще неустойчивых очень
тонкозернистых слабо связанных (типа «каменной муки») грун-
тов (см. п. 14.9). Термоосмос, имеющий очень много общего с
Рис. 5.11. Увеличение влажности промерз-
шего слоя грунта в зоне контакта с уров-
нем грунтовых вод (Бесков, 1935 г. и
Остерберг, 1935 г.)
/ — влажность до замерзания; 2 —влажность
после замерзания; 3 — глубина промерзания;
4 — прослойка льда; 5 — уровень грунтовых
вод
явлением пучения под
действием мороза, рас-
сматривается в п. 5.7.
В некоторые сезоны
движение воды может
быть вызвано ростом рас-
тительности и объемными
изменениями в поверх-
ностных слоях глинистых
грунтов, что может при-
чинить вред зданиям с
мелким заложением и до-
рогам. Развитие корневой
системы и глубина ее
проникания изменяется в
зависимости от вида де-
ревьев, типа грунта и ин-
тенсивности летних осад-
ков. У. X. Уорд (1948 г.)
в своем анализе ряда слу-
чаев значительного по-
вреждения зданий с фун-
даментами мелкого зало-
жения на тяжелых глини-
стых грунтах в Англии
указывает, что среднее
распространение корне-
вой системы в плане при-
близительно равно высо-
те дерева и что корни
иногда достигают глуби-
ны 10 футов. В за-
сушливые периоды деревья и кустарники в пределах горизонтов,
где размещается их корневая система, будут адсорбировать из
грунта влагу. Если этим грунтом является тяжелая глина, в зо-
не размещения корней может возникнуть неравномерная усадка,
сопровождающаяся неравномерной осадкой любых фундаментов
мелкого заложения, возведенных в пределах этой зоны. Очевид-
но, повреждение зданий будет более значительным, если на зоне
распространения корневой системы покоится только часть фун-
дамента.
102
5.7. Пучение грунтов под воздействием мороза. Наблюдения
показывают, что при определенных условиях поверхность промер-
зающего грунта способна пучиться. Были зарегистрированы пу-
чины высотой 10" и более. Установлено, что на процесс пучения
грунтов оказывают влияние следующие основные факторы.
1. Наличие уровня грунтовых вод ниже глубины промерзания
на некоторую величину Н (рис. 5.11) при условии, что Н мень-
ше, чем высота капиллярного поднятия Нтах [уравнение (4.19)].
2. Высота капиллярного поднятия Нтах.
3. Водопроницаемость грунта.
4. Длительность морозного периода.
Проходка котлованов в толще промороженных грунтов, под-
вергающихся пучению, указывает на наличие в толще линз или
прослоек твердого льда, как показано на рис. 5.11. Это свиде-
тельствует о том, что пучение вызывается не только расширени-
ем воды при замерзании, но и постоянным ростом в грунте
в процессе его промерзания кристаллов льда вследствие непре-
рывной капиллярной миграции воды от уровня грунтовых вод
в промерзающую зону (см. п. 5.6). С увеличением длительности
морозного периода толщина линз льда во времени увеличива-
ется.
Чистые пески при промерзании не подвергаются пучению, так
как капиллярное поднятие в песках проявляется в самой сла-
бой степени. Глины же подвергаются пучению только в тех слу-
чаях, когда мороз удерживается длительное время. Хотя глины
характеризуются значительной высотой капиллярного поднятия,
их водопроницаемость настолько мала, что только небольшое ко-
личество дополнительной влаги может поступать в результате
проявления капиллярности к промерзающей зоне. Наиболее
опасны с рассматриваемой точки зрения пылеватые грунты, ко-
торые характеризуются средней высотой капиллярного подня-
тия и средней водопроницаемостью, что обусловливает быстрый
рост в толще таких грунтов линз льда. Пески с высоким содер-
жанием пылеватых частиц, достаточным для заполнения всех
пор между зернами песка, являются пучинистыми в такой же
степени, как и сами пылеватые грунты.
Опасность морозного пучения возникает не только там, где
стабильный уровень грунтовых вод находится в пределах слоя
пылеватого грунта, залегающего в основании сооружения, напри-
мер, дороги. Особенно опасны случаи, кода пылеватые грунты
образуют карманы в глинистых грунтах, слагающих толщу скло-
нов. Инфильтрующая дождевая вода может накапливаться в та-
ких карманах и в последующем вызывать неравномерное мо-
розное пучение.
Основной причиной повреждения сооружений в рассматрива-
емых условиях является неравномерность самого пучения про-
мерзающей покровной толщи грунтов. Кроме того, повреждение
сооружения может быть вызвано чрезмерным накоплением во-
103
ды в толще грунта и возникающим отсюда его размягчением
вблизи поверхности после оттаивания линз льда в весеннее вре-
мя. Повреждение сооружений в связи с пучинами можно пре-
дотвратить с помощью мер, указанных в п. 14.11 для зданий.
Особые инженерные проблемы возникают в так называемых
районах вечной мерзлоты на дальнем севере, где на некоторой
глубине ниже поверхности грунт всегда остается в проморожен-
ном состоянии (см. п. 14.11).
ПРАКТИЧЕСКИЕ ПРИМЕРЫ
5.1. Фильтрационный опыт проводился на образце глинистого грунта
в приборе с переменным напором, показанном на рис. 5.3, а и 6.2. Диаметр
образца был равен 2,5" (Л =31,7 cjh2), а его высота равна Г'=2,5 см. В на-
чале испытания вода в стеклянном пьезометре с внутренним диаметром 1,7 мм
(а=0,0227 см2) находилась на отметке fti=32 см. Через 6 мин 35 сек (t=
=395 сек) она понизилась до уровня ft2=30 см. Определить величину коэф-
фициента фильтрации испытуемого грунта.
Решение:
1g 32 = 1,50515;
1g 30 = 1,47712;
1g (А1/Л2)=0,02803.
В соответствии с выражением (5.8)
9 R4.0 0997
6 = 2,3 -----—-7—0,02803 = 2,97-10~7 см!сек.
31,7-395
5.2. Проектируемая плотина из песчаного грунта, подобная изображен-
ной на рис. 5.6, б, но с несколько меньшей шириной по подошве, была иссле-
дована с точки зрения возможности перехода песка по низу ее низового от-
104
коса во взвешенное состояние с потерей его устойчивости. Гидродинамическая
сетка была вычерчена в достаточно крупном масштабе. Ее фрагмент у ниж-
него бьефа приведен на рис. 5.12, о. В соответствующем масштабе были про-
ведены необходимые измерения, причем были установлены следующие вели-
чины: Г,! = 1,56 фута, а! = 1,6 фута. Общая разность уровней (напор) верхнего
и нижнего бьефов была равна: А=25 футов; потеря напора между эквипо-
25
тенциалями 9—9 и 10—10 равна: -j^y=2,5 фута. Было решено уложить на по-
верхность песка перед плотиной в виде понура слой глины. Сопротивление
фильтрационному потоку, вызванное этим понуром, гасит большую часть об-
щего напора h. Для этих новых условий была вычерчена снова гидродина-
мическая сетка. Рис. 5.12,6 свидетельствует об изменениях, возникших в пре-
делах ее фрагмента у нижнего бьефа, который подвергался рассмотрению.
Оказалось, что расстояние между линиями тока ЪЬ и сс не изменилось и оста-
лось в обоих случаях n2=ni = l,6 фута, но длина линии тока L2 увеличилась
до 3,65 фута.
Требуется оценить величину коэффициентов запаса устойчивости песка
в рассматриваемой зоне для двух случаев, показанных на рис. 5.12, исходя
из условия, что песок имеет пористость п=35% (коэффициент порис-
тости е=0,54).
Решение. Критический гидравлический градиент будет равен [выраже-
ние (5.21)]:
2,65—1
Scr~ 1+0,54
= 1,07.
Действительный гидравлический градиент в случае, изображенном на
ДА
рис. 5.12, a, Si= —~ =2,5/1,56=1,6 и соответствующий ему коэффициент за-
паса Fi=S сг/5=1,07/1,6=0,67. Таким образом, в первом случае будет возни-
кать угроза аварии. В случае, показанном на рис. 5.12,6, действительный гра-
диент 52= =2,5/3,65=0,685 и коэффициент запаса F2=ScrIS2=
= 1,07/0,685=1,57.
5.3. Каков будет расход через 1 фут2 поверхности песка в нижнем бьефе
между линиями тока bb и сс в случае, показанном на рис. 5.12,6, если коэф-
фициент фильтрации песка А=2 *10—2 см1сек=2 • 104 фут/год?
Решение. В соответствии с выражением (5.4)
Q = 2«104’0,685*1 •! = 13 700 фут3!год.
ГЛАВА 6
КОНСОЛИДАЦИЯ ГРУНТОВ
6.1. Процесс консолидации. Нейтральные и эффективные на-
пряжения. Деформация сжатия грунта находит свое выражение
главным образом за счет уменьшения объема заключенных в нем
пор. Вместе с тем влияние на этот процесс уменьшения объема
частиц твердого скелета грунта совсем ничтожно. Следователь-
но, если поры грунта полностью заполнены водой, его заметное
сжатие может произойти только при условии удаления из пор
избыточной воды. Постепенное сжатие грунта, когда оно вызва-
но в статических условиях гравитационными силами, например
весом самого грунта или сооружений, возведенных на нем, на-
зывается консолидацией. Это не синоним уплотнения грунта
(см. п. 11.1), под которым понимается искусственное сжатие
грунта механическими средствами.
Если насыщенный водой грунт легко проницаем (например,
чистый песок), то консолидация грунта при приложении к нему
дополнительной статической нагрузки будет почти мгновенной,
так как избыточная вода при удалении ее из пор не встретит
особого сопротивления. С другой стороны, если водонасыщен-
ным грунтом является глина с малой водопроницаемостью, то ее
консолидация будет протекать исключительно медленно, так как
для отжатия из пор глины даже самого малого количества избы-
точной воды и ее отвода к дренирующим граничным слоям мо-
жет потребоваться очень много времени.
При приложении нагрузки к полностью водонасыщенному
связному грунту в пластичной консистенции (см. п. 4.7) все сжи-
мающее напряжение р, возникающее от действия нагрузки, сна-
чала воспринимается водой, заключенной в порах грунта*. Тогда
говорят, что р = и, где и — давление в воде, которое возникло
в результате приложения к грунту нагрузки р. Давление и назы-
вается нейтральным напряжением. Зачастую используются дру-
гие названия напряжения и, например, избыточное гидростати-
ческое давление или избыточное поровое давление.
С течением времени некоторое количество воды под воздей-
ствием нагрузки отдавливается и удаляется в граничащие с ней
пласты грунтов с повышенной фильтрационной способностью,
если такие имеются. Уменьшение объема пор полностью насы-
щенной водой глины соответствует количеству выжатой из нее
106
воды. В результате этого процесса твердые частицы скелета
грунта приходят в более тесное соприкосновение друг с другом
и оказываются способными воспринимать некоторую часть при-
ложенной к грунту нагрузки. Возникшие таким образом в скелете
грунта напряжения называются эффективными напряжениями fe.
Любое уменьшение нейтральных напряжений воды в порах дол-
жно соответствовать равному ему увеличению эффективных на-
пряжений в скелете грунта, и наоборот. Сумма эффективных
fe и нейтральных напряжений и в любой точке грунта все время
должна оставаться постоянной и равной прилагаемому к грунту
давлению р, т. е.
P=u+fe. (6.1)
Когда все давление р будет передано на скелет грунта, так
что p=fe, нейтральное напряжение, или избыточное поровое
давление, и станет равным нулю.
Дальнейшее удаление воды из пор и, следовательно, дальней-
шее сжатие глины с этого момента прекратится. В этом случае
говорят, что консолидация достигла 100% своего конечного зна-
чения. Промежуточные этапы в этом процессе могут определять-
ся степенью консолидации
10°. (6.2)
где 5 — линейное изменение высоты образца грунта или осад-
ка в вертикальной плоскости слоя грунта в период од-
номерной его консолидации за определенный период
времени;
<S2 — линейное сжатие или осадка за весь период консоли-
дации.
Процесс консолидации может быть наглядно представлен
с помощью модели (рис. 6.1),, которую использовал Терцаги, что-
бы пояснить предложенную им теорию консолидации. Схема
изображает цилиндр, наполненный жидкостью. В цилиндре
имеется поршень, удерживаемый в своем положении системой
пружин, выполняющих в модели роль скелета грунта. При прило-
жении к поршню давления Р жидкость из цилиндра может ухо-
дить через многочисленные мелкие отверстия в поршне. Вели-
чина сопротивления, оказываемого жидкостью усилию Р, и ско-
рость уменьшения этого сопротивления являются функцией ско-
рости, с которой вода может проходить через отверстия в порш-
не, и, следовательно, также функцией диаметра этих отверстий.
Если диаметр отверстий уменьшить, то соответственно будет
уменьшаться и скорость ухода воды из цилиндра. (Этот прин-
цип применялся уже давно в гидравлических амортизаторах
артиллерийских орудий). По мере того как вода отходит через от-
верстия в поршне, он под воздействием внешнего усилия Р опус-
107
кается. В результате происходит сжатие пружин, которое вызы-
вает увеличение сопротивления продолжающемуся опусканию
поршня. В то же время давление в воде u = ywh будет умень-
шаться, и уровень в пьезометре, показанном на рис. 6.1, соответ-
ственно снизится. Движение поршня вниз и удаление воды из
цилиндра прекратятся, когда сопротивление сжатых пружин бу-
дет равно внешнему усилию Р. В этот момент и и h будут рав-
ны нулю.
Рис. 6.1. Модель Терцаги (1927 г.) для пояснения
явления консолидации водонасыщенного глини-
стого грунта
Строгое’ математическое решение проблемы процесса консо-
лидации было впервые опубликовано Терцаги в 1923 г. (см. так-
же п. 6.7). Благодаря этой работе Терцаги стал общепризнан-
ным основателем новой науки — механики грунтов, отличаю-
щейся от традиционной механики твердого тела преобладаю-
щим влиянием, которое оказывает на механические свойства
грунтов вода, находящаяся в их порах. Таким образом, фактор
времени приобретает важное значение в оценке этих свойств.
Развитие механики грунтов позволило проникнуть в причины
наблюдаемых нередко длительных осадок сооружений, возве-
денных на водонасыщенных глинистых грунтах, залегающих
с большой мощностью в основании сооружений. Эти осадки про-
должаются иногда много лет. Раскрытие процесса консолидации
позволяет также глубже уяснить причины изменяемости во вре-
мени сопротивления глинистых грунтов сдвигу, которое, как бы-
ло выявлено, возрастает с увеличением во времени давления,
передаваемого от частицы к частице твердого скелета грунта,
т. е. в связи с так называемыми межчастичными давлениями или
эффективными напряжениями. С другой стороны, нагрузка, вос-
принимаемая водой, находящейся в порах грунта, не способст-
108
вует увеличению сопротивления грунтов сдвигу, поэтому возни-
кающее в рассматриваемых условиях давление в воде называ-
ется «нейтральным напряжением».
6.2. Лабораторное оборудование для испытаний на уплотне-
ние. Лабораторные компрессионные испытания в настоящее
время обычно выполняются на приборах по типу, предложенно-
му Артуром Казагранде. Одна из ряда существующих модифи-
каций этого прибора изображена на рис. 6.2. Ненарушенный об-
Рис. 6.2. Компрессионный прибор Казагранде для
проведения одновременного изучения сжимаемо-
сти и водопроницаемости грунтов
разец глины осторожно и плотно загружается в массивное
латунное кольцо 1. Для успешного выполнения этой весьма тон-
кой операции, проведение которой требует значительного мас-
терства и опыта, используются специальные режущие инструмен-
ты. Кольцо 1 с образцом глины в нем устанавливается на латун-
ное основание 2 и укрепляется на последнем с помощью латунной
накладки 4 и шести винтов 5; резиновая прокладка 3 обес-
печивает герметичность соединения. Над кольцом 1 помещается
другое кольцо 8 и шов между ними уплотняется специальной
замазкой, так что выше поверхности образца может удерживать-
ся некоторый слой свободной воды, предохраняющий образец
от высыхания в результате испарения из него воды. Нижняя по-
ристая плитка-фильтр 6 и канавки в латунном основании 2 за-
полняются водой еще до помещения образца в кольцо 1. Усилие
Р передается на образец при помощи коромысла 10, латунной
плитки 9 и верхнего пористого фильтра 7. Сжатие образца гли-
ны измеряется мессурой 11, дающей отсчеты с точностью до
V ioooo,z.
Диаметр кольца 1 обычно находится в пределах от 2,5 до 3",
а его высота от 1 до 0,75". Иногда используются приборы мень-
109
шего размера, но их применение не может быть рекомендовано,
так как при этом становится слишком большим влияние любого
нарушения формы и монолитности образца по его торцам и бо-
ковой поверхности в процессе подготовки к опыту и загрузки
в кольцо. Экономия в случае использования образцов меньшего
размера (см. п. 12.7) для малых компрессионных приборов толь-
ко воображаемая, так как весьма сомнительными становятся са-
ми результаты испытания.
Стеклянная вертикальная трубка 12, показанная на рис. 6.2,
может быть заполнена водой через вентиль 13. Она использует-
Рис. 6.3. Компрессионный прибор поплавко-
вого типа
ся для проведения опыта
по оценке водопроницае-
мости грунта в условиях
падающего напора (см.
п. 5.2 и пример 5.1).
Иногда применяют
компрессионные приборы
упрощенного типа. Один
из них показан на рис. 6.3.
Образец глины помещает-
ся в легкое тонкое метал-
лическое кольцо 1 и уста-
навливается на верхнюю
грань пористого камня-
фильтра 3, находящегося
внутри корпуса 2. Коль-
цо 1 висит на образце
грунта, поэтому такой прибор получил название консолидометра
с подвешенным кольцом. Прибор такого типа не может быть
использован для получения надежных результатов при испыта-
нии весьма пластичных глин. К тому же он не приспособлен для
проведения опытов с непосредственным определением водопро-
ницаемости испытуемых грунтов. При применении этих приборов
коэффициент фильтрации подлежит косвенному определению
путем расчета по кривой зависимости сжатия грунта во време-
ни (см. п. 6.9). Таким образом, хотя прибор этого типа имеет
преимущество, выражающееся в его низкой стоимости, он дол-
жен использоваться главным образом как вспомогательное обо-
рудование при испытании глинистых грунтов вполне надежными
установившимися в практике методами.
В приведенном выше изложении делалось ударение на ис-
пользование для компрессионных испытаний образцов глинистых
грунтов. Это объясняется главным образом тем, что пока еще
не существует никаких удовлетворительных методов отбора из
буровых скважин образцов несвязных грунтов, таких как пес-
ки, в ненарушенном их состоянии (см. п. 12.7). Поэтому, как
правило, не имеет смысла проводить обычные опыты для опре-
деления характеристик консолидации грунтов, на результаты ко-
110
торых оказывает сильное влияние любое нарушение структуры
образцов. Кроме того, следует отметить, что компрессионные ис-
пытания проводятся с полностью водонасыщенными глинистыми
грунтами. Отступление от этого правила имеет ограниченное
практическое значение, так как именно полностью насыщенные
водой глины создают в реальных условиях трудности для строи-
телей в силу медленной своей уплотняемости. Сухие глины де-
формируются под нагрузкой в гораздо меньшей степени, хотя
они могут в определенных условиях вызывать также беспокой-
ство у строителей, но уже по другим причинам, например вслед-
ствие их способности к неравномерному разбуханию при увлаж-
нении (см. п. 14.11).
Кроме того, на сжимаемость песков в противоположность
глинистым грунтам оказывают гораздо большее влияние, чем
статические нагрузки, многократно повторяющаяся вибрация
и кратковременная нагрузка.
Компрессионное испытание иногда называется испытанием
на сжатие с устранением возможности бокового расширения об-
разца. Высота испытываемого образца должна оставаться ма-
лой по отношению к его диаметру, чтобы уменьшить влияние
трения между глинистым грунтом и металлическим кольцом,
в котором грунт заключен.
’6.3. Компрессионные испытания глинистых грунтов с ненару-
шенной и нарушенной структурой. В период компрессионных
испытаний стандартного типа нагрузка на образец глины прила-
гается. ступенями, причем каждая ступень равна предыдущей
общей нагрузке. Таким образом, если, например, начальная при-
ложенная к грунту нагрузка создает сжимающее напряжение
0,2 т!фут2, то последующие ступени нагружения должны, если
это необходимо, увеличивать напряжения до 0,4; 0,8; 1,6; 3,2;
6,4 т/фут2 и т. д. Иногда предпочитают повышать нагрузку в та-
кой последовательности: 0,25; 0,5; 1; 2; 4; 8 т/фут2. В п. 6.5 объ-
ясняются причины, по которым устанавливается такое удвоение
нагрузки при опыте.
Для обеспечения консолидации образца грунта он выдержи-
вается под каждой ступенью нагрузки по меньшей мере в тече-
ние 24 ч. При высоте образца за это время можно ожидать
полной консолидации большинства разновидностей глинистых
грунтов. Для каждой ступени нагрузки производится тщатель-
ная непрерывная регистрация уплотнения образца, как показа-
но далее на рис. 6.10. При затухании консолидации накопленная
образцом под каждой ступенью нагрузки деформация сжатия
наносится на график, который строится по полулогарифмической
системе, подобно показанному на рис. 6.4. Точки 1—8 отвечают
сжатию образца глинистого грунта с ненарушенной структурой,
и точки 9—11 соответственно — отдаче за счет расширения при
разгрузке образца. Следует отметить, что образцу глины долж-
на быть предоставлена возможность расширяться по меньшей
Hi
мере в течение 24 ч после каждой ступени разгрузки, так как
грунт может расшириться только при поглощении им воды.
Вместе с тем скорость этого поглощения зависит от факторов,
подобных тем, которые обусловливают скорость отжатия воды
из образца в период его уплотнения под нагрузкой (см. п. 6.7).
После окончательной разгрузки образец извлекают из при-
бора для определения его влажности, как обычно, путем взве-
Рис. 6.4. Компрессионные кривые при полной консолидации
образцов глинистого грунта
шивания, высушивания и вторичного взвешивания. Объемы твер-
дого вещества и воды в грунте при некоторой площади сечения
образца могут быть выражены в соответствующих частях его
высоты. Если вес твердого вещества в образце грунта в граммах
был получен равным №s, его удельный вес был равен G, а пло-
щадь горизонтального сечения образца внутри кольца компрес-
сионного прибора была равна А, то искомая высота твердого
вещества в образце hsB дюймах определится из выражения
hs=
s AG-2,54
(6.3)
Аналогично высота
пытания будет:
hWz в дюймах воды в образце в конце ис-
W
h =-------*----
Wz Л-1,0-2,54
(6.4)
112
Для полностью водонасыщенного образца (см. рис. 6.8) дол-
жно выполняться условие
(6.5)
где — начальная высота образца (может быть принята рав-
ной высоте кольца компрессионного прибора 1 на
рис. 6.2 и 6.3); I
&hf — необратимая деформация сжатия образца после
окончания испытания (см. рис. 6.4).
Рис. 6.5. Компрессионные кривые образцов глины с ненарушенной струк-
турой, построенные по данным рис. 6.4
Площадь образца А на всех стадиях испытания остается по-
стоянной. Поэтому коэффициент пористости вместо отношения
объемов может быть выражен отношением высот:
e=2j!-= (6.6)
Vs hsA hs
и тогда коэффициент пористости в конце испытания будет равен:
ег=-^. (6.7)
Значение в2 на кривой зависимости коэффициента пористости
от давления, показанной на рис. 6.5, может быть нанесено в ви-
де точки 11. Последующие точки 10, 9, ..., 1 этой кривой могут
быть получены после вычисления изменения коэффициента по-
ристости Ае для каждой ступени нагрузки или разгрузки по вы-
ражению
Де=-^-, (6.8)
ДЛз '
8—277
113
где АЛ — полная деформация расширения или сжатия образца,
зарегистрированная мессурой для каждого этапа на-
гружения.
Затем значения А е последовательно вычитаются из значения
е2. Таким образом определяется положение точек 10, 9 и 8 на
ветви расширения кривой зависимости коэффициента пористо-
сти от давления, как это показано на рис. 6.5. Соответствующие
значения Ае для ветви сжатия той же кривой последовательно
Рис. 6.6. Компрессионная кривая для
образца глины с ненарушенной струк-
турой и дополнительно увлажненного
Рис. 6.7. Участок кривой с рис.
6.5,6 и 6.6, воспроизведенный
в увеличенном масштабе с
целью показа метода определе-
ния нагрузки предварительного
уплотнения (А. Казагранде и
Федом, 1940 г.)
прибавляются к значению коэффициента пористости, определяе-
мому точкой 5; таким образом получают точки 7, 6, 5, 4, 3, 2 и 1,
6.4. Влияние предварительного уплотнения на сжимаемость
глинистых грунтов. Если образец глинистого грунта предвари-
тельно перемять при добавлении к нему воды до достижения им
влажности, соответствующей пределу текучести и выше, а затем
подвергнуть образец испытанию на уплотнение, то отвечающая
опыту кривая зависимости коэффициент пористости — нагрузка,
построенная на полулогарифмической шкале, будет иметь вид
прямой (см. точки /, 2 и 3 на рис. 6.6). Эта ветвь кривой иногда
114
называется кривой первичного уплотнения, так как она, по-ви-
димому, отражает процесс уплотнения толщи глинистых отло-
жений в естественном залегании под действием собственного
веса. Если затем произвести определенную по величине разгруз-
ку образца, то будут получены точки 4, 5 и 6. Вторичное прило-
жение нагрузки даст кривую, проходящую через точки 6, 7, 8
и 9. При новрй нагрузке, превышающей нагрузку, достигнутую
при первом нагружении, рассматриваемая зависимость будет
выражаться прямой линией, параллельной первичной компрес-
сионной кривой, проходящей через точку 10.
Форма кривой повторного уплотнения, проходящей через
точки 6—10 на рис. 6.6, подобна кривой первичного уплотнения
образца естественно уплотненной глины с ненарушенной струк-
турой, обозначенной на рис. 6.5, б точками 1—8.
Это обстоятельство и результаты последующих испытаний по
методу, нашедшему отражение на рис. 6.6, позволили Артуру
Казагранде (1932 г.) предложить эмпирический метод гра-
фического определения величины так называемой нагрузки пред-
варительного уплотнения, т. е. величины наибольшей нагрузки,
при которой толща глинистого грунта была уплотнена в ее гео-
логическом прошлом. Этот метод иллюстрируется построением,
показанным на рис. 6.7. Через точку наибольшей кривизны А
компрессионной кривой проводится касательная КН. Линия АС
проводится так, что она делит пополам угол, образуемый каса-
тельной АН и горизонтальной линией AG. Прямолинейный уча-
сток DE компрессионной кривой продолжается до его пересече-
ния (точка В) с линией АС. Вертикальная линия I—I, проходя-
щая через точку В, будет показывать величину давления,
соответствующего нагрузке предварительного обжатия и уплот-
нения.
Большая часть ранних исследований, посвященных этому во-
просу, была проведена на ледниковых и других естественно уп-
лотненных глинах, которые не подвергались высыханию. Для
таких глин нагрузка предварительного уплотнения, определяе-
мая в соответствии с методикой, показанной на рис. 6.7, близка
к весу перекрывающей толщи грунтов, т. е. к весу пластов грун-
та, лежащих выше горизонта, откуда был взят испытываемый
образец. Иногда же нагрузка предварительного уплотнения пре-
восходит вес существующей перекрывающей толщи. В таких
случаях обычно можно легко показать, что это превышение на-
грузки соответствует весу толщи горных пород, бывших здесь
в геологическом прошлом и снесенных в результате эрозии, или
обусловливалось весом ледников, уплотнивших толщу покровных
отложений в периоды последних оледенений. Однако более позд-
ние исследования показали, что значительно более явно выра-
женное увеличение нагрузки предварительного уплотнения мог-
ло возникнуть от сжимающих усилий, связанных с усыханием
глинистых грунтов и воздействующих на их скелет (см. п. 4.8).
8*
115
Так, Чеботарев (1936 г.) обнаружил, что некоторые глины в до-
лине Нила в Египте были предварительно уплотнены, по-види-
мому, в результате многократно повторяющегося высыхания до
состояния, эквивалентного нагрузке выше 9 т!фут2, в то время
как нагрузка от перекрывающих пластов грунта не превышала
3 т1фут2. Подобные сообщения поступали из Техаса и других
мест.
Новые исследования показали, что сильное предварительное
уплотнение грунтов может возникать также и от воздействия на
грунт химических процессов. Изученные Чеботаревым (1946 г.)
современные пылеватые глинистые отложения в соленой воде,
которые никогда не подвергались высушиванию или давлению
перекрывающих пластов, превышающему 0,45 т!фут2, тем не ме-
нее отвечали нагрузке предварительного уплотнения 5,7 т!фут2.
Эти и другие необычные свойства описываемого грунта могут
быть объяснены химическим на него воздействием (см. п. 11.8).
Нарушение структуры глинистого грунта в образце, даже
только частичное, связанное, например, с отбором образца из
толщи, приводит к понижению значения нагрузки предваритель-
ного уплотнения, определяемой по компрессионной кривой,
в связи с уменьшением в этом случае ее кривизны (см. рис. 6.4).
Таким образом, если лабораторное испытание показало, что на-
грузка предварительного уплотнения меньше, чем давление пе-
рекрывающих слоев породы, то это еще не обязательно свиде-
тельствует о том, что консолидация грунта завершилась не пол-
ностью.
Приведенные выше замечания имеют целью предупредить
против некритического приписывания чрезмерного практическо-
го значения полученным в лабораторных условиях величинам
нагрузок предварительного уплотнения. Их значение в нашей
практике в прошлом преувеличивалось.
6.5. Влияние скорости приложения нагрузки. В п. 6.3 ука-
зывалось, что при проведении стандартных компрессионных
опытов каждая последовательная ступень нагрузки прилагается
к образцу практически мгновенно и принимается равной общей
предыдущей нагрузке. Для некоторых грунтов меньшие ступе-
ни нагрузки и соответственно большее число этих ступеней при-
водит к снижению величины окончательного сжатия грунта. По-
видимому, такое положение зависит от особой природы связи
между отдельными частицами, слагающими глинистые грунты.
Представляется, что проявление этих связей зависит от време-
ни и нагрузки. При весьма медленном приложении нагрузки име-
ется достаточно времени для увеличения прочности скелета грун-
та и тем самым для оказания большего сопротивления нагрузке
последующей ступени, чем в тех случаях, когда нагрузка этой
ступени прилагается внезапно (см. п. 4.1).
Аналогичное объяснение предлагается и для явления, кото-
рое было впервые внимательно изучено Терцаги (1941 г.). При
116
условии, что глинистые грунты в природном залегании, находясь
под нагрузкой, следуют тем же законам, что и образец этого
грунта при лабораторном испытании стандартного типа, можно
было ожидать,_что влажность таких однородных водонасыщен-
ных грунтов с глубиной будет уменьшаться. Тем не менее было
неоднократно отмечено, что влажность таких грунтов по глуби-
не в естественных условиях их залегания остается постоянной,
за исключением некоторой по мощности коры высыхания в по-
кровном горизонте толщи. Представляется возможным, что
в процессе весьма медленного накопления осадка и роста мощ-
ности таких отложений связь между частицами образующегося
грунта возрастала синхронно с увеличением веса от все вновь
накапливавшихся осадков.
Попытки воспроизвести эти условия в лаборатории были
успешными только отчасти. Некоторые грунты обнаруживали воз-
растание прочности и уменьшение сжимаемости, когда длитель-
ность компрессионного опыта увеличивалась в пределах, воз-
можных в лабораторных условиях. Вместе с тем другие разно-
видности грунтов не следовали этому положению. В настоящее
время установилась традиция проводить лабораторные компрес-
сионные опыты с увеличением нагрузки в процессе испытания
так, как это указано в п. 6.3. При такой методике обеспечивает-
ся получение результатов с большим запасом (см. п. 13.7).
6.6. Коэффициент уплотнения и модуль объемной деформа-
ции. Степень сжимаемости грунта иногда выражается коэффи-
циентом уплотнения в виде:
10-8 сл2/г. (6.9)
Др
В выражении (6.9) Ар дается в кг/см2~т1фут2. Коэффициент
av, как это следует из рис. 6.5, а, представляет собой наклон ком-
прессионной кривой к горизонту. Он имеет размерность сж2/гпо
причинам, о которых говорится в п. 6.7.
Из рис. 6.8 вытекает, что общая деформация сжатия, или
осадка S, некоторого слоя грунта будет
S-hw =-S_2S я я =
аг i+hwJhs
= д pH. ю».
1+«1 1+е1 1 1+е1
(6.10)
Часто используется и другой коэффициент — модуль объем-
ной деформации:
mv=—a° см2/г.
(6.П)
117
Для практических целей при прогнозе величины осадки со-
оружений удобнее принимать модуль объемной деформации
mv в см2/кг, т. е.
Ю3 (6.12)
и
£
---------------------------см2/кг или фут2/т. (6.13)
Д
Рис. 6.8. Схема к расчету осадки S глины в пол-
ностью насыщенном состоянии, подвергнутой
уплотнению
Таким образом, модуль mv представляет собой величину, эк-
вивалентную модулю Юнга Е в его обратном виде, и в силу это-
го они могут иногда взаимозаменяться (см. задачу 9.1). Та-
кая замена, однако, ограничивается тем, что модуль Юнга Е
обычно связывается только с упругими деформациями, в то вре-
мя как модуль объемной деформации обычно определяется
с учетом как упругих, так и пластических деформаций, а также
деформаций, вызванных консолидацией грунта.
Модуль mv выражает конечную деформацию сжатия (в мет-
рах) слоя грунта мощностью 1 м при среднем давлении в преде-
лах этого слоя 1 кг/см2. Численные значения этого модуля оста-
ются неизменными, если как S, так и Н выражаются в футах
(или в дюймах), а Ар в т/фут2 (1 т/фут2 с точностью до 3% рав-
на 1 кг/см2). Этот модуль (в то время он обозначался X) был
предложен Чеботаревым (1936 г.) в связи с изучением им осад-
ки некоторых зданий в Египте, так как он позволяет непосред-
ственно сравнивать полученные из опытов в отдельных лабора-
ториях показатели сжимаемости со средним их значением, най-
денным из наблюденных осадок действительных сооружений
в полевых условиях. Использование этого модуля имеет еще од-
но практическое преимущество: он может быть найден расчетом
на любой стадии лабораторного компрессионного опыта непос-
редственно из показаний мессур с помощью выражения (6.13)
независимо от определения влажности и коэффициента пористо-
118
сти грунта в конце испытания. В этом случае должна быть ус-
тановлена начальная высота образца но ошибка, вызванная
этим неизбежно приближенным измерением, не превышает 5%.
Выигрыш во времени, который достигается при таком методе,
отнюдь не мал, и им нельзя пренебрегать при ориентировочных
расчетах, когда необходима быстрая предварительная оценка
возможной осадки проектируемого сооружения. Для заверше-
ния же компрессионного опыта может потребоваться до двух не-
дель времени.
Пределы возможных колебаний в значениях сжимаемости
различных типов грунтов и результаты сравнения величин m'v,
найденных в лабораторных и полевых условиях, приводятся
в п. 13.7.
6.7. Теория скорости консолидации Терцаги. Опубликован-
ная проф. Терцаги в 1923 г. теория, в которой дается строгое
решение проблемы скорости консолидации глинистых грунтов,
способствовала современным достижениям механики грунтов,
поскольку давление поровой воды, лежащее в основе этой тео-
рии, оказывает влияние также на многие другие важные явле-
ния, например на сопротивляемость глинистых грунтов сдвигу.
В общих чертах теория Терцаги заключается в следующем.
Рассмотрим условия работы глинистого слоя мощностью 2Н
(рис. 6.9), залегающего между двумя водопроницаемыми слоя-
ми песка и пригруженного с поверхности нагрузкой с интенсив-
ностью р. Под влиянием этой нагрузки избыточное для нового
состояния грунта количество воды начнет отжиматься из пор
грунта в оба песчаных слоя, ограничивающих глинистый пласт
сверху и снизу. При этом условии грунт в слое будет испыты-
вать уплотнение. Если грунт однороден, избыточная поровая во-
да из верхней половины слоя, т. е. выше осевой линии 0—0, бу-
дет отжиматься в верхний песчаный слой, в то время как избы-
точная поровая вода из нижней половины слоя будет притекать
к нижнему песчаному пласту так, как это показано стрелками
на рис. 6.9, а.
Уравнение (6.1) p = u+fe должно оставаться справедливым
для всех точек глинистого слоя вне зависимости от времени. Это
положение иллюстрируется диаграммой, приведенной на рис.
6.9, а. В момент приложения нагрузки tQ все давление р воспри-
нимается поровой водой, так что р = и, чему отвечает на диа-
грамме прямая линия. Через небольшой промежуток времени, од-
нако, вода из глинистого слоя начнет отжиматься в песок, бла-
годаря чему поровое давление и на контакте обоих граничных
слоев песка будет все время равняться нулю. Линия раздела
между избыточным поровым давлением и эффективными напря-
жениями fe по глубине слоя на различные последующие перио-
ды времени будет обозначаться кривыми ti, t2 и t$. Наклон этих
кривых в любой точке к горизонту отвечает скорости изменения
и по глубине слоя на данный момент времени. Это изменение и
119
по глубине слоя представляет собой гидравлический градиент S,
от которого зависит скорость удаления избыточной воды из пор
грунта. По прошествии определенного периода времени t<*> кон-
солидация завершится и избыточное поровое давление в грунте
станет равным нулю (ц = 0, p=fe), что иллюстрируется на диа-
грамме прямой линией.
Обратимся к анализу процесса консолидации применительно
к небольшой призме грунта, выделенной из верхней части слоя.
Площадь горизонтального поперечного сечения призмы равна
единице, ее высота dz. Призма представлена в увеличенном мас-
штабе на рис. 6.9,6. Предположим, что две воображаемые пье-
зометрические трубки связаны с порами грунта в этой призме со-
ответственно с верхней и нижней частью ее. Так как движение
воды происходит по направлению к верхней части призмы снизу
и так как при этом должно существовать падение напора, вода
в нижнем пьезометре установится на более высоком уровне.
Падение напора dh по высоте призмы связывается на определен-
но
ный момент с уменьшением порового давления du зависимостью
dh=—. (6.14)
Yw
В выражении (6.14) yw— удельный вес воды. Гидравличес-
кий градиент S, согласно определению [см. уравнение (5.1)], от-
вечает падению напора на данном определенном пути, т. е.
5=—(6.15)
dz
или, используя для подстановки выражение (6.14):
5=----(6.16)
yw дг
В соответствии с законом Дарси [см. уравнение (5.2)] ско-
рость движения избыточной поровой воды через поры грунта
в данный момент будет равна: v=kS. Подставив сюда значение
S из выражения (6.16), получим:
v=feS=---(6.17)
Yw dz
Интенсивность изменения скорости потока v на расстоянии
dz (за данный интервал времени dt) определяется путем диф-
ференцирования уравнения (6.17):
Выражение (5.4) может быть переписано в виде:
(6.19)
Так как площадь Л поперечного горизонтального сечения приз-
мы, показанной на рис. 6.9, была принята равной единице, из
выражения (6.19) следует, что в интервал времени dt скорость
о, как показывает выражение (6.17), будет численно представ-
лять собой объем воды Q, которая будет протекать через ниж-
нюю грань призмы в течение этого интервала времени, будучи
отжатой из подстилающей призму части глинистого слоя, распо-
ложенной выше оси 0—0. Отсюда следует также, что приращение
скорости dv на расстоянии dz (по высоте призмы) в течение то-
го же интервала времени dt будет численно равно объему воды
dQ, на который увеличится расход через верхнюю грань призмы
по сравнению с притоком воды Q к ее нижней грани. Другими
словами, dv и dQ представляют собой численно объем воды, ко-
торый вытесняется из призмы в этот интервал времени. Любой
отток воды из пор полностью водонасыщенного глинистого грун-
та должен, естественно, сопровождаться соответствующим умень-
шением объема грунта Ди в призме, определяемого по пористости
121
грунта и (или п'). При этом условии за тот же интервал вре-
мени dt
В описываемом анализе оказывается более удобным выра-
жать пористость в долях единицы, а не в процентах, т. е. иметь
дело с величиной п'=п/100. Учитывая это и используя выраже-
ния (4.3), (6.9) и (6.11), мы можем связать Ди' с коэффициен-
том уплотнения av и модулем объемной деформации mv, записав
Дп'=-^- = -^^-=/п0Др. (6.21)
14-е 14-е ° r v
В выражении (6.21), так же как и во всех приведенных выше
выражениях, av и mv должны приниматься в см21г, а давления
р, и и fe—в г/см2. Это следует из уравнения (6.14) при усло-
вии, что h выражается в см, a yw— в г!см3 (1 см\ воды весит
приблизительно 1 г).
Так как уменьшение объема в грунте Дп' завершается при
полной передаче давления р на его скелет (p=fe), выражение
(6.21) может быть переписано в виде:
= <6-22)
В процессе консолидации при постоянной нагрузке р в соот-
ветствии с выражением (6.1) любое увеличение эффективных
напряжений fe за интервал времени dt должно равняться умень-
шению нейтральных напряжений и за тот же интервал времени,
т. е.
ди = dfe
dt dt
Сочетая выражения (6.23) и (6.22), получим
Из выражений (6.24), (6.20) и (6.18) имеем
ди __________________ k О2 и
dt mwyw dz2
или
du д2 и
------------------------=cv---.
dt dz2
(6.23)
(6.24)
(6.25)
(6.26)
Это выражение связывает скорость изменения избыточного
порового давления и во времени с количеством воды, которая,
вытесняется из пор призмы глины в тот же интервал времени
(уравнение (6.18)]. В зависимости (6.26) cv—коэффициент кон-
солидации, равный:
Yw
(6.27)
122
cv измеряется в см2[мин, если коэффициент фильтрации k при-
нимается с размерностью см!мин.
Выведя дифференциальное уравнение (6.26), Терцаги
(1923 г.) решил задачу, так как это уравнение аналогично од-
ному из уравнений термодинамики, предложенному для оценки
скорости теплопередачи от пластины. Решение уравнений этого
типа достигается с помощью рядов Фурье и для граничных ус-
ловий, показанных на рис. 6.9, а, принимает вид:
u=p A Y —!— [sin ^+1>яг1 е-<2"+1>’ ” T,i. (6.28)
л 2W4-1 L 2Н J
N=0
В этом уравнении N — произвольное целое число; р — при-
ложенное к грунту сжимающее напряжение; z и Н — расстояния
по вертикали, показанные на рис. 6.9, а; е — основание нату-
ральных (Неперовых) логарифмов; Т — безразмерное число, на-
зываемое фактором времени:
т=с-^-, (6.29)
где t — время, которое затрачивается для уменьшения избыточ-
ного порового давления до величины, определяемой уравнени-
ем (6.28); cv — коэффициент консолидации, определяемый вы-
ражением (6.27).
Из уравнения (6.28) для любого заданного времени t может
быть определена величина изменения избыточного порового дав-
ления и по глубине z с выражением ее в долях приложенного
уплотняющего давления р и затем изображена графически в ви-
де кривых Л, t2 и /3 (рис. 6.9,а).
Степень консолидации Uz в % на данной глубине z на вре-
мя t определится по зависимости
иг= 100= 100. (6.30)
Степень консолидации U для всего слоя в целом на данное
время t принимается как среднее значений Uz для полной его
мощности 2 Н. Так как термины степень консолидации и сте-
пень осадки — синонимы для случая, представленного на рис.
6.9, а, указанное определение U согласуется с уравнением (6.2).
Безразмерный фактор времени Т [выражение (6.29)] может
быть определен в зависимости от средней степени консолидации
U всего слоя в целом с помощью выражений (6.28) и (6.30).
Эта зависимость представлена графически кривой Тр на рис.
6.10. Следует отметить, что выражение (6.29) соответствует толь-
ко граничным условиям и условиям нагрузки слоя, показанным
на рис. 6.9. При других граничных условиях и другой форме на-
. грузки, например в случае отхода избыточной воды в горизон-
та
тальном направлении к вертикальным дренам или при перемен-
ном распределении уплотняющей нагрузки по глубине слоя (см.
п. 6.10), решение выражения (6.26) приводит к конечным резуль-
татам, которые несколько отличаются от решения, представлен-
ного выражением (6.29). Следовательно, зависимость между
фактором времени Т и средней степенью консолидации U грун-
та в рассматриваемом слое будет также несколько другой
(рис. 6.11).
Рис. 6.10. Графический анализ кривой зависимости консолида-
ции от времени, построенной исходя из показаний мессуры
в период одного этапа компрессионного испытания
6.8. Метод оценки времени, требуемого для достижения
определенной степени консолидации грунта. Предположим, что
с помощью буровых скважин определена мощность глинистой
толщи и характер условий ее дренирования на границах толщи.
В связи с этим не следует упускать из виду, что условия, изоб-
раженные на рис. 6.9, а, соответствуют некоторому частному слу-
чаю. Дренировать глинистый пласт можно только в одном
направлении, например в тех случаях, когда глинистый пласт под-
стилается прочной, нетрещиноватой, а следовательно, и водоне-
проницаемой, скальной породой. При этом условии осевая ли-
ния 0—0 на рис. 6.9, а должна быть смещена к низу глинистого
слоя, и величина Н в выражениях (6.29) и (6.31) должна уже
относиться ко всей мощности глинистого пласта, а не к его по-
ловине (см. пример 6.4).
Будем далее считать, что необходимые лабораторные испыта-
ния уже выполнены и что коэффициент фильтрации k (см.
п. 5.1), модуль объемной деформации mv (см. п. 6.6) и, следова-
124
тельно, коэффициент консолидации cv [уравнение (6.27)] нам из-
вестны. Дальнейший расчет для прогноза времени, которое по-
требуется для достижения определенной степени консолидации
грунта, проводится в следующем порядке.
1. На диаграмме (рис. 6.10) выбирают кривую Т—U, наи-
более близко отвечающую действительным граничным услови-
ям исследуемого случая.
Рис. 6.11. Некоторые значения фактора времени Т при различных
условиях нагружения и дренирования (Баррон, 1948 г.)
------ Th— радиальный поток к песчаным дренам для различных значений
(см. рис. 6.12);-----'Тр — вертикально направленный поток для условий
нагружения и дренирования по границам, показанным на рис. 6.9, а: Ту —для
консолидации насыпи из глинистого грунта под действием его собственного
веса в условиях дренирования на границах, показанных на вертикальном раз-
резе рис. 6.12, в случае отсутствия песчаных дрен
2. По выбранной на рис. 6.10 кривой определяют значение 71,
соответствующее степени консолидации U, для которой мы же-
лаем определить время t.
3. Подставляют значение Г, полученное на втором этапе рас-
чета, в видоизмененное уравнение (6.29), из которого при значе-
нии yw =1 может быть найдена интересующая нас величина
Лкд2Т= J_7/2r (6.31)
k cv
Следует отметить, что время, требуемое для достижения оп-
ределенной степени консолидации, не зависит от интенсивности
р приложенной к грунту нагрузки, вызывающей его уплотне-
ние. Причиной такого положения являются следующие обстоя-
тельства. Более высокое значение р обеспечивает, естественно,
125
большее общее сжатие грунта и, следовательно, в сравнении с
меньшим значением р будет способствовать отдавливанию из
пор большего количества воды. Однако более высокое значение
р будет приводить одновременно к большим значениям по глу-
бине глинистого слоя гидравлического градиента 5 и, следова-
тельно, также к более высокой скорости оттока воды. Эти два яв-
ления уравновешивают друг друга, и скорость консолидации тео-
ретически остается неизменной при различных интенсивностях
давления р.
Двумя наиболее существенными факторами, влияющими на
скорость консолидации, являются коэффициент фильтрации k и
мощность слоя Я, т. е. максимальное расстояние, которое долж-
на преодолеть в своем движении избыточная вода до достиже-
ния граничного проницаемого слоя. Относительное значение этих
двух факторов иллюстрируется данными рис. 13.23 (см. также
п. 6.10).
6.9. Определение коэффициента фильтрации по кривым за-
висимости степени консолидации от времени. Вторичный эффект
консолидации. Методика проведения компрессионных испыта-
ний в лабораторных условиях описывалась в общих чертах в
п. 6.3. На рис. 6.11 показан метод оформления их результатов в гра-
фическом виде с использованием полулогарифмической шкалы
применительно к отсчетам по мессуре, снимавшимся в период
одного этапа загрузки. В этом частном случае нагрузка, прило-
женная к образцу, оставалась неизменной почти 5 дней, т. е. бо-
лее длительное время по сравнению с обычно принимаемым —
24 ч. Такой метод проведения опыта был, по-видимому, принят
с целью выделить так называемый вторичный эффект консоли-
дации.
Сравнение экспериментальной кривой времени (сплошная ли-
ния на рис. 6.11) с теоретической (пунктирная линия) показыва-
ет, что вид обеих кривых достаточно хорошо согласуется на пер-
вой половине AD их длины. Для того чтобы выполнить более
тщательное сопоставление экспериментальных и теоретических
значений рассматриваемых величин, устанавливают вначале ну-
левое значение кривой консолидации, выраженной в %, как это
показано на рис. 6.11. Некоторая неожиданная начальная де-'
формация сжатия грунта в момент приложения к образцу на-
грузки при лабораторном испытании может вызываться причи-
нами, отличными от явления, связанного с отжатием воды из
пор, например некоторым выжиманием грунта в щель между
воспринимающей нагрузку пластинкой-фильтром и загрузочным
кольцом, в которое загружается грунт (см. рис. 6.2 и 6.3).
Положение на чертеже линии 0%-ной консолидации опреде-
ляется теоретически следующим образом. Участок АВ кривой
консолидации носит приближенно характер параболы. Следова-
тельно, расстояние Z\ между теоретической 0%-ной линией и точ-
кой 1 кривой, которая соответствует времени Л, должно опреде-
126
ляться зависимостью z* = ti. Аналогично этому для точки 2 кри-
вой мы будем иметь z22 = t2. Примем, как это показано на рис.
6.11, для точки 1 /1=0,25 мин, а для точки 2 t2=l мин=М\.
Тогда Zi= yZ2. Мы можем получить далее zx графически как
разность отсчетов, соответствующих точкам 2 и 1. После этого,
откладывая на чертеже еще раз значение zb но уже выше точки
1, получим точку теоретической кривой 0%-ной консолидации.
Она обозначена на рис. 6.11 через х. Процедура повторяется
в том же порядке для точек 3 и 4, для которых /3=0,5 мин и /4=
= 2 мин\ с точками 2 и 5, где t2= 1 мин и /5=4 мин. Таким
образом, получим еще две точки, характеризующиеся точками х.
Горизонтальная линия, проведенная через эти три точки, будет
представлять собой теоретическую линию 0%-ной консолидации.
Теоретическая линия 100%-ной консолидации получается
с помощью чисто эмпирического приема, основанного на множе-
стве сравнительных анализов результатов лабораторных экспе-
риментов и теоретических значений рассматриваемых величин.
Этот способ заключается в следующем. Проводится касательная
к точке D перегиба экспериментальной кривой времени. Другая
касательная проводится к конечному участку кривой EF. Пере-
сечение этих двух касательных дает точку G, через которую про-
водится горизонтальная линия, принимаемая за теоретическую
линию 100%-ной консолидации. Расстояние по вертикали между
теоретическими линиями 0 %-ной и 100%-ной консолидации де-
лится затем на 10 равных частей для того, чтобы дать возмож-
ность оценить промежуточные теоретические значения той или
иной степени консолидации. Несколько отличающийся, но в ос-
новном подобный эмпирический прием был разработан Тей-
лором.
Коэффициенты фильтрации k и консолидации cv могут быть
определены расчетом исходя из теоретических значений степени
консолидации, что иллюстрируется следующим примером.
Из рис. 6.11 можно увидеть, что экспериментальная и теоретическая кри-
вые времени совпадают в их центральной части BD. Поэтому, как правило,
коэффициенты cv и k определяют, используя выражения (6.29) и (6.27), под-
ставляя в них значения фактора времени Т и действительного времени t, со-
ответствующие степени консолидации Г'=50%. Значения Т для граничных
условий и условий загружения в стандартном компрессионном опыте по су-
ществу те же, что и условия, показанные на рис. 6.9. На рис. 6.10 они опре-
деляются кривой Тр. По этой кривой находим для t7=50% величину Т=0,2.
Аналогично по рис. 6.11 находим, что к моменту достижения U=50% действи-
тельное время, затраченное на данный лабораторный опыт, результаты ко-
торого отображены на этой диаграмме, равнялось /=19,5 мин. Величина Н
для лабораторного образца высотой 1" (см. рис. 6.2) равнялась 72* 1=0,5"=
= 1,27 см. Следовательно, из выражения (6.29) получим:
TH2 0,2-1,272
cv = —-— = ————- = 0,0166 см2! мин. (6.32)
t 19,5
Для того чтобы определить расчетом величину коэффициента фильтра-
-ции k, пользуясь выражением (6.27), мы должны знать модуль объемной де-
127
формации mv в размерности см2/г, так как размерность Yw—г/m3. Тогда раз-
мерность k будет:
k = cv mv yw = см2/мин-см2/г-г/см3 = см/мин.
В соответствии с данными п. 13.7 и выражением (6.12), принимаем, что
испытуемая глина имеет модуль объемной деформации /по=0,01 фут2/т, или
приближенно 0,01 см2/кг. Таким образом, соответствующее значение mv =
=mv-10“3 = 1 40 — ъ см2/г и при Yw =1 а/гтти3
k = 0,0166-ЫО"5-1 = 1,6640~7 cm/jhmh = 2,7540~9 см/сек. (6.33)
Следовательно, подвергнутая испытанию глина, должна характеризоваться
практически как совсем водонепроницаемая (см. рис. 5.2).
Определение коэффициента фильтрации по первичной кривой
сжатия компрессионного опыта дает надежные результаты толь-
ко для сравнительно слабоводопроницаемых глин с коэффициен-
тами фильтрации ниже 1 • 10~7 см!сек=Ъ • IO-6 cmImuh. Для
более проницаемых глин и илов с целью определения значений
k проводятся фильтрационные испытания на приборах с изменя-
ющимся напором (см. рис. 6.2 и п. 5.2).
Некоторые разновидности глинистых грунтов характеризуют-
ся настолько ярковыраженным вторичным эффектом консолида-
ции, что в ряде случаев вся кривая «консолидация — время» на
полулогарифмической шкале имеет вид почти прямой наклонной
линии вместо типичной кривой в виде перевернутой буквы S
(см. рис. 6.11) для глин с явно выраженным первичным эффек-
том консолидации. Этот так называемый вторичный эффект кон-
солидации представляет собой явление, в некоторой мере анало-
гичное ползучести других перенапряженных материалов в пла-
стическом состоянии. Причиной такого вторичного эффекта
является, по-видимому, медленно развивающееся скольжение зер-
на по зерну или пластиночки по пластиночке, слагающих грунт,
в процессе его уплотнения, происходящего при взаимном пере-
мещении частиц. В этом явлении некоторую роль может так-
же играть склонность к ползучести самих пластинообразных
глинистых частиц. Когда интенсивность таких пластических де-
формаций отдельных частиц грунта или их скольжения друг по
другу меньше скорости удаления избыточной воды из сокраща-
ющегося объема пор между частицами, преобладают вторичные
эффекты, и это находит отражение в форме кривой «консолида-
ция— время». Факторы, которые влияют на скорость вторичной
консолидации грунтов, пока еще не полностью изучены, и до
настоящего времени не разработано никаких методов для точ-
ного и надежного анализа и количественного прогноза этого яв-
ления (см. пп. 4.1 и 6.5).
6.10. Мероприятия, используемые в полевых условиях для
ускорения консолидации. Следует отметить, что согласно выра-
жению (6.31) время, которое требуется для достижения некото-
рой степени консолидации, изменяется в квадратичной зависи-
мости от мощности слоя Я, т. е. возрастает в квадрате от макси-
128
илан
Рис. 6.12. Вертикальные песчаные дрены,
ускоряющие консолидацию глинистого
пласта при расстоянии между ними 5,
меньшем, чем мощность пласта Н
мального расстояния, которое может преодолеть частичка воды,
до пограничного дренирующего слоя. Это обстоятельство позво-
лило разработать некоторые практические мероприятия по уско-
рению консолидации глубоко залегающих пластов глины под
приложенной к ним нагрузкой или намытых из глинистых грун-
тов сооружений под дей-
ствием их собственного
веса.
Одно из таких меро-
приятий иллюстрируется
рис. 6.12. В толще глины
закладываются верти-
кальные дренажные пес-
чаные колодцы. Если рас-
стояние между ними s бу-
дет заметно меньше, чем
мощность самого слоя Н,
то скорость консолидации
глинистого слоя будет за-
метно увеличиваться, так
как в этом случае избы-
точная поровая вода мо-
жет удаляться из слоя в
радиальном направлении
к песчаным дренажным
колодцам по гораздо бо-
лее коротким путям, чем
в случае их отсутствия
(см. пример 6.5).
Использование песча-
ных дренажных колодцев
в полевых условиях было
впервые эффективно оп-
робовано в Калифорнии О. Дж. Портером (1936 г.)J. Полный
теоретический анализ проблемы был опубликован Реджиналь-
дом Э. Барроном (1948 г.). Результаты этого анализа сведень!
на рис. 6.10, где приведены кривые факторов времени Тп для
радиального дренажа в горизонтальном направлении при раз-
личных величинах отношения
п=^_, (6.34)
где de — эффективный диаметр грунтового цилиндра, в преде-
лах которого вода будет двигаться к дренажному ко-
лодцу;. - /: J
1 В СССР песчаные дренажные колодцы были впервые использованы при
возведении сооружений Свирьстроя в 1930 г.; (Прим. ред.). ' •
9—277
129
dw —действительный диаметр дренажного колодца (см. рис.
6.12).
Для решения таких задач может быть использовано выраже-
ние (6.31), если вместо Н ввести величину de.
Анализ Р. Э. Баррона исходит из предположения о так называемых сво-
бодных деформациях в период консолидации, согласно которому на все ви-
ды деформации глины в период консолидации оказывает влияние только ско-
рость отжатия избыточной воды из пор. В соответствии с этим положением,
которое также было использовано Терцаги для его оригинальной теории, счи-
тают, что осадка поверхности грунта, например при 50% консолидации, будет
больше в непосредственной близости к песчаной дрене, чем на некотором рас-
стоянии от нее, так как локальная величина степени консолидации глины
вблизи дрены будет всегда выше, чем в отдалении от нее. Для случая с го-
ризонтально расположенными дренами это положение иллюстрируется кри-
выми t на. рис. 6.9, а. Однако такие наблюдения в полевых условиях никогда
не проводились, а осадка поверхности грунта вокруг дрен во времени носила
равномерный характер. Это обстоятельство показывает, что касательные на-
пряжения в вертикальных плоскостях в толще грунта перераспределяют вес
грунта таким образом, что здесь в течение всего времени обеспечивается рав-
номерная его осадка. При этом возникает состояние так называемых равных
деформаций, которое было подвергнуто анализу Р. Э. Барроном. Кривые Th
для случая равных деформаций в интервале между 0 и 50% консолидации
показывают несколько меньшую скорость консолидации по сравнению с кри-
выми, приведенными на рис. 6.10, которые относятся к случаю свободных де-
формаций. Для величин степеней консолидации больше 50% оба типа кривых
почти полностью совпадают.
Чеботаревым и Уэлчем (см. рис. 10.9) было показано экспериментально,
что касательные напряжения вдоль жестких вертикальных проницаемых гра-
ничных слоев могут даже полностью предотвратить осадку пластичной глины
в непосредственной близости к ним. Осадка глинистого слоя вызывается
в этом случае необратимыми перемещениями вдоль криволинейных траекто-
рий всей массы пластичной глины к жесткому проницаемому граничному слою.
Понятно, что подобные состояния могут возникать и в зоне, непосредственно
прилегающей к стволам деревянных или бетонных свай. Однако они не воз-
никают вблизи песчаных дрен, так как эти дрены могут подвергнуться дефор-
мации сжатия.
ПРАКТИЧЕСКИЕ ПРИМЕРЫ
6.1. Здание возведено на слое глины в твердой консистенции. Мощность
слоя 60 футов. Его осадка замерялась с самого начала возведения здания.
Через несколько лет осадка, достигнув величины 2,07" под центром здания,
затухла. Средняя интенсивность давления на слой, подсчитанная по методу,
описанному в примере 9.2, оказалась равной 0,7 т/фут2. Определить среднее
значение модуля объемной деформации mv глины.
Решение. Учитывая, что 1 т/фут2 приблизительно равняется 1 кг/см2, по-
лучим из выражения (6.13) искомую величину:
, 2.07
т„ =----------= 0,0041 см2/кг.
v 0,7-60.12
6.2. Допустим, что компрессионная кривая, показанная на рис. 6.5, была
построена по результатам лабораторного компрессионного испытания нена-
рушенного образца глины в твердой консистенции, взятого с глубины 20 футов
ниже поверхности грунта.£ Требуется найти значение модуля объемной дефор-
мации mv , соответствующее ступени нагрузки на образец 0,7 т/фут2.
130
Решение. Предположим, что объемный вес грунта равен 120 фунт/фут3.
Тогда давление от веса перекрывающего пласта, которое воспринималось по-
родой в условиях ее естественного залегания, будет:
pi = 120-20-1/2000 = 1,2 т!фут2.
При приложении на образец дополнительного давления получим:
Ра = Pi + 0,7 = 1,9 т/фут*.
По кривым, изображенным на рис. 6.5, найдем соответствующие коэффи-
циенты пористости:
ег = 1,005;
в2 = 0,997;
Де = 0,008.
Из выражения (6.9) получим:
av = 0,008/0,7 = 0,0114-Ю-3 сж2/а,
а из выражений (6.11) и (6.12)
, 0,0114-Ю-3
mv = ~ , ллС 103 = °>0057 с^кг-
I-1,UUo
6.3. Сооружение было возведено на слое глины с весьма низкой водопро-
ницаемостью. Мощность слоя 45 футов. Кривая «консолидация — время» для
образца глины показана на рис. 6.11. Условия дренирования на границах со-
ответствуют изображению на рис. 6.9, а. Определить время, которое в соот-
ветствии с теорией консолидации Терцаги требуется для достижения 50 и 90%
величины конечной осадки сооружения.
Решение. Так как дренирование слоя глины возможно и с нижней и с верх-
ней его поверхности (см. рис. 6.9, а), то Я=V2 • 45=22,5 фута=686 см.
Коэффициент консолидации для данного образца глины был определен
в соответствии с выражением (6.32) и оказался равным cv =0,0166 см2!мин.
Значения факторов времени, которые соответствуют заданным условиям дре-
нирования, отвечают кривой Тр по рис. 6.10. Согласно этой кривой, значение
фактора времени, соответствующего V=50 % -ной консолидации, 750=0,2 и для
С/=90%-ной консолидации 79о=О,85. При этом условии время, которое тре-
буется для достижения 50% конечной осадки, или консолидации, может быть
получено из выражения (6.31):
0.2-6862 1
=5.68-10» мин, или 5,68-10» = 10,8 лет.
0,0166 60-24-365
Время, которое требуется для достижения 90%-ной консолидации, может
быть определено исходя из соотношения
79п 0,85
lso = <»oy^=>0.8-^- = 46 лет.
6.4. Примем, что сохраняются все условия примера 6.3, за исключением
того, что теперь слой глины подстилается скалой в невыветрелом состоянии.
При таком залегании слоя глины его дренирование возможно только в сто-
рону верхней поверхности слоя. Предлагается оценить влияние этого условия
на время, которое требуется для достижения определенной части конечной
осадки сооружения.
. Решение. Значение Н в данном случае будет равно 45 футам вместо 22,5,
принятых в примере 6.3. Следовательно, в соответствии с выражением (6.31)
452
время t будет увеличиваться пропорционально соотношению -----=4. Други-
9*
131
ми словами, осадка для достижения некоторой ее части потребует в 4 раза
больше времени против предыдущего примера.
6.5. Требуется установить, в какой степени ускорится осадка сооружения,
возведенного в условиях примера 6.4, если для этой цели будут использова-
ны песчаные дренажные колодцы диаметром 18" (1,5 фута), опущенные на
глубину 8 футов (244 см) и показанные на рис. 6.12. Водопроницаемость гли-
ны как в вертикальном, так и горизонтальном направлении принимается оди-
наковой.
Решение. п=8-1,5=5,3.
Из рис. 6.10 и кривой Th для радиального дренажа при значении п=5
получим, что фактор времени, который соответствует 17=50%-ной консолида-
ции, равен 7’50=0,078 и для ?7=90%-ной консолидации 7’90=0,28. Из выраже-
ния (6.3) получим:
0,078-2442
ha— —------------= 2,79-10б мин = 194 дня = 6,4 месяца;
0 0,0166
Гол 0,28
6o=Zso К=6’4^=23месяца'
В сравнении с условиями, принятыми для примера 6.4, осадка ускорится:
10,8-4
для U = 50% в - - = 81 раз;
6,4/12
46-4
» £7 = 90% в - = 96 раз.
2о/ IZ
ГЛАВА 7
СОПРОТИВЛЕНИЕ СДВИГУ
И ДЕФОРМАЦИЯ ГРУНТОВ
ПРИ СДВИГЕ
ОСНОВНЫЕ ИСХОДНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ
7.1. Трение и сцепление. Уравнение Кулона. До сих пор при-
нято подразделять сопротивление сдвигу грунта на две состав-
ляющих, одна из которых образуется благодаря сцеплению меж-
ду частицами грунта, а другая — благодаря трению между ни-
ми, в соответствии со следующим уравнением, которое основы-
вается на работе французского инженера Кулона (1776 г.):
s = c + atg<p. (7.1)
Это уравнение отвечает предположению, что сцепление с не
зависит от нормального напряжения о, воздействующего по пло-
скости. Следовательно, при отсутствии нормальных напряжений
s=c. Таким образом, в соответствии с зависимостью Кулона
(7.1) сцепление определяется как сопротивление сдвигу при нор-
мальном напряжении на плоскости сдвига, равном нулю. С дру-
гой стороны, составляющая сопротивления грунта сдвигу, кото-
рая выражает трение, находится в прямой пропорциональной за-
висимости от величины нормального напряжения otg<p, где ср —
угол внутреннего трения для некоторого определенного грунта
является величиной постоянной.
Далее в этой главе будет показано, что выражение (7.1) опи-
сывает явление в сильно упрощенной форме. Сопротивление
грунта сдвигу зависит от большого числа других факторов, не
учитываемых этой зависимостью. Кроме того, определить по-
рознь количественно обоснованные величины этих двух слагаю-
щих сопротивления сдвигу на практике в полевых условиях чрез-
вычайно трудно или даже просто невозможно. Поэтому после
рассмотрения основных понятий проблемы будут описаны неко-
торые альтернативные методы по оценке сопротивляемости сдви-
гу глинистых грунтов.
7.2. Трение скольжения и пленки адсорбированной влаги.
Рассмотрим поведение твердого тела, покоящегося на плоской
поверхности /—/ (рис. 7.1) и подвергнутого воздействию двух
сил, одна из которых Рп действует под прямым углом к плоско-
сти /—/, в то время как другая сила Pt действует по касатель-
ной к этой плоскости. Допустим далее, что Рп остается постоян-
133
ной в период всего эксперимента, в то время как Pt постепенно
возрастает от нулевого значения до значения, которое вызовет
сдвиг тела. Угол, образованный равнодействующей 7? этих двух
сил с нормалью к плоскости I—/, известен под названием угла
отклонения а. Твердое тело начнет скользить по плоскости I—/,
когда сила Р/ достигнет величины, вызывающей увеличение уг-
ла а до некоторого максимального его значения <р. Угол <р назы-
вается углом трения, а величина tg <р — коэффициентом трения.
Рис. 7.1. Схема к определению понятия «угол тре-
ния»
Экспериментальные исследования показывают, что критиче-
ское значение Pt пропорционально Рп, т. е. что
Pt =Atg<p (7.2)
или, так как Pt=sA, а Рп=оА, где Л—общая площадь кон-
такта,
s = otg<p. (7.3)
Уравнение (7.3) идентично зависимости (7.1) при сцеплении
с, равном нулю. Установлено, что при с = 0 максимальное сопро-
тивление сдвигу прямо пропорционально нормальному напряже-
нию по плоскости скольжения.
Природа этой зависимости сложна и еще не полностью рас-
крыта. Для химически чистых поверхностей величина tg ср нес-
колько увеличивается с повышением шероховатости поверхности
скольжения. Это свидетельствует о том, что в таких случаях со-
134
противление сдвигу зависит от сцепления за счет выступов на
обеих поверхностях. Микроскопически малые выступы имеются
даже на полированной поверхности. Поэтому, когда две плоско-
сти приходят в контакт по площади Л, они на самом деле благо-
даря этим выступам будут соприкасаться друг с другом лишь
небольшой частью этой площади в точках действительного кон-
такта, и в этих точках могут под воздействием силы, нормаль-
ной к плоскости контакта, возникать очень высокие напряжения
вплоть до предела текучести. Сдвиг может найти свое выраже-
ние, когда эти выступы, зацепляющиеся друг за друга в плоско-
сти контакта, будут срезаны. При увеличении нормального дав-
ления, по-видимому, должна соответственно увеличиться как
в абсолютном, так и в процентном выражении площадь действи-
тельного контакта соприкасающихся поверхностей. При этом ус-
ловии с увеличением общей площади поперечного сечения таких
выступов, которые должны быть срезаны при сдвиге, увеличится
также и само сопротивление сдвигу.
Известно также, что на величину сопротивления трения ока-
зывают большое влияние пленки адсорбированной влаги. Для
смазки трущихся металлических поверхностей и уменьшения
трения между ними уже в течение многих столетий применяют-
ся масла. С другой стороны, гораздо менее изучено антисмазоч-
ное действие воды на некоторые материалы, например на сталь
или стекло. В отношении грунтов вода имеет первостепенное зна-
чение. Поэтому Терцаги (1925 г.) подчеркивал ее антисмазочные
свойства. В соответствии со взглядом, по которому сопротивле-
ние трения между частицами грунта равно прочности на сдвиг
разделяющего их в контактной зоне материала, считалось, что при
наличии на частицах обволакивающих их пленок жидкости со-
противление трения в грунте должно приравниваться прочности
на сдвиг этих адсорбированных пленок. Увеличение нормального
давления приводит, по-видимому, к уменьшению толщины этих
пленок и отсюда — к увеличению их прочности на сдвиг. Выше
уже отмечались особенности пленок адсорбированной воды, со-
общающие им свойства полутвердого вещества (см. п. 3.5).
Исследования по изучению трения скольжения раньше про-
водились на металлах, стекле и других подобных им веществах
и не касались минералов, входящих в состав грунта. Чеботарев
и Уэлч (1948 г.) провели такие опыты, причем возможность вли-
яния на их результаты выступов на трущихся поверхностях да-
же в макроскопическом масштабе исключалась. Установка для
испытаний показана на рис. 7.2. Были исследованы в отношении
твердости следующие минералы:
Минерал Твердость
Кварц ..... 7
Кальцит .... 3
Пагодит .... 1—2
Пирофиллит ... 1—2
135
Последние два минерала являются разновидностями талька,
который иногда встречается в глинах. Из четырех указанных ми-
нералов были заготовлены образцы в виде кубиков со сторона-
ми 2". Нижняя грань их шлифовалась. Как показано на рис. 7.2
(см. также рис. 7.6), образец закрепляется с помощью гипса
в верхней части корпуса стандартного прибора для испытания
грунтов на прямой сдвиг. Небольшие фрагменты из того же ми-
нерала втапливались в цементный раствор, покрывающий метал-
Рис. 7.2. Прибор для определения коэффициента трения различных
минералов при исключении влияния зацепления между отдельными
элементами (Чеботарев, 1948 г.)
1 — мессура с отсчетом шкалы в ’/юсоо^: 2 — гипс; 3 — образец минерала
с шлифованной нижней поверхностью;. 4 — обломки минерала; 5 — цементный
раствор
лическую решетчатую плиту, закрепленную в нижней части
сдвигового прибора. Они впрессовывались верхним блоком в еще
не затвердевший раствор, которому затем давали возможность
схватиться. Опыт проводился при контроле за деформациями об-
разца (см. рис. 7.2) при трех его состояниях: сухом, влажном
и при полном погружении в воду. Касательное усилие Р/, потре-
бовавшееся для того, чтобы вызвать первые подвижки образца
как начало наблюдавшегося сдвига, наносилось на график за-
висимости деформации сдвига от величины приложенного к об-
разцу нормального усилия Рп. Такой график показан на рис. 7.3.
В условиях опыта эти силы не зависели от величины перемеще-
136
ния образца. Полученные таким образом значения коэффициен-
тов трения tg <р нанесены на график, приведенный на рис. 7.4.
В результатах опытов, проводившихся при сухом и влажном
состоянии образцов, было обнаружено значительное расхожде-
ние. Даже ничтожная влажность окружающего воздуха быстро
сказывалась на результатах, по-видимому, вследствие образова-
ния пленок адсорбированной влаги на поверхностях минералов.
Рис. 7.3. Зависимость между нормальной нагрузкой и сопротивлением
сдвигу для кварца и пирофиллита (Чеботарев, 1948 г.)
Кроме того, было выявлено отчетливое различие между гидро-
фильными минералами (кварц и кальцит), имеющими сродство
с водой, и двумя гидрофобными минералами, представленными
разновидностями талька, которые не смачиваются водой.
Коэффициент трения кварца в совершенно сухом состоянии
был получен в 4,5 раза меньшим, чем при полном погружении
образца в воду. Для кальцита это соотношение оказалось равным
2,5. Коэффициенты трения для обоих минералов при незначи-
тельной их влажности и при полном погружении в воду были
практически одинаковы. Это свидетельствует о том, что наблю-
давшееся увеличение сопротивления трения по сравнению с об-
разцами в сухом состоянии вызывается не поверхностным натя-
жением воды, а изменившимися свойствами воды в адсорбиро-
ванном слое, где она приобретает характер полутвердого тела
(см. п. 3.5). Обратная зависимость наблюдалась при испытании
гидрофобных минералов: вода выполняла роль слабой смазки
и тем самым уменьшала сопротивление трения. Испытания про-
водились также на комбинациях двух различных минералов.'
137
При таких опытах образец из более твердого минерала всегда
использовался для образования шлифованной поверхности в бло-
ке верхней части прибора. Рис. 7.4 показывает, что коэффициен-
ты трения таких комбинаций минералов имеют значения, проме-
жуточные по отношению к полученным при испытаниях, в кото-
рых использовался, только один из двух этих минералов. Испы-
тание проводилось с кварцем после тщательной шлифовки его
№
OS-
Крарцпокоариу
Q5 • Q5
Кбарцпокбарцу Кбарцпокбарцу
Кбарц по кальциту
№ Кальцит по кальциту
о,з-
ол-
Коарцпокбарцу
Кальцит по
кальциту (11
Кдарцпо
кальциту
Пагодит
юдиту 3,2 Кдарцпо
~ " ^'пагодиту
Пирофиллиту nJSS0S3L
по пирофиллиту if- -тя----* погооиту
------* Пирофиллит Кбарц по
Кбамто пипптиопту пр пирофиллиту пагодиту Пагодит по
Кбарцпокборцу 0,1
-S-----Дпагодиту
кбарц под!
кдарцу
Сухое Насыщенное Сухое Насыщенное Сухое Насыщенно*
Рис. 7.4. Сопоставление коэффициентов трения, полученных с . по-
мощью прибора, показанного на рис. 7.2 (Чеботарев, 1948 г.)
поверхности на карборундовом камне. Коэффициенты трения об-
разцов во влажном и подводном состояниях оставались практи-
чески неизменными и приблизительно равными 0,48. Однако по
отношению к сухому состоянию коэффициент трения увеличился
более чем в 3 раза (от 0,106 до 0,37). Таким образом, представ-
ляется, что трение скольжения между двумя различными вида-
ми минералов может изменяться в широком диапазоне и, оче-.
видно, зависит в основном от природы пленок, адсорбированных
на их поверхности, и только в меньшей мере от шероховатости
поверхностей минералов на контакте друг с другом.
Естественные грунты состоят из смеси гидрофильных и гид-
рофобных минералов. Точное относительное содержание их в
грунтах пока еще не установлено, но, по-видимому, в большин-
стве случаев в них преобладают гидрофильные минералы.
7.3. Угол естественного откоса, трение качения и зацепление
зерен грунта. Рассмотрим условие равновесия твердого тела,
покоящегося на наклонной поверхности, как показано на рис. 7.5.
138
Угол, образованный этой поверхностью с горизонтом, обоз-
начен через а. Вес тела равен W. Скольжение вызывается его
касательной составляющей = W'sincz, а сопротивление ему —
нормальной составляющей, умноженной на коэффициент трения,
UZcoscztgcp. При увеличении угла а наклона поверхности и при до-
стижении им некоторой предельной величины ад в конце концов
произойдет сдвиг. В этот момент:
W sin aR = W cos aR tg <p (7.4)
и
Рис. 7.5. Схема к определению понятия «угол есте-
стзенного откоса»
Тело шаровидной формы начнет скатываться по наклонной
поверхности при гораздо меньшем значении угла наклона аг,
так как коэффициент трения качения для всех материалов мень-
ше, чем коэффициент трения скольжения.
Когда склон сложен сыпучим грунтом, частицы песка или
другого зернистого материала при нарушении устойчивости
склона могут скользить или же катиться друг по другу. Кроме
того, они могут зацепляться друг за друга, как это показано на
рис. 7.5. Природные склоны, сложенные тем или иным грунтом,
часто отвечают величине угла естественного откоса. Угол естест-
венного откоса а/? для зернистых грунтов зачастую принимается
с некоторыми оговорками, о которых будет сказано в п. 7.17,
в соответствии с выражением (7.5), равным углу внутреннего
трения ср. Однако необходимо ясно себе представить, что сопро-
тивление песка скольжению по плоскости складывается из тре-
ния скольжения и качения, а также зацепления частиц. Отдель-
ная оценка всех трех компонентов для массы грунта практичес-
ки неосуществима. Вместе с тем все три компонента прямо
. пропорциональны нормальному давлению.
139
7.4. Кажущееся и действительное сцепление. Размокание.
Явление усадки связных грунтов под воздействием давления на
скелет грунта, возникающего в связи с поверхностным натяже-
нием воды в менисках в капиллярах грунта при его усыхании,
уже подвергалось рассмотрению в п. 4.8. Такое же давление, но
с меньшей интенсивностью, воздействует на скелет водонасы-
щенной массы зернистого грунта при его усыхании. Это давле-
ние меньше по сравнению с давлением в аналогичных условиях
в связных грунтах, ввиду того что сыпучие грунты характери-
зуются значительно большим диаметром пор. По этой причине
в массе песка и не отмечают никакой усадки, поддающейся ко-
личественной оценке, тем более что округлая форма зерен пес-
ка образует намного более жесткий скелет по сравнению со ске-
летом из гибких тонких пластиночек глинистых частиц. Тем не
менее это капиллярное давление придает песку некоторую не-
большую прочность на сдвиг даже по его поверхности за счет
прижатия зерен друг к другу, что обеспечивает появление трения
между ними. Это незначительное сопротивление сдвигу в толще
неограниченной массы влажных зернистых грунтов обычно рас-
сматривается как кажущееся сцепление, так как оно исчезает,
как только прекращается поверхностное натяжение менисков
в порах грунта в результате повторного его насыщения или же
при полном его высыхании. Это вызывает необходимость осто-
рожного учета кажущегося сцепления в строительной практике.
Известен случай, когда одна глубокая выемка была заложена
в толще слегка влажного чистого песка. При этом предполага-
лось, что угол естественного откоса песка в природных условиях
равен 45°. Откосу было придано заложение 1 :1, и он был сразу
же замощен. На практике он оказался слишком крутым в связи
с тем, что влияние кажущегося сцепления на песок было лишь
временным и прекратилось, как только песок в откосе стал су-
хим. Откос вместе с отмосткой потерял устойчивость и ополз,
стремясь принять положение, соответствующее действительному
углу естественного откоса песка.
Действительное сцепление в глинистых грунтах вызывается
реально существующими в грунте внутренними связями, возни-
кающими на контакте глинистых частиц под действием электро-
химических сил притяжения. Это сцепление зависит от много-
численных факторов, изучение большинства которых является
задачей соответствующих разделов физики грунтов и коллоид-
ной химии. Детальное ознакомление с этими факторами имеет
существенное значение для таких отраслей строительной меха-
ники грунтов, как их закрепление, где свойства, определяющие
связность относительно небольшого объема поверхностных го-
ризонтов грунта, изменяются и улучшаются путем соответствую-
щей химической обработки. Вместе с тем для инженеров, зани-
мающихся строительством фундаментов или возведением земля-
ных сооружений и оперирующих большими массами грунтов
140
в природных условиях их залегания, обычно бывает достаточ-
ным общее понимание влияния, которое могут оказывать на
сопротивление глинистых грунтов сдвигу природные факторы
химического характера. Подробное изучение факторов, поддаю-
щихся контролю и способных влиять на результаты определения
полного сопротивления грунтов сдвигу в соотношении с действи-
тельными его значениями в натурных условиях, является, одна-
ко, желательным для инженеров-строителей любого профиля.
Действительное сцепление может иногда возникать даже
в песчаной массе, если в ней присутствует какое-либо цементи-
рующее вещество для связывания между собой зерен песка в его
сухом, влажном или водонасыщенном состоянии. В сухих гли-
нах действительное сцепление не может быть определено отдель-
но от кажущегося. Насыщение грунта водой, как таковое, не
оказывает влияния на действительное сцепление в глинах, хотя,
как будет показано ниже, любое увеличение объема грунта вы-
зывает уменьшение сопротивления глин сдвигу. Однако это
явление возникает, по-видимому, из-за увеличения расстояния
между частицами, что ведет к уменьшению сил взаимного притя-
жения между ними. При этом условии сцепление в глинах может
быть постепенно, но полностью уничтожено в результате их водо-
насыщения, если оно сопровождается размоканием грунта, пред-
ставляющим собой по существу поверхностное явление. Если
глина во внешних поверхностных горизонтах толщи подвергает-
ся разбуханию и в связи с этим деформируется в большей сте-
пени, чем подстилающие глинистую толщу породы, то возникаю-
щее при этом относительное смещение пластов грунта может
привести к отделению поверхностного слоя, его разрушению
и последующему его сносу под воздействием агентов денудации.
Этот процесс может многократно повторяться и постепенно рас-
пространится от поверхности толщи по ее глубине/
МЕТОДЫ И ТЕХНОЛОГИЯ ИСПЫТАНИЙ ГРУНТОВ НА СДВИГ
7.5. Испытания на прямой сдвиг. В эту категорию попадают
три основных типа приборов: прибор со сдвигом по одной плос-
кости, то же, по двум плоскостям и кольцевой прибор для испы-
тания грунта в условиях прямого сдвига в одной плоскости.
На рис. 7.6 показана принципиальная схема прибора прямого
сдвига образца грунта по одной плоскости. Прибор этого типа —
наиболее старый и простой среди существующих приборов для
испытаний грунтов на сдвиг. Образец грунта закладывается
в прибор между двумя зубчатыми или решетчатыми пластина-
ми а, которые способствуют равномерному распределению сдви-
гающего усилия Pt по всей площади образца. Пластины а могут
быть как водопроницаемыми, так и непроницаемыми, в зависи-
мости от заданных условий дренирования образца. В процессе
испытания нормальное усилие Рп поддерживается постоянным.
141
Сдвигающее усилие Pt постепенно увеличивают до тех пор, пока
по плоскости SS не произойдет сдвиг образца. Перемещения
в горизонтальном и вертикальном направлениях измеряются
чувствительными мессурами (на рис. 7.6 не показаны). Обычно
нижняя часть прибора неподвижна, а верхняя может переме-
Рис. 7.6. Принципиальная схема прибора для прямого
сдвига со срезом по одной плоскости
Рис. 7.7. Принципиальная схема прибора для пря-
мого сдвига со срезом по двум плоскостям
щаться. Иногда применяется обратная схема, но, очевидно, ее
использование нежелательно, так как при этом возникает пре-
пятствие небольшому расширению образца, которое имеет ме-
сто при сдвиге в плотных зернистых грунтах. В результате при
проведении опытов в таких приборах значения сопротивления
грунтов сдвигу получаются завышенными (см. п. 7.15).
На рис. 7.7 показана принципиальная схема прибора с пря-
мым сдвигом образца по двум плоскостям. Сдвигающее усилие
Pt прилагается к центральному подвижному кольцу, что вызы-
вает сдвиг по двум плоскостям SS. Зачастую два внешних коль-
ца делаются несколько длиннее, чем центральное. Тогда нор-
мальное усилие Рп будет передаваться на плоскость SS не
142
полностью — часть его будет теряться на трение по стенкам
внешних колец. Такое положение может привести к получению
заниженных значений сопротивления сдвигу. С другой стороны,
в этих условиях возникает некоторое препятствие расширению
при сдвиге плотных песков. Часто приборы конструируются та-
ким образом, что внутренняя трубка специального грунтоноса
с заполняющим ее грунтом служит кольцом, которое устанавли-
ПоН
Рис. 7.8. Принципиальная схема кольцевого прибора со срезом по
одной плоскости
вается непосредственно в прибор. Такой метод в действительно-
сти не обладает теми преимуществами, которые он должен был
бы с первого взгляда иметь (см. пп. 7.25 и 12.7).
На рис. 7.8 приведена принципиальная схема кольцевого при-
бора с прямым сдвигом образца по одной плоскости. Касатель-
ные напряжения рх создаются в нем посредством внешнего мо-
мента вращения Mt. Следует отметить, как это вытекает из схе-
мы, что касательные напряжения рх оказываются в этом случае
большими у внешних кромок плоскости SS, вдоль которой про-
исходит срез образца. Это является недостатком прибора, при-
водящим к трудности точной оценки результатов опыта. Кроме
того, в полую кольцевую обойму прибора можно легко загру-
зить только образцы грунта в перемятом виде и с нарушенной
структурой. С другой стороны, в этом приборе величина переме-
щения, возникающего в результате среза, не ограничивается. Это
обстоятельство при изучении некоторых специальных проблем,
связанных, например, с процессом восстановления во времени
сопротивления сдвигу некоторых глин с нарушенной структурой,
может рассматриваться как достоинство прибора.
На рис. 7.9 находит отражение традиционный способ графи-
ческого оформления и интерпретации результатов испытаний на
прямой сдвиг. Испытание требует по меньшей мере трех опытов,
проводимых под разными нагрузками рп каждый раз на новом
образце, вырезанном из того же самого монолита. Сопротивле-
143
ние сдвигу s=Pt/A, полученное в каждом из трех опытов, откла-
дывается на графике применительно к тем или иным нормаль-
ным напряжениям рпЬ приложенным к образцам. Таким образом,
на графике получаются три точки, например точки /, 2 и 3 на
рис. 7.9, соответствующие нормальным напряжениям, допустим
1, 2 и 3 т!фут2. Эти три точки лежат обычно на более или менее
прямой линии. Наблюдаемый в ряде случаев некоторый разброс
опытных точек вызывается ошибками, допущенными при опытах,
или несущественным из-
менением свойств грунта
в трех испытываемых об-
разцах. Наклон линии,
проходящей через точки
/, 2 и 3, отвечает величи-
не tg <р, где ф представля-
ет собой угол внутренне-
го трения.
При испытании иде-
ально сыпучих грунтов
продолжение этой линии
должно проходить через
начало координат 0. Та-
кое положение будет и
Рис. 7.9. Обычный способ графической
обработки результатов опытов на пря-
мой сдвиг
при испытании образца
глинистого грунта, тщательно перемятого в лаборатории после
добавления к грунту воды и помещенного в прибор для сдвига
в полужидком состоянии, а затем повторно уплотненного при
нормальном давлении рп. Однако уголф, полученный в этом слу-
чае, будет сильно изменяться в зависимости от соответствующей
методики испытания (см. п. 7.21). При испытании глин с естест-
венной ненарушенной структурой продолжение линии, проходя-
щей через точки /, 2 и <3, будет отсекать, как это явствует из
рис. 7.9, на оси ординат отрезок, определяемый точкой < Рас-
стояние 0—4 представляет собой величину сцепления грунта с.
Однако сопротивление глинистых грунтов сдвигу при нулевом
нормальном напряжении отнюдь не будет обязательно отвечать
этой величине исходя из уравнения Кулона (7.1). Сопротивление
сдвигу некоторых глин при нормальных напряжениях, меньших,
чем в точке 5 на рис. 7.9, определяется штрихпунктирной линией
и стремится к нулю при нулевом их значении. Такое положение
может возникнуть вследствие того, что набухание полностью
водонасыщенных образцов при уменьшении нормальных напря-
жений, как это видно из компрессионной кривой, изображенной
на рис. 6.5, резко усиливается.
7.6. Испытание на сжатие при предотвращении возможности
бокового расширения образца. Конструктивная схема прибора,
предназначенного для проведения опытов на сжатие при предот-
вращении возможности расширения образца (в условиях трехос-
144
него напряженного состояния или испытания в камере), показа-
на на рис. 7.10. Образец грунта заключается в цилиндрическую
резиновую оболочку и помещается в камеру давления, образуе-
мую цилиндром из прозрачного материала, обычно люцита, за-
полненную той или иной жидкостью (часто глицерином). Верти-
кальное удельное давление Ci передается на образец поршнем,
Рис. 7.10. Принципиальная схема стабилометра для
испытания образцов в трехосном напряженном состо-
янии
1 — кран 1; 2 — трубка от компрессора; 5 — цилиндр из проз-
рачного материала; 4 — камера давления, заполненная
жидкостью; 5 — резиновая рубашка; 6 — манометр; 7 — пор-
шень; 8 — образец грунта; 9 — стеклянная бюретка для изме-
рения изменений объема образца водонасыщенного грунта;
10 — кран 2
достаточно хорошо пригнанным к стенкам, чтобы избежать воз-
можной утечки заключенной в камеру жидкости. Плотная при-
гонка поршня может до некоторой степени уменьшить нормаль-
ную нагрузку на грунт из-за трения, возникающего по боковой
поверхности поршня. Во избежание этого и для обеспечения до-
статочно точного замера напряжений в некоторых современных
типах прибора аппарат для измерения величины нагрузки, при-
ложенной к грунту, например кольцевой динамометр, вставляет-
ся между поршнем и образцом грунта внутри камеры давления
* (на рис. 7.10 не показан).
10—277
145
Сведения о приборе, показанном на рис. 7.10, были, по-види-
мому, впервые опубликованы в 1933 г. Шейффертом. В этой ра-
боте сообщалось, что на прусской опытной станции водных пу-
тей был сконструирован прибор для изучения уплотнения гли-
нистого образца цилиндрической формы в условиях отсутствия
трения по боковым стенкам прибора. Жидкость в камере дав-
ления была полностью загерметизирована, чтобы при отсутствии
трения обеспечить надежное боковое обжатие образца грунта,
заключенного в резиновую оболочку. По этой же причине испы-
тания проводились в помещении, где температура подвергалась
контролю и сохранялась постоянной, так как иначе при разности
коэффициентов температурного расширения материалов, из ко-
торых был изготовлен корпус камеры давления, и жидкости,
заполняющей ее, возникало бы изменение величины бокового
обжатия образца грунта в таких размерах, что иногда разруше-
ние образца от сдвига происходило бы до завершения испыта-
ния. На схеме прибора Шейфферта показан манометр для из-
мерения давлений жидкости, заключенной в камере. Однако
в работе не приводится никаких данных о каких-либо связан-
ных с этим прибором исследованиях. Возможности этого прибо-
ра для определения величины отношений Оз/0! (бокового дав-
ления ог3 к вертикальному давлению оу) в широком диапазоне
изменения нагрузок, не ограниченном изучением только условий
нарушения, для проведения так называемых испытаний в камере
были, по-видимому, вскоре широко использованы в СССР и Гол-
ландии. В 1936 г. Герсеванов и Гёз сообщили о результатах та-
ких испытаний, проведенных ими в своих лабораториях. В даль-
нейшем эти приборы стали применять в Соединенных Штатах
в Гарварде и Массачусетском технологическом институте. Здесь
исследования на этом приборе проводились по несколько иному
направлению и касались главным образом вопросов, связанных
с оценкой устойчивости земляных плотин и условий их разруше-
ния. Испытания на сдвиг при трехосном напряженном состоянии,
о которых сообщил Рендулик (1936 г.), шли по пути развития
этого направления.
7.7. Испытания на сдвиг при трехосном напряженном состоя-
нии. При проведении опытов на сдвиг в трехосном напряжен-
ном состоянии запорный кран /, показанный на рис. 7.10, откры-
вается, и благодаря этому камера давления соединяется
с компрессором, который при испытаниях стандартного типа под-
держивает боковое давление в камере о3 на одном уровне в те-
чение всего опыта. В процессе опыта вертикальное давление
постепенно увеличивают вплоть до начала разрушения образца.
Кран 2 может быть при этом открытым или закрытым в зависи-
мости от заданных условий дренирования образца через нижний
пористый камень а. При испытании водонасыщенного зернистого
грунта изменение объема образца можно удобно измерять, на-
блюдая за изменением уровня воды в градуированной стеклян-
146
ной бюретке, связанной с краном 2, который в этом случае от-
крывается.
Рис. 7.11 иллюстрирует напряженное состояние образца грун-
та, подвергнутого испытанию на сдвиг при трехосном напряжен-
ном состоянии. Обычно предполагают, что вертикальное давле-
ние cFi и боковое давление о3 — главные напряжения, которые
принято определять как напряжения, нормальные к площадкам,
где отсутствуют касательные напряжения. В части бокового дав-
Рис. 7.11. Схема, иллюстрирующая воздействие на образец грунта
внешних и внутренних сил в период испытания в трехосном напря-
женном состоянии
ления о3 это положение строго удовлетворяется, если резино-
вая оболочка вокруг образца грунта достаточно тонка. При воз-
действии на образец вертикального давления ох на неизбежно
жестких поверхностях дисков а (см. рис. 7.10) развиваются не-
которые касательные напряжения, ограничивающие возможность
бокового расширения нагружаемого образца грунта. Для того
чтобы уменьшить влияние этих касательных напряжений, дей-
ствующих по верхнему и нижнему торцам образца грунта, на
условия его разрушения, образец должен иметь высоту А, по
меньшей мере равную 1,56 (6 — диаметр образца).
7.8. Внешнее давление и внутренние напряжения при испыта-
нии образца грунта на сдвиг в условиях трехосного напряженно-
го состояния. Рассмотрим условия равновесия небольшой приз-
мы грунта шириной db, показанной на рис. 7.11,6, в и г. Сначала
определим наклон плоскости, вдоль которой будет наименьшее
10*
147
сопротивление сдвигу, т. е. критическую величину угла отклоне-
ния 0СГ.
Усилие, направленное нормально к наклонной плоскости, об-
разующей с горизонтом угол 0, равно:
Pn=Ph sin 0+Л, cos 0
или, выражая это равенство через напряжения:
о =о3 db tg 0 sin 0+Qi db cos 0;
cos 0
o=o3 sin2 0+tfi cos2 0 = o3 + cos2 0 (ox — o3) . (7.6)
Аналогично усилие, касательное к плоскости, образующей
угол 0 с горизонтом, будет равно:
Pt=Pv sin 0 — Ph cos 0;
т =ox db sin 0 — o3 db tg 0 cos 0;
cos©
t=<j1 sin 0 cos 0—1 o3 sin 0 cos 0 = sin 20 (o^ — o3) 1/2. (7.7)
Степень устойчивости на сдвиг на любой площадке идеаль-
ного связного грунта, не обладающего внутренним трением, не
будет зависеть от величины нормального к ней напряжения о и
будет, следовательно, определяться только интенсивностью дей-
ствующего по ней касательного напряжения т. Из выражения
(7.7) следует, что т будет достигать максимального значения,
когда sin 20 равен своему возможному максимальному значе-
нию — единице, т. "е. когда угол 0 равен 45°:
Хтах ~ Va (а1 ~ аз)’ (7•$)
Если сопротивление грунта сдвигу $ зависит как от трения,
так и от сцепления, то прочность грунта в результате сдвига бу-
дет нарушаться при соблюдении зависимости Кулона (7.1), т. е.
когда
x = s = c-|-otg(p. (7.8а)
Подставив значения пит из уравнений (7.6) и (7.7) в урав-
нение (7.8а), получим:
Ox sin 0 cos 0 — о3 sin 0 cos 0=£-pa3 tg ф-f-cos2 0<Ух tg ф — cos2 0o3 tg <p.
Решая последнее уравнение относительно будем иметь:
Ох (sin 0 cos 0 — cos2 0 tg ф)=с+о3 tg ф+о3 (sin 0 cos 0 —
— cos20tgф);
. (7.9)
sin 0 cos 0 — cos20tg(p V
Площадка с наименьшим сопротивлением сдвигу будет соот-
ветствовать минимальному значению Ох, вызывающему наруше-
148
ние прочности образца, в соответствии с выражением (7.9). На-
пряжение Oi будет иметь минимальное значение, когда знамена-
тель второго члена приведенного выше выражения достигнет
максимума, т. е. когда
(sin 6 cos 0 — cos2 0 tg ф) = 0.
Дифференцируя, получим для критического состояния
cos2 0СГ — sin2 0cr + 2tg ф cos 0cr sin 0СГ = 0
или
cos 26сг = — tg ср sin 20сг;
ctg20cr= — tgф=ctg(90o+ф);
0СГ = 45°-Нр/2. (7.10)
Подставив это значение в знаменатель выражения (7.9)
и учитывая, что
tgT=ctg(90°- ф) =-ctg(90°-H)=--ctg20„ =
=72(tg6Cr-ctg0cr),
получим:
sin 0cr cos 0cr—cos20cr tg ф=5Ш 0cr cos6cr - cos2 0cr(=
\cos0cr sin 0cr /
= (sin2 0£r + cos2 6cr)= —. (7.10a)
2 sin 0cr 2 tg vcr
После соответствующей подстановки в выражение (7.9) бу-
дем иметь:
01 = О8 tg2 (45°+ -j-) + 2сtg (45°+ ; (7.11)
при с=0
О1=Мб2(45°+-^); (7.12)
при ф=0
О1=а3+2с. (7.13)
7.9. Круг Мора. Результаты приведенного анализа данных
опыта в трехосном напряженном состоянии образца могут быть
удобно представлены в графическом виде с помощью так назы-
ваемого круга Мора, изображенного на рис. 7.12 для несвязного
грунта, т. е. для грунта, у которого отсутствует сцепление (с = 0).
Расстояние 0—1 на диаграмме принято равным о3, а расстояние
О—Г—равным <Ji, при которых возникает нарушение прочности
образца. Затем через точки 1 и 1' проводится окружность, для
которой точка Сь расположенная посредине между этими двумя
точками, служит центром. Следует отметить, что ординаты лю-
149
бой точки, например точки расположенной на окружности,
дают нам величину касательного напряжения т на площадке,
образующей соответствующий угол 0 с плоскостью, по которой
действует наибольшее главное напряжение af; в данном случае,
в соответствии с рис. 7.11, а, эта площадка будет горизонтальной.
Это обстоятельство упрощает графическую интерпретацию вы-
ражения (7.7). Аналогично абсцисса той же точки А[ отвечает
Рис. 7.12. Обычный способ графической обработки результа-
тов опытов в трехосном напряженном состоянии с помощью
кругов Мора (идеально сыпучий грунт)
выражению (7.6) и представляет нормальное напряжение о на
площадке, образующей тот же угол 0 с плоскостью наибольшего
главного напряжения.
Предположим, что были проведены три опыта в условиях
трехосного напряженного состояния образца при все возрастаю-
щих значениях бокового давления о3, так что во втором опыте
а3 будет отвечать расстоянию 0—2, в третьем опыте — расстоя-
нию 0—3 и в четвертом—0—4, как это показано на рис. 7.12.
Исходя из этих данных можно вычертить круги Мора для каждого
из испытаний. Если испытываемый грунт не обладает сцепле-
нием (с = 0), например, если им является чистый песок, то оги-
бающая для всех четырех опытов будет представлена приблизи-
тельно прямой линией, образующей угол ф с горизонталью и про-
ходящей через начало координат, как это показано на рис. 7.12.
Следует указать, что в соответствии с выражением (7.8а),.каса-
тельное напряжение тсг по площадке, отвечающей потере проч-
150
ности грунта и образующей угол 0СГ с плоскостью большего
главного напряжения, несколько меньше, чем наибольшее каса-
тельное напряжениеттах, которое возникает на площадках, рас-
положенных под углом 45° к этой плоскости.
С помощью круга Мора могут быть выражены и другие зави-
симости. В частности, это построение удобно как дополнение к
анализу и для визуальной оценки условий работы грунта в слу-
чаях, более сложных, чем те, которые анализировались в преды-
дущем параграфе, например, когда плоскость действия большего
главного напряжения не располагается горизонтально. Такие ус-
ловия могут возникнуть, например, в толще грунта, слагающего
откос. В этом случае может потребоваться специальное рассмот-
рение вопроса.
Следует отметить, что анализ с помощью круга Л4ора, строго
говоря, возможен только применительно к двухмерным задачам,
так как влияние третьего главного напряжения, действующего
перпендикулярно плоскости чертежа, не может быть при этом
учтено. При испытании грунтов в трехосном напряженном сос-
тоянии о2 всегда равно о3. Однако, согласно Тейлору, влияние
изменений значения о2 на предельную прочность грунта в образ-
це, по-видимому, весьма мало.
Разность сгх—о3 называют девиатором напряжений} его вели-
чина, соответствующая раздавливанию образца^ известна как
прочность грунта на сжатие. В соответствии с рис. 7.12 и выра-
жением (7.8), эта прочность равна 2ттах. Если испытанию под-
вергается грунт, у которого отсутствует внутреннее трение, на-
пример полностью водонасыщенная глина с влажностью, не из-
меняющейся при опыте, то результаты испытаний в трехосном
напряженном состоянии при возрастающих значениях о3 дают
серию кругов одинакового радиуса; огибающая кругов горизон-
тальна (<р = 0), как показано на рис. 7.13. Это свидетельствует о
Рис. 7.13. Круги Мора для отображения результатов
испытания образцов водонасыщенной глины при постоян-
ной их влажности в одноосном и трехосном напряжен-
ном состоянии
151
том, что прочность на сжатие, а отсюда и сопротивление сдвигу
такой глины являются константами, не зависящими от нормаль-
ного давления. Любое приращение последнего в описываемом
случае будет восприниматься нейтральным давлением воды, за-
полняющей поры глины. Эти нейтральные давления воды, естест-
венно, не оказывают влияния на увеличение сопротивления грун-
та сдвигу за счет внутреннего трения, которое в этой части зави-
сит только от величины эффективных напряжений (а —и), где и
представляет собой нейтральные напряжения или избыточные по-
ровые давления .(см. п. 6.1). При этом условии зависимость Ку-
лона примет вид:
s=c+ (a — u)tgcp. (7.14)
При о=и будем иметь s=c. Этот результат соответствует
данным рис. 7.13.
7.10. Испытания на сжатие в условиях одноосного напряжен-
ного состояния. Испытания при трехосном напряженном состоя-
нии, проводимые при отсутствии бокового обжимающего давле-
ния (о3 = 0), известны как испытания на сжатие в условиях одно-
осного напряженного состояния. В эту категорию попадают и
стандартные испытания на сжатие цилиндрических образцов бе-
тона. Значение с^, вызывающее раздавливание образца, в меха-
нике грунтов рассматривается как прочность грунта на сжатие
в условиях одноосного напряженного состояния и обозначается
символом qu. Анализ уравнения (7.9) показывает, что величина
6СГ, определяемая выражением (7.10), остается неизменной.
С другой стороны, уравнение (7.11) в рассматриваемом случае
упрощается и приводится к виду:
a1=9e=2Ctg(45°+-|-), (7.15)
откуда может быть найдено сцепление с:
с=------; (7.16)
2 tg (45° + ф/2) ’
если (р =0,
с=-у- (7.17)
Диаграмма Мора, как показано на рис. 7.13, в применении
к опыту на сжатие в условиях одноосного напряженного состоя-
ния выражается кругом, касательным к началу координат 0. Ве-
личина %тах в соответствии с выражением (7.17) оказывается
при этом равной сцеплению с и остается неизменной в процессе
испытаний в трехосном напряженном состоянии, если какое-либо
изменение влажности грунта полностью предупреждено. Оче-
видно, что в таких случаях испытание на сжатие в условиях од-
ноосного напряженного состояния вследствие своей простоты
152
Классификация естественных глин 1
Таблица 7.1
Глина Значение Еу в %
В твердой консистенции (кривая В) 3—8
В полутвердой консистенции (кривая С) . . . . 8—14
В пластичной консистенции (кривая D) ... . 14—20
1 Составлена в соответствии с относительной деформацией образцов грун-
та в начальный момент их разрушения при опытах на сжатие в условиях одно-
осного напряженного состояния, как это показано на рис. 7.14,6.
Рис. 7.14. Испытание на сжатие в одноосном напряженном состоя-
нии (Рутледж, 1935 г.)
а — вид образцов глины (до и после испытания); б — график зависимости де-
формации от напряжения; в — подготовка образцов для испытания и фото-
графирования; / — до испытания; 2 — в твердой консистенции; 3 —в полутвер-
дой консистенции; 4 — в пластичной консистенции
имеет значительные преимущества перед испытанием при трехос-
ном напряженном состоянии: Как следует из данных рис. 7.14, а
и б и табл. 7.1, испытание на сжатие в условиях одноосного на-
пряженного состояния может быть с успехом использовано как
153
классификационное испытание с точки зрения не только пре-
дельной прочности глинистого грунта, но и его деформируемо-
сти, оцениваемой по величине относительной деформации при
нарушении прочности образца. Ниже (см. п. 7.21) будет показа-
но, что на величину относительной деформации при этом может
оказывать влияние интенсивность (скорость) приложения на-
грузки на образец во времени. Однако в обычно принятых усло-
Рис. 7.15. Испытание на сжатие
в одноосном напряженном состоя-
нии. Прогрессирующее разрушение
образца глины из Гринвилля
(Миссисипи) с нарушенной струк-
турой
виях, когда само испытание длит-
ся приблизительно всего 10 мин,
чего можно легко достигнуть пу-
тем соответствующего регулиро-
вания скорости нагружения об-
разца, нельзя ожидать больших
отклонений в значении относи-
тельной деформации е/ при раз-
давливании образца.
Графики зависимости между
напряжениями и деформациями,
приведенные на рис. 7.14, б, отно-
сятся к опытам с контролируемы-
ми напряжениями (см. п. 7.13).
При испытаниях образца с контро-
лируемой деформацией кри-
вая В будет, вероятно, прибли-
жаться к линии ef и в этом слу-
чае точка е, определяющая пико-
вое напряжение, может прини-
маться для определения величи-
ны 8у в классификационных
целях.
В некоторых случаях пластич-
ные глины имеют более высокую
прочность (кривая D'), но обычно их прочность намного ниже
(кривая £>), чем у глин в твердой консистенции. Это обстоятель-
ство может использоваться для определения структурной проч-
ности глинистых грунтов (см. п. 7.22). В некоторых глинах даже
после нарушения их структуры все же возникают поверхности
излома (см. рис. 7.15, где показана сбоку внешняя грань приз-
матического образца).
На рис. 7.14, в приводится сечение призматического образца,
подготовленного к испытанию из цилиндрического соответствую-
щей его подрезкой. Сечение такого образца на этом рисунке от-
мечено по его углам буквами а. Один из получившихся сегмен-
тов грунта, например aba, может быть затем сфотографирован
еще до испытания (рис. 7.16 и 7.17). После опыта из образца мо-
жет быть вырезан тонкий слой асса для фиксации фотосъемкой
деформации образца, сопровождавшей его раздавливание под
нагрузкой. После этого грунт в уже испытанном образце переми-
154
Рис. 7.16. Испытание на сжатие в одноосном напряженном состоя-
нии. Хрупкое разрушение образца ленточной глины из Олбани. Нью-
Йорк (см. п. 12.7) (Чеботарев и Бейлисс. 1948 г.)
Рис. 7.17. Испытание на сжатие в одноосном напряженном состоянии.
Характер разрушения образца ленточной глины из Олбани (Нью-
Йорк)' за счет бокового выдавливания, глинистого прослоя (см.
п. 12.7) (Чеботарев, 1948 г.)
а — до опыта; б — после опыта
155
нается и вновь подготавливается для повторного испытания с
целью определения структурной прочности породы (см. п. 7.22).
Потеря в объеме образца за счет вырезанного тонкого слоя асса
может быть компенсирована одним из трех оставшихся сегмен-
тов, например сегментом ada.
7.11. Испытание в замкнутой камере. Испытание в замкнутой
камере получило свое название благодаря тому факту, что
Рис. 7.18. Изменение обжимающего бокового давления во времени
в процессе медленного (S) испытания образца торфа в трехосном
напряженном состоянии (Гёз, 1936 г.)
жидкость, при посредстве которой создается боковое ЗЗжатие об-
разца грунта в приборе, закупоривается в некоторой камере дав-
ления. Для этой цели используется прибор почти такой же, как
и для испытания грунтов в трехосном напряженном состоянии.
В этом приборе отсутствует только кран 1 (см. рис. 7.10), ко-
торый в процессе испытания в камере находится в закрытом со-
стоянии. Напомним, что при испытании в условиях трехосного
напряженного состояния боковое давление а3 в течение всего
опыта поддерживается на постоянном уровне вплоть до начала
раздавливания образца в условиях прогрессивного увеличения
вертикального давления ах. При испытании в замкнутой камере
боковое давление о3 измеряется с помощью манометра не толь-
ко в начальный момент раздавливания образца, но и на всех про-
межуточных стадиях, опыта при изменении нагрузки а2. Рис. 7.18
156
и 7.19 иллюстрируют два различных способа интерпретации ре-
зультатов таких испытаний, разработанные в Голландии.
Испытание в замкнутой камере обладает важным преимуще-
ством по сравнению с обычным испытанием в трехосном напря-
женном состоянии в связи с тем, что оно позволяет непосредст-
венно определять отношение a3/oi на всех промежуточных ста-
диях опыта. Это имеет очень большое значение при исследовани-
ях, связанных с оценкой бокового давления грунта на подпорные
стенки и шпунтовые ограждения.
Рис. 7.19. Изменение обжимающего бокового дав-
ления в период быстрого (Q) испытания образца
торфянистой глины с ненарушенной структурой
в камере (Гёз, 1936 г.)
Ниже будет показано, что проектирование, связанное с уче-
том бокового давления грунта, зачастую представляет собой
проблему, подлежащую разрешению на основе изучения дефор-
мации, а не условий разрушения грунта. Другое преимущество
описываемого способа испытания заключается в том, что для
проведения всего опыта с разными нагрузками требуется лишь
один образец. Для испытаний при трехосном напряженном со-
стоянии необходимы по меньшей мере три-четыре образца.
На рис. 7.20 показан способ графической интерпретации ре-
зультатов некоторых испытаний в замкнутой камере, выполнен-
ных в СССР. Здесь отношение сГд/Ох рассматривается как функ-
ция увеличивающегося вертикального давления ах.
Разрушение образца на любой стадии испытания в замкну-
той камере можно вызвать, выпуская из камеры некоторое ко-
личество жидкости, обжимающей образец (например, открывая
кран /, показанный на рис. 7.10), с регистрацией соответствую-
*щего минимального значения бокового давления сг3. Считается,
157
что оно соответствует предельному равновесию сил в момент раз-
давливания образца. Опыт может быть повторен несколько раз,
и его результаты откладываются на диаграмму Мора обычного
вида, наподобие изображенных на рис. 7.12 и 7.13. Согласно Де
Бееру, полученная таким образом огибающая диаграммы Мора
представляет собой две прямые линии, пересекающиеся в так на-
зываемой особой точке. Считается, что ордината этой точки со-
ответствует сопротивлению сдвигу грунта в его естественном за-
легании в массиве. Было установлено, что оно несколько меньше
Рис. 7.20. Некоторые результаты испытаний в трех-
осном напряженном состоянии (по Герсеванову,
1936 г.)
1 — уплотненный песок; 2 — рыхлый песок; 3 — суглинок Г,
4 — суглинок 2
прочности на сдвиг, полученной с помощью обычных опытов на
сдвиг в условиях трехосного напряженного состояния при значе-
ниях, равных природному давлению от веса перекрывающих по-
род на образец грунта в естественном его залегании.
Недостатком испытания в замкнутой камере является слож-
ность его проведения. Прежде всего для любых испытаний, про-
должающихся в течение нескольких часов, требуется помещение
с постоянной температурой. Кроме того, весьма трудно предот-
вратить утечку обжимающей образец жидкости из замкнутой под
давлением камеры в период продолжительных испытаний. На-
конец, используемые модели прибора, очевидно, недостаточно
прочны, так как они относительно легко деформируются при вы-
соких внутренних давлениях. Это вызывает деформацию образца
грунта, которая не поддается контролю и особенно нежелатель-
на при испытании структурных глин, так как она может вызвать
частичное нарушение их структуры и тем самым их ослабление.
В период уменьшения обжимающего давления <т3, например, за
счет уплотнения и уменьшения объема образца глины, обычно
отмечается некоторое пружинящее действие всего прибора. Тем
не менее представляется вполне реальным, что усовершенствова-
158
ние конструкции прибора сведет эти дефекты до минимума. Это
улучшение должно быть осуществлено ввиду больших возмож-
ностей приборов такого типа.
7.12. Испытания на сдвиг в полевых условиях. Испытание ко-
нусом и крыльчаткой. Иногда предпринимаются попытки оценить
сопротивление грунта сдвигу на значительной глубине в толще
по результатам испытания с вдавливанием в грунт конуса (см.
п. 12.9). Результаты испытания песков таким методом с примене-
нием соответствующих расчетных приемов несколько сомни-
тельны, так как природа сопротивления пенетрации конуса
в грунт является сложной. На полученные данные оказывают
влияние как некоторая сжимаемость песчаной массы, так и ее
сопротивление сдвигу. Тем не менее в сочетании с другими мето-
дами исследований (см. п. 12.9) испытание на пенетрацию может
быть полезным для оценки плотности песка в условиях его есте-
ственного залегания. Ниже будет показано, что сопротивление
песков сдвигу тесно связано с их плотностью (см. п. 7.17). При
этом условии оказывается, что испытания на пенетрацию кону-
са в грунт таят в себе большие возможности как для косвенной,
так и для эмпирической оценки прочности песков в естественном
залегании.
При этом методе испытания глин в природных условиях ко-
нус, вдавливаемый в грунт, частично нарушает перед собой их
структуру, что в результате приводит к заниженным величинам
сопротивления пенетрации, а отсюда и к заниженной оценке со-
противления грунтов сдвигу, особенно при испытании структур-
ных глин. Опыты с вращением крыльчатки в некоторых случаях,
по-видимому, могут дать хорошую увязку с результатами лабо-
раторных испытаний на сдвиг и даже, очевидно, имеют некото-
рые преимущества перед последними (см. п. 7.23).
Иногда предпринимаются попытки проводить испытания
грунтов на сдвиг в их естественном залегании в поверхностных
горизонтах толщи. Так, Бургграф (1938 г.) разработал специаль-
но для этой цели портативную установку. Эта установка приво-
дит к сдвигу грунта под действием горизонтальной силы и может
использоваться наряду с испытанием на пробную нагрузку по
обычному методу. Следует, однако, отметить, что связь между
этими двумя видами испытания пока еще не установлена. Этот
метод пригоден -лишь для изучения поверхностного слоя неболь-
шой мощности и потому используется в основном при исследо-
ваниях, связанных с проектированием покрытия на автодорогах
и аэродромах.
7.13. Испытания, выполняемые при контроле за напряжения-
ми и деформациями. Различие между этими двумя методами ис-
пытания в приложении к опытам на простой сдвиг с одной плос-
костью среза образца иллюстрируется рис. 7.21. В первом слу-
чае (рис. 7.21,а) нагрузка Pt, вызывающая срез образца, посте-
пенно увеличивается вплоть до момента среза. Это условие мо-
159
жет быть осуществлено за счет веса воды в специальных сосудах,
в частности веса воды W, для уравновешивания веса загрузоч-
ного устройства. Деформация сдвига образца при увеличении
нагрузки Pt измеряется с помощью мессуры 1. Кривая зависи-
мости между касательными напряжениями и деформацией вида
b (см. рис. 7.24) дает результаты такого опыта, известного под
названием испытания с контролем за напряжениями. Благодаря
Рис. 7.21. Испытания на прямой сдвиг
а — при постоянном напряжении; б — при постоянной ско-
рости нарастания деформации
относительной простоте установки,, требуемой для проведения
опыта, этот метод находил широкое применение при испытании
грунтов вплоть до 1938 г.
При испытании с контролем за деформациями, схема которо-
го показана на рис. 7.21,6, деформация сдвига контролируется
таким образом, что в течение всего опыта скорость нарастания
деформации остается постоянной и заданной. Это может быть
достигнуто поворотом маховичка 4 рукой или с помощью элект-
ропривода; для горизонтального перемещения каретки прибора
служит червяк 5. Заданная постоянная скорость перемещения
регистрируется мессурой 1. Сопротивление сдвигу образца грун-
та применительно к такому перемещению измеряется динамомет-
ром в виде кольца 6. Такие кольца зачастую изготовляются из
обойм шариковых подшипников. В пределах определенного ин-
тервала нагрузок зависимость между осевой деформацией коль-
ца и нагрузкой носит линейный характер. Благодаря этому коль-
ца могут быть протарированы, и изменение их диаметра, изме-
160
ряемое мессурой 7, позволяет устанавливать величину нагрузки,
передаваемой кольцом в этот момент на испытуемый образец.
Почти все установки для испытания таких материалов, как сталь
и бетон, на сжатие и растяжение работают исходя из принципа
контроля за деформацией образца. Все виды испытания на сдвиг,,
описанные выше (простое, трехосное и одноосное напряженные
состояния), могут проводиться под контролем как за напряже-
ниями, так и за деформацией образца. Только при проведении
опытов по методу испытания в замкнутой камере может быть ис-
пользован лишь один из них — контроль за напряжением.
Испытания с контролем за деформацией образца проводятся
более просто и имеют преимущество перед вторым видом испы-
тания в более простой регистрации не только пикового сопротив-
ления (см. кривую а на рис. 7.24), но также и меньшего сопро-
тивления после довольно значительных деформаций образца,
вызвавших частичное нарушение структуры грунта. Преимуще-
ства приборов, основанных на принципе контроля за напряже-
ниями, относятся главным образом к некоторым специальным
проблемам исследовательского характера.
7.14. Скорость деформации сдвига и условия дренирования
образца. Некоторые испытания на сдвиг проводятся в условиях
так называемой возможности дренирования образца. При этом
допускается, что вода, выжимаемая из пор грунта, может уда-
ляться через торцы образца под воздействием увеличивающегося
в период испытания давления. С этой целью в опыте используют-
ся диски а (см. рис. 7.6, 7.8 и 7.10) в виде пористых пластин.
Кран 2, показанный на рис. 7.10, открыт.
На результаты эксперимента оказывает большое влияние
степень дренирования образца, которая может быть в действи-
тельности достигнута к моменту его среза. Степень дренирования
образцов связных грунтов с малой водопроницаемостью, до-
стигаемая за время испытания, зависит от того, была или не бы-
ла допущена в период, предшествующий срезу, консолидация
грунта под действием нормального напряжения (или о3), а так-
же от скорости, с которой прилагалось к образцу прогрессивно
увеличивавшееся сдвигающее усилие (илио’х).
Базируясь на приведенных выше данных, Артур Казагранде
предложил следующую классификацию методов испытания грун-
тов на сдвиг, которой будем придерживаться и мы.
1. Быстрые испытания (обозначаются Q). Не допускается ни-
какой консолидации или дренирования воды из пор грунта. Этой
методике отвечают быстро проводимые испытания при условии
невозможности дренирования образца. В рассматриваемом при-
боре по сравнению с прибором на прямой сдвиг это условие
можно выполнить более просто, закрыв вентиль 2 (см. рис. 7.10).
2. Испытание на сжатие в условиях одноосного напряженного
состояния (обозначается U). Это испытание, когда оно прово-
дится на водонасыщенных глинистых грунтах в течение 10—
11—277 161
20 мин, д&ет результаты почти такие же, как и при испытаниях
Q (см. рис. 7.13).
3. Быстрые испытания при возможности консолидации (обоз-
начаются Qc)- Допускается полная консолидация грунта при
нормальном напряжении, или а3 и <71=о3, перед началом испы-
тания собственно на сдвиг, после достижения которой к образцу
прилагается сдвигающее усилие (простой сдвиг) или увеличива-
ется (трехосные испытания), с тем чтобы быстро довести об-
разец до полного разрушения.
4. Медленное испытание (обозначается S). После завершив-
шейся консолидации, как и при испытаниях Qc, испытание не-
посредственно на сдвиг в условиях возможности дренирования
образца проводится так медленно, что любое избыточное поро-
вое давление и, которое может быть вызвано деформациями
в процессе сдвига, будет иметь время для полного рассеяния в ус-
ловиях новой дополнительной консолидации.
Сравнение результатов рассмотренных методов испытания на
сдвиг показывает, что для водонасыщенных связных грунтов ис-
пытания типа S приводят к наиболее высоким значениям сопро-
тивления грунтов сдвигу, испытания Q — к наиболее низким, а
испытания Qc дают промежуточные значения. Следует также от-
метить, что при проведении испытаний в условиях возможности
дренирования образца сопротивление сдвигу связного грунта
возрастает с уменьшением скорости, с которой к образцу прик-
ладывается сдвигающее напряжение.
При испытании в условиях отсутствия возможности дрениро-
вания образца, когда влажность грунта во время опыта не умень-
шается, т. е. когда не допускается консолидация, имеет место об-
ратная зависимость. В таких случаях на результаты испытаний
на сдвиг недренируемых водонасыщенных связных грунтов, по-
видимому, оказывает преобладающее влияние так называемое
явление ползучести или пластического течения. При этом усло-
вии может оказаться, что сопротивление грунта сдвигу при мед-
ленном увеличении касательного напряжения будет значительно
меньшим, чем при быстром его возрастании.
СОПРОТИВЛЯЕМОСТЬ СДВИГУ ПЕСКОВ
7.15. Изменения объема в процессе сдвига. В процессе сдви-
га плотные пески разуплотняются. Это положение иллюстриру-
ется рис. 7.22, а. При сдвиге по плоскости SS одно из зерен песка,
изображенное на схеме выше этой плоскости, будет скользить
или перекатываться по плотно лежащим ниже этой плоскости
зернам, перемещаясь, таким образом, из положения Oi в поло-
жение О2. С другими зернами песка, лежащими выше плоскости
SS, будет происходить то же самое. Таким образом, возникнут
условия для разуплотнения песчаной массы. В естественных по-
левых условиях такое разуплотнение песка обычно оказывается
162
возможным. Если в лабораторных условиях разуплотнение плот-
ного песка будет искусственно предотвращено, например во вре-
мя испытаний на простой сдвиг по одной или двум плоскостям,
то существенное перемещение зерен при сдвиге станет возмож-
ным только в результате частичного раздавливания или раска-
лывания отдельных зерен песка.. Следствием этого явится уве-
личение предельного сопротивления сдвигу до неожиданно высо-
Рис. 7.22. Схема, иллюстрирующая изменение объема песков
при сдвиге
а — разрыхление плотных песков; б — уплотнение рыхлых песков
ких значений. Такое положение возникает иногда при проведении
опытов на простой сдвиг образца по двум плоскостям так, как
это изображено на рис. 7.7.
Разуплотнение плотных песков в период сдвига может быть
выявлено в лаборатории с помощью простого эксперимента, от-
раженного на рис. 7.23. Резиновая цилиндрическая оболочка 2
заполняется плотно уложенным песком 4. После этого он насы-
щается водой, вводимой в оболочку через кран 3 до тех пор, по-
ка она не поднимется до верха стеклянной капиллярной труб-
ки 1. Для того чтобы предотвратить вздутие и деформацию рези-
ны в этой оболочке под действием возникающего отсюда давле-
ния воды, цилиндр обертывается изоляционной лентой. Затем
песок тщательно встряхивают. Если цилиндр сжать двумя паль-
цами, обозначенными на схеме условно стрелками, то находя-
щийся внутри оболочки плотный песок слегка выпучится, как по-
казано на рис. 7.23 пунктирными линиями. Это явление происхо-
дит, по существу, в результате деформаций сдвига (см. рис. 9.5
и 9.8). При этом возникает местное увеличение общего объема
песка и, следовательно, объема пор. Это обстоятельство будет
подтверждаться визуально посредством падения уровня в стек-
лянной трубке /, так как некоторая часть воды будет уходить из
трубки в дополнительное поровое пространство. Чем сильнее на-
жимать на резиновый цилиндр, тем ниже упадет уровень воды
в стеклянной капиллярной трубке, расположенной над ним. Пер-
воначальный уровень может восстанавливаться при повторном
встряхивании песка.
Точка а на кривой зависимости деформации от напряжения,
изображенной на рис. 7.24, б, свидетельствует о наибольшем (пи-
11* 163
ковом) сопротивлении сдвигу разнородного плотного песка. Эта
точка соответствует, вероятно, моменту, когда плотная структу-
ра песка только начинает взрыхляться. В любом случае экспе-
рименты показывают, что разуплотнение плотного песка происхо-
Рис. 7.23. Простой прибор
для демонстрации раз-
уплотнения плотного песка
при сдвиге
Рис. 7.24. Обычный вид кривых зави-
симости между напряжением и де-
формацией. Испытания на срезном
приборе при постоянной скорости на-
растания деформации (Фидлер,
1938 г.)
дит при деформациях, ле-
жащих на графике значи-
тельно дальше этой точки.
Рыхлые же пески в пери-
од сдвига уплотняются. Это
а — типичная кривая испытания на сдвиг
бостонской голубой глины; вертикальная
нагрузка 400 т/фут1-, б — типичная кривая
испытания на сдвиг неоднородного песка;
вертикальная нагрузка 1 т/фут1-, 1 — нена-
рушенная структура; 2 — нарушенная
структура; 3 — плотный; 4 — рыхлый
положение иллюстрируется рис. 7.22,6. При сдвиге вдоль плос-
кости SS любое горизонтальное перемещение одного из зерен,
показанных на схеме, выше этой плоскости способно привести
к общему переустройству структуры песка с перемещением зерен
ниже этой плоскости в положение, обозначенное пунктирными
.линиями. Это явление сопровождается, конечно, общим умень-
шением всего объема песка и объема пор в нем. Кривая зависи-
мости деформации от напряжения, отвечающая испытанию на
«сдвиг рыхлого песка, имеет вид, изображенный на рис. 7.24,6.
164
Следует отметить, что после того как рыхлая структура песка
будет в процессе сдвига перестроена с уменьшением его объема
и увеличением плотности песка, дальнейшая деформация образ-
ца при сдвиге будет уже сопровождаться увеличением его
объема.
7.16. Критический коэффициент пористости. Явление разжи-
жения. Так как в процессе сдвига плотные пески подвергаются
разуплотнению, а рыхлые — уплотнению, то, очевидно, должна
существовать некоторая промежуточная плотность, при кото-
рой деформация сдвига может происходить без какого-либо
изменения объема песка. Коэффициент пористости, кото-
рый соответствует этой промежуточной плотности, назван Арту-
ром Казагранде критическим коэффициентом пористости
(1936 г.).
Для определения критического коэффициента пористости пес-
ков опыты с прямым сдвигом образца малопригодны. Для этой
цели песок испытывают при полном его водонасыщении в трех-
осном напряженном состоянии. Изменение объема образца пес-
чаного грунта в период испытания измеряется путем регистрации
колебания уровня воды в градуированной стеклянной бюретке,
присоединенной к крану 2, который должен быть при этом откры-
тым (см. рис. 7.10). Для того чтобы определить критический ко-
эффициент пористости песка при заданной интенсивности мень-
шего главного напряжения а3, требуется по меньшей мере три
или четыре отдельных опыта в трехосном напряженном состоя-
нии с использованием для них песка при различной его началь-
ной плотности. Изменение объема, отвечающее критической на-
грузке в каждом испытании, как показано на рис. 7.25, отклады-
вается на графике в зависимости от начального коэффициента
пористости, при котором образец песка был помещен в прибор
для испытания (необходимо провести по меньшей мере одно ис-
пытание при весьма плотном состоянии песка и другое — при
весьма рыхлом состоянии). Затем через полученные таким обра-
зом точки проводится линия, показанная на графике. Ее пере-
сечение с линией, представляющей собой ординату нулевых из-
менений объема, дает значение критического коэффициента по-
ристости есГ.
Из рис. 7.25 следует, что увеличение обжимающего давления
о3 вызывает уменьшение наблюденного значения есГ. Это означа-
ет, что если песок, подвергшийся испытаниям, отображаемым
этим графиком, имел начальный коэффициент пористости, поло-
жим, 0,8, то при обжимающем боковом давлении а3 =
= 1 килофунт/фут2 (0,5 т/фут2) он будет стремиться разуплот-
няться в процессе сдвига, в то время как при более высоком зна-
чении обжимающего бокового давления о3 =6 килофунт/фут2 пе-
сок будет иметь тенденцию к уплотнению.
Отмеченные выше явления имеют очень большое практичес-
кое значение в связи с разжижением водонасыщенных рыхлых
165
песков, которое иногда приводит к так называемому оплыванию
откосов насыпей или земляных плотин (см. п. 8.11).
Разжижение рыхлого песка в результате резкого толчка мо-
жет быть продемонстрировано в лабораторных условиях с помо-
щью прибора, используемого при демонстрации перехода песка
в плывун (см. п. 5.4). Металлический короб, показанный на рис.
7.26, наполняется песком. Кран С подключается к источнику во-
ды и полностью открывается. Вода фильтрует через пористый
камень а и толщу песка с последующим ее переливом через по-
Рис. 7.25. Влияние интенсив-
ности обжимающего давле-
ния на величины критическо-
го коэффициента пористо-
сти. Испытание песка в трех-
осном напряженном состоя-
нии (Палмер, 1948 г.)
Рис. 7.26. Демонстрация в лаборато-
рии эффекта увеличения плотности
и временной потери несущей способ-
ности рыхлым песком в затопленном
состоянии при резком сильном сотря-
сении
рог d. При этом достигается полное взрыхление песка. Затем
кран С закрывают, отключают от источника воды и снова откры-
вают, с тем чтобы обеспечить дренирование песка с достаточно
малой скоростью и избежать тем самым уплотнения ранее до-
стигнутой рыхлой структуры песка. Когда уровень воды упадет
приблизительно на ’/Z' ниже поверхности 1—1 песка (что видно
по показанию пьезометра 6), кран С закрывают и на поверх-
ность песка осторожно прикладывают некоторый груз W. Затем
толщу песка протыкают металлическим стержнем, чтобы уда-
рить по низу короба и вызвать его сотрясение. При этом будут
наблюдаться два явления. Поверхность песка понизится на ве-
личину s до уровня 2—2 и слегка опустится ниже уровня воды.
Таким образом, становится очевидным, что сотрясение вызвало
уплотнение всей массы водонасыщенного рыхлого песка. Вместе
166
с тем груз W погрузится в толщу песка ниже уровня 2—2 и его
осадка будет в несколько раз больше осадки «поверхности пес-
ка. Это показывает, что непосредственно после толчка вся масса
песка на некоторое короткое время была разжижена. При таких
условиях она не может обладать какой бы то ни было прочностью
на сдвиг и не может оказать никакого сопротивления напряже-
ниям сдвига, которые всегда вызываются в грунте под действием
нагрузки, находящейся на его поверхности (см. рис. 9.5 и 9.22).
При этом условии достаточное уплотнение песка приобретает
особенно важное значение во всех тех случаях, когда динами-
ческое воздействие на песчаную массу, связанное, например, с
сейсмическими колебаниями, сотрясением от взрывов или удара-
ми свайного молота и т. п., могут мгновенно уменьшить или да-
же довести до нуля сопротивление песка сдвигу. Однако трудно
установить точный числовой критерий по минимуму плотности
песка, при котором обеспечивается требуемая надежность соору-
жений. В настоящее время можно только утверждать, что опас-
ность разжижения полностью исключается при коэффициенте по-
ристости песка в естественных условиях его залегания значи-
тельно ниже значения есг. При плотности песка ниже критичес-
кой внезапно вызванная деформация, связанная со сдвигом, мо-
жет создать тенденцию к уменьшению объема песка, что поведет
к образованию в нем на некоторое время избыточного порового
давления и, в силу того что избыточная для нового состояния
плотности песка вода не сможет мгновенно удалиться из всех
пор насыщенной водой массы песка. При этом условии сопротив-
ление массы песка сдвигу будет уменьшаться в соответствии с
выражением (7.14), что при возросшем значении и (для насы-
щенных песков 'с = 0) может повести к ее разжижению (см.
п. 8.11). Для того чтобы установить возможные предельные ве-
личины возникающего в массе песка избыточного порового дав-
ления и и его значимости в степени устойчивости песка, необхо-
димы полномасштабные полевые исследования с воспроизведе-
нием ударных волн, интенсивность которых соответствует зна-
чениям, возможным в действительности.
7.17. Предельное сопротивление песков сдвигу в зависимости
от их плотности. На рис. 7.27 отображены результаты опытов
на сдвиг, проведенных с так называемым оттавским песком
(крупность фракций 20—30 меш) при различной его плотности.
Этот песок используется для стандартного испытания цемента
(см. стандарт ASTM С-190-44) и характеризуется достаточной
однородностью и окатанностью зерен. Из графика следует, что
угол внутреннего трения <р песка непосредственно зависит от его
плотности и увеличивается вместе с ней. Отрицательное значе-
ние начальной относительной плотности Dd песка было установ-
лено с помощью загрузки в срезные приборы песка во влажном
состоянии без всякого его уплотнения (см. п. 3.5).
Испытания, проведенные по методу с контролем за напряже-
167
ниями и отображенные на этом графике, были выполнены авто-
ром по поручению Комитета стандартов Д-18 ASTM как некото-
рая часть исследовательской работы. Весьма близкие результа-
ты были получены на том же типе песка с помощью испытаний
при контроле за деформациями в Колумбийском университете и
опубликованы Бурмистером (1939 г.).
Таким образом, чем выше плотность песка, тем больше вза-
имное зацепление зерен и, следовательно, больше сопротивление
сдвигу. Данные опытов, приве-
денные на рис. 7.27, свидетель-
ствуют о том, что увеличение
сопротивления песка сдвигу,
возникающее за счет действую-
щих в нем внутренних сил,
прямо пропорционально нор-
мальному напряжению.
Кривая у в грае пв% е 0)8%
1 39 31 0,45 100 Сукой
2 35 35 0,54 52 6
3 33 41 0,59 0 Сухой
ч 30 V7 0,89 -83 6
Рис. 7.27. Влияние плотности песка на его сопротивляемость сдвигу. Испы-
тание стандартного оттавского песка в срезном приборе (Лаборатория ме-
ханики грунтов Принстонского университета, 1938 г.)
А — возможные максимальные значения для плотного неоднородного слабо окатанного
песка (Ф=45°); Б — наименьшее из возможных значений (Ф=28°) для рыхлого одно-
родного хорошо окатанного песка
Линейная зависимость между плотностью песка и отвечаю-
щим ему углом внутреннего трения ф, определенным в лабора-
торных условиях, была подтверждена многочисленными опыта-
ми в различных местах. Нет никаких данных, свидетельствую-
щих о том, что в полевых условиях реальные значения угла ф
в натуре будут сколько-нибудь отличаться от полученных лабо-
раторным путем. Наиболее низкое статическое значение угла ф,
полученное для любых песков при проведении испытаний в трех-
осном напряженном состоянии или на прямой сдвиг, было равно
28°, а наиболее высокое — 45° во всех случаях в зависимости от
абсолютной плотности песка. Вместе с тем при испытаниях песка
на срез по двум плоскостям были получены более высокие значе-
ния ф, вплоть до 60°. Однако эти результаты являются, по-види-
мому, следствием защемления зерен в приборах такого типа.
По существу, как для абсолютно сухого, так и для полностью
водонасыщенного песка значение угла внутреннего трения ф
168
должно быть одним и тем же. В инженерных справочниках, вы-
шедших из печати около 20 лет назад, значение ср для водонасы-
щенных песков зачастую указывалось на 20—30%. ниже по срав-
нению с его значением для песков в сухом состоянии. Такое раз-
личие в углах ср последними данными подтверждено не было.
По-видимому, эти данные базировались не на результатах прове-
денных испытаний, а на наблюдениях за углами естественного
откоса в натурных условиях. Волновое воздействие, а иногда и
фильтрационные силы, возникающие при стекании по откосам
дождевых вод, нередко приводят к более пологим откосам бере-
гов у уреза воды в водоемах и водотоках (см. рис. 5.6,в). Таким
образом, может возникнуть неправильное предположение о бо-
лее низких значениях угла ср в условиях насыщения песка водой.
В этой связи следует, кроме того, отметить, что на поверхно-
сти естественного песчаного откоса благодаря самой природе яв-
ления не существует какого-либо ограничения для разуплотнения
песка, которое связывается здесь со скатыванием его зерен по
откосу и которое в толще внутри плотной массы песка сильно за-
трудняется ввиду защемления отдельных зерен. По этой причи-
не угол естественного откоса а#, как показано на рис. 7.5, не мо-
жет отражать изменения плотности песка во всей его массе в це-
лом, как это свойственно углам внутреннего трения ср. Об этом
уже говорилось ранее.
7.18. Сопротивление песков растяжению и их «балочная»
прочность. В тех случаях, когда потенциальное сопротивление
песка сдвигу обусловливается обжимающим давлением, песок
будет вести себя в основном как твердое тело. При таких усло-
виях песок будет обладать «балочной» прочностью и будет со-
противляться изгибу. Это положение может быть подтверждено
в лаборатории экспериментом, показанным на двух фотографи-
ях (рис. 7.28). Резиновая футбольная камера1 заполнялась пес-
ком. К камере подсоединялся воздушный насос. При этом внут-
ри камеры создавался практически вакуум. Неуравновешивае-
мое избыточное давление наружного воздуха давит на резино-
вую камеру, прижимая зерна песка друг к другу, и вся песчаная
масса становится на ощупь твердой. В этих условиях, как пока-
зано на рис. 7.28, а, заполненная песком камера вследствие пред-
варительного его уплотнения начинает работать как балка.
В таком состоянии камера с песком может нести без заметного
изгиба сосредоточенную нагрузку в 15 фунтов, приложенную к
ее центру. Однако, как показано на рис. 7.28, б, песчаная балка
немедленно теряет свою прочность' под приложенной нагрузкой,
как только воздушный насос от футбольной камеры будет отклю-
чен. Следует отметить, что «балочная» прочность, демонстриру-
емая на рис. 7.28,а, возникает в результате всестороннего дав-
ления, не превышающего 1 ат, или приблизительно 1 т/фут2. При
1 Мяч в американском футболе имеет продолговатую форму. (Прим, пер.)
169
объемном весе грунта, равном в невзвешенном состоянии
105 фунт/фут3 и во взвешенном 62 фунт!фут3, эффективное
вертикальное давление приблизительно соответствующее
1 ат, будет создаваться весом слоя грунта при его мощности
только 19 футов, если он лежит выше свободной поверхности
воды, или 33 фунтам грунта в подводном состоянии.
Соответствующее той же глубине боковое давление о3 в пес-
чаной толще зависит, однако, от множества переменных факто-
ров и обычно не превосходит 0,4 или 0,5 oi (см. п. 10.9). Таким
образом, условия, иллюстрируемые рис. 7.28, в песчаной толще
Рис. 7.28. Простой опыт, отражающий свойства песка, обжатого со всех
сторон (Лаборатория механики грунтов Принстонского университета, 1945 г.)
в природной обстановке почти никогда точно не воспроизводят-
ся. Поэтому описанный эксперимент служит только для качест-
венной демонстрации преобразования песка, подверженного об-
жатию, в твердое тело и не может быть использован для какой-
либо количественной оценки «балочной» прочности.
На подобном принципе основан вакуумный метод испытаний
при трехосном напряженном состоянии. Этот метод имеет преи-
мущество перед другими в том отношении, что отпадает необхо-
димость в какой-либо заполненной жидкостью камере давления,
подобной изображенной на рис. 7.10, которая требуется для про-
ведения традиционных испытаний. В этих условиях обжимающее
давление о3 будет отвечать разрежению воздуха внутри резино-
вого цилиндра, достигаемому с помощью воздушного насоса и из-
меряемому манометром.
Частичное насыщение песка капиллярной влагой может при-
давать песчаной массе некоторое незначительное кажущееся
сцепление (см. п. 7.4) и, следовательно, некоторую небольшую
прочность на растяжение.
170
СОПРОТИВЛЕНИЕ ГЛИН СДВИГУ
7.19. Влияние адсорбированных ионов на сопротивление глин
сдвигу. На рис. 7.29 приведены результаты кольцевых испыта-
ний, выполненных Салливаном (1939 г.) на цилиндрах одной
и той же глины, но с различными ионами, адсорбированными на
поверхности частиц естественных глинистых минералов. Естест-
венная, или необработанная, глина была преобразована вначале
в водородную (Н) глину
удалением из нее всех
присущих ей в природном
состоянии адсорбирован-
ных катионов. Затем из
монолита этой глины бы-
ло приготовлено девять
образцов, каждый из
которых обрабатывался
различным раствором, со-
держащим лишь один тип
катиона. Результаты этих
испытаний показали зна-
чительное влияние адсор-
бированных ионов раз-
личной природы на со-
противление вращению и,
следовательно, на сопро-
тивление сдвигу одной и
той же глины, минерало-
гический состав которой
оставался неизменным.
Например, при одной и
той же влажности сопро-
Рис. 7.29. Влияние различных погло-
щенных катионов на сопротивляе-
мость сдвигу одной и той же глины.
Испытание на сдвиг кручением (Сал-
ливан, 1939 г.)
тивление. сдвигу образцов
глины с адсорбированны-
ми катионами железа
(Fe) или алюминия (А1)
было почти в два раза
больше, чем с катионами
натрия (Na). Это явление объясняется влиянием адсорбирован-
ных пленок полутвердой воды, которая в случае катионов Na
оказывается особенно толстой (см. п. 3.5). В диапазоне туго-
пластичной консистенции, в котором проводил свои эксперимен-
ты Салливан, это обстоятельство привело к снижению сопротив-
ления сдвигу Na- и Са-глин при одном и том же содержании
в них свободной воды. Однако у глин в пластично-текучей кон-
систенции наблюдалось обратное соотношение. Так, например,
Уинтеркорном и Мурменом (1941 г.) было обнаружено, что
Na-глина одного и того же минералогического состава имеет
171
более высокие значения предела текучести по сравнению с гли-
ной, отработанной менее гидрофильными катионами.
Испытания, выполненные Салливаном, были проведены в свя-
зи с практическими проблемами керамической промышленности
в целях изыскания средств облегчения обработки глин при туго-
пластичной их консистенции. Исследования подобного рода, но
с противоположной целью представляют непосредственное прак-
Рис. 7.30. Влияние нагрузки, вызывающей переуплот-
нение глин на их сопротивление сдвигу. Опыты на
срез с образцами нарушенной структуры (Хворслев,
1937 г.)
тическое значение для инженеров-строителей, специализирую-
щихся на закреплении грунта. С общими принципами затронуто-
го вопроса должны быть знакомы все инженеры-строители, хотя
бы для понимания необходимости учета дополнительных факто-
ров при установлении упрощенных и универсальных зависимо-
стей между такими показателями, как предел текучести и сопро-
тивление грунта сдвигу. На эти зависимости может оказывать
сильное влияние не только геологическое прошлое тех или иных
отдельных отложений, но также и почвообразовательные про-
цессы (см. п. 2.3).
7.20. Влияние предварительной нагрузки на сопротивление во-
донасыщенных глин сдвигу. Эксперименты показывают, что если
глину с природной структурой полностью перемять при добавле-
нии к ней воды до полужидкой консистенции, т. е. до влажности,
превышающей предел текучести, а затем несколько образцов,
приготовленных из этой массы, уплотнить повторно при различ-
ных давлениях и после этого подвергнуть срезу, то величины
критических сдвигающих напряжений при сдвиге могут на гра-
фике лечь приблизительно на одну прямую линию ОВ, проходя-
щую через начало координат О, как показано на рис. 7.30. На-
172
клон этой линии, т. е. угол <р, который по традиции называется-
углом внутреннего трения, будет изменяться в зависимости от
длительности опыта, что будет показано в п. 7.21.
Однако, если образцы из той же полужидкой глинистой мас-
сы предварительно уплотнить во всех срезных приборах при за-
данной величине нормальных напряжений, положим 3 или.
4 т/ф//т2, и уже после этого произвести их сдвиг при меньших на-
пряжениях, например 3, 2 и 1 т/фут2, то опытные точки на графи-
ке лягут приблизительно на прямые линии FE и DC. Согласно»
Хворслеву (1937 г.), угол <р должен был бы иметь-одно и то же
значение в обоих случаях и мог бы представлять собой действи-
тельный угол внутреннего трения. Величины сцепления с3 и с4,
определяемые обычным путем, как показано на рис. 7.30, где они
отложены в зависимости от соответствующей нагрузки предвари-
тельного обжатия образцов в 3 и 4 т/фут2, будут лежать на пря-
мой линии G0, проходящей через начало координат и образую-
щей угол фс=<Р1—ф с горизонталью. Результаты такого рода
привели к формулировке так называемого критерия Крея — Ти-
деманна для сдвига, который представляет собой уточнение кри-
терия Кулона [уравнение (7.1)] и выражается следующей зави-
симостью:
s=Pctgq)<:+atg4>. (7.18)
Подобные результаты были опубликованы Гогентоглером
(1937 г.). Однако угол <р в описываемых исследованиях увеличи-
вался с повышением величины предварительной нагрузки (cm-
п. 6.4) исходя из условия, что при увеличении давлений относи-
тельное значение сцепления, определяемое обычным путем, умень-
шается по сравнению с ролью трения в прочности грунта. Ве-
роятно, различие между этими результатами и опубликованными
Хворслевым возникает из-за неодинаковых условий разуплотне-
ния образца и неодинаковых его величинах после снятия с об-
разца некоторой части нагрузки предварительного уплотнения.
Как было показано в п. 7.5 со ссылкой на рис. 6.5, разуплотнение
полностью водонасыщенного образца при уменьшении давления
особенно быстро проявляется при малых давлениях и, в частно-
сти, если нагрузка предварительного уплотнения была высокой.
Критерий Крея — Тидеманна, выраженный зависимостью
(7.18), не учитывает этих дополнительных и весьма существен-
ных факторов. Тем не менее он представляет собой важную веху
в развитии инженерной мысйи в этой области, так как исклю-
чает понятие Кулона о сцеплении, как о некоторой постоянной
величине для данного материала, и показывает, что на сцепление
глинистых грунтов оказывает сильное влияние максимальная на-
грузка предварительного уплотнения (см. и. 6.4), которой они
подвергались в период своей прошлой геологической истории.
Этот вывод несколько затемняет принятое ясное и простое раз-
граничение трения и сцепления в глинах. Действительное
173
сцепление обычно обусловливается электростатическими сила-
ми притяжения между частицами глины по поверхности их кон-
такта друг с другом. Увеличивающееся внешнее давление сбли-
жает эти частицы, вследствие чего, очевидно, усиливается эффек-
тивность электростатических сил притяжения и «сцепления», ко-
торое они создают, и, возможно, отчасти вследствие дополнитель-
ной мобилизации трения между частицами глины. Таким обра-
зом, как трение, так и сцепление глины фактически зависит от
внешних усилий, хотя и в разной степени, и в конце концов оба
зависят от трения между частицами глины. При этом условии
возможность четкого под-
разделения сопротивления
сдвигу водонасыщенных
глинистых грунтов на эти
традиционные слагаемые
оказывается весьма сомни-
тельной.
Описанные выше иссле-
дования проложили дорогу
современной тенденции к
отказу от прошлых сверх-
упрощенных попыток опре-
делить трение и сцепление
связных грунтов порознь и
признанию того, что при ре-
шении практических задач
1 8 20 40 80 Монин 36 ч
Общая продолжительность испытания
Рис. 7.31. Влияние скорости прило-
жения сдвигающей нагрузки на крити-
ческое сопротивление сдвигу. Опыты
на срез глиньь из Детройта с нару-.
шенной структурой в условиях консо-
лидации и дренирования образцов
(Чеботарев, 1939 г.)
вместо них следует пользо-
ваться понятием о сопротивлении таких грунтов сдвигу как о неч-
то нераздельном и что сопротивление непосредственно зависит от
плотности и, следовательно, влажности глинистых грунтов при
той пли иной степени водонасыщения, которыми они характери-
зуются во время сдвига (см. п. 7.23).
7.21. Количественная оценка влияния интенсивности нараста-
ния деформации сдвига и условий дренирования образцов. Как
отмечалось ранее (см. пп. 7.9 и 7.14), быстро проводимые (Q)
опыты при сохранении в течение опыта влажности постоянной
дают для водонасыщенных глин значение <р = 0. Быстрые опыты
с предварительным уплотнением образцов (Qc) дают значения <р
в пределах 12—20°. Медленные (5) испытания приводят к значе-
ниям ф, близким к 30° почти для всех глин. Различие в значе-
ниях ф представляется главным образом следствием степени
консолидации и изменения влажности глин под нагрузкой в те-
чение опыта, еще до сдвига образца.
На рис. 7.31 приведены результаты серии опытов на сдвиг,
в течение которых сдвигающее напряжение нарастало с различ-
ной интенсивностью (семь различных скоростей). Максимальное
значение ф = 29°40' было получено в случае, когда сдвигающее
напряжение увеличивалось так медленно, что сдвиг образца
174
произошел через 96 ч. Это значение ср может быть приравнено
величине ф, полученной из медленных испытаний (S). Сопротив-
ление сдвигу по опыту, который продолжался 4 ч (240 мин),
оказалось только на 4% меньше, свидетельствуя о том, что до-
полнительное уплотнение, вызванное деформацией сдвига,
к этому времени в основном ул^е завершилось. С дальнейшим
сокращением времени испытания значения ф уменьшались по
параболической кривой и при опыте с длительностью 1 мин
составляли лишь приблизительно 60% от полученных при S-ис-
пытаниях (ф=19°).
Испытания, результаты которых приведены на рис. 7.31, бы-
ли выполнены на довольно тощей глине из Детройта с пределом
текучести wL=36% и числом пластичности 1р= 18%. Для более
жирной и, следовательно, менее водопроницаемой глины должно
было бы потребоваться большее время как на консолидацию,
так и для того, чтобы достичь максимального значения ф при
S-испытании. Такое положение было бы и в самой толще грунта,
так как время, необходимое для достижения определенной степе-
ни консолидации, увеличивается с квадратом мощности слоя
(см. п. 6.7). Следовательно, во многих случаях в полевых услови-
ях поведение глины под нагрузкой в пластах большой мощности
должно было бы соответствовать поведению недренируемых об-
разцов глины в лабораторных опытах, т. е. оно должно было бы
находиться в соответствии с результатами испытаний, при кото-
рых предотвращалось уменьшение влажности грунта в период
сдвига.
Однако испытания, проводимые на недренируемых образцах
глины, показывают, что в таких случаях скорость нарастания де-
формации сдвига оказывает на величину предельного сопротив-
ления противоположное действие по сравнению с дренируемыми
образцами. Влияния пластического или вязкого течения в дан-
ной ситуации, по-видимому, преобладают и приводят к умень-
шению сопротивления грунта сдвигу во времени. Так, например,
испытания, выполненные в Массачусетском технологическом ин-
ституте на образцах бостонской глины с нарушенной структурой
и опубликованные Рутледжом (1947 г.), показали падение сопро-
тивления глины на 16% при снижении скорости деформаций
сдвига до Viooo первоначальной величины. Это, возможно, явля-
ется одной из причин того, что аварии с сооружениями в резуль-
тате их сдвига в натуре происходят не всегда сразу после завер-
шения строительства, а спустя некоторое время после него (см.
п. 9.10).
Хоузелем (1943 г.) была предпринята попытка учесть возмож-
ное влияние на подобные явления вязкого или пластического те-
чения. С этой целью были проведены медленные опыты с контро-
лем за напряжениями в условиях невозможности дренирования
образцов в приборе и сдвиге по двум плоскостям. Результаты ис-
175
пытаний приведены на рис. 7.7. Было установлено, что влияние
пластического течения возрастает во все большей степени с уве-
личением интенсивности сдвигающих напряжений. В конце кон-
цов деформация стала прогрессировать, и грунт в образце начал
течь без какого-либо увеличения нагрузки до тех пор, пока не
произошел сам сдвиг. Сопротивление сдвигу, при котором воз-
никает прогрессирующее течение грунта, определялось графиче-
ски и рассматривалось в качестве действительного сопротивле-
ния сдвигу. Однако сравнение этих величин с результатами поле-
Рис. 7.32. Сравнение сопротивляемости сдвигу одной и той же
глины при испытаниях на сжатие в одноосном напряженном
состоянии и на срез в кольцевом приборе (А. Каммингс, 1943 г.)
вых наблюдений показало, что значения сопротивления сдвигу, по-
лученные таким образом, явно занижены. А. И. Каммингс (1943 г.)
указывает, что эти значения представляют собой предел упруго-
сти или предел текучести глин, а не предельное сопротивление
сдвигу, как это предполагалось, и что опыты в условиях одноос-
ного напряженного состояния дают лучшее соответствие полевым
наблюдениям. На рис. 7.32 приводятся данные по сравнению ве-
личин сопротивления сдвигу глины из местечка близ Индиана
Харбор, шт. Индиана, установленных путем подобных испыта-
ний на сжатие с обработкой результатов по зависимости (7.17) и
оцененных с помощью медленных испытаний на срез по двум
плоскостям при отсутствии дренирования. Как можно видеть,
176
среднее предельное сопротивление сдвигу, составляющее 7г со-
противления сжатию при одноосном напряженном состоянии,
приблизительно в 5 раз больше, чем сопротивление, соответству-
ющее пределу текучести, которое устанавливалось при медлен-
ных испытаниях на сдвиг со срезом образцов по двум плоско-
стям. Для других глин это расхождение может оказаться мень-
шим. Вместе с тем средняя его величина может быть принята
равной четырем.
7.22. Испытания на сжатие при одноосном напряженном сос-
тоянии. Определение структурной прочности (чувствительности)
глин. Сравнение результатов испытаний на сдвиг по различным
методам и анализ различных случаев нарушения в результате
сдвига устойчивости откосов, сложенных глинами, выполненный
Терцаги (1943 г.), создали уверенность в том, что между сопро-
тивлением глинистых грунтов сдвигу в полевых условиях и его
значением в лабораторных опытах может быть получено близкое
соответствие, если принимать его величину равной половине
прочности образца на сжатие в условиях одноосного напряжен-
ного состояния в соответствии с выражением (7.17). Эта зависи-
мость отвечает предположению, что прочность на сжатие водо-
насыщенной глины равняется удвоенной величине сцепления с
при величине угла внутреннего трения грунта, равной нулю (<р =
= 0). Проведенные позже многочисленные наблюдения и иссле-
дования подтвердили в общих чертах с некоторыми ограничения-
ми (см. п. 7.23) полную справедливость вывода Терцаги.
В некоторых случаях угол наклона поверхностей скольжения
при испытании на сжатие в условиях одноосного напряженного
состояния водонасыщенных глин оказывался несколько больше
45°, показывая тем самым, в соответствии с выражением (7.10),
что в этих случаях угол внутреннего трения грунта больше нуля.
Однако это не имеет практического значения, так как согласно
предложенной методике и выражению (7.16)
s=4L=ctg(45°+-^). (7.19)
Таким образом, если принимать во всех случаях сопротивле-
ние сдвигу равным половине значения прочности на сжатие в
условиях одноосного напряженного состояния, то отпадает не-
обходимость в раздельном определении сцепления и трения. Оба
значения включаются в величину полного сопротивления глины
сдвигу, в соответствии с выражением (7.19). Несколько произ-
вольный характер традиционного разделения понятий трения
и сцепления отмечался уже в предыдущих параграфах. Как вид-
но из выражения (7.19), использование выражения (7.17) в каче-
стве критерия сопротивления сдвигу можно принять за молчали-
вый отказ от попыток разделить эти два понятия для практичес-
ких целей. Анализ обширных материалов по результатам опытов
на сдвиг в трехосном напряженном состоянии, выполнен-
12—277
177
ный Рутледжом (1947 г.), явился дальнейшим шагом в том же
направлении. К этому вопросу мы вернемся в п. 7.23 в связи
с обсуждением преимуществ проведения испытаний на сжатие
при одноосном напряженном состоянии.
Прежде всего будет указано на практически важное значение
использования этого метода для оценки так называемой струк-
Рис. 7.33. Определение
структурной прочности
(чувствительности) глины
испытанием на сжатие
в одноосном напряжен-
ном состоянии образцов
с ненарушенной и нару-
шенной структурой (Че-
ботарев, 1948 г.)
а — испытание при постоян-
ном напряжении: б—испыта-
ние при постоянной скорости
деформации: 1 — образец с
ненарушенной структурой:
2 — образец с нарушенной
структурой
турной прочности (чувствитель-
ности) глин, определяющей степень
ее ослабления при нарушении струк-
туры глин (см. п. 4.1) в процессе их
перемятия. Терцаги предложил
(1944 г.) определять этот показатель
величиной отношения прочности гли-
ны на сжатие при одноосном напря-
женном состоянии в ненарушенном
и перемятом состоянии:
(7.20)
Я иг
Большинство глин в природных
отложениях, действительно сохра-
нивших свою структуру, характери-
зуется хрупким сдвигом при, в об-
щем, малых относительных дефор-
мациях образца (см. п. 7.10). Пе-
ремятие глин с ярковыраженной
структурностью приводит обычно
к увеличению относительных дефор-
маций образца при сдвиге вплоть до
предельного их значения порядка
20%, характеризующих полностью
явление пластического разрушения.
В некоторых случаях может оказать-
ся желательным перейти к опреде-
лению структурной прочности глин,
как рекомендуют Чеботарев (1946 г.)
и Чеботарев и Бэйлисе (1948 г.), по
величине отношения S' прочности
ненарушенного и перемятого образ-
цов при равных относительных деформациях сдвига, в соответст-
вии с рис. 7.33 и выражением
S'= -^-
Я иг
(7.21)
Прямое использование выражения (7.21) связано с необхо-
димостью построения графиков зависимости между напряжения-
ми и относительными деформациями по типу, показанному на
рис. 7.33, и, следовательно, требуют больше времени, чем ис-
178
пользование уравнения (7.20). Однако приблизительная величи-
на S' может быть определена из уравнения (7.20) и следующих
данных, основанных на значениях относительной деформации
ez, соответствующей сдвигу образцов глин в ненарушенном со-
стоянии:
при 8/= 5%......... £'=(2,5=3) £
» е$= 10%.......... £'=(1,3=2) £
» Z = 15%.......... £'=(1,05-5-1,3)5
» 8у = 20%......... £ =£
Рис. 7.34. Зависимость между нагрузкой предварительного
уплотнения и прочностью на сжатие в одноосном напряженном
состоянии глины, тщательно перемятой с добавлением воды
и затем повторно уплотненной в лаборатории (Чеботарев,
1948 г.)
Следует отметить, что в опытах по методу контроля за дефор-
мацией qu нужно относить к пиковому значению сдвигающего
напряжения, а не к прочности при окончательном сдвиге образца.
На основании результатов, опубликованных А. Казагранде
(1932 г.),, первоначально полагали, что все глины значительно
ослабляются после нарушения их структуры. Испытания на еги-
петских глинах, о которых сообщал Чеботарев (1936 г.), показа-
ли, однако, что некоторые разновидности глин способны после
перемятая становиться даже прочнее. Буиссон (1936 г.) сообщил
о подобных результатах, полученных им применительно к неко-
торым французским глинам. Подобные же сведения были полу-
чены и из иных источников. Все эти данные показывают, что
взгляд на отрицательное во всех случаях влияние нарушения
структуры глин является неоправданным. Это соображение име-
ет очень большое практическое значение (см. п. 15.2).
7.23. Прочность глин в зависимости от их влажности. Резуль-
таты исследований, опубликованные Чеботаревым (1948 г.) и
12*
179
отображенные на рис. 7.34, показывают, что у некоторых глин
прочность на сжатие почти прямо пропорциональна нагрузке
предварительного уплотнения. Материалом для этих испытаний
служила красная пылеватая глина из Принстона, шт. Нью-Джер-
си, как продукт элювия местного сланца с пределом текучести
оу = 30% и числом пластичности Ip=7qIq. Глина была перемята
при добавлении к массе воды до получения консистенции, соот-
ветствующей трем ударам на приборе для определения предела
текучести. Кривая 3 на этом рисунке отвечает результатам испы-
таний на образцах, повторно уплотненных в лаборатории, а кри-
вые 4, 5 и 6 — результатами опытов на образцах, вырезанных из
большого массива грунта, повторно уплотненного в баке разме-
ром 18X13X9 футов. Результаты этих испытаний приводят к от-
носительно близким значениям tgcp = — , изменяющимся в пре-
Р
делах от 0,5 до 0,42. Если сопротивление сдвигу s принять рав-
ным половине qu, то диапазон изменения величины s/p будет на-
ходиться в пределах 0,25—0,21. Несколько сниженное значение
последней величины (0,21) является, возможно, результатом воз-
действия некоторого капиллярного давления, возникающего при
подсыхании образцов на их внешних гранях и обусловливающе-
го во всех опытах эффект, подобный влиянию о3 небольшой по-
стоянной величины. При этом условии низкие значения приведен-
ного соотношения более надежны. Кривые 1 и 2 относятся
к результатам испытаний искусственно приготовленных об-
разцов, имевших в своем составе 50% глины, которая ис-
пользовалась для предыдущих опытов, и 50% чистого песка.
И здесь грунтовая масса подсушивалась с поверхности (кри-
вая /).
Скемптон (1948 г.) определил величину отношения (с!р)п для
естественно уплотненных глин из нескольких месторождений.
В этом отношении с — сцепление или сопротивление сдвигу гли-
нистого грунта, принятое равным половине прочности на сжатие,
а р — вес перекрывающих пластов. График зависимости величи-
ны этого отношения от предела текучести выявил тенденцию
к повышению его значений от 0,18 для wL =40% до 0,38 для
wL = 110%. При оговорках, указанных в п. 7.19, эти значения,
полученные в полевых условиях, должны быть признаны доволь-
но близкими к величинам отношения s/p, вычисленным по ре-
зультатам испытаний, проведенных в лаборатории (см. рис.
7.34). Высокое значение предела текучести указывает на боль-
шое процентное содержание в грунте весьма мелких коллоидных
частиц и, следовательно, весьма большую эффективную площадь
удельной поверхности частиц. Следовательно, вместе с величи-
ной предела текучести должны также возрасти электростатиче-
ские силы притяжения между частицами, от которых зависит
сцепление.
180
Однако следует отметить, что прочность на сжатие в услови-
ях одноосного напряженного состояния образцов глин, взятых
из природной толщи, зачастую не обнаруживала увеличения
с глубиной и оставалась постоянной. Терцаги (1941 г.) описал
некоторые такие случаи, когда влажность глин, так же как и их
прочность на сжатие при одноосном напряженном состоянии,
* Предел текучести
•о Естественная
длажнасть
+ Предел пластичности
о Ненарушенная структура Опыты на
о Нарушенная структура -----------
+ Ненарушенная структура
« Нарушенная структура jcкрыльчаткой.
сжатие
Опыты
Рис. 7.35. Сопоставление результатов определения сопротивляе-
мости сдвигу глин с ненарушенной структурой по опытам на
сжатие в одноосном напряженном состоянии в лаборатории
и полученных в поле с помощью крыльчатки (Скемптон,
1948 г.)
имели приблизительно одну и ту же величину в пределах значи-
тельной по мощности толщи полностью водонасыщенной глины,
в прошлом никогда не подвергавшейся высыханию. Предел теку-
чести этих глин также не изменялся в какой-либо степени с глу-
биной. На рис. 7.35 отображен подобный случай, изученный
Скемптоном в Англии (1948 г.). Уровень грунтовых вод в период
бурения скважин находился приблизительно на глубине 5 футов,
что явилось причиной высокой прочности образцов, взятых
с глубины выше 10 футов, так как влияние высыхания глин экви-
валентно уплотнению образца под высокой нагрузкой (см. п.
4.8). В пределах глубин от 15 до 45 футов сопротивление сдвигу
образцов глины, определенное в лаборатории испытаниями на
181
сжатие, хорошо согласуется с величинами, полученными с по-
мощью полевых испытаний с вращением крыльчатки (см. п. 7.12).
Ниже глубины 45 футов прочность образцов на сжатие при нес-
сколько меньшей их влажности оставалась неизменной, в то вре-
мя как сопротивление, определенное в полевых условиях с по-
мощью испытания поворотом крыльчатки, несколько увеличилось
с глубиной. Это явление не может быть объяснено какими-либо
недостатками данного метода испытания (с крыльчаткой), так
как результаты испытаний на перемятой глине в лаборатории
и в полевых условиях довольно хорошо согласовывались для всей
100-футовой глубины, на которой грунт подвергался испытаниям.
Более существенное расхождение было получено в Швеции Ли-
маном Карлсоном — Кадлингом (1948 и 1950 гг.). Сопротивление
грунта сдвигу при проведении испытания с поворотом крыль-
чатки в двух случаях находилось в хорошем соответствии с его
величинами, полученными из обратного расчета с оценкой сте-
пени устойчивости реальных оползневых склонов. Сопротивле-
ние сдвигу для глубины меньше 25 футов было приблизительно
на 50% и при большей глубине на 150% выше, чем его величины,
полученные в лабораторных условиях при опытах на сжатие не-
нарушенных образцов. Полевые испытания на пенетрацию дали
промежуточные результаты, лишь немного превышающие полу-
ченные в лаборатории. Это значительное расхождение в показа-
телях, вероятно, может быть отнесено к трудности отбора образ-
цов из толщи шведских глин (см. п. 12.7). В некоторых работах
указывается, что Qc -испытания при трехосном напряженном со-
стоянии дают величины сопротивления сдвигу, которые превос-
ходят величины, полученные в поле с помощью крыльчатки.
Все эти сведения служат подтверждением той точки зрения,
что сопротивление сдвигу в случае глинистых грунтов при опре-
делении в лабораторных условиях и принятое равным полови-
не прочности на сжатие при одноосном напряженном состоянии
в достаточной степени приближается к действительному сопро-
тивлению сдвигу грунтов в естественных условиях их залегания
при сохранении структуры глины в процессе отбора образцов
и при отсутствии ее разуплотнения по каким-либо причинам пос-
ле извлечения из толщи грунта. Повторное уплотнение «нена-
рушенного» образца грунта в приборах для трехосных испы-
таний давлением, равным давлению перекрывающих данный
горизонт пластов пород, придает ему несколько большую плот-
ность по сравнению с первоначальным значением и вследствие
этого большую прочность. Выводы Рутледжа (1947 г.), подыто-
женные в упрощенном виде на графике рис. 7.36, привели к при-
знанию того, что плотность глины является решающим фактором
в этом отношении. Кривая А на рис. 7.36 представляет собой за-
висимость между давлением и влажностью глины, полученную
при компрессионном испытании (см. п. 6.3). Таким образом, кри-
вая А отвечает стандартной кривой зависимости между давле-
182
нием и коэффициентом пористости, найденной по стандартному
методу (ср. с рис. 6.5). Кривая В подобна этой кривой, но пост-
роена по данным испытаний при трехосном напряженном состоя-
нии. Влажность на этом графике откладывалась в зависимости
не от уплотняющего давления, а от сопротивления грунта сжа-
тию (—о3) при разрушении образца. Точка 1 кривой соответ -
Рис. 7.36. Сопоставление влажности глины в конце
компрессионного опыта, в конце испытания на сжа-
тие в одноосном напряженном состоянии, а также
в конце опытов в трехосном напряженном состоянии,
проводимых быстро и медленно на предварительно
уплотненных (консолидированных) образцах с нена-
рушенной структурой (Рутледж, 1947 г.)
а — средняя прочность на сжатие в одноосном напряженном
состоянии; б — при критической нагрузке (®i— стз):
ч>с — влажность после консолидации; Qc~ при нагрузке
(ai~°з) = 1,1; оу — влажность при медленном опыте
ствует прочности на сжатие, полученной при одноосном напря-
женном состоянии qu в лабораторных условиях. Положение точ-
ки 2 на кривой В определяется способом, подобным тому, в ко-
тором усилие предварительного уплотнения грунта находится по
стандартным кривым зависимости между коэффициентом порис-
тости и давлением (см. п. 6.4). Точка 3 представляет макси-
мально возможную величину qu глины в естественном залега-
нии при естественной влажности, а отрезок d дает максимально
183
возможный интервал ослабления грунта и уменьшения величи-
ны qlt под влиянием нормального его разуплотнения, но не в
связи с нарушением структуры грунта в период отбора образ-
ца или после него. Дополнительная консолидация и соответству-
ющее уменьшение влажности грунта в процессе быстрого (QJ
испытания при условии его консолидации увеличивают прочность
на сжатие образца глины значительно больше любого действи-
тельно возможного ее значения в естественных условиях залега-
ния при неизменной влажности. Медленное (S) испытание ока-
зывает в этом отношении еще большее влияние.
Таким образом, после того как установлена кривая В для не-
которой разновидности глин, достаточно знать влажность глины
при данной нагрузке, чтобы определить предельное сопротивле-
ние грунта сдвигу. Однако внедрение этих выводов в практику
обычных задач проектирования все еще связано с необходи-
мостью дальнейших исследований.
РЕКОМЕНДУЕМЫЕ МЕТОДЫ ОПРЕДЕЛЕНИЯ СОПРОТИВЛЕНИЯ
ГРУНТОВ СДВИГУ ДЛЯ ЦЕЛЕЙ ПРОЕКТИРОВАНИЯ
7.24. Чистые пески. В настоящее время не существует надеж-
ного способа извлечения действительно ненарушенных образцов
песка из глубоких скважин без изменения его плотности (см. п.
12.7). В то же время исследования показали, что угол внутрен-
него трения песка в основном зависит от его плотности и изме-
няется в пределах от 28 до 45° (обычно в пределах 30—40°, см.
п. 7.17).
Так как в лабораторных условиях весьма трудно воспроиз-
вести плотность песка, залегающего ниже поверхности, близкую
к естественной, не имеет смысла проводить лабораторные испы-
тания песка на сдвиг при обычных исследованиях, если только
эти исследования не проводятся для объектов важного назначе-
ния, подобных большим плотинам, где желаемая плотность песка
в теле сооружения достигается поверхностным его уплотне-
нием.
В этом отношении автор соглашается со следующими реко-
мендациями конференции по сопротивлению грунтов сдвигу ин-
женерного корпуса США, проведенной в 1946 г.
Подчеркивается, что вообще предпочтительнее оценивать величины со-
противления песков сдвигу по имеющимся данным, чем проводить ограничен-
ное число испытаний на огромном числе образцов. Рекомендуется принимать
при таких оценках угол внутреннего трения для рыхлых песков равным 30°
и для плотных крупнозернистых песков — равным 35°. Использование более
высоких значений должно быть обосновано исчерпывающими исследованиями.
Как указывалось ранее (см. п. 7.17), значения <р =30° для
рыхлых песков и <р = 35° для плотных песков являются занижен-
ными и в большинстве случаев в условиях действия на них ста-
тической нагрузки обеспечивают некоторый запас прочности.
Наиболее простым и наиболее эффективным способом оценки
184
плотности in situ представляются испытания на пенетрацию (см.
п. 12.9), которые позволяют классифицировать пески как рыхлые
или плотные.
7.25. Водонасыщенные глины. Испытания на сжатие в усло-
виях одноосного напряженного состояния образцов глин, сохра-
нивших полностью свою структуру (см. пп. 12.7 и 7.22), по-види-
мому, дают наиболее близкое соответствие с действительными
условиями работы in situ естественных отложений глин в состоя-
нии их полного водонасыщения. Возможности для разуплотнения
грунта в образце должны быть сведены до минимума. Одним
из методов обеспечения этого условия является проведение ис-
пытания на сжатие на месте бурения немедленно после извле-
чения образца из толщи. Британская станция строительных ис-
следований разработала портативную установку для проведения
таких испытаний. Она относится к типу приборов с контролируе-
мыми деформациями и автоматически вычерчивает кривую за-
висимости между напряжениями и деформациями на полосе бу-
маги. Эта установка была описана Кулингом (1946 г.) и может
быть приобретена в Соединенных Штатах1. На образцах, достав-
ленных в лабораторию, должны быть проведены параллельные
контрольные испытания на сжатие в условиях одноосного на-
пряженного состояния и другие классификационные испытания.
Ввиду обычного разброса данных опытных определений (см.
рис. 7.32) необходимо получить и испытать достаточно большое
количество образцов, чтобы обеспечить надежное осреднение по-
лученных результатов. Такое осреднение не должно основывать-
ся на данных по предельной прочности образцов, взятых из пла-
стов с различной жесткостью, так как это может привести к про-
грессирующей потере устойчивости всей толщи грунта в целом.
Вместо этого для осреднения должны использоваться данные
по сопротивляемости всех испытанных образцов, отвечающие от-
носительной деформации, при которой образцы наиболее жест-
ких глин достигали пикового значения их сопротивления (см.
рис. 7.14).
Представляется, что испытания in situ по методу крыльчатки
(см. пп. 7.12 и 7.23) таят в себе значительную перспективу. Од-
нако на данном этапе развития исследовательских работ они
должны выполняться во всех случаях, когда это возможно, на-
ряду с испытаниями на сжатие в условиях одноосного напряжен-
ного состояния.
Испытания на сдвиг при трехосном напряженном состоянии,
в порядке обычных исследований оказываются, по-видимому,
целесообразными только при особых обстоятельствах, например
в случае испытания естественно переуплотненных жестких тре-
щиноватых глин (см. п. 2.5), которые склонны распадаться при
испытании на сжатие в условиях одноосного напряженного со-
1 Например, у фирмы «Сойл Тестинг Сервисез Иванстон», шт. Иллинойс.
185
стояния даже при самом незначительном давлении. Выбор це-
лесообразной величины обжимающего давления о3 имеет сущест-
венное значение при опробовании таких глин. Опыты в условиях
трехосного напряженного состояния также полезны в тех слу-
чаях, когда глинистые грунты в толще должны в результате
последующих строительных работ получить ощутимое дополни-
тельное уплотнение, например, за счет их пригрузки насыпью,
обладающей значительным весом. В таких случаях должно про-
водиться всестороннее исследование грунта, чтобы получить ре-
зультаты, подобные приведенным на рис. 7.36. Подробное описа-
ние методик такого исследования выпадает из рамок этой
книги.
Для указанных целей иногда могут также проводиться опы-
ты по методике прямого сдвига образца по одной плоскости. Од-
нако при этих опытах контроль за изменениями влажности об-
разца оказывается более затруднительным, чем при испытаниях
в трехосном напряженном состоянии. Испытания на сдвиг по од-
ной плоскости в кольцевом приборе (см. п. 7.5) проводятся в ос-
новном только для исследований специального назначения. Ут-
верждают, что испытания на простой сдвиг по двум плоскостям
(см. п. 7.5) имеют преимущество в случаях, когда образец гли-
ны невозможно в лаборатории переместить из грунтоноса в при-
бор для испытаний. Это преимущество сомнительно, так как ис-
пользование для этой цели специальных колец в грунтоносе
всегда увеличивает толщину его стенок (см. п. 12.7), вследствие
чего неизбежно увеличивается опасность нарушения структуры
и ослабление грунта в образце.
7.26. Другие виды грунтов. В проблемы, связанные с опреде-
лением сопротивления сдвигу двух предельных видов грунта —
чистого песка и водонасыщенных глин, в значительной степени
внесена ясность. Намного меньше исследований выполнено в от-
ношении различных видов грунтов переходного характера.
Особенно много неясного остается в вопросе сопротивляемо-
сти сдвигу многочисленных переходных разностей между песком
и глиной. Иногда проявляется тенденция рассматривать в каче-
стве песка любой грунт, который при быстром испытании в ус-
ловиях консолидации (Qc) дает величину <р>20°, и пренебре-
гать его сцеплением при определении сопротивления сдвигу, и,
наоборот, любой материал с <р<20°, полученным при том же
методе испытания (Qc), относить к глинам и доверять только
его сцеплению. Такое разделение совершенно произвольно. Не-
сомненно, что прежде чем представится возможность найти ка-
кие-либо простые и конкретные правила по данному вопросу, не-
обходимо продолжить в дальнейшем исследования в этом нап-
равлении как в лабораторных, так и в полевых условиях.
Известно, что не полностью водонасыщенные глины в силу
высокой сжимаемости защемленного в их порах воздуха реаги-
руют на приложенное давление намного быстрее, чем полностью
186
водонасыщенные глины, и соответственно быстрее нарастает под
нагрузкой их сопротивление сдвигу. Для таких грунтов трудно
установить какое-либо отличие между результатами Q и Qc ис-
пытаний. На величину их сопротивления сдвигу, определяемую
в лабораторных условиях, оказывает сильное влияние не толь-
ко их влажность, но и интенсивность обжимающего бокового
давления о8.
Иногда появляются сообщения о том, что гравелистым грун-
там свойственны углы внутреннего трения, превышающие 45°.
Такие величины могут быть вызваны тем, что при проведении
опытов в приборах малого масштаба не всегда обеспечивается
возможность надлежащего разуплотнения грунта. Пока мы не
располагаем достаточным количеством данных по этому вопро-
су из новых исследований, с гравелистыми грунтами следует
обращаться так же, как и с песками (см. п. 7.24).
Песчаные грунты с высоким содержанием слюды могут иметь
более низкие значения сопротивления сдвигу, чем указывалось
ранее (см. п. 7.24). Эти грунты должны явиться объектом спе-
циальных исследований.
В связи с указанными выше положениями и другими подоб-
ными причинами в настоящее время не могут быть установлены
никакие простые правила для проведения описываемых опытов.
Целью специализированных исследовательских лабораторий по
механике грунтов должно стать решение таких проблем в соот-
ветствии с общими методиками, рекомендуемыми для исследо-
вания грунтов (см. п. 12.1).
ПРАКТИЧЕСКИЕ ПРИМЕРЫ
7.1. Каков будет теоретический наклон трещин в образцах, приготовлен-
ных из грунтовой массы при нарушении их прочности на сжатие под верти-
кальным давлением, если угол внутреннего трения грунта <р имеет следующие
значения: а) 0; б) 20°; в) 30°; г) 45°?
Ответ. В соответствии с выражением (7.10) углы, образованные поверх-
ностями скольжения с горизонтом, 0сг, должны быть равны: а) 45°; б) 55°;
в) 60°; г) 67,5°.
7.2. Определить ориентировочно удельное сопротивление сдвигу рыхлого
песка на глубине 20 футов ниже поверхности грунта (уровень грунтовых вод
расположен на 5 футов ниже этой поверхности). Нарушение устойчивости
песка вызывается прогрессирующей деформацией смещения поддерживающей
песок стенки и соответствующим уменьшением величины а3.
Ответ. Согласно п. 4.4, эффективный объемный вес рыхлого песка выше
уровня грунтовых вод может быть принят равным 100 фунт!фут\ а ниже
уровня грунтовых вод 60 фунт!фут3. Таким образом:
Ох = 100-5 + 60« 15 = 1400 фунт1фут2.
В соответствии с п. 7.24 для рыхлого песка можно выбрать значение <р=30°.
Минимальная величина о3, т. е. ее величина в момент нарушения устойчивости
песка, по выражению (7.12) равна:
о3 = ai/tg2(45° + 30°/2) = 0,333а! = 467 фунт/фут2.
Нормальное к плоскости сдвига (0сг =60°) напряжение в соответствии
с выражением (7.6) будет:
187
a = 467 + cos2 60° (1400 — 467) = 700 фунт!фут2.
Согласно выражению (7.8а), сопротивление сдвигу при нарушении устой-
чивости песчаной массы будет равно:
$ = 700 tg 30° = 404 фунт/фут2.
7.3. Каково будет значение наименьшего сопротивления сдвигу песка при
исходных данных примера 7.2, за исключением того, что песок более плотен,
а его угол внутреннего трения ср равен: а) 35°; б) 40°; в) 45°?
Ответ. Подставив указанные значения ср в расчеты, приведенные в при-
мере 7.2, получим:
1. a3 = 0,271a! = 380 фунт/фут2-, о = 597 фунт/фут2-, s = 417 фунт!фут2
2. о3 =0,217(7! = 304 » о = 500 » s = 419 »
3. о3 = 0,172Oi = 241 » о = 410 » $ = 410 »
7.4. Для определенного типа песка было проведено три испытания на
сдвиг при трехосном напряженном состоянии. При первом испытании обжи-
мающее давление было равно: о3=0,2 т/фут2, а разрушение образца произош-
ло при вертикальном давлении 01=0,82 т/фут2. При втором испытании Оз=
=0,4 т/фут2, а в момент разрушения образца 01 = 1,6 т/фут2. При третьем испы-
тании 03=О,6 т/фут2 и разрушение образца произошло при <71=2,44 т/фут2.
Вычертить диаграмму Мора по результатам этих трех испытаний. Определить
по диаграмме значение угла внутреннего трения ср и величины касательных
напряжений тсг, действующих по плоскостям сдвига для всех трех испытаний.
Ответ. Получаем диаграмму, подобную изображенной на рис. 7,12; Ф =
= 37°20'.
а) тсг = 0,24 т/фут2 = 480 фунт/фут2
б) тсг = 0,48 »
в) хсг = 0,72 »
7.5. Результаты испытаний in situ по методу крыльчатки, приведенные на
рис. 7.35, показывают увеличение сопротивления глины сдвигу на глубине ни-
же 40 футов. Вычислить интенсивность увеличения сопротивления сдвигу этой
глины исходя из давления перекрывающих пластов, т. е. определить ее угол
сопротивления сдвигу ф на основе значений сопротивления сдвигу, получен-
ных при испытании методом крыльчатки, в соответствии с рис. 7.35, на глу-
бине 40 футов ($=320 фунт/фут2) и на глубине 97 футов ($=860 фунт/фут2).
Приближенный средний объемный вес глины в водонасыщенном состоянии
может быть принят равным НО фунт/фут3.
Ответ. Из выражения (4.7) и значения объемного веса в водонасыщенном
состоянии, равного 110 фунт/фут3, предполагая величину удельного веса твер-
дого вещества в грунте 0=2,65, получим соответствующее значение коэффи-
циента пористости е=1,17. Эта величина совместно с выражениями (4.9)
и (4.11) дает значение эффективного объемного веса глины во взвешенном со-
стоянии, равное 47,6 фунт/фут3. Увеличение значений касательных напряжений
между этими двумя горизонтами составит:
Д$- = 860 — 320 = 540 фунт/фут2
а увеличение эффективного нормального давления
Дог = (97 — 40) 47,6 = 2710 фунт/фут2.
Следовательно, tgip=540/2710 =0,2, или ф= 11°20'.
ГЛАВА 8
УСТОЙЧИВОСТЬ
ВЕРТИКАЛЬНЫХ БОРТОВ
ВЫЕМОК и откосов
8.1. Обычный анализ степени устойчивости вертикальных бор-
тов выемок без крепления. Определим предельные условия
устойчивости неукрепленных вертикальных бортов выемки глу-
биной h, показанной на рис. 8.1. Сделаем, во-первых, допущение,
что нарушение устойчивости борта связано со сдвигом массы
грунта только по плоскости 1—5, образующей угол 0 с горизон-
том. Длина линии 1—3 будет равна A/sin 0. Вес W на 1 фут дли-
ны образуемой таким образом призмы обрушения равен:
w,= jY^_ (8J)
2ig0
где у — эффективный объемный вес грунта, соответствующий
выражениям (4.6) — (4.11). Составляющая сил тяжести, стре-
мящаяся вызвать сдвиг призмы, будет равна W sin 0. Ей будут
противодействовать силы сцепления и трения, действующие по
поверхности скольжения 1—3. Таким образом, при обрушении
борта
W'sine=-^-+«7cosetg<p (8.2)
sin0
или
sin0 Y^cr cos 0 tg <p _ chcr .
2 tg0 2 tg0 sin 6
(sin 0 cos 0 — cos2 0 tg (p) = chcr. (8.3)
Из выражения (8.3) вытекает, что предельная высота вер-
тикальных бортов выемки, называемая критической высотой,
прямо пропорциональна сцеплению грунта с. Сопротивление
сдвигу за счет сцепления пропорционально первой степени высо-
ты h, в то время как силы, которые вызывают скольжение приз-
мы, за вычетом сопротивления трения пропорциональны второй
степени глубины h выемки и, следовательно, возрастают более
быстро, чем сопротивление грунта сдвигу при увеличении высо-
ты h бортов выемки.
Высота hcr достигнет предельного значения, когда выраже-
ние sin0cos0—cos20tg<p будет отвечать его максимуму. Это вы-
189
ражение идентично знаменателю выражения (7.9), который, как
это вытекает из решения уравнения (7.10), достигает максимума
при 6СГ =45°+ <р /г- Делая подстановку этого значения, как было
показано при решении уравнения (7.10а), получим:
sin 6cr cos 0сг — cos2 0cr tg <р= —?—.
2tg бег
Рис. 8.1. Расчетная схема по оценке степени
устойчивости вертикального откоса
Подставив эту вели-
чину в выражение
(8.3), получим:
- уЛ2
------------=chcrt
4tg(45° + <p/2)
из которого в соответ-
ствии с выражением
(7.16) следует, что
= (8.4)
Y
Таким образом, при
отсутствии дополни-
тельной консолидации
и соответствующего
увеличения плотности грунта критическую высоту можно выра-
жать исходя из прочности на сжатие при одноосном напряжен-
ном состоянии, независимо от того, обусловливается ли общее
сопротивление грунта сдвигу внутренним трением, или нет (см.
п. 7.22).
Зависимость (8.4) может быть представлена в несколько
ином виде:
—— =0,25, (8.5)
yhcr
где выражение c]yhcr называется фактором устойчивости (см. п.
8.8); при этом предполагается, что c = qu!2, когда <р=0.
Приведенный анализ основывается на предположении о пло-
ских поверхностях скольжения. Однако натурные наблюдения
показывают, что оползни происходят по криволинейным поверх-
ностям скольжения вида, соответствующего кривой 2—3 на рис.
8.1. Анализ таких криволинейных поверхностей, выполненный
Феллениусом (1927 г.), привел к выражению
, 3,86s
hcr= -—
• v
(8.6)
190
Это значение только на 3,5% меньше, чем определяемое вы-
ражением (8.4) для плоских поверхностей скольжения. Тем не
менее оба эти выражения, как показала практика, приводят к
завышенным результатам, так как растягивающие напряжения,
возникающие вблизи поверхности грунтовой толщи, значительно
ослабляют ее в этом месте
Рис. 8.2. Причины образования трещин растяжения за бровкой вертикаль-
ного откоса выемки без крепления поясняются другими условиями наруше-
ния прочности и устойчивости грунта
а — испытание на сжатие в одноосном напряженном состоянии; б —в выемке без креп-
ления; в — вертикальный откос выемки с креплением
8.2. Растягивающие напряжения, действующие вблизи по-
верхности грунта, и их влияние на критическую высоту верти-
кальных бортов выемок без крепления. Предшествующий тради-
ционный анализ по оценке условий устойчивости призмы обруше-
ния грунта как некоторого монолитного тела выполнен без уче-
та того факта, что принятые в расчете силы не действуют на эту
призму одновременно. Эта точка зрения иллюстрируется рис.
8.2,6. Рассмотрим равновесие некоторого элементарного слоя
высотой ДА, показанного на этой схеме. ВесД№ слоя образует
пару Д Wl\ с вертикальной составляющей Д1?о усилия Д/?, кото-
рое действует по поверхности скольжения и является равнодей-
ствующей касательных и нормальных составляющих сопротив-
ления сдвигу по этой поверхности. (Вертикальное давление на
191
этот слой от веса грунта, расположенного выше него, на схеме
не показано, так как можно предполагать, что оно уравновеши-
вается реактивным давлением грунта, находящегося ниже слоя.)
Эта пара создает вращающий момент ДЛ40. То же самое отно-
сится ко всем другим слоям, выделенным в призме обрушения.
Условие равновесия обеспечивается действием обратно направ-
ленного момента сопротивления:
М* =Т12 =С12 =ЕД Мо. (8.7)
Таким образом, причины, обусловливающие появление вбли-
зи поверхности грунтовой толщи растягивающих напряжений
и трещин растяжения, которые часто наблюдаются в натуре пе-
ред обрушением свободно стоящих береговых откосов, получа-
ют объяснение с качественной стороны. Однако условия работы
грунтов на растяжение и возникающая отсюда деформация рас-
тяжения в толще грунтов еще очень слабо изучены, что исклю-
чает в настоящее время возможность какого-либо надежно обос-
нованного количественного анализа проблемы. Терцаги (1943 г.)
установил, что максимальная глубина, которую могут достичь
трещины растяжения в толще откоса, равна половине высоты
свободно стоящего борта выемки. Образование трещин растя-
жения вблизи поверхности грунтовой толщи исключает здесь ка-
кое-либо сопротивление грунта сдвигу и, следовательно, увели-
чивает сдвигающие напряжения, действующие вдоль нижней
части поверхности скольжения. Таким образом, критическая вы-
сота hcr берегового уступа, ослабленного трещинами растяже-
ния, определяемая выражением (8.6), в реальных условиях
уменьшится из-за таких трещин до величины h'cr, которую мож-
но установить по предложению Терцаги с некоторым запасом из
соотношения
= (8-8)
или
= (8.9)
Подставив значение hcr из выражения (8.6), получим:
h, =2^s_ = l^qu (8Д0)
сг У У
8.3. Теория Брандтцайга и нарушение прочности хрупких
глин в результате растяжения, возникающего при раздавливании
образцов. Как следует из рис. 8.2. а, работа образца грунта на
сжатие в условиях одноосного напряженного состояния и соот-
ветственно вертикального борта выемки не имеют между собой
ничего общего. Усилия, вызывающие обрушение образца, явля-
ются функцией некоторой внешней нагрузки Оц а не объемными
силами. Деформация выделенного в образце слоя грунта ДА
симметрична по отношению к осевой линии образца. Любые ло-
192
кальные моменты, возникающие в выделенных элементарных
призмочках, при этом условии взаимно уравновешиваются и,
кроме того, компенсируются касательными напряжениями вдоль
верхней и нижней поверхностей ab и а'Ь'.
Влияние, оказываемое этими граничными касательными на-
пряжениями, на характер условий раздавливания образцов впол-
не отчетливо проявляется при испытании на сжатие бетонных
цилиндров. Эти опыты проводил или наблюдал за ними практи-
тически каждый студент, приобретающий строительную специ-
альность. В конце испытания на сжатие цилиндров из бетона
конусы abc и а'Ь'с' остаются неповрежденными, в то время как
за пределами этих конусов бетон раскалывается по вертикаль-
ным плоскостям. Такое положение является следствием того, что
бетон в этой зоне не подвержен компенсирующему воздействию
касательных напряжений, действующих по торцам образца ab
и а'Ь'. Если торцы будут хорошо отполированы и смазаны, то
весь бетонный образец будет расколот вертикальными плоско-
стями даже в пределах конусов abc и а'Ь'с'. Как показывает
верхняя схема на рис. 8.2, а, это может быть объяснено наличи-
ем в образце горизонтальных деформаций растяжения, так как
диагональ ef призмы tfc'e удлиняется под действием приложен-
ных к ее граням касательных напряжений. Такого рода наблю-
дения послужили основой теории прочности Брандтцайга (1928г.),
объясняющей разрушение анизотропных материалов, таких как
бетон, результатом растяжения, определяемого максимальным
растягивающим напряжением или максимальной относительной
деформацией растяжения.
Увлажнение торцовых поверхностей ab и а'Ь' по рис. 8.2, а,
например образцов глинистых грунтов с ненарушенной структу-
рой, за счет тщательно смоченных пористых камней будет зача-
стую приводить к подобному же раскалыванию образцов по ря-
ду вертикальных плоскостей. Это говорит о том, что теория
Брандтцайга может лучше описывать действительные условия
работы жестких ненарушенных глин, чем обычно используемая
теория прочности Мора, базирующаяся на зависимостях Кулона.
Однако применение теории Брандтцайга для точных решений по-
ка еще практически невозможно. Это обстоятельство помимо все-
го прочего подчеркивает неудачи всех попыток получить дейст-
вительные во всех случаях точные решения проблемы прочности
грунтов и снова показывает необходимость полуэмпирического
подхода к ним подобно методам оценки степени устойчивости
вертикальных бортов выемок, описываемым в п. 8.5.
8.4. Условия нарушения устойчивости вертикальных бортов
выемок, иллюстрируемые модельными испытаниями на желатине.
В лаборатории У. Хаузела Мичиганского университета Д. Хар-
рауном была проведена серия опытов с моделями из желатина
(1940 г.). Их результат находит свое отражение на рис. 8.3. Же-
латин в разжиженном виде был залит в холодной комнате меж-
13—277
193
ду двумя стеклами, покрытыми смазкой и поставленными вер-
тикально параллельно плоскости чертежа. После того как жела-
тин остыл и затвердел, поддерживавшая его сбоку вертикальная
стенка 1—1 удалялась. Желатиновый откос при этом осе-
дал, занимая положение 2. Следует отметить, что, судя по рис.
8.3, в положении 2 в толще откоса еще никаких трещин растя-
жения не наблюдалось. Однако на напряженное состояние по-
верхности откоса указывало относительно большое перемещение
его подошвы во внешнем направлении. Начало развития криво-
линейной поверхности скольжения улавливается на трех из че-
тырех фотоупругих отпечатках, отмеченных на рис. 8.3 кружками.
Рис. 8.3. Последовательные этапы нарушения устойчивости
вертикального откоса в толще связных грунтов. Испытания
в лаборатории на моделях из желатина (Харраун, 1940 г.
и Терцаги, 1941 г.)
На третьей стадии эксперимента (на схеме помечена циф-
рой 3) температура в комнате была несколько повышенной. Это
привело к уменьшению сопротивления желатина сдвигу и выз-
вало дальнейшую деформацию откоса. У его верхней поверхно-
сти появились явно выраженные трещины растяжения, а у по-
дошвы обнаружились следы раздавливания желатиновой массы.
Только на четвертой стадии эксперимента (обозначенной 4),
когда температура в комнате поднялась еще выше, было отме-
чено скольжение массы желатина по криволинейной поверхно-
сти, которая несколько сместилась с ее начального положения.
В результате такого скольжения желатин у подошвы откоса
оплыл.
Приблизительно в то же время (1941 г.) Терцаги сообщил
о результатах исследований, проведенных в его венской лабора-
тории на желатине несколько более тугой консистенции, чем у
Харрауна. В процессе этих измерений еще до появления в мо-
194
дели трещин растяжения замерялись относительные деформа-
ции, связанные с растягивающими напряжениями у верхней по-
верхности свободно стоящего откоса из желатина. Общая тен-
денция развития трещин соответствовала рис. 8.3. Наибольшего
значения относительная деформация растяжения и, следователь-
но, растягивающие напряжения достигли на расстоянии о г
кромки откоса, приблизительно равном V2 его высоты.
Из экспериментов такого рода нельзя сделать никаких опре-
деленных количественных выводов, но они помогают наглядно
представить себе механизм нарушения устойчивости свободно
стоящих вертикальных бортов выемок в толще связных грунтов.
Подобные изменения прочности связного грунта, конечно, не
имеют места в природных условиях, но в соответствии с урав-
нением (8.10) изменение сопротивления грунта сдвигу в толще
откоса при постоянной его высоте должно иметь такое же общее
влияние на степень его устойчивости, как и изменение высоты
борта выемки в толще грунтов с постоянной прочностью. Таким
образом, рис. 8.3 может рассматриваться как пример деформа-
ции и разрушения откосов различной высоты в одних и тех же
грунтах в уменьшенном масштабе. Анализ приведенной схемы
показывает, что характер грунтов, лежащих ниже горизонталь-
ной плоскости, проходящей через подошву откоса, должен ока-
зывать существенное влияние на его поведение.
8.5. Сравнение расчетных и действительных значений крити-
ческой высоты свободно стоящих вертикальных бортов выемок.
Рис. 8.4 иллюстрирует один из очень немногих примеров такого
сопоставления, которые были проведены до настоящего време-
ни. В одном случае под двухэтажное подвальное помещение был
заложен котлован (1929 г.) в толще ленточных глин, поверхность
которой падала так, что один из бортов котлована был на 9,5
футов ниже противоположного. Выемка была вскрыта на пол-
ную глубину без какого-либо крепления ее вертикальных бортов
при их высоте соответственно 22 и 31,5 фута. Затем была нача-
та установка деревянного крепления. Рис. 8.4, а отвечает этапу
работ, достигнутому непосредственно перед обрушением более
высокого борта откоса. Можно видеть, что к этому времени еще
не было установлено поперечное крепление, за исключением не-
которой части у поверхности. Поэтому не была достигнута не-
обходимая жесткость крепления в поперечном направлении, ко-
торая должна обеспечиваться главными балками крепления, ус-
танавливаемыми ниже поверхности грунта. При этом условии
борт оказался фактически неукрепленным. На рис. 8.4,6 пока-
зан тот же участок после обрушения борта котлована высотой
31,5 фута. Борт высотой 22 фута, расположенный на другой сто-
роне котлована, остался при этом неповрежденным.
В то время еще не было разработано ни одного из современ-
ных методов исследования глинистых грунтов. Однако весьма
тщательное лабораторное изучение тех же глин на образцах,
13*
195
Рис. 8.4. Обрушение откоса в выемке глубиной 31,5 фута, заложенной
в толще ленточных глин
а —перед обрушением; б —после обрушения
с ненарушенной структурой, отобранных из толщи на соседнем
участке, было проведено в 1946 г. (Чеботарев и Бейлисс, 1948 г.).
Для взятых образцов была установлена средняя прочность на
сжатие при одноосном напряженном состоянии <7н=1,05 т/фут3
196
и объемный вес глины у = 120 фунт1фут3=§№ т)фут^ (см. рис.
7.16). Подставив эти величины в выражения (8.4) и (8.10), по-
лучим Ясг = 35 футов и h^r=22,6 фута. Таким образом, оказыва-
ется, что последняя величина хорошо согласуется с условиями,
отображенными на рис. 8.4. Описываемая авария произошла
в северной части штата Нью-Йорк в марте. Возможно, что на-
ступление аварии было несколько задержано из-за временного
увеличения прочности грунта на растяжение за счет частичного
промораживания покровной толщи. В результате оттаивания эта
повышенная прочность грунта ко времени аварии должна была
резко снизиться.
Таким образом, представляется, что ослабление трещинами
растяжения поверхностных горизонтов грунтовой толщи должно
учитываться при проектировании свободно стоящих откосов вы-
емок. В выражении (8.10) это обстоятельство, по-видимому, учи-
тывается с разумной степенью запаса. Однако для получения
дальнейших контрольных данных последующие полевые наблю-
дения такого рода за откосами, как устойчивыми, так и поте-
рявшими устойчивость, совершенно необходимы.
Из рис. 8.2, в следует, что при жестком креплении по сравне-
нию со свободно стоящими бортами для вредного проявления
вращающего момента, а отсюда и для развития трещин растя-
жения имеется гораздо меньше условий. В главе 10 этот вопрос
получит дальнейшее освещение.
8.6. Устойчивость подтопленных свободно стоящих вертикаль-
ных бортов выемок. Полное подтопление грунтовой толщи, как
таковое, не снимает сцепления в массиве глинистого грунта. Од-
нако в результате размокания грунта (см. п. 7.4) на.поверхности
толщи может начаться процесс разрушения грунта, что может
постепенно свести на нет устойчивость всего вертикального бор-
та. Это положение получило отображение на рис. 8.5.
Удаление грунта из испытательного лотка в конце одного из
крупномасштабных опытов, проводившихся в Принстонском уни-
верситете, было начато с песка. Это позволило провести наблю-
дение за устойчивостью затопленной вертикальной грани слоя
мягкой пылеватой глины в лотке, примыкавшей к песку и таким
образом обнаженной. Пылеватая глина (Iр=7%) к началу ис-
пытания была полностью перемята и доведена до полужидкой
консистенции. Ко времени выемки из лотка песка эта глина
в процессе повторной консолидации приобрела пластичную кон-
систенцию, соответствующую примерно прочности на сжатие
в условиях одноосного напряженного состояния, равной qu=
=200 фунт!фут2. Ее объемный вес во взвешенном состоянии со-
ставлял y=60 фунт!фут&. Согласно выражению (8.10), соответ-
ствующее этим условиям значение h’cr должно было бы быть рав-
ным 4,3 фута, или 52 дюйма.
197
Ко времени перерыва испытания, вызванного окончанием
рабочего дня, высота откоса достигла 30". Поначалу не было ни-
каких признаков потери его устойчивости. Затем у подошвы от-
коса (линия 2—2 на рис. 8.5) было обнаружено некоторое ло-
кальное его разрушение в виде размокания и оплывания грунта.
Эта зона постепенно увеличивалась, пока приблизительно через
3 я верх откоса не оказался подмытым и затопленным. Экспери-
мент показал, что применение обычного метода оценки степени
Рис. 8.5. Последовательные этапы обрушения затоплен-
ного вертикального откоса, сложенного связным грун-
том. Начало процесса связано с разжижением грунта
в подошве откоса. Испытания на модели из пластичной
глины (лаборатория механики грунтов Принстонского
университета, 1946 г.)
устойчивости подтопленных свободно стоящих вертикальных бор-
тов выемок в связных грунтах не может быть, как правило, оп-
равдано. К счастью, на практике такой анализ требуется весь-
ма редко.
8.7. Разрушение причальной стенки в порту Гётеборг (Шве-
ция). Большое число аварийных случаев с насыпями, возведен-
ными на пластичных глинах в Швеции, побудило администрацию
государственных железных дорог создать для изучения этого
вопроса специальную геотехническую комиссию (1913 г.).
Работа комиссии и других шведских инженеров привела к раз-
работке метода оценки степени устойчивости откосов, который
обычно стали называть шведским методом круглоцилиндричес-
ких (или круговых) поверхностей скольжения. Этот метод был
впервые предложен К. Е. Петтерсоном (1916 г.). На рис. 8.6
198
нашли отражение данные полевых наблюдений, положенные
в основу этого метода. Поперечное сечение причальной стенки
в Гётеборгском порту, где глубина воды была равна 25 футам,
изображено на рис. 8.6 сплошными линиями. Так как мощность
пласта пластичной глины превышала 150 футов, то около 50 фу-
тов ее были удалены, как показано на схеме, с помощью земле-
черпалки и заменены песком, в который и были забиты сваи,
Рис. 8.6. Авария портовой причальной стенки Гётеборг (Швеция)
5 марта 1916 г. (по Петтерсону, 1916 г. и Феллениусу, 1927 г.)
несущие облегченный железобетонный ростверк ячеистого типа
(см. п. 16.15).
5 марта 1916 г. несколько сот футов набережной сместились
в сторону моря, заняв положение, показанное на рис. 8.6 более
тонкими линиями. Это положение сооружения, обнаженный учас-
ток GG' поверхности скольжения, а также подъем дна гавани
(пунктирные линии) говорят о том, что повреждение набереж-
ной произошло в связи с ее поворотом вокруг некоторого цент-
ра. Современные способы отбора образцов с ненарушенной
структурой из глубоких скважин и методы испытания по оценке
сопротивления сдвигу пластичной глины в то время еще не бы-
ли разработаны. По этой причине Феллениус позже (1927 г.)
’ провел ряд обратных расчетов с подбором различных цилиндри-
199
ческих поверхностей скольжения, чтобы определить исходя из
различных предположений возможные предельные сочетания
сцепления с и угла внутреннего трения ф грунта, соответствую-
щих коэффициенту запаса устойчивости сооружения, равному
единице. Для всех таких поверхностей общей являлась точка G
закола на поверхности грунта. Другой конец поверхности сколь-
жения пересекал дно водоема где-то между точками А и Е. Наи-
более вероятно, что это положение отвечало точке В. Учитывая
эти граничные условия, было выполнено с помощью подбора
огромное число пробных расчетов исходя из различных вероят-
ных положений центра вращения 0. Было установлено, что при
положении центров, указанном на рис. 8.6, получаются наименее
благоприятные результаты расчетов в сопоставлении с осталь-
ными центрами 0, подвергнутыми проверке. Предположение
о сопротивлении грунтов сдвигу только за счет внутреннего тре-
ния (с=0) отвечает дуге GE, наиболее близко расположенной
к поверхности грунтовой толщи. Это логично, так как предполо-
жение о том, что ф>0, означает, что сопротивление грунта сдви-
гу увеличивается с глубиной. Это приводит к выводу о малой
вероятности потери устойчивости сооружения с его сдвигом по
поверхности скольжения, глубоко заходящей в толщу грунта.
По тем же причинам предположение, что <р=0, отвечает дуге
GA, наиболее глубоко опускающейся в толщу. Промежуточное
положение дуги GB соответствует промежуточным значениям с и
Ф (ф=4°). Дуга с несколько меньшей кривизной, чем GB на
рис. 8.6, была первоначально принята Петтерсоном (1916 г.) для
расчетов при условии отсутствия в грунте сцепления (с=0).
При таком допущении коэффициент запаса, равный единице,
отвечал значению ф =9°40'. Таким образом, сдвиг по дуге GB
при сопротивлении грунта сдвигу только за счет трения несколь-
ко менее вероятен, чем вдоль дуги GE, так как для условия пре-
дельного равновесия при скольжении по дуге GE требуется бо-
лее высокое сопротивление грунта сдвигу, характеризуемое зна-
чением ф = 10°20'.
Приведенные выше данные показывают, что вращательный
характер некоторых оползней вдоль криволинейных поверхно-
стей, глубоко заходящих в толщу пластичных глин, является не-
сомненным. Однако из этих данных вытекает также, что незна-
чительное отклонение в предполагаемом положении поверхности
скольжения оказывает намного меньшее влияние на степень об-
щей устойчивости сооружения, чем изменения в предполагаемых
значениях сопротивления глинистых грунтов сдвигу (см. п.7.25).
8.8. Анализ устойчивости откосов в однородных грунтах по
шведскому методу круглоцилиндрических поверхностей сколь-
жения. В 1935 г. Рендуликом было высказано мнение о том, что
поверхность скольжения в откосе должна иметь вид логарифми-
ческой спирали. С теоретической стороны это предположение
имеет некоторые преимущества и потому иногда используется
200
в расчетах. Однако Тейлор показал (1937 г.), что результаты,
полученные по этому методу, только незначительно отличаются
от полученных по методам, основанным на допущении о кругло-
цилиндрической форме поверхности скольжения. Кроме того,
выполнение расчетов по первому методу приблизительно в 2 ра-
за более трудоемко, чем по второму. Поэтому метод логарифми-
ческой спирали в этой книге далее рассматриваться не будет.
•Руты,
\
Рис. 8.7. Пример оценки степени устойчивости, откоса расчетом при пла-
стовом строении грунтовой толщи
Дальнейшая разработка метода Петтерсона с круглоцилин-
дрическими поверхностями скольжения была выполнена Фелле-
ниусом (1927 г.). Как показано на рис. 8.7, масса грунта, рас-
положенная выше поверхности скольжения, по этому методу
подразделяется на ряд отсеков-блоков. В случае, показанном на
схеме, имеется девять таких отсеков. Условия равновесия каж-
дого отсека, например третьего отсека на рис. 8.7, представлен-
ного трапецией тппг'п', оцениваются независимо от других. Это
положение вызывает необходимость в упрощающих допущениях,
в частности о равенстве по величине и противоположности по
направлению усилий, действующих на гранях тт' и пп', и воз-
можность игнорировать несовпадение действия веса W3 отсека
и сопротивления сдвигу вдоль поверхности т'п'. В последующем
были разработаны графические способы расчета, в - частности
так называемый метод круга трения (<р-круга). После того как
выбран центр вращения, из него может быть вычерчен меньший
круг с радиусом r'=/?sinq), Линия действия равнодействующей
веса W всех отсеков и сопротивления трения вдоль соответству-
201
Рис. 8.8. Четыре графика, иллюстрирующие зависимость между
глины с объемным весом 100 фунт/фут2
202
тичная
тичная
консистенция глиньч
критической высотой hcr различных откосов и сцеплением с
(по Д. Тейлору, 1937 г.)
203
ющих дуг поверхности скольжения будут определяться касатель-
ной к так называемому ф-кругу. Это условие облегчает построе-
ние многоугольника сил для всех отсеков, на которые подразде-
ляется весь оползающий массив.
Тейлор (1937 г.) использовал этот метод для составления
ряда расчетных таблиц и графиков, которые связали угол а от-
коса с его критической высотой hcr , с одной стороны, и свойст-
вами грунта, выражаемыми его объемным весом у, сцеплением
с и углом внутреннего трения <р, с другой. Значения фактора ус-
тойчивости с/F syht где Fs —коэффициент запаса [ср. с выраже-
Рис. 8.9. График, иллюстрирующий уменьшение
критической высоты hcr с увеличением мощности
D слоя глины под подошвой откоса (построен на
основе рис. 8.8; Ф =0, у = 100 фу нт!фут2)
нием (8.5), где он равен единице], приводятся здесь примени-
тельно к значениям угла а откоса и фактора глубины h+Dlh.
Каждая точка на графике была получена после 10—20-кратного
расчета с подбором наименее благоприятного расположения
центра вращения 0. Ослабление толщи склона трещинами рас-
тяжения в этом методе совсем не учитывается. Подобные же
графики были разработаны Феллениусом (1927 г.).
Приведенные выше данные были использованы в качестве
основы для построения графиков, представленных на рис. 8.8
и 8.9. Смысл используемых символов становится ясным из рис.
8.10.. Величины ticr, соответствующие Fs =1, выраженные прямо
204
в футах, даны в этих графиках применительно к различным уг-
лам откоса а в зависимости от сцепления грунта с и для глубин
D захождения кривых скольжения откоса в толщу его основа-
ния, сложенную предположительно теми же грунтами, что и сам
откос. Величины D, равные 0; 20; 50 и 100 футов, принимаются
при расчете в соответствии с глубиной залегания пород, обла-
дающих более высоким сопротивлением сдвигу, например песка
или скалы. Величина h'cr в соответствии с выражением (8.9) во
всех случаях принималась равной 2/3 высоты hcr без учета ослаб-
Рис. 8.10. Расчетная схема к рис. 8.8 и 8.9
ления массива трещинами растяжения. Как было сказано, по
этому вопросу не имеется никаких точных данных, но можно
считать, что принятие приведенного выше допущения обеспечи-
вает некоторый запас устойчивости. Графики, изображенные на
рис. 8.8 и 8.9, были построены для эффективного объемного ве-
са грунта у=100 фунт) фут2. Если действительный объемный вес
грунта имеет значение у', отличающееся от у, величины h , по-
лученные из графиков 8.8 и 8.9, должны умножаться на 100/у'.
Такой путь будет строго правильным только при D=0. Однако
и в тех случаях, когда D>0, возникающая отсюда ошибка не-
значительна и обеспечивает в решении некоторый запас. Графи-
ки дают также значения п, на которые должны умножаться со-
ответствующие величины h'cr, когда необходимо оценить длину
nh'cr грязевой волны («языка оползня»), которая.может возник-
нуть при анализе, как это показано на рис. 8.10. Ни один из гра-
фиков, приведенных на рис. 8.8 и 8.9, не будет справедливым,
если подошва противоположного склона или весь откос выемки
попадает в пределы расстояния nticr, т. е. если возникает препят-
ствие для развития поверхности скольжения 2—2 в масштабах,
определяемых графиками. В таких случаях можно обратиться
205
к первоисточнику, т. е. статье Тейлора (1940), где приводится
график, построенный с учетом такого положения, когда точки 1
и 3 подошв противоположных откосов совпадают.
Следует отметить, что только на рис. 8.8,/ приводятся кри-
вые для /) = 0, отвечающие значениям <р>0, а именно, ф = 10°. Это
справедливо, так как для любого грунта, имеющего ср >0, т. е.
сопротивление которого сдвигу возрастает с глубиной, наиболее
опасная кривая скольжения стремится проходить через конечную
точку откоса, но не ниже нее. Такое положение будет также в
случае, если ф=0, но одновременно а>53°.
Из рис. 8.8 следует также, что увеличение глубины D для
случая, когда толща ниже подошвы откоса сложена тем же грун-
том, что и сам откос, ведет к уменьшению значения величины
h'cr, особенно при более пологих откосах. В случаях неопреде-
ленно большой глубины D все откосы с а>53° стремятся к тому
же значению h'cn что и откос с а =53° при D>0.
Критическая высота откоса в толще идеально сыпучих грун-
тов (с=0) при условии, что угол откоса а равен или меньше
угла естественного откоса грунта, является неопределенно боль-
шой.
Однородное строение толщи грунта, как это показано на
рис. 8.10, в реальных условиях встречается редко. Однако графи-
ки, приведенные на рис. 8.8 и 8.9, полезны при оценке взаимосвя-
зи и относительной важности различных факторов, а также при
проведении приближенных предварительных расчетов в полевых
условиях.
8.9. Оценка степени устойчивости откосов в неоднородной тол-
ще грунтов с помощью шведского метода круглоцилиндрических
поверхностей скольжения. Неоднородное строение толщи грун-
тов (см. рис. 8.7) встречается в действительности значительно
чаще, чем однородное. Эффективный объемный вес грунта выше
уровня свободной поверхности воды ±0,0 принимается в этих
расчетах в соответствии с выражениями (4.7) и (4.10) и ниже
этого уровня в соответствии с выражением (4.11). Сопротивле-
ние сдвигу грунтов в слоях А и В может быть различным. По-
казанная на рис. 8.7 поверхность скольжения проведена исходя
из предположения, что сопротивление грунта сдвигу в более
глубоко лежащем слое В меньше, чем в перекрывающем слое Л.
Однако следует иметь в виду, что для определения положения
наиболее опасной поверхности скольжения и ее центра 0, не-
обходимо проделать несколько пробных расчетов с сопоставле-
нием их результатов.
Обычная методика расчета состоит в следующем. После вы-
бора поверхности скольжения грунт, расположенный выше нее,
разбивается в плоскости чертежа на ряд блоков, как показано
на рис. 8.7. После этого вычисляется эффективный полный вес
W каждого блока (см. пример 8.4 для блока 7). Произведения
206
веса W каждого из блоков на соответствующее им плечо г от
линии его действия до вертикальной оси, проходящей через центр
вращения 0, определяют собой величину вращающего момента
Мо, причем силы, расположенные правее этих линий, увеличива-
ют его, а. расположенные левее — уменьшают. Таким образом,
исходя из рис. 8.7 '
9 4
M0=S Wr—^Wr. (8.11)
5 1
Момент сопротивления Мг зависит от суммы сил сцепления
и трения, действующих вдоль поверхности скольжения. Таким
образом, если мы возьмем в качестве примера блок 7, состав-
ляющая момента сопротивления за счет сцепления будет равна
(с/7Т?), где Ь] — длина дуги а"Ь". Аналогично этому составляю-
щая от его сопротивления за счет трения будет равна (TPycosp?
tg<p), где 07 —угол, образуемый линией а"6" с горизонталью,
а №7 cos р7— составляющая от веса блока 7, нормальная к а"Ь".
Соответственно
9 9
cl + IFcosfUgq). (8.12)
1 1
При указанном суммировании должны использоваться вели-
чины с и ср, характеризующие свойства грунта в слоях по низу
каждого блока.
Затем из выражения
(8.13)
определяют коэффициент запаса на устойчивость откоса по от-
ношению к скольжению.
В качестве дополнительной меры предосторожности можно
учесть возможное влияние дождевой воды, скапливающейся
в трещинах растяжения у поверхности грунта, путем добавле-
ния к вращающему моменту Мо величины IFwrw=1/2(62,4z^rw).
Глубина z0, которую могут достичь трещины растяжения,
обычно принимается равной половине критической высоты сво-
бодно стоящего вертикального откоса, которая определяется по
выражению (8.4), т. е. z^qjy (см. п. 8.2 о недостатках этого
предположения).
Основная неопределенность при оценке устойчивости откоса
в соответствии с описываемым здесь методом лежит в определе-
нии сопротивления грунта сдвигу, характеризуемого величинами
с и ф. Исходя из неясных пока положений, связанных с таким
определением (см. пп. 7.21 и 7.23), подобные расчеты не должны
проводиться при проектировании сооружений без участия опыт-
ных инженеров. Не должна быть упущена ни одна благоприят-
207
ная возможность для выполнения «посмертного» анализа реаль-
ных оползней в сочетании с современными методами определе-
ния сопротивления грунтов сдвигу (см. п. 7.25). Это единственный
путь дальнейшего совершенствования существующих методов.
8.10. Влияние фильтрационных сил на устойчивость откосов.
Насыщение водой грунта, залегающего на отметках выше сво-
бодной поверхности воды, несколько увеличивает его эффектив-
Рис. 8.11. Обрушение верхового откоса намывной плотины Форт-Пек,
шт. Монтана
а — сечение плотины (Миддлбрукс, 1942 г.); б — гидродинамическая сетка до
обрушения откоса (предположительно); 1 — граница водонасыщения; 2 — по-
верхность грунта после оползания; 5 -- ядро; 4 — поверхность скольжения;
5 — сланец
ный объемный вес. Из рис. 8.7 видно, что при этом будет увели-
чиваться вес блоков 6, 7, 8 и Р, а следовательно, и вращающий
момент.
Подобный, но даже более четко выраженный эффект создает-
ся при неожиданном опорожнении, т. е. при быстром падении
уровня воды, омывающей откос, например при быстрых при-
ливных колебаниях в эстуариях. Предположим, что уровень сво-
бодной поверхности воды, как это показано на рис. 8.7, понизился
в русле на величину Ahw. Потребуется некоторое время для того,
чтобы вода, заполняющая поры в грунте, имела возможность
в условиях дренирования откоса снизиться до этого нового уров-
ня. Тем временем вес, например, блока 7 будет увеличиваться,
так как эффективный вес призмы шириной а'Ь' и высотой АЛСГ,
установленный для стадии начального уровня исходя из объем-
ного веса грунта во взвешенном состоянии, будет после падения
уровня зависеть от объемного веса грунта в насыщенном состоя-
нии (без взвешивания). Таким образом, эффективный объемный
вес этой призмы почти удвоится (см. пример 8.4).
В некоторых случаях оказывается возможным построить гид-
родинамическую сетку с тем, чтобы по ней определить фильтра-
ционные силы. На рис. 8.11 приводится пример такого построе-
208
ния для верхового откоса плотины Форт-Пек в двух случаях —
до и после происшедшего там оползания откоса. Плотина на-
мывная (см. п. 17.3). Авария произошла в период возведения
плотины. Наблюдения в контрольных скважинах показали, что
кривая депрессии находилась в положении, изображенном на
рис. 8.11, а. За кривую депрессии можно принять верхнюю линию
тока аа по рис. 8.11, б. Положение нижней линии тока bb опре-
деляется исходя из симметрии плотины и поверхности водоне-
проницаемых сланцев. Точки пересечения кривой депрессии эк-
випотенциалями можно определить с помощью графического по-
строения, показанного на рис. 8.11,6. Следует отметить, что эти
точки пересечения размещаются в верхней части кривой депрес-
сии аа более близко друг к другу, чем в нижней части. Это го-
ворит о меньшей здесь водопроницаемости грунта, чем в ниж-
ней части плотины. Другими словами, здесь имел место посте-
пенный переход от непроницаемого внутреннего ядра
к проницаемой внешней призме. Учитывая это обстоятельство,
в соответствии с методикой, изложенной в п. 5.3, после несколь-
ких попыток могла быть построена гидродинамическая сетка,
приведенная в конечном виде на рис. 8.11,6. После этого для
каждого прямоугольника гидродинамической сетки могла быть
определена фильтрационная сила и отсюда установлено рас-
четом вызванное ею приращение вращающего момента. Сумма
этих приращений по всей гидродинамической сетке может быть
затем добавлена к величине вращающего момента, определен-
ного по выражению (8.11). Следует отметить, что в этом случае
во избежание двойного учета объемный вес грунта в части пло-
тины, расположенной ниже кривой депрессии aat должен прини-
маться в соответствии с выражением (4.11) во взвешенном со-
стоянии.
Построение гидродинамических сеток для условий понижения
уровня воды еще более сложно и неопределенно, так как обыч-
но не бывает известно и подлежит определению положение кри-
вой депрессии. При этом условии метод оценки влияния вне-
запного понижения уровня воды, в соответствии с указаниями
к рис. 8.7, в силу своей простоты, по-видимому, предпочтительнее.
Наличие в глинистой толще берегового склона тонких гори-
зонтальных линз песка, связанных с залегающей по соседству
большой массой песка, может иногда оказывать вредное влияние
на его устойчивость. В период дождливых сезонов уровень грун-
товых вод в толще песка может значительно подняться и, следо-
вательно, вызвать большое противодавление в песчаных про-
слойках и линзах. При этом условии опасность развития здесь
оползня может возрасти.
8.11. Оплывы. Из рис. 8.11,6 видно, что поверхность сколь-
жения, установленная в последующем с помощью буровых сква-
жин, имеет круглоцилиндрическую форму только на части своей
длины; достигнув поверхности сланцев, на остальной длине она
14—277
209
носит прямолинейный характер. Это обстоятельство вызвало
предположение, что первоначальная причина обрушения откоса
плотины лежала в недостаточной прочности частично выветре-
лых с поверхности глинистых сланцев. Однако вид сооружения
после аварии свидетельствовал о том, что грунт внешней призмы
плотины был отброшен на расстояние почти 600 футов от ее
первоначального положения. В этих условиях рыхлый песок
в призме должен был при аварии перейти в разжиженное со-
стояние (см. п. 7.16) в связи с деформацией призмы, вызванной
оползанием ее откоса. Таким образом, в данном случае оползень,
который начался, как обычно, в результате сдвига по некоторой
определенной поверхности скольжения, завершился оплывом
разжиженного песка.
Под этим подразумевается особая форма оползня, происхо-
дящего в условиях полного разжижения и растекания водона-
сыщенной массы рыхлого зернистого материала, что ведет к об-
разованию довольно пологого откоса. Гёз (1948 г.) опубликовал
результаты своего анализа по изучению плотности песков в Гол-
ландии в частях дамб, расположенных вблизи участков, кото-
рые были разрушены в результате таких оплывов в условиях пе-
рехода песка в разжиженное состояние. Оказалось, что плот-
ность песков в полевых условиях была ниже критических
значений, установленных в лаборатории (см. п. 7.16). Подобные
данные приводятся Каппейяном и др. (1948 г.). Меры преду-
преждения возможного разжижения песка и связанных с этим
оплывов заключаются в соответствующем уплотнении песка (см.
пп. 11.3 и 11.5).
Эренберг (1933 г.) описал случай разжижения рыхлого пес-
ка в буроугольном карьере в Германии. Пласт бурого угля был
прикрыт слоем песка мощностью 155 футов. Чтобы обеспечить
возможность открытой разработки месторождения, этот песок
складывали в отвалы в тех частях котлована, где уголь уже
был выработан. Один из таких отвалов песка достиг высоты
62 фута и был частично насыщен водой, стекающей в котлован
по откосам. Совершенно неожиданно более миллиона кубиче-
ских ярдов этого песка пришло в движение и затопило котлован,
распространившись за несколько минут по обнаженному пласту
угля на расстояние 2300 футов. К счастью, эта авария произо-
шла вечером, когда в котловане было только четыре человека,
занимавшихся ремонтными работами. Двое из них находились
в дальнем по отношению к месту аварии участке котлована
и смогли вовремя спастись. Двое других погибли.
8.12. Составление проекта и осуществление в натуре меро-
приятий, направленных к повышению степени устойчивости от-
косов выемок и насыпей. Любое мероприятие, приводящее
к уменьшению величины вращающего момента Мо, определяе-
мого по выражению (8.11), будет увеличивать степень устойчиво-
сти откоса. Это может быть достигнуто, например, как показано
210
на рис. 8.12, а, срезкой откоса от da к abt что приведет к его
выполаживанию. Благодаря этому вращающий момент умень-
шится на величину, отвечающую моменту площади, заштрихо-
ванной на схеме. Аналогичный результат может получиться
вследствие оползня, как показано на рис. 8.12,6, при условии
отказа от приведения в первоначальный вид ab оползней поверх-
ности а'Ь' и срезки ее до ef с образованием бермы.
Мероприятие третьего рода (рис. 8.12, в) заключается в том,
что некоторая масса оползшего грунта оставляется у подошвы
откоса. Несколько схожий прием применяют в Швеции, чтобы
Рис. 8.12. Три вида мероприятий, проводимых в целях укрепления
откоса в условиях оползня по круглоцилиндрической поверхности
скольжения
Рис. 8.13. Использование пригрузочных призм при возведении
в Швеции насыпей железных и автомобильных дорог на глинах
в мягкопластичной консистенции в Швеции (Якобсон, 1948 г.)
1 — нагрузка от транспорта; 2 — «пригрузочная призма»; 3 — глина в мяг-
копластичной консистенции
обеспечить возможность возведения железнодорожных или шос-
сейных насыпей на весьма пластичных глинах. Этот способ
(рис. 8.13) заключается в использовании так называемых при-
грузочных берм, устраиваемых для того, чтобы уменьшить вра-
щающие моменты в условиях оползней, как поверхностных (/—/),
так и затрагивающих глубокие горизонты (II—II).
В отношении рис. 8.12, в следует отметить, что обратная про-
цедура, т. е. углубление выемок, например до уровня тп, бу-
дет увеличивать вращающий момент и, следовательно, опас-
ность развития в бортах выемки оползней. Некоторые оползни
14*
211
в. берегах рек вызываются дноуглубительными работами по
фарватеру.
При всех условиях следует избегать того, чтобы создалось
положение, соответствующее показанному на рис. 8.14. В этом
случае прежде всего за счет веса отвала у бровки откоса увели-
чится вращающий момент. Одновременно возникнут дополни-
тельные препятствия свободному стоку поверхностных вод. Ин-
фильтрация ослабляет грунт в зоне возможного нарушения его
устойчивости и увеличивает его объемный вес. При этих условиях
уменьшается момент сопротивления и увеличивается опроки-
дывающий момент.
Рис. 8.14. Неправильный способ отвала выработанного
грунта
8.13. Дополнительные факторы, влияющие на устойчивость
откосов. На рис. 8.15 приведены результаты модельных испы-
таний, проведенных Ек Ху Таном (1948 г.) в Колумбийском уни-
верситете. Песок укладывался между двух стеклянных пластин;
его поверхность покрывалась резиновой оболочкой, а внутри соз-
давался вакуум по методике, напоминающей применение в экс-
перименте, показанном на рис. 7.28 (см. п. 7.18). При этом нахо-
дящийся под воздействием наружного атмосферного давления
по всей своей толще песок приобретал свойства связного грунта.
Бак размером 3X1,5X1,5 фута со стороны точки b постепенно
поднимали с поворотом вокруг точки а вплоть до начала опол-
зания в нем песка. Возникшее при этом перемещение песка
усматривается из рис. 8.15. С внутренней стороны стеклянных
пластин мягкопластичной смесью ламповой сажи и скипидара
была нанесена соответствующая сетка. При деформации откоса
эта сетка в некоторой своей части была смазана в процессе пе-
ремещения зерен песка вдоль сетки, что дало возможность фик-
сировать деформацию в толще откоса.
Следует отметить, что кривая скольжения проходит через
точки, в которых перекос в связи со сдвигом, как мера относи-
тельной деформации, достигал приблизительно 7°. Ниже поверх-
212
ности скольжения залегала значительная по величине, но уже
менее деформированная зона нарушения. При таком условии
есть основание считать, что на положение поверхности скольже-
ния оказывает, вероятно, влияние и характер грунта, располо-
женного ниже этой поверхности. Пока еще не существует способа
количественной оценки этого дополнительного фактора, а также
метода проведения экспериментов, подобных изображенному
на рис. 8.15, для накопления необходимых данных. Однако эти
исследования позволяют лучше представить себе механику раз-
вития оползня по глубоко заходящим в толщу поверхностям
Рис. 8.15. Испытания на модели для выявления влияния
граничных условий на положение кривой скольжения
1 — кривая скольжения; 2 — зона локализованного смещения:
3 — состояние после сдвига; 4 — деформация сдвига; 5 —началь-
ное состояние; dx и d2 — мощность толщи, затронутой сдвигом
скольжения и подчеркивают важность пренебрегаемого до на-
стоящего времени влияния граничных условий. Эта точка зрения
найдет в дальнейшем отражение в связи с проблемами, отно-
сящимися к вопросу о боковом давлении грунта на подпорные
сооружения (см. п. 10.20).
8.14. Оползни покровных масс грунта по кровле коренных
пород. Покровная толща бывает нередко представлена относи-
тельно рыхлой и водопроницаемой массой выветрелой породы,
подстилаемой в свою очередь плотными практически водоне-
проницаемыми глинистыми сланцами. Атмосферные воды при
этом легко проникают в толщу этой массы, просачиваются до
кровли сланцев, размягчая их поверхность и делая ее скользкой.
Если в этих условиях закладывается выемка, например для
автотрассы, как показано на рис. 8.16, то возникает опасность
оползания поверхностного слоя в выемку по кровле сланца.
На рис. 8.17 приведены две фотографии, изображающие по-
добные случаи. На рис. 8.17, а показан откос выемки с выкли-
нивающейся на его поверхность плоскостью скольжения. На
рис. 8.17,6 показана часть обнаженной поверхности скольжения
-с бороздами, оставленными на размягченной поверхности слан-
213
ца галькой, перемещающейся с покровным слоем. Наиболее эф-
фективным способом предотвращения подобного рода оползней
является надлежащий поверхностный дренаж. Его работа может
быть улучшена укладкой непроницаемого (глинистого) слоя
в местах наиболее вероятного скопления воды, например на
участках а и b по рис. 8.16, и с отводом ее отсюда канавами.
В странах с влажным климатом, например в Англии, опас-
ные оползни такого вида могут периодически возникать даже
при отсутствии выемок, как только масса в покровном слое на
крутых склонах окажется достаточно смоченной водой. Наличие
в подстилающих горизонтах водоносных пористых песчаников
Я»
Рис. 8.16. Условия дренирования покровных масс,
способствующие его оползанию в выемку (приме-
нительно к рис. 8.17)
и сланцев может усугублять положение. Единственной эффек-
тивной мерой борьбы с подобного рода оползнями является дре-
нирование покровной и подстилающей толщи. В крайних случаях
для этой цели могут использоваться дренажные штольни.
8.15. Устойчивость выемок в толще жестких трещиноватых
глин. Ни один из описанных методов количественной оценки
степени устойчивости бортов выемок с вертикальными или иными
откосами в толще однородной пластичной глины не может быть
использован применительно к переуплотненным, так называе-
мым жестким трещиноватым глинам (см. п. 2.5). Терцаги
(1936 г.) дал обоснованное объяснение причин внезапного обру-
шения берегов, сложенных такими глинами, при достаточно вы-
соких значениях коэффициента запаса их устойчивости, если для
их оценки были применены те же методы, что и для нетрещино-
ватых толщ глинистых пород. Дело в том, что при проходке кот-
лованов в верхней части откоса возникают растягивающие на-
пряжения (см. п. 8.2). В результате их действия трещины в глине
в этой зоне, особенно вблизи поверхности грунтовой толщи, под-
вергаются раскрытию. При этом условии вода в трещинах может
постепенно накапливаться, размягчая грунт. Через некоторое
214
б)
Рис. 8.17. Оползание покровных масс (см. рис. 8.16) по плос-
кой увлажненной кровле твердых сланцев. Плоская поверх-
ность скольжения (по Пекворсу, 1938 г.)
время сопротивление глинистой массы сдвигу будет обусловли-
ваться на значительную глубину сопротивлением этих неболь-
ших размягченных зон. В четырех из пяти случаев, рассмотрен-
ных Терцаги в его труде, оказалось, что разрушение возникло
при величине эффективного сопротивления сдвигу, равной
приблизительно 0,3 т/фут2, в то время как прочность на сжатие
215
образцов такой неослабленной глины в пределах между трещи-
нами была в 10—20 раз больше. Только в одном случае сопро-
тивление сдвигу в реальных условиях составило 1 т!фут2.
Жесткие трещиноватые разновидности таких глин, рассмат-
риваемые иногда как обладающие зеркалами скольжения, яви-
лись причиной многих вызвавших беспокойство оползней в Анг-
лии. Были предприняты попытки, изучая подобные оползневые
объекты в полевых условиях, оценить возможную степень раз-
мягчения этих глин в трещинах в зависимости от времени, про-
шедшего после окончания работ по проходке выемок. Результаты
Рис. 8.18. Выемка в лёссовом грунте с вертикальным откосом. Автостра-
да близ Виксбурга, шт. Миссисипи
исследований, опубликованные Скемптоном (1948 г.), показали,
что такой подход к решению проблемы является перспективным.
Конечно, полевые исследования должны выполняться в каждом
отдельном случае для различных геологических формаций
и в различных районах. Выводы по таким исследованиям не
могут, вероятно, считаться универсальными.
Жесткие трещиноватые глины, характеризующиеся зеркалами
скольжений, в так называемой формации Кукарача, вызывали
неоднократно трудности в период строительства Панамского ка-
нала. Сопротивление их сдвигу в реальных условиях составляло
от 15 до 28% сопротивления их сдвигу в ненарушенном состоя-
нии (1948 г.). Тем не менее оно было в несколько раз выше, чем
у большинства глин, о которых сообщал Терцаги, или же у глин
в Англии, упомянутых Скемптоном.
8.16. Выемки в лёссовых грунтах. Практика проходки вы-
емок в таких условиях показала, что вертикальные или почти
вертикальные борта выемок, подобные показанным на рис. 8.18,
216
обладают наибольшей степенью устойчивости и прочности. Та-
кое положение объясняется пылевым по преимуществу составом
лёссовых грунтов, а следовательно, их малым сцеплением, что
обусловливает легкую размываемость дождевыми водами, сте-
кающими по пологим откосам. При вертикальных откосах боль-
шая часть дождевой воды не достигает бровки выемки и не сте-
кает по откосу, а поглощается толщей грунта. Это особенно чет-
ко проявляется при лёссах в природном залегании, так как
Рис. 8.19. Глубокая выемка в лёссовом грунте,
обделанная уступами с вертикальными стенками
на автостраде в шт. Айова
в этих условиях их водопроницаемость в вертикальном направ-
лении оказывается во много раз выше, чем в горизонтальном.
Однако обычно желательно предусматривать необходимость пе-
рехвата вод еще на достаточном расстоянии от выемки.
Торнболл (1948 г.) опубликовал сообщение о хороших ре-
зультатах использования подобных методов при строительстве
каналов в штате Небраска. Откосы каналов высотой до 40 фу-
тов в супесчанистом лёссе и до 55 футов в пылеватом лёссе
задавались выше уровня воды с заложением 1 : V4. Для обес-
печения устойчивости таких откосов ниже горизонта воды тре-
буются специальные мероприятия, например песчаные бермы,
уполаживание откосов и применение покрытий из специальных
материалов.
Рис. 8.19 иллюстрирует метод, использованный при заложе-
нии выемки глубиной 80 футов на строительстве автотрассы
в штате Айова (1940 г.). Откос выемки был обработан уступа-
ми высотой 15 футов. Для отвода воды от бровки каждого усту-
па предусматривался незначительный (1 :24) уклон. Чтобы из-
бежать эрозии подошвы каждого из этих высоких уступов, участ-
ки а замащивались. Отвод накапливающейся здесь воды
обеспечивался слабым уклоном уступов в продольном направле-
нии (т. е. в направлении, перпендикулярном плоскости чертежа).
217
Рис. 8.20. Размыв недавно засеянного травой откоса выемки автострады
(Чеботарев, 1939 г.)
Рис. 8.21. Использование марли для защиты от размыва засеянных тра-
вой пологих склонов; пылеватый грунт с малым сцеплением (Чебота-
рев, 1939 г.)
8.17. Защита откосов от эрозии. Посадка трав представляет
собой одно из наиболее простых и наименее дорогих средств за-
щиты склонов от ветровой эрозии и от размыва дождевыми вода-
ми. При наличии хорошего дернового покрова трава будет пога-
шать большую часть живой силы падающих дождевых капель.
Вместе с тем ее корневая система будет способствовать удер-
жанию грунта на месте и защищать его от смыва.
218
При этом весьма важно обеспечить образование на поверх-
ности откоса сплошного травяного ковра еще до того, как воз-
никнет опасность самой эрозии. В противном случае посев трав
окажется совершенно неэффективным, как это показано на
рис. 8.20. Опасность резкого развития эрозии особенно велика
для склонов, сложенных грунтами с малым сцеплением, т. е.
с преобладающим содержанием весьма мелких песков, камен-
ной муки или лёсса. Покрытие в случае необходимости склона
Рис. 8.22. Защита откоса выемок на автострадах путем вспахивания
или террасирования. Служба охраны почв Соединенных Штатов (Чебо-
тарев, 1939 г.)
дерном является эффективным, но дорогостоящим мероприяти-
ем. Рис. 8.21 иллюстрирует попытку удержать грунт такого рода
на пологом склоне у автотрассы на время, необходимое для про-
растания семян травы, с помощью покрытия из марли. Иначе
грунт был бы выдут или смыт вместе с семенами травы.
При крутых откосах скорость воды, стекающей вниз по от- .
косу, может быть значительно уменьшена с помощью метода,
показанного на рис. 8.22. Эта мера подобна так называемому
вспахиванию по горизонтали или террасированию, применяемо-
му в сельском хозяйстве для защиты почв от сноса. В этом слу-
чае вода, попадающая на склон, медленно стекает по бороздам
со слабым уклоном параллельно подошве откоса. При этом ус-
ловии размывающее действие воды снижается до минимума.
Особые меры требуются для защиты склонов по берегам рек,
озер или откосов плотин от волновой эрозии на уровне уреза
воды. Такая защита обычно осуществляется с помощью камен-
ной наброски, причем размер камней должен увеличиваться
в соответствии с ожидаемой высотой волны. При достаточном ве-
219
се таких камней возможность их смещения от ударов волн пре-
секается. Кроме того, необходимо принимать соответствую-
щие меры во избежание постепенного вымыва. грунта, заполняю-
щего полости между камнями водой, стекающей по откосу
после каждого отката волн. Иногда для этой цели оказывается
полезным устройство обратного фильтра. Слой песка уклады-
вается непосредственно на поверхность естественного грунта
Рис. 8.23. Защита верхового откоса плотины Сэрдис, шт. Миссисипи, от
размыва волнами. Каменная наброска по слою гравия и песка (Чебота-
рев, 1939 г.)
склона. Затем по песчаному слою укладываются последователь-
но слои гравия, мелкого камня и, наконец, крупного камня. На
рис. 8.23 изображен случай применения такого метода. Мы ви-
дим здесь одну из двух вышек передвижного кабельного крана,
который используется для укладки каменной наброски у самой
подошвы склона.
ПРАКТИЧЕСКИЕ ПРИМЕРЫ
8.1. Выемка со свободно стоящими вертикальными бортами, имеющая глу-
бину 23 фута, была заложена в толще жестких глин. Эта глина с ненарушен-
ной структурой в образцах, по данным испытаний в лаборатории, характе-
ризовалась следующими показателями: gtt = l,4 т/ф#т2,у=125 фунт/фут3. Опре-
делить величину коэффициента запаса Fs устойчивости бортов выемки.
Решение. В соответствии с выражением (8.10)
, 1,29-1,4’2000 Л
hcr =-------------= 28.9 ФУта>
220
28,9
23
= 1,26.
8.2. Каков должен быть откос котлована глубиной 23 фута, чтобы
обеспечить величину коэффициента запаса устойчивости его бортов /^ = 1,26,
если глина более пластична, чем в примере 8.1 (^и=0,7 г/фг/т2, Y =
= 110 фу нт/фут3), и по своей мощности достигает глубины Р=30 футов ни-
же дна выемки, где она подстилается уже более прочными породами.
Решение.
В соответствии с выражением
(7.17) с= -у =
=700 фунт{фут2. Чтобы получить величину коэффициента запаса Fs= 1,26, сле-
дует определить для расчетов величину с: с=700/1,26=560 фунт[фут2. Эта ве-
личина для дальнейших расчетов исправляется в соответствии с отношением:
560 (100/110) =510 фунт [фут2, так как объемный вес заданного грунта боль-
ше его значений, приведенных на графиках. Из рис. 8.8,77/, где D принято
равным 50 футам, получим <х=10° (1:5,7) и из рис. 8.8,7/ для /)=20 футов
получим а=16° (1:3,5). Интерполируя, найдем в порядке приближенного ре-
шения откос с заложением 1:4. Надлежит обратить внимание, что такому от-
косу соответствует величина п=1,5. Это свидетельствует о том, что при шири-
не котлована (по дну) меньше 1,5-23=34,5 фута откос может быть принят
более крутым.
8.3. С каким заложением могут быть приняты откосы выемки, если дно ее
сложено прочными породами, т. е. при D=0? Все остальные условия задачи
остаются теми же, что и в примере 8.2.
Решение. Из рис. 8.8, / получим
<х = 45°(1:1).
8.4. Найти величину вращающего момента, действующего на блок 7 по
рис. 8.7, при неожиданной сработке уровня воды в водоеме на величину hw
=7,5 фута? Коэффициент пористости грунта е равен 0,84, его объемный вес
во взвешенном состоянии в соответствии с выражением (4.11‘) при G= 2,65
равен 56 фунт[фут\
Решение. В соответствии с выражениями (4.7) и (4.10) объемный вес
грунта в пределах зоны, которая на рис. 8.7 для блока 7 показана заштрихо-
ванной, непосредственно после сработки уровня воды будет равен:
2,65 + 0,84
56 » се----= И8.4 фунт[фут3.
2,00 — 1
Таким образом, он увеличится на 118,4—56 =62,4 фунт[фут3, что равно
устранению влияния взвешивания на единицу общего объема (поры+твердое
вещество) грунта. Расстояние а'—Ь' отвечает 36 футам, и общее увеличение
веса блока 7 (при его ширине 1 фут) составит 62,4 -7,5 - 36-1 = 16 850 фунтов=
= 16,85 килофунта. Соответствующее увеличение вращающего момента достиг-
нет 16,85-90=1,515 фут-килофунта.
8.5. Каким по величине будет момент сопротивления блока 7 на рис. 8.7,
если прочность на сжатие образцов с ненарушенной структурой, взятых из
слоя В, при одноосном напряженном состоянии была получена равной аи—
=0,9 т[фут2?
Решение. В соответствии с выражениями (7.17) и (7.19) можем принять
=0 и =qu/2=0,9 килофунт[фут2. Длина дуги а"Ь", непосредственно изме-
ренная на схеме, равна 40 футам. Таким образом, момент сопротивления бло-
ка 7 будет равен 0,9 • 40 • 220 • 1 =7920 фут • килофунт.
ГЛАВА 9
РАСПРЕДЕЛЕНИЕ
НАПРЯЖЕНИЙ В ГРУНТАХ.
НЕСУЩАЯ СПОСОБНОСТЬ
ГРУНТОВ
9.1. Некоторые общие вопросы, касающиеся осадки поверх-
ности грунтовой толщи и распределения в ней напряжений. Ин-
женеры-практики часто принимают упрощенное предположение,
что давление, передаваемое на грунт от подошвы фундамента,
распределяется в грунте под некоторым углом а к вертикали,
обычно принимаемым равным 30°. Следовательно, в этом случае
напряжение в подстилающих слоях принимается равномерно
распределенным при уменьшении его интенсивности. Позже бу-
дет показано, что это предположение во многих отношениях не-
точно или даже неправильно, но тем не менее может служить
основой для начала рассмотрения общей проблемы распределе-
ния напряжений в грунтах.
Как показано на рис. 9.1, в случае квадратной подошвы фун-
дамента указанная выше методика эквивалентна представлению
о том, что поверхностная нагрузка Р = рЬ2 воспринимается неко-
торым объемом грунта в виде усеченной пирамиды. Осадка по-
верхности толщи S будет тогда равна сжатию всей пирамиды
высотой Н. Она будет представлять собой сумму деформаций
сжатия е всех последовательных горизонтальных слоев dH пи-
рамиды. Площадь каждого из этих слоев будет: А = (b+2Н tg а)2.
Если модуль Юнга материала пирамиды Е, то ее сжатие § со-
ставит:
pb” Iн_ 1 . 1 = pfea / 1 . 1 ।
Е I 2tga ’ (& + 2Htga) Е V 2tga ’ 6-f-2Htga +
н—о
Если a = 30° (tg a =0,577), то (для квадрата)
S=0,867—Cs.
Е
(9.2)
222
Эта величина на 39% меньше полученной по строгому реше-
нию Тимошенко {уравнение (206)]* также для квадратной подош-
вы при v =0,5.
Для значений Н< со величина сжатия S, определяемая урав-
нением (9.2), должна умножаться на коэффициент CS<1. Зна-
чения этого коэффициента, полученные из уравнения (9.1), даны
в графическом виде с правой стороны на рис. 9.1. Этот график,
так же как и уравнение (9.2), выявляет следующее обстоятель-
ство, которое имеет огромное практическое значение.
Рис. 9.1. Деформация сжатия S усеченной пирамиды из упру-
гого материала, равномерно нагруженной поверху
В тех случаях, когда мощность сжимаемого слоя грунта,
представленная в предыдущем анализе высотой пирамиды 77,
весьма велика по сравнению с размером нагруженной площади
(4 = Ь2), осадка квадратных фундаментов, передающих на грунт
нагрузку со средней интенсивностью р, будет увеличиваться
прямо пропорционально размеру b сторон квадратных подошв.
Такие условия могут встретиться на практике. Предположим,
например, что слой глины или рыхлого песка с мощностью по-
рядка 80 футов, подстилаемый скалой, нагружен по поверхности
расположенными далеко друг от друга столбчатыми фундамен-
тами с квадратной подошвой со сторонами 4(4X4 фута) и 8 фу-
тов (8X8 фута). Если грунт в основании фундаментов 4X4 и8Х
Х8 футов будет по сжимаемости полностью однороден и если
в подошве этих фундаментов к грунту будет приложена одина-
ковая нагрузка, предположим 1 т/фут2, то фундамент со сторо-
нами 8 футов дает осадку, в 2 раза большую, чем фундамент
* Timoshenko S. Theory of Elasticity. McGraw-Hill, 1934, 416 pp.
223
со сторонами 4 фута. Это понятно, так как в случае увеличенной
площади подошвы фундамента будет подвергнута сжатию боль-
шая толща грунта, чем в случае меньшей подошвы, при одина-
ковом значении средней интенсивности нагрузки. Это расхож-
дение будет несколько меньшим, когда мощность сжимаемого
слоя Н относительно мала и приближается к размеру самих
фундаментов (см. изменение коэффициента Cs на рис. 9.1 для
а = 30° в зависимости от отношения Hjb).
Это общее правило подтверждается более строгим анализом
проблемы, лабораторными экспериментами и полевыми наблю-
дениями, о которых будет говориться далее. Выражение (9.2)
и рис. 9.1 могут быть в ряде случаев применены в практических
целях (см. задачу 9.1).
Уравнение (9.2) применимо для квадратных фундаментов..
Для фундаментов шириной b и неограниченной длины мы мо-
жем получить таким же образом при а =30°:
S=2-^-lg(14-±^j. (9.2а)
Дефект описанного упрощенного анализа в одном отноше-
нии, имеющем практическое значение, заключается в допущении,
что давление распределяется в грунте под некоторым опреде-
ленным углом и равномерно по подстилающим горизонтальным
плоскостям. Рис. 9.2 иллюстрирует в упрощенном виде ошибоч-
ность этого предположения. Разделим ширину фундамента b
па несколько участков равного размера и затем предположим,
что каждый из этих участков распределяет свою нагрузку
в грунте под углом а = 30° к вертикали, как показано на рис. 9.2
пунктиром. Усеченные пирамиды, в пределах которых грунт под-
вержен сжатию под нагрузкой от каждого элементарного участ-
ка фундамента, будут накладываться друг на друга. Поэтому,
если мы просуммируем давления, передаваемые на плоскость АА
от каждой из накладываемых пирамид, как это показано на
рис. 9.2, то получим большие давления на этой плоскости под
центром равномерно нагруженного фундамента по отношению
к его краям. Это часто можно наблюдать на существующих со-
оружениях. Примером может служить сооружение, изображен-
ное на рис. 9.3. Согласно Прентису и Уайту, средняя ордината
параболической кривой прогиба равна приблизительно 4 футам.
Это случай предельный, так как мощность толщи и сжимае-
мость пластичной глины г. Мехико больше, чем где бы то ни
было в мире (см. п. 2.5 и рис. 4.9). Тем не менее подобное яв-
ление наблюдалось во многих других случаях на реальных со-
оружениях (см. рис. 13.10).
Другим важным моментом, вытекающим из рассмотрения
рис. 9.2, является то, что вертикальное давление по глубине тол-
щи распространяется далеко за пределы вертикальных плоско-
стей, проведенных через края фундамента, т. е. за пределы его
224
контура. В большинстве случаев осадка фундамента может быть
представлена как сумма деформаций сжатия всех выделенных
подстилающих фундамент слоев грунта. Из этого следует, что
в осадке фундамента и непосредственно примыкающей к нему
сбоку поверхности грунта не будет никакой резкой разницы;
вокруг фундамента будет образовываться плавно искривленный
так называемый кратер осадки (см. п. 13.4).
Рис. 9.2. Упрощенное доказательство неравномерного рас-
пределения вертикального давления по глубине толщи от на-
грузки по поверхности (по Кеглеру и Шейдигу, 1938 г.)
9.2. Строгий анализ закона распределения напряжений
в упругом полупространстве по Буссинеску. Упрощенное рас-
смотрение проблемы распределения напряжений в грунтовой
толще, которое было проведено в предыдущем параграфе, исклю-
чает учет влияния на распределение напряжений боковых де-
формаций и деформаций сдвига в грунте под воздействием на-
грузки, а также свойств самого грунта, которые оказывают
влияние на величину этих деформаций. Строгий анализ пробле-
мы был впервые проведен французским математиком Буссинес-
ком (1885 г.) применительно к сосредоточенной нагрузке, при-
ложенной на поверхности так называемого упругого полупрост-
ранства, т. е. массы упругого материала, ограниченной с поверх-
ности горизонтальной плоскостью и простирающейся бесконечно
во все стороны ниже этой поверхности. Грунт ниже горизонталь-
ной поверхности может рассматриваться в качестве полупрост-
ранства, если мощность его по отношению к размерам нагру-
женной площадки на поверхности значительна.
Решение Буссинеска на английском языке было опублико-
вано Тимошенко (1934 г.). Для напряжений, которые возникают
15—277
225
под действием сосредоточенной нагрузки Р, приложенной на по-
верхности в точке, находящейся в пределах упругой грунтовой
массы на глубине z и на расстоянии по горизонтали г от верти-
кальной линии действия нагрузки Р, были получены следующие
выражения (обозначения приведены на рис. 9.4):
Рис. 9.3. Изгиб карниза старого кирпичного здания
в г. Мехико, свидетельствующий о большей осадке сред-
ней части его фасада, чем краевых частей (Б. Ошурков)
вертикальное напряжение
сг=— z3 (r2+z2Y5'2; (9.3)
касательное напряжение
тГ2=— — rz^+z2)-5'2-, (9.4)
горизонтальное радиальное напряжение
(9.5)
Выражение для горизонтального тангенциального напряже-
ния а0 приводится в указанной работе Тимошенко.
Рассмотрение рис. 9.4 и уравнений (9.3) — (9.5) позволяет сде-
лать следующие выводы. Величины всех напряжений в рассмат-
риваемом случае не зависят от величины модуля Юнга Е мате-
риала. Вертикальное напряжение az и касательное напряжение
тГг, кроме того, не зависят от величины коэффициента Пуассо-
на v. Линии, проведенные через точки, характеризующиеся рав-
ными величинами вертикального напряжения azt имеют прибли-
226
женно форму круга;^это справедливо и для линии равных
касательных напряжений тГ/. Горизонтальное радиальное на-
пряжение ог, т. е. радиальное боковое давление, зависит, одна-
ко, от величины коэффициента Пуассона v.
Косвенное доказательство справедливости решения Буссинес-
ка для упругих материалов может быть получено при проведении
лабораторных эксперимен-
тов, основанных на явлении
фотоупругости. Такого рода
исследования базируются
на том факте, что кристал-
лы упругой среды до неко-
торой степени перёориенти-
руются под действием каса-
тельных напряжений рав-
ной интенсивности так, что
если через подвергнутые на-
пряженному состоянию ба-
келит, желатин или другой
подобный материал пропус-
кать поляризованный свет, то точки с равными касательными
напряжениями будут образовывать линии одинакового цвета.
В условиях загрузки, соответствующих рис. 9.4, линии равных
касательных напряжений по данным опыта, основанного на эф-
фекте фотоупругости, имеют приблизительно форму круга, сов-
падающую с получаемой по Буссинеску.
Конечно, многие грунты являются пластичными, а не упру-
гими материалами. Теория пластичности пока еще не достигла
уровня, позволяющего строго математически рассматривать та-
кие проблемы. Тем не менее наблюдения за поведением грунтов
под нагрузкой показывают, что решения Буссинеска могут при-
меняться с достаточной степенью точности по отношению к связ-
ным грунтам и даже с некоторыми ограничениями к сыпучим
грунтам, подобным пескам. Это положение будет рассмотрено
далее.
Рис. 9.5 иллюстрирует картину напряженного состояния, воз-
никающего в толще грунта под нагрузкой, распределенной на
поверхности по площадке, имеющей форму круга. В данном
случае принимается, что грунт ведет себя подобно упругому по-
лупространству. Для построения этого графика используются
выражения, приведенные в работе проф. Тимошенко. Графиче-
ская интерпретация (см. рис. 9.2) дана Конверсом (1939 г.)
(см. также Юргенсон, 1934 г.). Из рассмотрения элементарного
кубика, изображенного с правой стороны схемы, следует, что
максимальное касательное напряжение в этой точке ътах дей-
ствует в плоскости, наклоненной под углом 45° к главному на-
правлению, отвечающему главному сжимающему напряжению
<Т1 [см. уравнения (7.7) и (7.8)].
15*
227
Геометрическому месту точек, отвечающих в толще грунта
наибольшим значениям i'max (максимальных касательных напря-
жений1), в плоскости чертежа соответствует некоторая эллипти-
ческая кривая. Согласно Тимошенко, эта кривая пересекает вер-
тикальную ось, проходящую через центр нагруженной площадки
на глубине г—0,638 (Z)/2). Это положение справедливо для ко-
Рис. 9.5. Распределение напряжений в толще под нагрузкой по кругу.
Стрелки указывают направление действия и величину* напряжений (Кон-
верс, 1939 г.)
1 — линии равных наибольших максимальных касательных напряжений '1тах ’
tmax — максимальные касательные напряжения; «ч — главные сжимающие напря-
жения
эффициента Пуассона v=0,3. Величина наибольшего максималь-
ного касательного напряжения будет тогда
^'тах =0,ЗЗр,
(9.6)
где p=PfA — средняя удельная нагрузка на единицу площади
загруженного участка. Следует отметить, что касательные на-
пряжения по вертикальным площадкам %гг от действия сосре-
доточенной силы на поверхности толщи не зависят от величины
коэффициента Пуассона (см. уравнение (9.4)]. Вместе с тем ве-
личина наибольшего максимального касательного напряжения
Т/пах под загруженной площадкой уже зависит от последнего,
хотя и в незначительной степени. Можно показать, подставляя
1 Наибольшее максимальное касательное напряжение Хтах=хтах щах.
(Прим, ред.) ....... .
228
предельное значение v=0,5 в уравнения (h) и (/Q в указанной
работе Тимошенко (стр. 337), что
О.?
и z'=0,692 (£>/2). Следовательно, возможное изменение величи-
ны хтах из-за неопределенности в значениях коэффициента Пу-
ассона для грунтов несущественно и не превышает 15%. Вместе
с тем действительная величина в рассматриваемых задачах
имеет важное практическое значение (см. пп. 9.10 и 14.2).
9.3. Опыты со штампами для оценки напряженного состояния
песчаной толщи. В прошлом столетии было сделано много по-
пыток установить экспериментально закон распределения напря-
жений в песчаной толще. Оборудование и методика испытания
при этом постепенно совершенствовались. Пески были подверг-
нуты испытанию в первую очередь из-за сравнительно более лег-
кой установки в них приборов для измерения давления.
Особого внимания заслуживают обширные эксперименты со
штампами различных размеров, которые были проведены Кёг-
лером и Шейдигом в Фрейбергской горной академии (Саксония)
в 1927 г. Был применен усовершенствованный метод измерения
вертикального давления. При этом использовалось большое ко-
личество датчиков, которые закладывались настолько близко
друг к другу, что образовывали на нескольких уровнях от по-
верхности непрерывные горизонтальные слои, устраняя тем са-
мым неточности в измерении давления из-за различия в дефор-
мации датчиков и окружающего их песка.
Результаты одного из фрейбергских испытаний отражены на
рис. 9.6. Точки в массе песка, в которых были замерены верти-
кальные давления равной величины, были соединены линиями,
получившими грушевидную форму. Давление выражено здесь
в процентах от средней удельной нагрузки р= — в подошве
штампа на контакте самого штампа и песка (Р — вся нагрузка,
приложенная к штампу, А — площадь штампа).
Из рис. 9.6 следует, что вертикальные напряжения в толще
песка несколько более сконцентрированы под штампом и в мень-
шей степени распространяются в стороны, чем это дают форму-
лы Буссинеска (см. рис. 9.4). Вблизи поверхности песка сущест-
вует зона нулевых напряжений, ограниченная кривой нулевого
давления, как это показано на рис. 9.6. Угол <р0 между этой кри-
вой и вертикалью вблизи поверхности песка составляет 35°,
а затем постепенно увеличивается до тех пор, пока на некоторой
глубине t не достигнет 90°. Эта глубина t, как было установлено
в Фрейберге, не зависит от размеров штампа и изменяется
в пределах от 3 до 4 футов при давлении в подошве штампа от
0,5 до 1 т/фут2 и нормальной плотности песка. Для очень рыхло-
го песка она не превосходила 6,5 фута. Имеются основания по-
229
лагать, что глубина t увеличивается с повышением давления на
песок в подошве штампа. Эти явления могут получить следую-
щее объяснение.
Приложение нагрузки к поверхности однородного тела вы-
зывает, как показал Буссинеск, появление внутри этого тела сил,
направленных вертикально и горизонтально. Равнодействующая
этих сил и веса вышележащих слоев грунта имеет в верхних
слоях значительный наклон к горизонту. Вне пределов контура
штампа сыпучие грунты, у которых отсутствует сцепление, не
Рис. 9.6. Линии равных вертикальных напряжений в песчаной
толще по испытаниям в Фрейберге (по Кеглеру и Шейдигу,.
1927 г.)
1 — поверхность песка; 2 — кривая нулевых напряжений; 3 — зона нуле-
вых напряжений
могут оказывать сопротивление горизонтальной составляющей
этой равнодействующей. Сопротивление сдвигу таких грунтов за-
висит только от сил внутреннего трения, которое вблизи поверх-
ности толщи песка равно нулю, так как здесь отсутствует пере-
крывающий слой грунта, вызывающий своим весом давление
и отсюда потенциальную способность песка сопротивляться сдви-
гу за счет внутреннего трения. Здесь без особых помех в ре-
зультате сдвига будет возникать перемещение зерен песка. Сле-
довательно, в верхних слоях песка давление от штампа не может
распространяться в стороны в такой степени, как это должно
происходить в связном материале. Это приводит к большей
концентрации в песке вертикальных напряжений непосредствен-
но под нагруженным участком, чем это вытекает из формул Бус-
синеска. На более значительной глубине от поверхности условия
230
изменяются. Наклон сил результирующего давления к горизонту
под действием дополнительного веса верхних слоев грунта по-
степенно уменьшается. По той же причине внутреннее трение
в песке и, следовательно, сопротивление грунта сдвигу в гори-
зонтальном направлении увеличивается. При этом условии на
глубине t песок может вести себя подобно однородному упруго-
му телу, по отношению к которому уже могут быть применены
уравнения Буссинеска.
Рис. 9.7. Характер распределения вертикальных напряжений по горизон-
тальной плоскости АА по испытаниям в Цюрихе и установленный расчетом
по формуле Буссинеска (Хуги, 1927 г. и Гербер, 1929 г.)
1 — поверхность песка; 2 — по опытным данным; 3 — по Буссинеску; 4 — при предпо-
ложении о равномерном распределении под углом 45°
Рис. 9.7 иллюстрирует эту точку зрения по отношению к верх-
ним слоям песчаной толщи. Схема составлена по данным ис-
пытаний, выполненных в Цюрихе, результаты которых близко
согласуются с полученными в Фрейберге. Схема свидетельствует
также о том, что предположение о равномерном распределении
давления, распространяющегося в песчаной толще под некото-
рым углом к вертикали, совершенно неправильно. Однако для
фундаментов больших размеров расхождение между этими тре-
мя возможными формами распределения давления будет не-
сколько меньше, чем показано на рис. 9.7, даже в верхних слоях
толщи. В пп. 9.4 и 9.5 этот вопрос будет рассматриваться более
подробно.
В Фрейберге были выполнены некоторые дополнительные
эксперименты, которые показали характер смещений частиц
грунта в толще песка ниже несущего нагрузку штампа. В песок
при его укладке вводили небольшие деревянные шарики; их ко-
ординаты регистрировались. После опыта песок из лотка был
осторожно удален, и положение шариков было вновь замерено.
Результаты опыта показаны на рис. 9.8. Перемещение частиц
231
песка оказалось не совсем совпадающим с направлением глав-
ных сжимающих напряжений, указанных на рис. 9.5, для упру-
гого тела. Тем самым было показано, что на эти перемещения,
а также на подъем поверхности песка в краевых зонах оказы-
вают влияние касательные напряжения. Подобные результаты
были получены в Цюрихе, когда в песок были заложены малень-
кие свинцовые шарики, которые фотографировались на один
Рис. 9.8. Смещения небольших деревянных шариков,
заложенных в песок (Эйхгорн, 1931 г.)
1 — поверхность песка до приложения нагрузки; 2 — поверх-
ность песка после его загрузки
и тот же кадр в рентгеновских лучах до приложения к штампу
нагрузки и после.
9.4. Распределение контактных напряжений по подошве фун-
дамента. Распределение контактных напряжений по подошве
фундамента зависит от условий, в которых находится грунт по
контуру фундамента. Песок в случае отсутствия пригрузки вокруг
фундамента, т. е. при отсутствии его заглубления, не будет обла-
дать каким-либо сопротивлением сдвигу в граничной с фундамен-
том зоне по причинам, указанным в п. 9.3. Следовательно, песок
там будет легко отдавливаться из-под фундамента в сторону,
уменьшая по краю фундамента реактивное давление на его по-
дошву. При этом исходя из условия обеспечения равновесия ин-
тенсивность реактивного давления под центром подошвы будет
неизбежно увеличиваться до значений, более высоких, чем сред-
нее удельное давление р=Р!А по подошве фундамента.
При испытании, иллюстрируемом рис. 9.6, датчики давле-
ния устанавливались также по подошве фундамента. Бы-
ла замерена под центром штампа величина реактивного
давления, которая оказалась равной 230% от Бы-
ло обнаружено, как это показано на рис. 9.9, что сте-
232
пень увеличения этого давления зависит от размера фунда-
мента. Длина контура фундамента линейно увеличивается с уве-
личением его диаметра или размера стороны его подошвы. Сле-
довательно, разумно предположить, что влияние граничных ус-
ловий на распределение давления по подошве фундамента будет
уменьшаться с увеличением его размеров, так как величина этого
давления зависит от площади подошвы, т. е. от величины диамет-
ра во второй степени или размеров сторон подошвы. Возможно
63 см
100 см
ЗЬсм
Ь5см
Рис. 9.9. Влияние размера штампа, установленного на поверхности песка,
на распределение контактных напряжений по его подошве в соответствии
с результатами испытаний, проведенных в г. Фрейберг (по Кеглеру и Шей-
дигу, 1927 г.)
!!!!!!!!!!!№!!!!№
нации!;
Ч1Ж
даже, что для весьма больших фундаментов или для сооружения
в целом, возведенных на песке, граничный эффект будет прояв-
ляться только в пределах незначительных по величине краевых
зон фундамента. В этом случае распределение контактных на-
пряжений по подошве фундамента будет отвечать рис. 9.10, а.
Вместе с тем осадка и прогиб сооружения с малой жесткостью
будут иметь тенденцию приобрести характер, показанный на
рис. 9.10, б.
Изгиб равномерно нагруженного гибкого фундамента в за-
висимости от природы реакции грунта может в определенных
условиях приобрести обратный характер, как это показано на
рис. 9.11. Изгиб по рис. 9.11, а обычно характерен для песка, но
только в случае весьма малых фундаментов, когда влияние по-
датливости песчаных частиц на поверхности песчаной толщи
у края подошвы уравновешивается возрастанием давления иод
центром фундамента в более глубоких горизонтах толщи
(см. рис. 9.7). Прогиб по рис. 9.11,6 часто отвечает сооружени-
ям, возведенным на глинистых грунтах (см. рис. 9.3 и 13.10).
Такое положение является естественным результатом закона
распределения контактных напряжений по рис. 9.11, б. Этот ха-
рактер распределения контактных напряжений соответствует
строгому решению Буссинеска и может быть объяснен следующим
образом. В прочном связном грунте материал, находящийся непо-
средственно за краем подошвы фундамента, способен в силу
наличия в нем сцепления воспринимать до некоторой степени
воздействующие здесь на него касательные напряжения даже на
поверхности толщи безотносительно к пригрузке вокруг фунда-
233
мента. В этом отношении глинистые грунты сильно отличаются
от рыхлых песков, лишенных сцепления. Благодаря этому в гли-
нистых грунтах часть нагрузки, воспринимаемая фундаментом^
передается на грунт в его краевых зонах. Таким образом, гли-
нистый грунт по внешнему контуру фундамента будет оказывать
большее сопротивление нагрузке от фундамента, чем находящий-
<8 .
Рис. 9.10. Деформация широкого гибкого фундамента, покоя-
щегося на песчаной толще
а — вероятный закон распределения контактных напряжений по его
подошве; б — характер его осадки и изгиба
Рис. 9.11. Связь между распределением контактных напряжений по по-
дошве небольших равномерно нагруженных гибких фундаментов, покоя-
щихся на песке и на глине, с характером их прогиба
ся под его центром. В результате, как это показано на
рис. 9.11,6, происходит концентрация контактных напряжений
у контура фундамента1. Эта концентрация носит локальный ха-
рактер; ниже поверхности контакта подошвы фундамента с грун-
том распределение вертикальных напряжений по горизонтальной
плоскости соответствует изображенному на рис. 9.7. Следует за-
метить, что больший прогиб центра гибкого равномерно нагру-
женного фундамента на глинистом грунте находится в соответ-
1 Правильнее видеть причину описываемого явления в тенденции к более
значительной осадке центра загруженной площади за счет концентрации здесь
вертикальных напряжений, о чем отчасти говорит автор далее. {Прим, ред.)
234
ствии как с эпюрой реактивных давлений, показанной на
рис. 9.11, б, так и с эпюрой вертикальных напряжений, приведен-
ной на рис. 9.7, если считать, что большая часть осадки поверх-
ности грунтовой толщи представляет собой сумму осадок за счет
деформации сжатия по вертикали всех подстилающих фунда-
мент слоев грунта.
Весьма важные по своим результатам испытания по опреде-
лению контактных напряжений были выполнены Оскаром Фабе-
Рис. 9.12. Конструкция специального штампа, использованного Оскаром
Фабером (1933 г.) для измерения контактных напряжений
/ — шарнир; 2 — рычаг 5:1 (для отсчета); 3 —мессура Эйма; 3 —стальной шарик
диаметром e/ie,z; 5 — стержень диаметром У/'; 6 — отверстия для тензометров диа-
метром Vie77; 7 —зазор понизу Ув*"; S —полусфера г=1" с гнездом для шарика
и три установочных винта
ром (1933 г.) в Лондоне. Специальный штамп, который был ис-
пользован для экспериментов, показан на рис. 9.12. Он состоял
из двух стальных дисков толщиной 3/4,z и диаметром 12". Ниж-
ний диск находился в непосредственном контакте с грунтом. Он
был образован из шести концентричных колец, размер которых
был подобран таким образом, что площади каждого из них были
равны. Верхний диск представлял собой сплошную плиту. К его
центру прикладывалась нагрузка. Каждое из шести колец ниж-
него диска было связано с верхним диском с помощью трех
стальных стержней, по которым производилось измерение де-
формации. Деформация стержня под нагрузкой на штамп, умно-
женная на модуль Юнга для стали и поперечное сечение стерж-
ня, давала величину нагрузки, воспринимаемой стержнем. Сум-
ма нагрузок, которые воспринимаются тремя стержнями,
удерживаемыми кольцом, поделенная на его площадь, давала
235
удельное давление на кольцо. Так были получены эпюры, пока-
занные на рис. 9.13—9.15.
Как видно из рис. 9.13, удельное давление под центром диска
было приблизительно в 2,5 раза больше среднего удельного дав-
ления р=Р/А для всего штампа. Фактически оно изменялось
в пределах от 2,3р до 2,7р, за исключением первого нагружения,
которое создало весьма малое удельное давление на грунт.
В этом случае реактивное давление под центром составило толь-
Рис. 9.13. Распределение контактных напряжений по подошве штампа,
изображенного на рис. 9.12. Чистый песок; вокруг штампа пригрузка
отсутствует (по О. Фаберу, 1933 г.)
ко 1,8р. Таким образом, эти результаты весьма хорошо согла-
суются с результатами испытаний в Фрейберге, где реактивное
давление под центром штампа сопоставимого размера (34 см)
было равно 2,5р (см. рис. 9.9).
Как показано на рис. 9.14, пригрузка в краевой зоне штампа
в опытах Оскара Фабера привела к увеличению здесь сопротив-
ления песка сдвигу. Это было особенно заметно при высоких ве-
личинах удельного давления, когда контактное напряжение под
центром подошвы понизилось приблизительно до 1,6р. Прило-
женная пригрузка была равна 1,46 т/фут2. Эта пригрузка экви-
валентна весу покрывающего слоя грунта в 24 фута с объемным
весом 120 фунт/фут3. Разумно предположить, что при более зна-
чительном давлении пригрузки у песка будет еще в меньшей
степени проявляться тенденция к сдвигу у контура подошвы,
а это приведет к тому, что реактивные давления в подошве фун-
236
дамента будут еще более близкими к равномерному распреде-
лению.
Особый интерес представляет испытание, проведенное с ис-
пользованием плотной лондонской глины, результаты которого
показаны на рис. 9.15. Эпюра контактных напряжений в этом
случае имела форму, которая соответствует теоретическому ре-
шению Буссинеска для однородного упругого тела с наиболь-
изображенного на рис. 9.12. Чистый песок; вокруг штампа пригрузка
237
шими величинами контактных напряжений под краем подошвы
фундамента. Это обстоятельство служит еще одним косвенным
доказательством того, что уравнения Буссинеска могут быть ис-
пользованы для глинистых грунтов и дают применительно к ним
результаты с удовлетворительной точностью (см. также п. 13.7).
Приложение пригрузки на грунт в краевой зоне в этих опытах не
вызывало какого-либо заметного расхождения в форме эпюры
реактивных давлений по отношению к изображенной на рис. 9.15,
когда штамп был установлен на поверхности глинистого грунта.
Этот результат также находится в соответствии с теорией, так
как сопротивление глин сдвигу зависит только от ее сцепления
(см. п. 7.22) L
9.5. Коэффициент концентрации напряжений Фрёлиха. Фрёлихом (1934 г.)
была сделана попытка выразить в формульной зависимости различные степе-
ни концентрации напряжения под сосредоточенной нагрузкой, приложенной
к поверхности полупространства. При
обозначениях, принятых на рис. 9.4,
предложенное Фрёлихом уравнение
для вертикального напряжения сгг
выглядит следующим образом:
Рис. 9.16. Линии равных верти-
кальных напряжений^ для раз-
личных значений коэффициента
концентрации напряжения V [см.
уравнение (9.8)] (по Фрелиху,
1934 г.)
аг = — — г’ (г2 + z2)-(v+2)/2, (9.8)
где — статически неопределимый
параметр, названный коэффициентом
концентрации.
Сравнение с решением Буссинес-
ка для упругой среды показывает, что
при величине коэффициента концент-
рации напряжений v=3 уравнение
(9.8) становится идентичным обычно-
му уравнению Буссинеска (9.3). На
рис. 9.16 показывается изменение
очертания изобар crz, т. е. линий,
проходящих через точки, характери-
зующиеся одинаковой величиной
вертикальных напряжений, для зна-
чений v, равных 2, 4 и 6, определен-
ных по уравнению (9.8). Изобара
для v=2 представляет собой окруж-
ность.
В нескольких случаях делались
попытки проинтегрировать уравнение
(9.8) по площади подошвы почти тем же образом, как это выполняется по от-
ношению к уравнению Буссинеска (9.3). Эта операция проводится для того,
чтобы получить удобное выражение для определения напряжений в песчани-
стых грунтах, для которых испытания со штампами показывали меньшую
степень равномерности распределения напряжений, т. е. большую их концент-
рацию, чем в случае связных грунтов, выражаемом уравнением Буссинеска
(9.3) (см. рис. 9.7'). Однако в попытках такого рода не учитывался тот факт,
что, как было показано в п. 9.4, различие в концентрации вертикальных напря-
жений в грунте вызывается главным образом граничными эффектами по кон-
Это утверждение носит в известной мере частный характер. (Прим, ред.)
238
туру нагруженного фундамента. Любое интегрирование уравнения (9.8) для
единичной нагрузки по площади подошвы, которое основано на предположе-
нии о постоянстве значения коэффициента концентрации v по этой площади,
следовательно, несовместимо с физическим характером наблюдаемого явле-
ния. Следует отметить, что при первой публикации своей работы Фрёлих огра-
ничился анализом, связанным с воздействием на грунт лишь сосредоточен-
ной нагрузки.
9.6. Графики для определения напряжений в грунтовой тол-
ще. На ранних этапах развития механики грунтов при необхо-
димости установить величину напряжений, возникающих в тол-
ще грунта под воздейст-
вием нагрузки, прило-
женной к поверхности
толщи от фундаментов
или веса земляных насы-
пей, использовали сле-
дующую методику. Пло-
щадь поверхности грунта
в подошве фундаментов
разбивалась на ряд
участков квадратной фор-
мы. Число их должно бы-
ло быть достаточно вели-
ко для того, чтобы допу-
стить замену равномер-
ной нагрузки, действую-
щей по площади квад-
ратов, сосредоточенной
нагрузкой, приложенной
в его центре. Напряже-
ния, вызванные такой со-
средоточенной нагрузкой
в любой точке в грунто-
вой толще, определялись
Рис. 9.17. Схема с пояснением обозначе-
ний в выражениях (9.9) — (9.12), на ко-
торых базируется расчетный график
с помощью уравнений (9.3) и (9.5).
Расчеты повторяли для всех квадратов, и напряжения, возник-
шие в некоторой точке толщи от каждого сосредоточенного гру-
за, складывались. Нет нужды отмечать, что этот путь определе-
ния напряжений требовал много времени и был чрезвычайно тру-
доемким. Для того чтобы облегчить проведение этой операции,
было разработано несколько типов вспомогательных расчетных
графиков. Существуют два основных типа таких графиков.
На рис. 9.17 и 9.18 приведены расчетная схема и график пер-
вого типа. Этот график позволяет определить вертикальное на-
пряжение oz на глубине z ниже угла А прямоугольного фунда-
мента шириной b и длиной а, равномерно нагруженного при ве-
личине удельной нагрузки р. Выделим бесконечно малый квадрат
площадью (da-db), показанный на рис. 9.17. Давление, дейст-
вующее на этот малый квадрат, может быть заменено сосредо-
239
точенной нагрузкой dP, приложенной по центру этого квадрата,
так что
dP — pdadb.
(9.9)
Увеличение вертикального напряжения oz от приложения на-
грузки dP может быть выражено уравнением (9.3), переписанным
в виде:
daz=—dP — (га+га)-,/г. (9.10)
Рис. 9.18. График для определения вертикальных напряжений
в толще грунта под углом фундаментной плиты (см. рис. 9.17)
Напряжение вызванное давлением р по всему прямо-
угольнику aXb, можно тогда получить интегрированием, соче-
тая уравнения (9.9) и (9.10) при выражении da, db и г через
углы ф и ф:
<р=Ф1 Ф=Ф1
ог= j j do2. (9.11)
Ф=0 ф==0
Решение уравнения (9.11) может быть представлено в не-
скольких видах. Штейнбреннер (1936 г.) опубликовал следую-
щее решение:
240
Р (агсы ГА . а(а2 + ^)-2^(/?-г) 1 ,
2л I S L z (а2 + b2)(R - z) -z (R — z)aJ
. bz . fl(7?a+za) ]
+ 62+z2 ’ (a2 + ?2)fl /’
где
(9.12)
Л=Уа2 + ^ + г2.
(см. пример
Рис. 9.19. Схема, поясняющая
использование диаграммы Нью-
марка для определения вертикаль-
ных напряжений в толще грун-
та (Ньюмарк, 1942 г.)
На рис. 9.18 уравнение (9.12) представлено в графической
форме. Этот график может быть использован для определения
напряжения ог в любой точке основания (см. пример 9.2). Он
может также служить в качестве иллюстрации влияния на вели-
чину напряжения размеров прямоугольника по величине отно-
а
шения — его длины к ширине
ь
График, изображенный на
рис. 9.18, достаточно удобен
для определения напряжений
как для случаев, когда нагруз-
ка распределена по непрерыв-
ной площади, например под
фундаментными плитами и
лентами, так и для случаев,
когда нагрузка приложена к
изолированным прямоуголь-
ным площадкам. Вместе с тем
для определения напряжений
под фундаментом, представлен-
ным большим числом отдель-
ных опор, более удобным ока-
зывается график, предложен-
ный Ньюмарком (1942 г.). Ис-
пользование этого графика ос-
новано на следующем принци-
пе. Вертикальное нормальное
напряжение о2 на глубине z под центром круглой равномерно
нагруженной площадки радусом г равно:
°2 Н (г2 + г2)’'2 ]’
(9.13)
где р — удельная нагрузка на круглую площадку.
Вывод этого уравнения дается в работе Тимошенко (1934 г.).
Оно может быть приведено к виду:
-1 Г 1 13/2
-Р U + Wz)2]
(9.14)
Следует отметить, что когда r=oo, cjp——1, т. е. oz =—р.
Из уравнения (9.14) можно определить величину отношения r/z,
16—277
241
для которого azlp=Qfi. Для этого случая уравнение (9.14) дает
rjz= 1,387. Выбрав некоторый определенный масштаб, напри-
мер представив глубину г, как показано на рис. 9.19, в виде от-
резка 0Q, умножив его на 1,387, получим длину радиуса г0>8, ко-
торый соответствует Вычерчиваем этим радиусом
окружность. Эта процедура затем может быть повторена для
других значений ajp, например для отношения oz/p, равного
0,6 и 0,4, как показано на рис. 9.19. Полученная таким образом,
диаграмма отвечает единичной удельной нагрузке на поверхно-
сти (р = 1). Следовательно, вертикальное напряжение oz будет
равно 0,8, если весь участок в форме круга радиусом г0>8 будет
загружен р=1. Если нагруженным р=1 будет только кольцо,
заключенное между г0>8 и г06, то о2=0,8—0,6=0,2. Каждое
кольцо на рис. 9.19 разделено на 10 равных участков. Следова-
тельно, нагрузка р = 1, показывающая один из этих участков,
будет создавать вертикальное элементарное напряжение oz=
=0,1 *0,2=0,02. Другими словами, влияние на величину напря-
жения каждого нагруженного’участка отвечает 0,02. Для зна-
чений р, отличных от единицы, «величина влияния» 0,02 каж-
дого нагруженного участка должна быть умножена на дейст-
вительное значение р.
Процедура использования диаграммы Ньюмарка состоит
в следующем. План фундамента вычерчивается на кальке в та-
ком масштабе, что длина 0Q диаграммы соответствует глуби-
не z, для которой определяется напряжение oz (для каждой из
различных глубин z делается свой чертеж). Затем калька с пла-
ном фундамента накладывается на диаграмму таким образом,
чтобы точка поверхности, находящаяся на одной вертикали
с точкой на глубине г, для которой определяется напряжение о2,
совпала с центром 0 диаграммы. Затем подсчитывается чис-
ло участков, покрытых площадью фундамента ABCDEF
(см. рис. 9.19). Это число умножается на «величину влияния»
участков и на р. Полученное таким путем произведение дает ве-
личину gz для этой отдельной точки. Диаграммы Ньюмарка, ис-
пользуемые для практических целей, имеют намного большее
число подразделений, чем показано на рис. 9.19. Величины влия-
ния участков, полученных в результате более дробного подраз-
деления, становятся соответственно меньшими, что позволяет
оценивать более просто величину площади, покрываемой фунда-
ментом неправильной формы. Такие диаграммы для определе-
ния как вертикальных, так и горизонтальных нормальных напря-
жений приводятся в работе Ньюмарка (1948).
9.7. Влияние жесткости сооружений и строения грунтовой тол-
щи на закон распределения в ней напряжений. Расчетный ме-
тод по оценке распределения напряжений в грунтовой толще,
о котором говорилось в п. 9.6, исходит из представления, что
фундамент, передающий на грунт нагрузку, является совершен-
242
но гибким. Это в известной мере справедливо для таких соору-
жений, как стальные баки для хранения нефти или других жидко-
стей, а также для длинных кирпичных зданий высотой в один-
два этажа (см. п. 13.3). С—другой стороны, такие сооружения,
как мостовые быки или железобетонные силосы, могут рассмат-
риваться как совершенно жесткие. Они не способны вписываться
в кривизну «кратера осадки» поверхности грунта и будут стре-
миться перекрыть его, увеличивая тем самым давление, переда-
ваемое на грунт по контуру фундамента, до пределов, необхо-
димых для обеспечения равномерности осадки по всей площади
Рис. 9.20. Влияние наличия в толще жесткого слоя на распреде-
ление в ней напряжений
1 — глина в твердой консистенции; 2 — глина в мягкопластичной консистен-
ции; 3 — песок; 4 — глина средней плотности; 5 — скала
подошвы сооружения конечной жесткости. Существует ряд со-
оружений, которые обладают некоторой гибкостью и в силу этого
будут в какой-то степени перераспределять давление по поверх-
ности грунта. При таких условиях в сооружениях могут возни-
кать значительные напряжения (см. п. 13.3).
Отклонение от расчетных величин напряжений, которые не
всегда удается точно оценить, может также вызываться неодно-
родностью грунта. Так, например, покровный слой глины
в твердой консистенции (рис. 9.20, а) может работать как фун-
даментная плита. При этом условии распределение давления
в подстилающем слое глины будет идти более интенсивно и на-
пряжения по плоскости А—А будут в силу этого несколько мень-
шими, чем при определении их из графиков, основанных на ре-
шении Буссинеска. Слой жесткой породы, подстилающий фунда-
мент на небольшой глубине (рис. 9.20,6), будет оказывать на
распределение напряжений в пределах сжимаемого слоя, рас-
положенного выше него, противоположное влияние. Поверхность
скалы ВВ будет стремиться противодействовать боковому сме-
щению вышележащего слоя глинистого грунта, вследствие чего
под фундаментом по плоскости АА будет возникать большая
концентрация напряжений, чем в случае однородного слоя боль-
16*
243
шей мощности. Эта концентрация напряжений будет возрастать
с уменьшением величины отношения Я/L.
При частом переслаивании глинистой толщи тонкими слоями
грунтов со сравнительно большей жесткостью будет иметь мес-
то тенденция распределения давления по большей площади
и, следовательно, уменьшения напряжений в сопоставлении с ре-
шением Буссинеска для однородной грунтовой толщи. Решение
задачи для пластов грунта с бесконечной жесткостью было дано
Вестергаардом (1938 г.).
Таким образом, величины напряжений, возникающие в грун-
товой толще, оказываются подверженными влиянию такого мно-
жества численно неопределимых факторов, казалось бы второ-
степенного значения, что нет никакой надежды получить их
строго точные величины путем расчетов. Тем не менее в ряде
случаев для гибких и полугибких сооружений было отмечено
удовлетворительное соответствие между данными теории и ре-
зультатами измерений (см. рис. 13.10) хотя бы в отношении
порядка полученных величин напряжений. При определении на-
пряжений в толще под жестйими сооружениями использование
упрощенных уравнений (9.2) и (9.2а) вместо строгих решений,
сохраняющих полную силу только для совершенно гибких со-
оружений, имеет свое оправдание (см. пример 9.1). Во всяком
случае теоретическое изучение вопроса о распределении напря-
жений в грунтовой толще позволило твердо установить ряд по-
ложений, имеющих первостепенную важность для решения ос-
новных задач в области фундаментостроения. В прошлом этими
положениями зачастую пренебрегали.
9.8. Некоторые неправильные представления, вскрытые иссле-
дованиями в области изучения законов распределения напряже-
ний в грунтовой толще. С помощью описанных в предыдущих
параграфах теоретических и экспериментальных исследований
вопроса о распределении напряжений в грунтовой толще был
вскрыт как ошибочный длинный ряд представлений, важных
с практической точки зрения. Еще только 20—25 лет назад эти
представления рассматривались инженерами — специалистами
в данной области — как вполне достоверные. Здесь приводятся
для примера несколько таких ошибочных представлений из числа
важнейших.
Заблуждение 1. «Если по некоторой площадке на поверхно-
сти однородной толщи грунта нагрузка распределена равномер-
но, осадка этой площадки будет также равномерной». Теперь
же мы знаем, что осадка будет наибольшей по центру площадки
и что поверхность грунта в этом случае будет стремиться при-
нять тарелкообразную форму.
Заблуждение 2. «Слои грунта, непосредственно примыкаю-
щие к фундаменту, будут определять большую часть осадки, ко-
торую претерпевает этот фундамент». Теперь же мы знаем, что
в некоторых случаях причиной осадки поверхности и возникаю-
244
щих существенных повреждений сооружения могут являться
слои слабого грунта, лежащие на значительной глубине под фун-
даментом.
Заблуждение 3. «Осадка фундамента зависит только от
природы подстилающего грунта и интенсивности приложенной
к его поверхности нагрузки». Теперь же мы знаем, что при оди-
наковом удельном давлении на тот же грунт и при прочих рав-
ных условиях осадка фундамента с более развитой площадью
будет больше, чем осадка фундамента меньших размеров.
Рис. -9.21. Расчетная схема, иллюстрирующая решение задачи
по оценке критической нагрузки на грунт в основании фунда-
мента очень большой длины (L/b ->©©), при условии одновре-
менного выпора грунта с обеих сторон фундамента (по Пранд-
тлю, 1921 г.)
9.9. Несущая способность оснований. Термин «несущая спо-
собность основания», используемый в этой книге, будет отно-
ситься к критическому значению среднего удельного давления
в подошве фундаментной плиты или опоры, вызывающего выпор
грунта в их основании.
Многие современные методы решения этой задачи основаны
на выводе Прандтля (1921 г.). Прандтль исследовал пластиче-
ское разрушение металлов. Частный случай (горизонтальная
поверхность) его общего решения применим для фундаментов
(рис. 9.21). Так как Прандтль изучал главным образом условия
проникания пуансонов в металлы, когда движение этих пуансо-
нов было направленным, основная предпосылка его решения,
используемого в рассматриваемых целях, состоит в том, что на-
груженный фундамент шириной b и весьма большой длины L
будет погружаться в подстилающий его грунт вертикально
вниз, производя тем самым разрушение от сдвига по обе сторо-
ны фундамента. Предполагается, что клинообразное тело грун-
та I , расположенное непосредственно под фундаментом, переме-
щается вниз вместе с фундаментом без какой-либо деформации.
Принимается также, что грунт в пределах зон II находится в пла-
245
стическом состоянии и оказывает давление на грунт в зонах III,
способствуя его выпору. Грунт в зонах III принимается при
этом за единое тело. На рис. 9.21 предполагаемое перемещение
массы грунта, отвечающее этим предпосылкам, показано пунк-
тирными линиями (ср. эту упрощенную схему с рис. 9.8).
Анализ Прандтля предусматривает возможность проведения
расчета с различными значениями угла внутреннего трения <р.
Для <р=0 его решение имело вид:
pmflx=2,571<7, (9.15)
где q — прочность грунта на сжатие в одноосном напряженном
состоянии. При <р>0 нагрузка pmaxi как показано в табл. 9.1,
быстро возрастает с увеличением значения <р.
Таблица 9.1
Значения ртах по Прандтлю
Ф в град b'/b ртах^
0 1 2,571
10 1,572 3,499
20 2,53 5,194
30 4,29 8,701
40 8,462 1,756
Наибольшую важность для практического фундаментострое-
ния представляют значения ртах при <р = 0, так как опыт пока-
зал, что полное разрушение грунта от сдвига и с его выпором
из-под чрезмерно нагруженных фундаментов происходит только
при наличии под фундаментом пластичных глин, для которых
уюл внутреннего трения <р может приниматься равным нулю
(см. п. 7.22) или по меньшей мере сопротивляемость сдвигу ко-
торых может приниматься равной V2 прочности на сжатие об-
разцов грунта при одноосном напряженном состоянии [см. урав-
нение (7.19)]. При этом предположении выражение (9.15) примет
вид: ;•
Ртах=2,571^=5,14с. (9.16)
В своих выводах Прандтль не учитывал влияния собственно-
го веса грунта в зонах II и III (см. рис. 9.21). Однако в некото-
рых последующих источниках это влияние учитывалось путем
некоторого видоизменения исходных формул Прандтля. Кроме
того, Терцаги (1943 г.) ограничил применимость уравнения
(9.16) случаями, в которых фундамент имеет совершенно глад-
кую подошву. Полагают, что сопротивление сдвигу грунта вдоль
шероховатой подошвы оказывает некоторое удерживающее вли-
яние на смещение грунта, приводя тем самым к увеличению pwax
до значения 5,7с. Использование при проектировании любого
246
фундамента такого предположения об увеличении в указанной
степени первоначальных значений критических нагрузок, полу-
ченных Прандтлем, кажется, однако, сомнительным по следу-
ющим соображениям.
В огромном большинстве случаев характер возможной про-
садки фундамента не ограничивается некоторой определенной
формой, поэтому фундамент имеет возможность поворота во-
круг одного из своих ребер. Таким образом, основное предполо-
Рис. 9.22. Схемы, отображающие различные концепции о характере поверх-
ности скольжения в идеально связном грунте (ф=0) в условиях выпора
глинистого грунта с одной стороны фундамента очень большой длины
{Lfb -> оо)
жение решения Прандтля, приведенное на рис. 9.21, не является
обязательным для всех случаев. Натурное обследование усло-
вий нарушения устойчивости глинистых грунтов в основании
широко развитых фундаментов при выпоре свидетельствует об
обычном смещении массы грунта с некоторым его поворотом,
как это показано далее на рис. 9.24 и 9.25. Толща глины не мо-
жет всегда быть настолько однородной, чтобы нарушение устой-
чивости грунта в основании фундамента происходило у обоих
его краев одновременно (рис. 9.21). Вероятнее, что оно будет
выражено с одной стороны фундамента слабее, чем с другой,
что поведет к некоторому вращению и перекосу сооружения.
При этом оценка условий устойчивости грунтов в основании со-
оружения, как показано на рис. 9.22, получает свое оправдание.
Если мы предположим, что ось вращения цилиндрической
поверхности скольжения совпадает с краем 0 фундамента
(рис. 9.22, а), то для обеспечения условия предельного равнове*
сия должно иметь место следующее соотношение моментов от-
носительно точки 0 (приближенно):
Pmax-Y=e^+hb)+yh^- (9.17)
247
или
Рта^с (2л+ -y-j +уЯ=6,2&^14-0,32 4-0,16-^- л). (9.18)
Когда подошва фундамента совпадает с поверхностью грун-
та Л = 0):
Рт«=6,28с. (9.19)
Эта величина несколько завышена. Исследования, выполнен-
ные Феллениусом (1929 г.), показали, что наиболее опасная ци-
линдрическая поверхность скольжения характеризуется распо-
ложением центра вращения О', как показано на рис. 9.22, а. Для
незаглу б ленных фундаментов (h=0) Феллениус получил
ртах=5,52с. (9.20)
Этот вывод был развит Газлеком Вильсоном (1941 г.), ко-
торый дал общее аналитическое решение задачи для определе-
ния координат центра вращения О' и предельной нагрузки на
фундамент бесконечной длины прй том или ином его заглуб-
лении в грунт (А>0).
Результаты вывода Вильсона, представленные им графиче-
ски, могут быть выражены в виде следующей зависимости:
ртОх=5,52с( 1+0,377 А). - (9.21)
В целях сравнения приведены два других возможных вари-
анта вида поверхности скольжения. Первый вариант исходит из
того, что центр вращения 0 находится у края фундамента, как
показано на рис. 9.22, б. Предполагается, что равновесие сек-
тора ОАВ в условиях возможного его вращения в некоторой
степени обеспечивается за счет пассивного бокового сопротив-
ления глинистого грунта в основании фундамента. В соответ-
ствии с выражениями (10.12) и (10.5), рис. 10.1,б и уравнением
(7.8) это пассивное сопротивление при <р = 0 будет равно 2с + уА.
Условие равновесия будет обеспечено при
Р™^ =A+2c^+yh^ (9.22)
ИЛИ
Ртах—у^=с(зт+2)=5,14с. (9.23)
При загрузке поверхности (Л=0) этот результат совпадает
с первоначальным решением Прандтля (9.16).
Рис. 9.22, в отвечает предположению о плоском характере
поверхности скольжения. На этом предположении были осно-
ваны некоторые первоначальные выводы Терцаги. В соответст-
вии с рис. 10.7, б и выражениями (10.12), (10.5) и (7.19) обес-
248
печение равновесия по площади ОВ в этом случае требует со-
блюдения таких условий:
Ртах Яи=Яи^~У^ (9.24)
ИЛИ
Ртах — yh=2qu=4c. (9.25)
Следует отметить, что в предыдущем анализе оценки усло-
вий устойчивости цилиндрических секторов в отношении воз-
можного их вращения собственным весом секторов грунта мож-
но было пренебречь, так как линия действия веса сектора про-
ходит приблизительно через центр вращения. Касательные
Рис. 9.23. Схема, иллюстрирующая способ оценки
несущей способности связного грунта по методу круг-
лоцилиндрической поверхности скольжения
напряжения, действующие по плоскости шероховатой подошвы
фундамента АО (рис. 9.22), точно так же не могут оказать влия-
ния на условия равновесия относительно центра вращения 0.
Все выражения, приведенные в этом параграфе, сохраняют
силу только для весьма длинных фундаментов, отношение сто
рон которых L/b стремится к бесконечности. Сопротивление вра-
щению несколько более коротких фундаментов будет увеличи-
ваться за счет сопротивления сдвигу грунта по вертикальным
плоскостям под двумя торцами ленты фундамента. Повышение
несущей способности всего фундамента может быть в этом слу-
чае грубо оценено способом, показанным на рис. 9.23.
Для тех условий, когда сопротивление сдвигу по цилиндри-
ческой поверхности ADBGEF радиусом b достигает своей мак-
симальной величины с, может быть сделано предположение,
идущее в запас, о том, что на некотором меньшем расстоянии р
от оси вращения 00 удельное сопротивление сдвигу с по верти-
кальной плоскости, проходящей через короткие грани Л В или
249
EF прямоугольного фундамента, будет уменьшаться обратно
пропорционально расстоянию от 0, так что
ср=с-^-. (9.26)
Сопротивление вращению dR кольца толщиной dp, распо-
ложенного от центра вращения 0 на расстоянии тогда будет
равно:
d/?=c-£-np2dp, (9.27)
ь
а всего сектора ADF
р=Ь р=Ь
Я = А | рМр=А- | -^=0,25лсЬ3. (9.27а)
р =0 р=0
Разделив результат (9.27а) на сопротивление ncb2L, оказы-
ваемое вращению вокруг оси 00 цилиндрической поверхностью
ADBGEF, и приняв сопротивление'цилиндрической поверхности
равным единице для оценки увеличения сопротивления враще-
нию, вызванного одним торцом сектора ADB, получим выраже-
ние, равное 0^25 b/L. Для обеих торцовых граней это сопротив-
ление станет равным 0,5 bfL. Такое положение соответствует
условиям, для которых выведено уравнение (9.19). Однако вы-
ше было указано, что значение pmax=§№ с, к которому приво-
дит это уравнение, несколько завышено и что 5,52 с по уравне-
нию (9.20) ближе отвечает действительности. Кроме того, трех-
мерная поверхность разрушения может оказаться несколько
меньше, чем это предполагается исходя из приведенного выше
упрощенного анализа для плоской задачи. Поэтому мы можем
несколько уменьшить величину 0,5 bjL по крайней мере до ее
значения 0,44 bjL. Прибавляя это значение к уравнению (9.21),
получим следующее общее выражение для приближенной оцен-
ки величины предельной удельной нагрузки на глинистые
грунты:
ртах=5,52с (1 (-0,38 -у+0,44 А). (9.28)
Для квадратного в плане фундамента (b = L), расположен-
ного на поверхности грунта (Л=0), получим
С. (9.29)
Терцаги и Пек (1948 г.) предлагают для квадратного фун-
дамента выражение ртах—7 А с *•
* Строгое решение для круглых фундаментов дает несколько меньшие
значения ртах (приблизительно на 15%). См. A. W. S k е m р t о n. The Bearing
capacity of Clays. Доклад, представленный конгрессу по исследованиям по
строительству. Лондон, 1951.
250
Рекомендуемые для реального проектирования коэффициен-
ты запаса, которые используются в сочетании с выражениями
(9.28) и (9.29), будут приведены в п. 14.2.
9.10. Сравнение нагрузок на фундаменты, вызвавших нару-
шение устойчивости на сдвиг подстилающей толщи глин в на-
турных условиях, с величинами, полученными расчетом по дан-
Рис. 9.24. Разрез силоса, изображенного на рис. 9.25, до и после его раз-
рушения (Уайт, 1940 г.)
/—ленточные глины; 2 —испытание пробными нагрузками; 3 —здание; 4 — скала:
5 — при нарушенной структуре; 6 — при ненарушенной структуре; 7 — среднее значе-
ние критической нагрузки по расчету
ным лабораторных испытаний. Нарушение устойчивости фунда-
ментов по типу, показанному на рис. 9.24 и 9.25, отнюдь не явля-
ется редкостью. Так, например, Шейдиг (1937 г.) приводит
фотографии четырех подобных случаев. Они имеют одну общую
характерную черту: все разрушенные сооружения были тяжелыми
силосами или складскими помещениями, возведенными на пла-
стичном связном грунте. Однако для этих случаев не было опуб-
ликовано никаких числовых данных по сопротивлению сдвигу
основания сооружений. Для сооружения, показанного на
рис. 9.24, вначале вообще не было никаких данных. Изучение
этого аварийного случая Лазарусом Уайтом (1940 г.) ограничи-
лось выбором более подходящего участка для нового сооруже-
ния, возводимого взамен разрушенного. Единственными данны-
251
Рис. 9.25. Авария тяжелого железобетонного силоса в результате выпо-
ра ленточных глин в его основании (см. рис. 9.24)
252
ми, которыми можно было располагать, были старые журналы
разведочных скважин, дававшие сведения о необходимом числе
ударов молота весом 360 фунтов, падающего с высоты 18" для
пенетрации грунтоноса на 1" в толщу грунта. Такие средние ве-
личины приведены на рис. 9.24. Однако в этих журналах не был
указан диаметр грунтоноса, необходимый для оценки прочности
глины (см. п. 12.9). При этом условии можно было сделать лишь
один вывод о том, что прочность глины на глубинах от 15 до 60
футов ниже подошвы фундаментной плиты была приблизитель-
но постоянной. Возможность более высокой прочности глины ко-
ры высыхания в пределах верхних 15 футов подтверждается глу-
биной залегания грунтовых вод, уровень которых, по-видимому,
колебался здесь в пределах 7—15 футов. В 1949 г. автору насто-
ящей книги было дано разрешение на оценку свойств этой глины
в пределах верхних 20 футов. Для отбора образцов использова-
лись тонкостенные трубки «Шелбай» диаметром 2" (см. п. 12.7).
Результаты исследований приводятся на рис. 9.24. Прочность на
сжатие этих глин в условиях одноосного напряженного состоя-
ния снижалась от qu = 2 т/фут2 в уровне подошвы фундаментной
плиты до qu = 1 т/фут2 на 18 футов ниже ее. Соответствующая
этим данным влажность глин возрастала с глубиной от 34 до
46%. Грунт представлял собой ленточную глину ледникового
происхождения пестрой коричнево-серой окраски, вызванной
окислением породы в поверхностных горизонтах. Глина с корич-
неватой окраской встречалась с глубиной все реже и полностью
исчезла на глубине 15 футов. Структурная прочность глин (см.
п. 7.22) увеличивалась с глубиной от 5 = 2 и 5х = 2,5 до 5 = 5 и
5'= 10. Следовательно, нарушение структуры этих глин ведет
к значительному падению их прочности.
В последние годы было проведено множество тщательных ла-
бораторных исследований ленточных глин, распространенных в
районе, где расположено сооружение, показанное на рис. 9.24.
Средняя прочность таких глин на сжатие в одноосном напряжен-
ном состоянии оказалась как минимум qu=6fi т/фут2. Следова-
тельно, минимальная величина этого показателя, которую мож-
но с некоторым обоснованием принять для слоя, находящегося
ниже глубины 20 футов, не может быть выше указанного значе-
ния qu. Кроме того, если мы сопоставим значения qu с числом
ударов, необходимым для пенетрации грунтоноса на 1 фут (см.
рис. 9.24), то будет, по-видимому, маловероятно, чтобы значение
qu могло быть выше 1 т/фут2. Мощность толщи, нарушенной в
своем залегании при аварии, составила приблизительно 60 фу-
тов. Исследования показали, что средняя прочность ленточных
глин в пределах верхних 20 футов равна: #м = 1,5 т/фут2. Следо-
вательно, если мы примем для глин, залегающих на глубине ни-
же 40 футов, #и = 1 т/фут2, то получим среднее значение qu для
участка в целом, равное: (1,5*20+1 -40) 7бо=1,16 т/фут2. Если
же мы примем для этих же глин на глубине более 40 футов qu =
253
= 0,8 т!фут2, то среднее значение прочности окажется равным:
<?и = 1,02 т!фут2. Исходя из этих данных в соответствии с выра-
жением (7.19) s=c=qJ2 мы получим возможную величину со-
противления сдвигу ленточных глин при <р=0 в пределах 0,52—
0,58 т!фут2.
Действительная величина s = c в момент аварии может быть
установлена расчетом по выражению (9.28). Авария произошла,
когда удельная нагрузка на грунт в подошве сооружения достиг-
ла величины Ртах~ 3,05 т!фут2. При Л=3 фута, Ь=49 футов и
L=225 футов получим
3,05=5,52 с [ 14-0,38 (3/49) 4- 0,44 (49/227)] =
=5,52с(14-0,023+0,096)=6,2с
или
с==|гу =0,49 т!фут2.
Эта величина только на 3—15% меньше полученной при ла-
бораторных испытаниях. Такое соответствие может считаться
достаточно хорошим, так как не исключена возможность, что
эта глина с высокой структурной прочностью в природных усло-
виях была несколько ослаблена вследствие нарушения ее струк-
туры при сдвиге, вызвавшем аварию. Наличие таких деформа-
ций в данном случае доказывается следующими наблюдениями.
Давление на грунт от веса самого силоса, равное приблизи-
тельно р=0,3 ртах, произвело незначительную осадку сооруже-
ния на Ув" со стороны А и на Vie" со стороны 0 силоса (см. рис.
9.24). Затем было начато заполнение силоса, в результате чего
за месяц давление на грунт возросло до р = 0,82 ртах, В течение
этого месяца сооружение претерпело обратный наклон, осадка
со стороны А достигла при этом величины 1", а со стороны 0—
15/16". В течение последующих шести месяцев силос оставался
частично заполненным. Давление на грунт в этот период изменя-
лось в пределах от р = 0,82 ртах до р=0,71 ртах. Однако осадка
в течение этого же периода быстро возрастала с постоянной ско-
ростью, в результате чего к концу периода со стороны А она бы-
ла равна 87/8", а со стороны 0—103/4". Такая осадка не могла быть
вызвана консолидацией грунта за столь короткий срок. Величи-
на модуля объемного изменения (см. п. 6.6) ленточных глин это-
го района, которая может быть оценена из наблюдений за други-
ми сооружениями, близка к m'v= 0,005 (см. п. 13.7 и рис. 13.22).
Если мы примем, что 1/Е в уравнении (9.2а) может быть заме-
нено через mv (см. п. 6.6), и затем подставим в это уравнение
соответствующие значения других величин, то получим следую-
щую величину максимально возможной осадки силоса при 100%-
ной консолидации глин его основания:
254
S=2pfen;ig(l+l,154-^=
=2 • 0,82 • 3,05 • 49 • 12 • 0,0051g [ 1 +1,154 («%»)] =4,8".
Следовательно, более половины измеренной осадки силоса за
указанные 6 месяцев должно было быть вызвано деформацией
сдвига, повлекшей за собой боковое выдавливание грунта и сме-
щение его вверх у стороны 0 фундамента. Постоянная скорость
осадки силоса также указывает на некоторую форму пластиче-
ского течения, имевшего здесь место. Была сделана попытка за-
полнить силос. В течение заполнения силоса, продолжавшегося
более месяца, давление на грунт возросло от р=0,71 р'^ до сво-
ей максимальной величины. Скорость осадки при этом увеличи-
лась, так что ко времени аварии осадка силоса достигла 11 7/i6"
со стороны А и 137/в У стороны 0. В момент разрушения силоса
наклон в сторону 0 сначала увеличился до степени, привлекшей
к себе внимание вследствие шума, вызванного деформацией про-
дольных элементов стального перехода (на рис. 9.24 не пока-
зан), который связывал силос со строением, расположенным
справа от стороны 0. Затем направление наклона резко измени-
лось, и в течение приблизительно 2 мин силос пришел в состоя-
ние, показанное на рис. 9.25. Верхняя часть силоса degf (см.
рис. 9.24) разрушилась, показав тем самым, что силос внезапно
(при толчке) перешел в неподвижное состояние.
Эта последовательность событий может получить следующее
объяснение. До тех пор, пока давление р на грунт в подошве си-
лоса не вызывало в любой точке толщи грунта касательных на-
пряжений, превышающих сопротивление грунта сдвигу, в осно-
вании силоса не возникало никакой значительной деформации.
Для фундаментов с круглой подошвой предельное значение р,
которое соответствует такому условию, может быть определено
расчетом из выражений (9.6) и (9.7) следующим образом:
р = = 3,33 с= 1,62 qu. (9.30)
В рассматриваемом случае подошва силоса не имела форму
круга, и, следовательно, значение р, полученное из уравнения
(9.30), является только приближенным. Подставляя вместо qu
отвечающую ему величину, получим: р=1,62-1,16=1,88 т!фут2=
= 0,62 ртах. Для длинного фундамента р может быть несколько
меньшим. За шестимесячный период, в течение которого про-
изошла существенная осадка силоса, действительное давление
на грунт в его подошве превысило это предельное значение р и
колебалось от 0,71 ртах До 0,82 ртах- Таким образом, сопротив-
ление глины сдвигу было местами превышено, в результате чего
возникла значительная деформация грунтовой толщи, которая,
кроме того, ослабила глину вследствие нарушения ее структуры.
255
Это явление нашло свое особое выражение у стороны 0 фунда-
мента, где первоначально боковое выдавливание грунта, имею-
щее характер, показанный на рис. 9.21 и 9.8, достигло макси-
мального развития. Ослабление прочности глины у одной из сто-
рон силоса облегчило впоследствии его разрушение за счет неко-
торого вращения, как показано на, рис. 9.24. Из этого следует,
что для глин с высокой структурной прочностью должны преду-
сматриваться повышенные значения коэффициентов запаса (см.
п. 14.2).
Положение точки G на рис. 9.24 подтверждает, что началь-
ный поворот сооружения не мог возникнуть вокруг ребра 0 фун-
дамента. Расположение возможного центра вращения О' под-
тверждает, по-видимому, принципы, которыми Феллениус обос-
новывал свою зависимость (9.20) и которые также справедливы
для выведенных из нее выражений (9.21) и (9.28). Конечное по-
ложение силоса, показанное на рис. 9.24, могло явиться резуль-
татом совместного влияния последующего вращения, а также
перемещения силоса в сторону и вверх, которое произошло пос-
ле первоначального поворота силоса вокруг центра О', когда
сцепление глины, обусловленное ее структурой, в некоторой час-
ти было нарушено.
Рис. 9.24 представляет интерес и с другой точки зрения. Еще
до начала строительства силоса здесь было проведено испыта-
ние грунта пробной нагрузкой по поверхности с помощью квад-
ратного штампа со стороной в 1 фут, длившееся короткое время
и давшее явно удовлетворительные результаты. Прочность гли-
ны, залегающей у поверхности толщи, была в 2 раза больше
среднего ее значения для всей толщи в целом. Вместе с тем при
малом размере штампа только эта глина предопределяла ре-
зультаты опыта. При этом условии удовлетворительное поведе-
ние штампа в опытах с пробной нагрузкой не должно вызывать
удивления. Отсюда становится очевидным, насколько ошибоч-
ными могут оказаться результаты таких опытов, если только они
не подкреплены данными других исследований и не интерпрети-
рованы должным образом.
И. К- Никсон (1949 г.) сообщил о результатах опыта с за-
грузкой стального бака диаметром 22 фута и высотой 30 футов
в Шеллхевене. Бак был расположен (рис. 9.26) на слое пластич-
ной глины с несколько большей прочностью в покровных гори-
зонтах. В этом сообщении приводятся данные по величинам
gu/2, определенным в лаборатории и полученным из испытаний
по методу крыльчатки (vane tests) (см. п. 7.12). Загрузка бака
происходила непрерывно в течение четырех дней до тех пор, по-
ка глина в его основании не потеряла устойчивости и бак не
опрокинулся. Удельное давление на грунт в подошве бака в мо-
мент потери его устойчивости было равно:ртах = 2230 фунт!фут2.
В соответствии с выражением (9.29) среднее сопротивление гли-
ны сдвигу в этот момент было равно: с = 2230/7,95=280
256
фунт1фут2. Эта величина показана на рис. 9.26. В дискуссии по
этой работе были высказаны сомнения о необходимости учиты-
вать в данном случае распределяющее влияние более жесткого
покровного слоя. Из рис. 9.26 видно, что величина с=280
фунт!фут2 в момент нарушения устойчивости основания бака
оказалась довольно близкой к средней величине сопротивления
сдвигу всего слоя в целом до глубины вероятного захождения в
Рис. 9.26. Сопоставление фактического сопротивле-
ния сдвигу глин из Шеллхевена со средним его
значением, полученным из расчета, исходя из на-
грузки, вызвавшей аварию стального бака
диаметром 22 фута (Никсон, 1949 г.)
1 — испытание на сжатие в одноосном напряженном со-
стоянии (с=<7а/2); 2 —испытание по методу крыльчатки
толщу круглоцилиндрической поверхности скольжения, т. е. г=
= Ь=22 фута. Это соответствие будет особенно полным, если
пренебречь результатами испытания крыльчаткой и рассматри-
вать только результаты по определению прочности грунта на
сжатие в условиях одноосного напряженного состояния.
Случаи, рассмотренные в этом параграфе, показывают, что
имеется еще множество деталей, подлежащих изучению, но что
вместе с тем современные' методы отбора образцов, испытания и
расчетов позволяют достаточно точно предсказывать условия,
при которых существует вероятность аварии тяжелых фундамен-
17—277
257
тов, возводимых на глинах. Следовательно, имеются основания
признать, что в настоящее время мы уже располагаем удовлет-
ворительной полуэмпирической базой для рационального веде-
ния проектирования (см. п. 14.8).
ПРАКТИЧЕСКИЕ ПРИМЕРЫ
9. 1. До начала строительства большого складского помещения, показан-
ного на рис. 12.18 и 13.9, было проведено испытание, пробными нагрузками
со штампом 2X2 фута, который устанавливался на поверхность слоя песка
мощностью 70 футов. Осадка штампа при удельной нагрузке 3,7 т/фут2 была
равна 0,36". Какова будет вероятная осадка сооружения размером в плане
90X100 футов при той же интенсивности нагрузки, если мы предположим, что
коэффициент сжимаемости песка имеет постоянное значение по всей глубине
толщи.
Ответ. Исходя из рис. 9.1 отношение Н/b штампа равно: 70/2=35, и, сле-
довательно, стремится к бесконечности в отношении своего влияния на значе-
ние коэффициента Cs, в силу чего оно может быть принято равным единице.
Подставив соответствующие значения в выражение (9.2), получим:
0,36 = 0,867-3,7-2-12-1-1/В = 77-1/Е
или
1/Е = 0,0047 (=/п') .
Для самого здания Н/Ь =70/90=0;78 и (из рис. 9.1) С5=0,45. Подставив
эти значения в выражение (9.2), получим
S = 0,867-3,7-90-12-0,78-0,0047 = 7,3".
Из данных рис. 13.9 следует отметить, что окончательная осадка соору-
жения оказалась приблизительно равной 3,5". Действительная измеренная ве-
личина осадки, таким образом, оказалась приблизительно в 2 раза меньше
предсказанной испытанием на поверхности. Объяснение этому расхождению
можно видеть в том, что плотность слоя песка увеличивается с глубиной. Это
доказывается, между прочим, увеличением его сопротивления с глубиной
в период испытания на пенетрацию (см. рис. 12.18).
9. 2. Фундаментная плита размером 50X30 футов равномерно нагружена
по всей площади со средней интенсивностью р=1,7 т/фут2. Вычислить возни-
кающее удельное вертикальное давление в уровне 2=45 футов ниже по-
дошвы плиты в точках A, F, К и N, показанных на рис. 9.27.
Ответ. 1. Точка А (а также точки В, D и Е). Исходя из рис. 9.18 по-
лучим отношение z/b —45/30=1,5 и «/6=50/30=1,67, по которым найдем на
диаграмме Gz/p=G,l5; таким образом, =0,15-1,7=0,255 т/фут2.
2. Точка F под центром плиты. Мы можем найти требуемую величину
исходя из ’А площади плиты (прямоугольник ATFQ) с соответствующим ум-
ножением полученной величины на четыре. Для этой площади 2/6=45/15=3
и а/6=25/15=1,67, так что по диаграмме, приведенной на рис. 9.18, gz/P=
=0,067, и oz =4 • 0,067 -1,7=0,455 т/фут2.
3. Точка К вне площади плиты. Оцениваем влияние на напряжение пря-
моугольника GBMK, вычитаем из него влияние ASKG и НКМЕ и добавляем
влияние HDSK.
Прямоугольник GBMK : 2/6=45/40=1,12; а/Ь=60/40 =1,5; по диаграмме
о./р=0,185.
Прямоугольник ASKG: 2/6=45/10=4,5; «/6=40/10=4; по диаграмме
б z/p=0,055.
Прямоугольник НКМЕ: 2/6=45/10=4,5; «/6=60/10=6; по диаграмме
a z/P=0,065.
Прямоугольник HDSK: 2/6=45/10=4,5; «/6=10/10=1; по диаграмме
а<г/р=0,022; oz =(0,185—0,055—0,065+0,022)-1,7=0,148 т/фут2.
258
Как видно из этого расчета, чтобы оценить взаимное влияние большого
числа изолированных фундаментов, удобнее пользоваться диаграммой, при-
веденной на рис. 9.19.
4. Точка N вне площади плиты. Мы должны учесть влияние на напряже-
ния прямоугольника ANLD и вычесть из него влияние BNLE, для которого
2/6=45/30=1,5, а с/6=90/30=3. По диаграмме, приведенной на рис. 9.18, на-
ходим, что кривая а/Ь=3 почти сливается с кривой а/6=оо для отношения
Рис. 9.27. Схема к задачам 9.2 и 9.3
2/6 = 1,5. Следовательно, даже если нагруженная площадь простирается от BE
значительно далее AD вплоть до бесконечности, на глубине 2=45 футов ниже
точки N не будет возникать никакого поддающегося определению увеличе-
ния .
9.3. 16-этажное здание возведено на сплошной фундаментной плите раз-
мером в плане 70X100 футов, покоящейся на слое глины мощностью 120 фу-
тов со средним значением прочности на сжатие при одноосном напряженном
состоянии <7« = 1,1 т}фут2. Удельное давление на глину в подошве плиты р=
=2 т/фут2. Каков будет коэффициент запаса на устойчивость глины от сдви-
га, если подошва плиты находится на 3 фута ниже поверхности грунта? Срав-
ните результат с табл. 14.4.
Ответ. Исходя из значения с=^и/2=0,55 т/фут2 и выражения (9.28) по-
лучим
Ртах = 5,52-0,55(1 + 0,38 3/70 + 0,44 70/120) ="3,87 т/фут*.
Коэффициент запаса равен:
Fs=PmaxlP—3>87/2=1,93 (слишком низкий).
ГЛАВА 10
БОКОВОЕ ДАВЛЕНИЕ
ГРУНТА
10.1. Общие сведения. Предположим, что массивная грави-
тационная подпорная стенка, изображенная на рис. 10.1, в, воз-
ведена на прочных, но ненадежных в отношении сдвига сланцах
3'—3. Обратная засыпка будет оказывать на стенку давление
Еа. Это давление, называемое активным боковым давлением
грунта, будет стремиться сдвинуть стенку влево и занять поло-
жение, показанное на рисунке штрих-пунктиром. Напряженное
состояние некоторого элемента, выделенного в засыпке поблизо-
сти от стенки, при условии, что мы пренебрегаем трением между
стенкой и грунтом, будет весьма схоже с изображенным на рис.
7.11 и воспроизведенным на рис. 10.1, а. Вертикальная удельная
нагрузка Gj, которая обычно может быть принята равной весу
вышележащих слоев грунта yh, больше, чем боковое удельное
давление а3. Так называемое активное состояние деформации
или обрушения грунтовой массы отвечает условию, когда под
весом грунта или пригрузкой по его поверхности возникает
стремление к перемещению грунта в боковом направлении.
Выражение (7.11) может быть переписано в виде:
или, так как
(Ю.2)
ar. a
Ъ=-~- =°i tga(45° - q>/2) -2с tg(45° - <p/2). (10.3)
Отношение бокового давления к вертикальному при актив-
ном состоянии называется коэффициентом активного бокового
давления грунта КА. Его предельное значение при обрушении
будет равно:
КА=^- =tg2(45° —<р/2)—^-tg(45° —<р/2). (10.4)
260
Если арочный эффект в горизонтальном направлении (см.
п. 10.14) не ведет к уменьшению вертикального давления ах, то
оно будет равно:
crx = yh,
(Ю.5)
так что
(Ю.5а)
л 7 О1 yh
Здесь /Ст—отношение действительного бокового давления ph
к неуменыиенному удельному давлению на этом уровне от веса
перекрывающих масс грунта. Тогда
KA=tg2(45° — <р/2) — *£-tg(45°-q>/2). (10.6)
Рис. 10.1. Расчетные схемы по оценке величин активного и пассивного
давления грунта
а — активное состояние: <4>са; б — пассивное состояние: в — активное и пас-
сивное давление грунта при смещении массивной гравитационной стенки по плоско-
сти 3—3'
Для идеального сыпучего грунта (с=0)
Кл = tg2 (45° — ф/2).
(Ю.7)
Коэффициент КА для таких грунтов определяется иногда по
двум другим выражениям:
к _ 1 — sin ф
А Л ---- --;-;---
1 4- SIH ф
(10.8)
261
или
к< = /¥т+1-Х (10.9)
Vtg*(p + i + tg<p
Выражение (10.8) было впервые предложено Ренкиным
(1857) (см. также п. 10.3) и обычно используется в Англии; вы-
ражение (10.7) применяется чаще на европейском континенте.
В более редких случаях пользуются выражением (10.9) (Крей,
1936 г. и Спенглер, 1948 г.). Каждое из этих трех выражений мо-
жет быть получено из любого другого с помощью непосредст-
венных тригонометрических преобразований.
В этой книге мы будем пользоваться выражением (10.7).
Для идеально связного грунта (<р = 0) выражение (10.6) при-
обретет вид:
кл=1-^ (10.10)
или, учитывая выражение (7.17):
Кл=1-^. (Ю.П)
Так как стенка, показанная на рис. 10.1, в, скользит вдоль
плоскости 3—3' под влиянием активного давления грунта Ел, ее
перемещению будет оказывать сопротивление грунт, находящий-
ся перед ее подошвой, т. е. так называемое пассивное боковое
давление грунта Ер. Напряженное состояние выделенного в за-
сыпке элемента грунта, расположенного перед самой стенкой,
также без учета влияния на него трения между стенкой и грун-
том, находит отражение в крупном масштабе на рис. 10.1,6. По
существу, оно отвечает условиям работы призмы, изображенной
на рис. 10.1, а, если ее положить на бок, вращая по часовой
стрелке на 90°. В обоих случаях ход анализа совпадает, за ис-
ключением того, что теперь Оз больше Оь При этом условии они
должны в выражении (10.3) поменяться местами. Тогда оно при-
мет вид:
о3= —-77-=CTi tg2(45°+<p/2)+2ctg(45°+q>/2). (10.12)
ah
Таким образом, так называемое пассивное состояние дефор-
мации или обрушения грунта отвечает условию, когда в резуль-
тате бокового сжатия, вызванного боковым давлением, которое
передается на грунт сооружением или его частью, возникает
стремление к перемещению грунта в вертикальном направлении.
Вес самого грунта или любой пригрузки, воздействующей на не-
го по поверхности, будет способствовать увеличению пассивного
давления, т. е. сопротивления, оказываемого грунтом такого ро-
да деформации. Удельное вертикальное давление будет во много
раз меньше, чем отвечающее ему боковое внешнее давление та-
кого вида.
262
Отношение бокового давления к вертикальному при пассив-
ном состоянии называется коэффициентом пассивного бокового
давления Кр. Предполагая, что выражение (10.5) сохраняет си-
лу и для данного случая, предельное значение при нарушении
устойчивости будет:
кр=—=tg2(45° + ф/2) + tg(45°+<p/2). (10.13)
н Oi yh.
Для идеально сыпучего грунтаДс=О) это выражение упрощает-
ся и принимает вид:
Kp=tg2(45°+q>/2). (10.14)
Следовательно, учитывая выражения (10.2) и (10.7):
(10.14а)
Для идеально связного грунта (<р=0) выражение (10.13) при-
обретает вид:
кР=1+4=1+Л- <10-15)
. yh yh
Величины КА и Кр в приведенных выше выражениях пред-
ставляют собой предельные значения, отвечающие некоторой
точке, где возникает нарушение устойчивости грунта. Допускает-
ся, что в этой точке после некоторой деформации грунта дости-
гается одновременно максимальное значение сопротивления
грунта за счет как трения, так и сцепления и что оно сохраняет-
ся затем неизменным, несмотря на дальнейшую деформацию.
Это предположение спорно с количественной точки зрения, но
приемлемо для предварительной качественной оценки влияния,
оказываемого этими факторами. КА будет всегда меньше еди-
ницы [см. уравнение (10.4)], в то время как Кр будет всегда
больше нее [см. уравнение (10.13)]. Их предельные значения,
определяемые этими двумя выражениями, представляют мини-
мальную величину Кл, которая достигается в результате полно-
го возможного бокового расширения грунта перед потерей им
устойчивости, и максимальную величину Кр, которая достигает-
ся в результате полного возможного бокового сжатия грунта
при этом же условии. Отсюда следует, что для грунта в естест-
венных условиях его залегания (in situ), т. е. для грунта, кото-
рый после своего образования не подвергался никаким воздей-
ствиям, способным привести его к расширению или сжатию в бо-
ковых направлениях, боковое давление в пределах ненарушенной
и недеформированной его толщи должно иметь промежуточное
значение между величинами пассивного и активного давлений
для того же грунта. Это значение бокового давления грунта, су-
ществующего в недеформированной толще грунта в природных
условиях его залегания, называется боковым давлением грунта
263
в состоянии покоя. Другими терминами, выражающими то же
условие, являются нейтральное боковое давление грунта или бо-
ковое давление грунта при консолидированно-равновесном со-
стоянии. Отношение бокового давления грунта к вертикальному
в этом естественном состоянии называется коэффициентом боко-
вого давления грунта в состоянии покоя Кп (см. п. 10.8).
10.2. Теория призмы обрушения Кулона. Некоторые экспери-
ментальные исследования по оценке величины бокового давле-
ния грунта были проведены уже в первой половине XVIII в.
Однако ни одно из них не привело к разработке строгой основы
для проектирования подпорных сооружений. Кулон (1776 г.) был
первым добившимся в результате чисто теоретического исследо-
вания успеха при разработке этой проблемы. Он рассматривал
условия предельного равновесия призмы грунта, находящейся за
подпорной стенкой, способом, во многом сходным с использован-
ным в п. 7.8 для оценки условий устойчивости бесконечно мало-
го элемента грунта. Предельное значение бокового давления
грунта в состоянии предельного равновесия выражено им исходя
из величины общего давления Е, а не из напряжений. Кулон вы-
полнял свое исследование еще в то время, когда не использова-
лись тригонометрические функции; вследствие этого он выражал
все величины в виде отношений. Это обстоятельство, может быть,
явилось причиной того удивительного факта, что выводам Куло-
на в настоящее время обычно доверяют при оценке условий ра-
боты только идеально сыпучих грунтов. В действительности, его
исследования охватывают гораздо более широкий круг вопросов.
Используя современные обозначения, Филипп Браун (1948 г.)
преобразовал первоначальную зависимость Кулона (1776 г.)
в следующий вид:
Еа = tg2 (45° - <р/2) - 2сН tg (45° - <р/2). (10.16)
Следует отметить, что в выражение (10.16) входит сцепление
с, которое впервые, как обычно считали, начал учитывать Резаль
(1910 г.) в развитие теории Ренкина (см. п. 10.3). Далее следует
отметить, что выражение (10.16) идентично выражению (10.19),
которое получено графическим интегрированием выражения
(10.3) для удельного бокового активного давления грунта. Ана-
лиз Кулона был ограничен рассмотрением случая плоской по-
верхности скольжения, чтобы упростить математический аппа-
рат. Однако, как показывают его диаграммы в оригинале, он
допускал возможность существования криволинейных поверхно-
стей. Таким образом, оказывается, что Кулон еще в начальный
период имел весьма ясное представление о значении большинст-
ва факторов, способных влиять на величину бокового давления
грунта. Хотя его основное положение о «призме обрушения в
предельном состоянии» ограничивает до некоторой степени ана-
лиз условий нарушения устойчивости грунта, тем не менее основ-
264
ной подход Кулона к решению задачи можно считать более пра-
вильным, чем у некоторых исследователей позднейшего времени.
Следует также отметить, что Кулон впервые вывел зависи-
мость (8.4), определяющую величину критической высоты hcr
свободно стоящих бортов котлованов, ослабленных трещинами
растяжения, исключая, правда, взаимосвязь между qu и с.
10.3. Теория Репкина. Ренкин изучал напряженное состояние
в толще рыхлой сыпучей массы с нулевым сцеплением. Его ана-
лиз основывался на предположении, что уже незначительная де-
формация грунта оказывается достаточной для того, чтобы пол-
ностью мобилизовалось сопротивление трения и мгновенно воз-
никло «активное состояние», если грунт стремится расшириться
в направлениях, параллельных его поверхности, и «пассивное со-
стояние», если он стремится сжаться в этих направлениях. Тер-
цаги (1936 г.) указывал, что «основные предпосылки теории дав-
ления грунта Ренкина несовместимы с известной зависимостью
между напряжениями и деформациями в грунтах, включая пес-
ки. Следовательно, дальнейшее практическое использование этой
теории является неоправданным».
Эта оценка теории Ренкина в настоящее время признается
справедливой. Ее будет придерживаться в дальнейшем изложе-
нии и автор этой книги, хотя Терцаги и отводит некоторое место
описанию этой теории в своих более поздних работах.
Теория Ренкина была развита Резалем (1910 г.) примени-
тельно к грунтам, обладающим как трением, так и сцеплением.
Очевидно, что приведенная выше критика исходных положений
Ренкина сохраняет свою силу и для данной работы.
Следует отметить, что вывод уравнения Ренкина основывает-
ся на использовании положения о сопряженных давлениях и эл-
липсе напряжений. Эти методы исследования, как правило,
несколько менее известны в Соединенных Штатах, чем использо-
ванные в своем выводе Кулоном, а также описанные в предыду-
щих параграфах этой книги. В то же время зависимости, полу-
ченные для оценки величин удельных и полных боковых давле-
ний при условии, что поверхность грунта горизонтальна и что
трение между стенкой и грунтом принимается равным нулю,
оказываются идентичными (см. п. 10.2). Метод «призмы обруше-
ния» Кулона позволяет более четко анализировать возможное
влияние на боковое давление грунта трения различной интенсив-
ности о стенку (см. п. 10.5), чем метод Ренкина — Резаля «на-
пряженного состояния». Влияние этого фактора на величину пас-
сивного давления оказывается весьма значительным. Описание
методов анализа, использованных Ренкиным, и вывод его фор-
мулы будут в силу этих причин в нашем дальнейшем изложении
опущены как материал, ненужный для инженера-строителя с
практическим уклоном.
10.4. Распределение бокового давления грунта. Рис. 10,2, а
иллюстрирует закон распределения активного бокового давле-
265
ния грунта а3 по высоте подпорной стенки в соответствии с вы-
ражением (10.3), где c>i=yh, т. е.
а3 = yh tg2 (45° — ф/2) — 2с tg (45° — Ф/2). (10.17)
Предполагается, что поверхность грунта горизонтальна,
а трение между стенкой и грунтом, находящимся за ней, прини-
мается равным нулю. Если грунт не обладает никаким сопро-
тивлением сдвигу (с=0, <р=0), то на любой глубине боковое
давление, как в случае жидкости, будет равно весу вышел ежа-
Рис. 10.2. Распределение активного бокового давления
а —по Кулону (1776 г.). Ренкину и Резалю (1857—1910 гг.); б —по Кейну
(1916 г.)
щих слоев yh. Распределение бокового давления по стенке бу-
дет соответствовать при этом линии ag, показанной на рис.
10.2, а, а отношение бокового давления к вертикальному будет
на любом уровне равно единице (КА =1).
Если грунт не имеет сцепления, но обладает некоторым тре-
нием (с=0, Ф>0), то распределение активного бокового давле-
ния грунта будет соответствовать несколько более крутой линии
ad. Коэффициент активного давления грунта КА будет меньше
единицы и будет равен по всей глубине постоянной величине.
Наконец, если грунт обладает как трением, так и сцеплением,
распределение активного бокового давления будет следовать ли-
нии tnfe, а между стенкой и грунтом вплоть до глубины г0 будет
действовать растяжение. Эта глубина может быть определена
исходя из соотношения
И КН - zQ)=yH tg2 (45° - ф/2)/о3,
откуда
z0=— tg (45° 4-<р/2). (10.18)
У
266
Соответственно исходя из приведенных выше предположений
полное активное боковое давление грунта ЕА будет равно пло-
щади abd, за исключением площади amed (рис. 10.2), т. е.
£л= tg2 (45° - <р/2) - 2сН tg (45° - <р/2). (10.19)
Это выражение идентично выражению (10.16), впервые выве-
денному Кулоном. Отсюда очевидно, что выражения, определяю-
щие полное боковое давление грунта Ел, действующее на стен-
ку, согласно теории Кулона или Ренкина—Резаля, включают в
себя допущение, что грунт связан с материалом стенки, т. е. кир-
пичной кладкой, бетоном, сталью или деревом, настолько силь-
но, что эта связь будет в состоянии противостоять возникающе-
му здесь значительному растяжению. Это предположение в
качественном отношении не находится в соответствии с действи-
тельным опытом. Не имеется и практически установленных
количественных данных о действительной прочности таких
связей.
Кейн (1916 г.) выявил ошибочную основу указанного допу-
щения. Он предложил пренебрегать силами сопротивления рас-
тяжению между грунтом и стенкой, т. е., другими словами, счи-
тать, что вплоть до глубины Zq не существует никакого давления
на стенку. Это предложение отражено на рис. 10,2,6. Величина
Еа будет тогда равна площади fbe, т. е. величине Ел, выражен-
ной зависимостью (10.19), плюс площадь maf. Исходя из выра-
жения (10.18) площадь maf будет равна 2с2/ у, а полное давле-
ние, действующее на стенку:
Еа = tg2 (45° - <р/2)-2сЯ tg (45°-ф/2)+—. (10.20)
2 Y
Ни выражение (10.19), ни выражение (10.20) не учитывают воз-
можность образования в покровной толще грунта трещин рас-
тяжения, приводящих к увеличению давления на нижнюю поло-
вину стенки, как в случае выемки без крепления (см. п. 8.2). Од-
нако исходя из рис. 8.2 следует отметить, что при наличии в
выемке с вертикальными стенками крепления (рис. 8.2, в) мо-
мент вращения Мо будет намного меньше, чем при отсутствии
крепления (рис. 8.2, б), так как усилие ДЕ в первом случае бу-
дет частично уравновешивать Д7? по отношению к Д№. Далее
следует отметить, что при движении стенки во внешнюю сторо-
ну. ДЕ в большинстве случаев будет уменьшаться. Таким обра-
зом, ДМ0 зависит от характера перемещения и деформации
стенки. Эти перемещения и деформация подпорной стенки и по
другим причинам оказывают сильное влияние на распределение
бокового давления грунта по ее высоте (см. п. 10.14). Однако ни
одно из этих условий не учитывается в описанных выше тради-
ционных методах расчета.
267
10.5. Влияние трения идеально сыпучего грунта по стенке на
величины активного и пассивного давления. Зависимости, выве-
денные в предыдущих параграфах, основываются на упрощаю-
щем допущении, что на грунт вдоль вертикальной грани стенки
не будут передаваться никакие касательные напряжения. При
этом условии равнодействующая бокового давления грунта как
при активном, так и при пассивном состоянии была направлена
горизонтально. Угол трения о стенку был в этом случае равен
нулю (6=0). Это условие редко встречается на практике.
Рис. 10.3. Расчетная схема и обозначения к рис. 10.4
и табл. 10.1
Как показано на рис. 10.3 штрих-пунктирными линиями, при
активном состоянии грунт стремится скользить по стенке вниз.
Это равнозначно по своему действию в отношении грунта пере-
мещению стенки вверх; на рис. 10.3 это положение отвечает углу
трения о стенку 6 со знаком плюс ( + ). Из схемы, приведенной
на рис. 10.3, а, следует, что равнодействующая реакция полного
давления грунта ЕА, необходимая для того, чтобы удержать
сползающую призму грунта в состоянии предельного равнове-
сия, будет направлена вверх. Ее составляющая, параллельная
плоскости скольжения ab, будет при этом возрастать. Это, в
свою очередь, будет увеличивать сопротивление призмы сколь-
жению S, и сама величина ЕА станет в результате меньше. Од-
нако в то же время составляющая ЕА, нормальная плоскости
скольжения ab, будет уменьшаться. Это будет уменьшать силы
трения как часть сопротивления сдвигу S вдоль плоскости ab,
что, в свою очередь, будет приводить к увеличению значения ЕА.
Изменения величин этих двух составляющих будут частично по-
гашать друг друга. В конечном итоге окажется, что любое повы-
шение положительной величины угла трения о стенку 6 будет
лишь незначительно уменьшить Ел, как это и следует из данных
табл. 10.1 и рис. 10.4.
268
Таблица 10.1
Коэффициенты бокового давления грунта1
град. Значения К | | Значения Кр
при ф, град.
25 30 35 40 25 30 35 40
—40 0 77 (0,88) 92,3 (17,5)
—30 0,87 (0,98) 0,5 0,36 \ 10 (6,4) 15,3 (9,7) 25,1 (14,6)
-20 —10 0,61 0,47 0,47 (0,48) 0,38 0,36 0,3 0,28 0,24 4,6 (4,1) 3,3 (3,3) 6,1 (5,4) 4,2 (4,2) 8,3 (7,5) 5,3 (5,3) 11,9 (Ю,4) 7 (7)
±0 0,41 (0,41) 0,33 (0,33) 0,27 0,27 0,22 (0,22) 2,5 (2,5) 3 (3) 3,7 (3,7) 4,6 (4,6)
+10 +20 0,37 0,36 0,31 0,3 (0,3) 0,25 0,25 0,21 0,2 1,9 1,4 2,3 1,7 2,7 2 3,3 2,4
+30 0,3 (0,31) 0,25 0,2 0,87 (0,53) 1,3 1,7
+40 0,2 (0,22) 0,77 (0,52)
1 См. также табл. 10.2.
При отрицательном значении угла трения о стенку, т. е. при
стремлении стенки к перемещению вниз, будет возникать обрат-
ное положение, и величина £л, как видно из табл. 10.1, будет не-
сколько возрастать. На практике такое условие встречается ред-
ко. Оно возможно только в особых случаях, когда тяжелая
сосредоточенная нагрузка, например от крана, прикладывается
к верху стенки, выполненной в виде шпунтового ряда, вдавливая
ее в грунт.
При пассивном состоянии, отраженном на рис. 10.3,6, угол
трения о стенку 6 обычно имеет отрицательное значение. Вели-
чина Ер будет в этом случае сильно возрастать, так как измене-
ние обеих ее составляющих в сопоставлении со случаем, когда
6=0, будет стремиться увеличить относительное значение сопро-
тивления S сдвигу призмы вдоль плоскости скольжения ab. Со-
ставляющая Ео, вызывающая скольжение призмы параллельно
плоскости ab, будет соответственно уменьшаться. В то же время
составляющая, нормальная к ab, будет возрастать, вызывая тем
самым увеличение сопротивления трения S. Как следует из дан-
ных табл. 10.1 и рис. 10.4, конечное значение этих изменений ока-
зывается существенным.
269
Угол 6 с положительным значением будет оказывать на ве-
личину Ер обратное влияние, т. е. Ер будет в этом случае соот-
ветственно уменьшаться, как показано в табл. 10.1 и на рис. 10.4.
Такое положение редко встречается на практике, так как при
Рис. 10.4. Влияние величин угла внутреннего трения <ри
угла трения б по стенке на значения коэффициентов актив-
ного и пассивного давления грунта К; с=0. Задняя грань
стенки — вертикальная, поверхность грунта — горизонталь-
ная, поверхность скольжения — плоская
этом стенка должна вытаскиваться из грунта, что может быть,
например, в результате поворота в вертикальной плоскости .со-
оружения, частью которого является шпунтовая стенка, распо-
ложенная в хвостовой части ростверка (см. рис. 16.21).
Значения коэффициентов бокового давления КА и Кр1 приве-
денные на рис. 10.4, получены исходя из выражений (10.21) и
(10.22), т. е. из предположения, что обрушение грунта происхо-
270
Таблица 10.2
Коэффициенты бокового давления грунта
Значения J3 Значения КЛ и Кр при w в град
-30 -12 ±0 1 +12 1
+20° 7‘ Q34 Д43 0,50 0,59 1,П
+10° Q30 0,36 0,41 0,48 0,92
±0° 1 «а 0,26 (0,2б) 0,30 (0,30) 0,33 (0,33) 0,38 (0,38) 0,75 (0,85)
0,22 (0,22) 0,25 (0,24) 0,27 (0,26) 0,31 (о,зо) 0,61 (0,63)
-20е' J г- 0,18 (0,18) 0,20 (0,18) 0,21 (0,20) 024 (0,22) 0,50 (0,45)
+20° Л г 0,50 15 (1,0) ^3 (1,8) 3,1 (2,8) 4,9 (4,8)
+10° 1 г 0,62 (8 №) 2,5 (2,3) 3,6 (3,4) ; 6,2 (5,9) '
±0° 1 — 0,75 (0,40) 2,1 (1,8) 3,3 (3,1) 4,4 (V) 8,8 , (7,4)
г~ 0,02 (0,52) 2,6 (2,4) 3,8 (3,6) I 5,о (5,7) 16,7 (9,3)
~а’1 Г" 1,17 М ^4 (3,0) 5,3 (4,8) 9,6 (7,2) 45,7 (11,6)
♦ с = 0) У =30°; - 1 1=0° ’
дит по плоским поверхностям скольжения, подобным изобра-
женным линиями ab на рис. 10.3. В табл. 10.1 в скобках приво-
дятся величины коэффициентов КА и Кр, вычисленные исходя
из предположения о криволинейных поверхностях скольжения,
показанных на рис. 10.3 кривыми ad. Следует заметить, что меж-
271
ду величинами КА и Кр, полученными исходя из этих двух раз-
личных предположений, существует совсем незначительная раз-
ница, за исключением лишь случая пассивного состояния при
высоких отрицательных значениях угла трения о стенку. Упро-
щающее предположение о плоских поверхностях скольжения
приводит к чрезмерно высоким величинам Кр. Для таких случа-
ев рекомендуется пользоваться таблицами, разработанными Ка-
ко и Керизелем (1948 г.) исходя из криволинейных поверхностей
скольжения.
10.6. Влияние наклона поверхности сыпучих грунтов и самой
стенки на величины активного и пассивного давления несвязных
грунтов. Общая тенденция этого влияния отражается в величи-
нах коэффициентов КА и Кр, приведенных в табл. 10.2, которая
составлена для частного случая — для несвязного грунта (с=0)
при угле внутреннего трения ф=30° (рыхлый песок) и угле тре-
ния о стенку 6=0. В табл. 10.1 и 10.2 цифры в скобках относятся
к случаю криволинейных поверхностей скольжения.
Для вычисления коэффициентов давления грунта при других
сочетаниях <р, 6, ш и 0, когда с=0, могут быть использованы
следующие две зависимости, предложенные Мюллером — Бре-
слау (1906 г.):
КА= ---------------------C_os*(<p-P) _ (10 21)
cos2pcos(8 +₽) fl +1/+ Г
Р Р L Г COS (6 + Р) COS (CD— P)J
Кр=--------------------Cosa(tt’ + P) ......... ? (10.22)
cos2 ₽cos (S + ₽)fl -1 Г
p Р7|_ Г COS (6 + P) cos (co — p) J
Когда 6, P и co порознь равны нулю, выражения (10.21) и
(10.22) становятся соответственно идентичными выражениям
(10.8) и (10.14).
Таблицы коэффициентов давления грунта, полученных исхо-
дя из выражений (10.21) и (10.22), были опубликованы Креем
(1912—1936 гг.). Подобные, но более детальные таблицы для
криволинейных поверхностей скольжения были опубликованы
Како и Керизелем (1948 г.).
10.7. Более ранние попытки экспериментального определения величины
установившегося (в состоянии покоя) бокового давления грунтов. Так назы-
ваемые классические теории давления грунта Кулона и Ренкина — Резаля,
описанные в предыдущих параграфах, не касались оценки величины деформа-
ции, которая необходима, чтобы полностью мобилизовать сопротивление грун-
та сдвигу и состояние грунта в покое перевести в активное или пассивное (см.
п. 10.1). Эти классические теории исходят просто из предположения, что оба
указанных предельных состояния достигаются после того, как произошло не-
которое перемещение стенки в боковом направлении. Кулон не определяет его
величину, тогда как Ренкин считает ее бесконечно малой. В то же время сов-
ременные исследования показали, что сопротивление всех грунтов сдвигу
является функцией величины таких деформаций (см. п. 7.15). Поэтому стало
272
необходимым изучение зависимости между боковым давлением грунта и ве-
личиной смещения подпорных сооружений в боковом направлении.
В качестве первого шага в этом направлении Терцаги (1920 и 1925 гг.1)
провел экспериментальное исследование с целью определения величины коэф-
фициента установившегося давления грунта (или в состоянии покоя), т. е.
величины коэффициента К при условии отсутствия боковой деформации грун-
та. На рис. 10.5 показан прибор, который он использовал для этой цели.
Две тонкие металлические ленты закладывались внутрь компрессионных
приборов. В один из этих приборов (опыт 7) лента укладывалась горизон-
тально, в другом (опыт II) располагалась в грунтовой массе вертикально. Ко-
нечно, испытания могли проводиться только с песками или глинами с пол-
Рис. 10.5. Установка, использованная Терцаги для опре-
деления коэффициента бокового давления грунта в со-
стоянии покоя
костью нарушенной структурой. После уплотнения грунта под нормальной
нагрузкой металлические ленты из приборов вытягивались, причем измеря-
лось необходимое для этого усилие. Считалось, что отношение усилий Ph/Pv
представляет собой величину коэффициента давления грунта в состоянии по-
коя Кп. Были получены следующие величины Кп: для песков 0,42, для глин
0,7—0,75 (перемятых и вторично уплотненных).
До сих пор еще часто ссылаются на эти величины. Однако более поздние
исследования показали, что приведенная величина Кп для песка в некоторых
случаях слишком мала и что значения, указанные для глин, слишком высоки.
Следует заметить, что эти величины относятся только к межчастичным
давлениям, т. е. они являются коэффициентами Ks, смысл которых разъяснен
в п. 10.13. Возможное объяснение того, что эти величины Кп так высоки, мо-
жет заключаться в следующем. В период консолидации глины при опыте I
глина в зоне ниже горизонтально расположенной ленты у стенок компресси-
онного прибора (зона b на рис. 10.5), была только частично уплотнена из-за
вероятного прогиба ленты, показанного на рисунке в искаженном масштабе
пунктиром. Это обстоятельство оказало влияние на уменьшение величины Pv
и, следовательно, привело к значению Кп выше действительного. Прилипание
глины к ленте в обоих опытах оказывало бы подобное же действие.
Выражение давление грунта в состоянии покоя было введено Донатом
(1891 г.), сделавшим первые попытки оценить величину этого давления.
10.8. Теория упругости и величины установившегося давления грунта.
Основная зависимость для поперечной относительной деформации е3 внутри
18-277
273
упругого тела достаточных размеров представляется следующим выражением
(см. Тимошенко, 1934):
ез = _тг[^з — v (<Л + сгг)]- (10.23}
Е
В толще большого массива грунта, ограниченного поверху горизонталь-
ной поверхностью, боковые давления, действующие под прямым углом друг к
другу, равны, т. е. а2 = аз- Кроме того, в состоянии покоя, согласно этому
определению, отсутствуют боковые деформации, т. е. е3 =0. Выражение
(10.23) тогда упрощается и приводится к виду:
а3 — v(j3 — vax = 0. (10.24)
Из этого выражения вытекает следующая зависимость для определения
коэффициента давления грунта в состоянии покоя:
Оз v
= t = (,0-2б)
Максимальное значение коэффициента Пуассона v =0,5 отвечает абсо-
лютно несжимаемым телам. Значение Кп в этом случае равно единице, что
соответствует действительной величине для неуплотненных глин в полужид-
ком состоянии (см. п. 10.9). Для меньших значений коэффициента Пуассона
выражение (10.25) дает величины v, приведенные ниже:
v
0,5
0,45
0,4
0,35
0,3
0,25
0,2
Кп
1
0,82
0,67
0,54
0,43
0,33
0,25
Пока еще не разработано ни одного надежного метода для непосредст-
венного измерения коэффициента Пуассона v для грунтов. Значения, подоб-
ные опубликованным в работе Крайнина (1947 г.), были вычислены с по-
мощью выражения (10.25) исходя из измеренных величин Оз и известных
соответствующих величин (Ji = уН. Отсюда следует, что выводы теории упру-
гости пока еще не могут быть использованы для какого-либо непосредствен-
ного определения величин бокового давления грунта. Однако приведенные вы-
ше величины Кп представляют некоторый теоретический интерес для сопостав-
ления с результатами прямого измерения бокового давления грунта.
10.9. Величины установившегося давления грунта, определенные путем за-
мера. Схема прибора, использованного для замера величины бокового давле-
ния грунта, показана на рис. 10.6. Этот прибор дает возможность подвергать
испытанию образец грунта цилиндрической формы диаметром 1 фут и высо-
той 1,5 фута путем приложения сверху нормального усилия определенной ве-
личины и измерения с малым шагом по всей высоте соответствующего боко-
вого давления и перемещения в боковых направлениях. Из-за своего размера
этот прибор для испытания монолитов естественного грунта с ненарушенной
структурой непригоден.
Прибор представляет собой цилиндр с толстыми стенками, разрезанный
по вертикали пополам. Левая половина, показанная на рис. 10.6, представ-
лена сверху донизу сплошной стенкой, а правая состоит из расположенных
горизонтально друг над другом 12 полуколец. Полукольца установлены на
шарикоподшипниках, так что каждое из них может откатываться от сплош-
ной стенки. Торцы полуколец соединены со сплошной половиной прибора при
помощи динамометров, на которых установлены электротензометры SR-4
(см. п. 10.23), позволяющие тем самым определять полное боковое давление
Fh на каждое полукольцо высотой Л =1,5". Из соотношения ptiDh=2Fh мож-
274
но затем вычислить боковое давление грунта Оз=Р/г, действующее на каждое
полукольцо. Внешние смещения полуколец измеряются с помощью мессур.
Нормальное вертикальное давление Oi= pv прикладывается к верху об-
разца грунта за счет давления воздуха, передаваемого на грунт через рези-
новую мембрану, форма которой может быть приноровлена к контурам по-
верхности грунта. Эта методика обеспечивает отсутствие по верхней поверх-
ности грунта каких-либо касательных
напряжений при приложении к грун-
ту вертикальной нагрузки и наличии
тенденции к расширению грунта в
боковых направлениях.
Вертикальная осадка образца
грунта определяется с помощью ряда
измерительных стержней, установ-
ленных на резиновой мембране по
контакту с поверхностью грунта.
Внутренняя поверхность камеры, за-
ключающей образец, покрыта по-
ристым бетоном, чтобы обеспечить
возможность отвода из образца воды.
В начале испытания образец
грунта может быть подвергнут уп-
лотнению в течение необходимого
времени при любой желаемой на-
грузке вплоть до 3 т!фут2. В этот пе-
риод консолидации грунта изменение
бокового давления на различной вы-
соте образца может определяться по
изменениям показаний динамометров.
Для каждого полукольца на
каждом этапе испытания можно вы-
числить значение K=PhtPv\ при этом
предполагается, что вертикальное
давление pv по всей высоте образца
остается постоянным. Как будет, по-
казано далее, это предположение со-
вершенно неправильно, и его придер-
живаются лишь в целях удобства вы-
ражения результатов испытания и их
общей оценки, так как пока еще нет
возможности точно измерить действи-
тельное изменение вертикального
давления pvno высоте испытуемого
образца.
Считается, что боковое давление
на верхнее подвижное полукольцо
прибора близко соответствует давле-
нию грунта в состоянии покоя, воз-
никающему внутри его массива, так
Рис. 10.6. Прибор для измерения бо-
кового давления грунта (Бейлисс,
1948 г. и Чеботарев, 1948 г.). Обес-
печивается дренирование в боковых
направлениях
1 — электротензометры SR-4; 2 — шарико-
подшипники; 3 — гибкая резиновая мем-
брана
как на него не оказывает влияние
трение вдоль верхней границы грунта, когда для передачи вертикального
давления используется резиновая мембрана. Трение вдоль стенок верхнего
кольца также незначительно, так как отношение высоты полукольца (1,5")
к его диаметру (12") равно 1:8 (см. п. 10.10). Значительная высота образца
грунта (16") от верхнего кольца до нижней жесткой базы прибора уменьшает
сдерживающее влияние этой базы на величину развивающегося бокового дав-
ления. Под «верхним активным кольцом» подразумевают кольцо, которое на-
ходится сверху тотчас же под резиновой мембраной и, следовательно, не под-
вергается непосредственному боковому давлению воздуха. Таким образом, для
условий, показанных на рис. 10.6, верхним активным кольцом будет считаться
18*
275
второе кольцо сверху. Расположенное над ним небольшое тарелкообразное
углубление в поверхности грунта, по-видимому, не будет оказывать влияния
на результаты, так как контрольные испытания, выполненные при обратной
кривизне поверхности грунта, искусственно * ........................
Коэффициент давления гр$т
Кп =Ph/Pv
Рис. 10.7. Влияние условий передачи
нагрузки на грунт в верхней части
прибора на результаты опыта по оп-
ределению бокового давления грунта
(Чеботарев, 1948 г.)
А — передача нагрузки на грунт через
жесткую пластинку; Б — то же, через рези-
новую л<о.мбояну
созданной до начала эксперимента,
дало идентичную ' величину боко-
вого давления.
На рис. 10.7 приводятся ре-
зультаты такого испытания с пес-
ком. Следует заметить, что вели-
чина Кп для верхнего активного
кольца весьма близка к 0,5. На
рис. 10.8 для верхнего активного
кольца приводятся изменения ве-
личины Кп во времени в период
консолидации образца «голубой»
глины с нарушенной структурой,
которая имела предел текучести
иу£=43% и число пластичности
/р=18%. Глина помещалась в
прибор после тщательного пере-
мятая при добавлении воды. Из
рис. 10.8 видно, что непосредст-
венно после приложения верти-
кальной нагрузки к полностью на-
сыщенному образцу, находящему-
ся до этого в ненапряженном со-
стоянии, отношение вертикально-
го давления к боковому Кп, как
показали измерения на верхнем
активном кольце, было почта
равно единице (через 10 мин пос-
ле приложения вертикальной на-
грузки Кп=0,97). В процессе ис-
пытания
и развития консолида-
ции величина Кп умень-
шалась до тех пор, пока
окончательно не стаби-
лизировалась при Кп—
=0,5. Общий вид кривой
зависимости Кп от вре-
мени оказался даже бо-
лее близок к типичной
кривой консолидации во
времени, чем кривая,
показанная на рис. 10.8
для проведенного от-
дельно компрессионного
испытания того же грун-
та, которая отражает
влияние вторичных эф-
фектов времени (см.
п. 6.9). Отсюда следует,
что уменьшение бокового
давления в процессе
консолидации, начиная
от условия полного по-
добия гидростатическо-
му давлению (Лп = 1)до
названного Чеботаревым
(1948 г.) консолидиро-
ванно-равновесного со-
Рис. 10.8. Скорость консолидации глины, оказы-
вающая влияние на осадку грунта в одометре и на
уменьшение его бокового давления по данным за-
мера у верхнего активного кольца прибора (Чебо-
тарев, 1948 г.)
1 — величина Кп во времени; 2 — осадка во времени
Vj IB W ю0 ‘tOW
Фя&ъпт Зйнере осддкй Q MSB
276
стояния (Кп равно приблизительно 0,5), происходит в результате рассеяния
избыточного порового давления (см. п. 6.1) и передачи всей вертикальной на-
грузки от воды, заполняющей поры глины, на скелет грунта.
Подобные результаты были получены при испытаниях пылеватой глины
с пределом текучести о>£=30% и числом пластичности / =7%. После завер-
шения консолидации, а также при консолидированно-равновесном состоянии
коэффициент Кп нейтрального давления, или бокового давления грунта в со-
стоянии покоя, был получен приблизительно (с отклонением ±10%) равным
0,5. Почти идентичные величины были получены на той же пылеватой глине
в период крупномасштабных модельных испытаний по определению бокового
давления грунта на гибкие подпорные стенки (см. п. 10.23).
10.10. Влияние ограничивающего контура на деформацию и
боковое давление грунта. О влиянии, которое может оказывать
жесткий контур, ограничивающий рассматриваемый массив
грунта на положение поверхности скольжения, уже упоминалось
в п. 8.13. При традиционных строгих методах расчета этим влия-
нием приходится пренебрегать, так как его трактовка с помощью
таких методов оказывается слишком сложной.
Аналогично этому в традиционных методах определения
осадки за счет уплотнения пластичных водонасыщенных глин
обычно не учитывается влияние сопротивления, оказываемого
перемещениям грунта жесткими вертикальными гранями, огра-
ничивающими деформируемый массив, и предполагается, что
осадка поверхности в некоторой на ней точке все время прямо
пропорциональна степени консолидации грунта, расположенного
ниже этой точки (см. п. 6.7). Это означает, что при средней кон-
солидации слоя, положим 50%, поверхность глины вблизи верти-
кальных песчаных дрен, если они используются, должна подвер-
гаться осадке в большей степени, чем поверхность между дрена-
ми. Однако пока, по-видимому, о таких наблюдениях в натуре
нет никаких сведений (см. п. 6.10).
Испытания, выполненные в Принстонском университете, при-
вели даже к противоположным результатам (Чеботарев, 1948 г.).
После завершения консолидации глинистой массы в текучей
консистенции, заложенной слоем в 8 футов, в испытательный ло-
ток размером 13x18 футов (см. рис. 10.35), с вертикальными
прослоями песка у обоих торцов лотка для дренирования гли-
нистой толщи (см. рис. 10.35) было отмечено заметное опуска-
ние поверхности, возраставшее по мере удаления от песчаных
прослоев. Подобное явление, но более резко выраженное, наблю-
далось в период испытаний с измерением бокового . давления
грунта в условиях, показанных на рис. 10.9. Красная пылеватая
глина (7р=7%) помещалась в лоток в разжиженном состоянии,
отвечающем трем ударам на приборе для определения предела
текучести. После завершения консолидации при вертикальном
давлении 1 т!фут2 было отмечено, что поверхность глины при-
обрела форму, показанную на рис. 10.9. Это произошло вслед-
ствие тормозящего влияния дренирующего прослоя песка, имев-
шего форму вертикально поставленного полого цилиндра, трение
по боковой поверхности которого затрудняло скольжение гли-
277
нистого грунта в контактной с ним зоне. Таким образом, ско-
рость осадки поверхности глины в тех или иных ее точках будет
определяться не скоростью консолидации слоя глины под каж-
дой из точек, а пластической деформацией глинистой массы, ко-
торая должна приблизительно отвечать траекториям, показан-
ным на рис. 10.9 пунктиром.
Рис. 10.9. Влияние трения грунта по стенке на характер
осадки поверхности глины в приборе для измерения боко-
вого давления грунта (Чеботарев, 1948 г.)
/ — начальная поверхность красной пылеватой глины в текучей
консистенции; 2 — поверхность красной глины после полного ее
уплотнения (в искаженном масштабе); 3 —пористая облицовка
для дренирования глинистой массы с боковых сторон; 4 — дав-
ление сжатого воздуха 1 т}фут\ приложенное к грунту через
тонкую резиновую мембрану; 5 — пылеватая красная глина в те-
кучей консистенции в начале опыта
Наличие жесткого горизонтального контура по поверхности
грунта, как показано на рис. 10.7, оказывает такое же влияние.
Боковое расширение грунта в зоне, непосредственно прилегаю-
щей к жесткой плите, ограничивается последней. Следовательно,
касательные напряжения вызывают уменьшение бокового дав-
ления грунта. Следует заметить, что при вертикальном давлении
pv =0,25 т!фут2 боковое давление на верхнее активное кольцо
прибора соответствовало значению К=0,33, в то время как при
том же вертикальном давлении, прикладываемом к поверхности
грунта через гибкую резиновую мембрану, оно соответствует
значению Лп = 0,52. При значительном увеличении вертикально-
го давления расхождение между величинами бокового давления
в этих сопоставляемых условиях несколько уменьшается, по-ви-
278
димому, из-за некоторой неизбежной податливости стенок при-
бора и возникающего вследствие этого весьма небольшого боко-
вого перемещения грунта. Такое явление наблюдалось в опытах
не только с песком, но и с пластичной глиной (см. п .10.23).
Уменьшение значений Л с глубиной, показанное на рис. 10.7,
не означает, что действительное соотношение бокового и верти-
кального давлений изменяется по глубине. Как уже было ска-
зано в п. 10.9, этот метод выражения результатов испытания был
принят только в целях удобства. Действительное соотношение
бокового и вертикального давлений К, вероятно, остается по
глубине неизменным, а уменьшение бокового давления по глу-
бине, установленное его измерением, является результатом
уменьшения с глубиной соответствующего вертикального давле-
ния из-за трения, возникающего вдоль стенок прибора. Это
влияние весьма сходно с так называемым бункерным эффектом
в элеваторах (см. п. 10.15).
10.11. Влияние уплотнения или боковой деформации грунта в засыпке на
его боковое давление. В соответствии с теорией упругости (см. Тимошенко,
1934 г.) между боковым давлением (Fs, постоянными Е ит, характеризующими
материал, а также относительной деформацией е упругого тела существует
зависимость
<т3 — Хе 2G 83, (10.26)
где
Х = ; (l + v)(l-2v)' (10.27)
G = - ; (10.28)
2(1 4-v)
£ = 8з + е2 4" е1* (10.29)
Здесь Е — модуль Юнга, a v — коэффициент Пуассона. В приведенных
уравнениях знак плюс используется для того, чтобы обозначить растяжение
или расширение, а знак минус соответствует сжатию. Это правило распрост-
раняется как на напряжение о, так и на относительные деформации е.
Рассмотрим элемент грунта кубической формы, показанный в сечении на
рис. 10.10. Размер каждой стороны кубика принимается равным единице.
Предположим, что поверхность грунта, как показано на рис. 10.10, а, подверг-
лась осадке величиной — 81. В соответствии с выражением (10.26) при не-
возможности бокового расширения этот тип деформации должен вызвать в
грунте боковое сжимающее напряжение — Да3. Реактивное давление элемен-
та грунта на ограничивающее препятствие, т. е. боковое давление грунта, сле-
довательно, будет увеличиваться. В действительности в период уплотнения
грунта наблюдается противоположная зависимость (см. рис. 10.8). Отсюда
следует, что к грунту, который подвергается уплотнению, не могут быть при-
менены законы теории упругости (см. п. 6.Г). Этот факт может считаться
очевидным, но физические причины, обусловливающие наблюдаемые величи-
ны бокового давления в состоянии покоя или консолидированно-равновесном
состоянии, остаются еще неясными. Их можно аргументировать, как это сде-
лал А. Е. Бреттинг (1948 г.), тем, что «внутреннее трение грунта в любой
момент, возможно, будет полностью мобилизовано вследствие значительной
деформации, претерпеваемой глиной в текучей консистенции при консолидации».
Это утверждение можно, вероятно, иллюстрировать с помощью
рис. 10.10, в. В результате консолидации высота кубического элемента умень-
279
шится на величину — , а длина диагоналей па, mb, he и hd сократится со-
ответственно до naf, mb', he' и hd'. Элемент квадратной формы efhg, выде-
ленный на схеме жирными линиями, в результате деформации приобретает
ромбовидную форму, обозначенную пунктирными линиями. Эту «внутреннюю»
деформацию можно только связать с межчастичными смещениями и межча-
стичными касательными напряжениями s, показанными на нижней схеме
рис. 10.10, в. Горизонтальная равнодействующая этих касательных напряже-
ний 4- Д Оз будет уменьшать полное боковое давление, вследствие чего скелет
грунта, испытывающий внутренний сдвиг, будет уменьшать избыточное по-
ровое давление. При этом остается необъяснимым отсутствие какой-либо оче-
видной зависимости общего вида между измеренными величинами отношений
Рис. 10.10. Влияние той или иной деформации некоторого объема грунта
на величину развиваемого им бокового давления
Кп и значениями угла внутреннего трения <р различных грунтов, определяе-
мого в лаборатории различными методами (см. п. 7.21). Медленные (S) ис-
пытания дают приблизительно одинаковое значение ф=30° для большинства
глин, илов и рыхлых песков. Согласно выражению (10.8) и рис. 10.4, соответ-
ствующая величина Кп при полной мобилизации внутреннего трения будет
равна Лд =0,33. Однако действительные непосредственные измерения (см.
пп. 10.9 и 10.12) показывают, что величина Кп почти во всех случаях оказы-
валась заметно выше и, вообще, довольно близка к /(=0,5. Соответствующее
значение <р будет приблизительно равно 19° (tg ф=0.35). Такую величину ф
иногда получают для некоторых глин в опытах с предварительной консолида-
цией и быстрым сдвигом образцов (Ос) (см. п. 7.21), но никогда — для песков
при любом методе их испытания. Чеботарев и Уэлч (1948 г.) выдвинули гипо-
тезу о том, что на величину коэффициента Кп бокового давления грунта в
состоянии покоя не могут оказывать никакого влияния ни сцепление, ни за-
цепление слагающих его частиц (см. пп. 7.3 и 7.4), так как их полная моби-
лизация возможна лишь при наличии смещения частиц, и что величина Кп
зависит только от составляющей трения скольжения, потому что она является
полностью активной еще до начала любого перемещения. Эта гипотеза могла
бы приобрести значение, если бы было обнаружено, что коэффициент трения
скольжения для различных минералов одинаков. Однако такое утверждение
было впоследствии опровергнуто самими авторами (1948—1949 гг.), которые
установили огромное разнообразие этих показателей применительно к раз-
личным грунтам (см. п. 7.2).
Уравнение, предложенное Яки (1944 г.’):
Кп = 1 — sin ф, (10.29а)
280
оказывается подкрепленным многими экспериментальными данными; так, при
=30° Кп =0,5. Однако основные предпосылки, на которых базируется вывод
этой зависимости, представляются порочными. Они справедливы для напря*
женного состояния толщи грунта по осевой линии дамбы с откосами, обра-
зующими с горизонтом угол ф, но с удалением от осевой линии горизонталь-
ные касательные напряжения уже изменяются. Утверждение Яки о том, что
эти предпосылки соответствуют условиям, имеющим место в толще бесконеч-
ной массы грунта, ограниченной горизонтальной поверхностью, к сожалению,
не могут быть приняты.
Следовательно, проблема удовлетворительной числовой корреляции меж-
ду измеренными величинами бокового давления грунта в состоянии покоя и
замеренными показателями, характеризующими физические свойства этого
грунта ( ф, v и любые другие, еще не установленные), до сих пор ожидает
дальнейших теоретических и экспериментальных исследований.
Теперь оценим возможное влияние на боковое давление грун-
та его бокового расширения, которое вызывает переход грунта
из состояния покоя в активное состояние. Как показано на рис.
10.10,6, вынужденная боковая относительная деформация + е3,
например, в результате податливости подпорного сооружения в
боковом направлении в соответствии с выражением (10.26) бу-
дет вызывать растягивающие боковые напряжения + Да3 в‘грун-
те. Следовательно, исходя из теоретических представлений мож-
но было в этом случае ожидать уменьшения бокового давления
грунта на податливые стенки. Данные наблюдений по этому воп-
росу привели к следующим выводам.
Терцаги (1943 г.) выдвинул в отношении глин предположение,
что для полной мобилизации сопротивления их сдвигу и для
уменьшения бокового давления, соответствующего переходу от
состояния покоя в активное состояние, необходимо весьма ощу-
тимое расширение грунта, вызванное, например, смещением под-
порной стенки во внешнюю сторону, равным 5% ее высоты. Это
предположение, по-видимому, основывается на данных лабора-
торных испытаний глинистых грунтов на сдвиг, подвергающихся
перед разрушением значительно большей деформации сдвига,
чем пески. Так как пока еще не выполнено никаких соответст-
вующих непосредственных наблюдений, это предположение бы-
ло, по-существу, лишь гипотезой, не подтвержденной последую-
щими испытаниями на моделях и в натуре. Прежде всего,
очевидно, необходимо делать различие между пластичными
и хрупкими глинами.
Под «пластичными глинами» подразумевают глины, которые,
не обладая хрупкой внутренней структурой, характеризуются
величиной коэффициента структурной прочности S, близкой к
единице (см. п. 7.22), а их относительные деформации при раз-
рушении в период испытаний на сжатие в одноосном напряжен-
ном состоянии приближаются к 20% (см. п. 7.10). Большинство
тщательно перемятых и повторно уплотненных естественных
глин попадает в эту категорию. Сюда относятся, например, грун-
ты обратной засыпки с высоким содержанием глинистых частиц,
укладываемые за стенку гидравлическим способом и испыты-
вающие в последующем консолидацию.
281
Эксперименты, проведенные в Принстонском университете
(см. п. 10.23), показали, что такие пластичные глины не умень-
шают при расширении развиваемого ими бокового давления.
Это, а также данные, полученные с помощью испытаний в каме-
рах (см. п. 10.12), находятся в противоречии с выводом Терцаги,
основанным на чисто теоретическом использовании для этой
проблемы традиционных представлений о зависимости между
напряжениями и деформациями. Терцаги считает, что для обес-
печения перехода глины, находящейся за подпорной стенкой, из
состояния покоя в активное состояние необходимо перемещение
этой стенки от грунта, равное 5% ее высоты. Чеботарев (1949 г.)
объясняет это расхождение, утверждая, что сами термины
«в покое», «статическое» или «консолидированно-равновесное»1
подразумевают предельное по прочности грунта состояние с уже
зарождающимся его разрушением во всех тех случаях, когда
дело касается засыпки из пластичных глинистых грунтов или
вообще глинистых грунтов с нарушенной структурой. При отсут-
ствии тех или иных элементов, которые могли бы препятствовать
боковой деформации грунта в засыпке и вследствие этого умень-
шать боковое давление в связанной с ними зоне, величины
активного давления таких глинистых грунтов весьма близки к ве-
личинам их давления в состоянии покоя. Пока мы не располага-
ем экспериментальными данными, способными полностью опро-
вергнуть эту гипотезу, и необходимы дальнейшие исследования,
которые подтвердили бы или видоизменили ее в той или иной
степени. Вопрос имеет огромное практическое значение, так как
в случае окончательного подтверждения указанной гипотезы оп-
ределение бокового давления при проектировании сооружений
будет значительно упрощено (см. п. 16.5). Вопрос о поведении
естественных глин с ненарушенной хрупкой внутренней структу-
рой представляет собой в этом отношении более сложную про-
блему, особенно если они характеризуются высокими показате-
лями коэффициента структурной прочности (см. п. 7.22). Изме-
рения, проведенные в Чикагском метрополитене (см. п. 10.20),
показали, что даже незначительное боковое перемещение под-
порной стенки оказывается достаточным, чтобы уменьшить боко-
вое давление такого грунта, которое, как полагают, достигает
при этом активной величины. Дальнейшее смещение стенок (бо-
лее 1% высоты подпорного сооружения) снова увеличивает бо-
ковое давление (см. п. 10.20) * *.
10.12. Коэффициенты бокового давления грунта, полученные
из испытаний в замкнутых камерах. Влияние структуры грунта
и скорости приложения нагрузки. В п. 7.11 было показано, что
1 Относящиеся к одному и тому же состоянию грунта. {Прим, пер.)
* Советские специалисты усматривают в этом процессе влияние необрати-
мых структурных связей в грунте, которые при его значительной деформации
под влиянием собственного веса в засыпке безвозвратно нарушаются, что ве-
дет в ряде случаев к резкому ослаблению грунта. {Прим, ред.)
282
испытания в камерах позволяют непосредственно измерять боко-
вое давление а3 грунта при изменении величины вертикально-
го давления 0^. Тогда можно представить коэффициент боково-
го давления грунта К как функцию от вертикального давления
оь что и выполнено для трех разновидностей грунта при по-
строении графика, приведенного на рис. 7.20. На этом графике
отражено влияние структуры грунта на результаты испытания.
Следует отметить, что вначале уплотненный песок имел очень
высокое значение К, которое при нагрузке 0,2 т/фут* было равно
единице. Это было естественным результатом расклинивающего
эффекта в толще песка в процессе его уплотнения. Подобные
значения были получены Терцаги несколько ранее для уплотнен-
ных обратных засыпок при проведении крупномасштабных мо-
дельных испытаний, описываемых в п. 10.13. Эти величины в
обоих случаях быстро снижались при незначительной боковой
деформации песчаной толщи в засыпке. Конструкция прибора,
с помощью которого были получены результаты, приведенные на
рис. 7.20, не опубликована. По-видимому, он конструктивно не
отличался от обычных легких приборов для камерных и трех-
осных испытаний на сдвиг, которые не свободны от незначитель-
ного расширения камеры при увеличении бокового давления,
передаваемого на стенки прибора через обжимающую жидкость.
В результате начальная величина Кп = 1 для уплотненного песка
могла быстро понижаться до К=0,53.
Два образца суглинка с ненарушенной структурой вели себя
при этом испытании иначе. В связи с их естественной структурой,
. которая характеризовалась хрупкостью и неподатливостью, они
деформировались в достаточной степени, чтобы передать боко-
вое давление на обжимающую жидкость лишь при вертикальном
давлении в одном случае 0,5 т/фут2 и 3 т/фут2 в другом. После
этого, по-видимому, из-за разрушения хрупкой внутренней
структуры значения К с увеличением вертикального давления
быстро возрастали, пока .не достигли величины, равной прибли-
зительно К=0,54. До сих пор остается открытым вопрос, следует
ли эти окончательные величины рассматривать в качестве коэф-
* фициентов бокового давления грунта, характеризующих актив-
ное или статическое состояние (см. п. 10.1).
Результаты быстрого (Q) испытания в камере водонасыщен-
ного образца торфянистой глины с ненарушенной структурой
были приведены на рис. 7.19. Здесь в еще большей степени про-
является влияние структуры грунта и ее разрушения: боковое
давление и соответствующие величины К постепенно увеличива-
лись от К=0,2 при вертикальном давлении 0,5 т/фут2 до Л=0,46-
при вертикальном давлении 1,65 т/фут2. Согласно Гёзу (1936 г.),
последнее значение соответствует весу перекрывающей толщи
грунта. При быстром увеличении вертикального давления сверх
этой величины увеличились и коэффициенты К: вначале до К=
= 0,61, а затем до ^=0,7. Это указывает на то, что после разру-
283
шения структуры грунта и до последующей дополнительной его
консолидации часть вертикального давления временно передава-
лась воде, заполняющей поры. На рис. 7.18 были показаны ре-
зультаты медленного (S) испытания образца торфа в камере,
когда, наоборот, обеспечивалась полная его консолидация. Вер-
тикальная нагрузка поддерживалась постоянной в течение не-
скольких дней с момента приложения каждой ступени нагрузки.
По мере протекания консолидации грунта его боковое давление
и соответствующие величины К уменьшались. Этот результат
сходен с полученным нами в Принстоне при изучении и измере-
нии бокового давления грунтов (см. рис. 10.8). Однако величины
Кп в консолидированно-равновесном состоянии по данным ис-
пытаний в камере были намного ниже — в пределах от Кп =0,37
до Кп =0,24. Возможно, это объясняется волокнистым характе-
ром торфа, боковое расширение которого в период уплотнения,
когда имеется время для оттока воды, весьма мало. Это означа-
ет, что величины коэффициента Пуассона органических грунтов
должны быть меньше, чем у неорганических. В соответствии с
выражением (10.25) и значениями, приведенными на стр. 274 для
грунтов в упругом состоянии, величине v=0,19 будет соответст-
вовать /<=0,24, в то время как величина v=0,33 отвечает уже
/<=0,5.
Дэвид Уэлч (1949 г.) вычислил величины Кп для консолиди-
рованно-равновесных условий исходя из результатов испытания
в камере 14 образцов глины с включением органического ве-
щества, не превышающим 3,6%. О результатах этих исследова-
ний сообщил Де Беер (1948 г.). Величины Кп Для всех 14 образ-
цов изменялись в пределах от 0,4 до 0,65, а 10 из них имели зна-
чения, равные 0,49; 0,5; 0,51 или 0,52. Дальше Де Беер, ссылаясь
на условия испытания, при которых значение Кп Достигло 0,65,
утверждает, что эта величина, «вероятно, слишком высокая».
Изложенное выше показывает, что в отношении величин бо-
кового давления естественных глин с ненарушенной структурой
многое еще требует изучения. Однако дальнейший прогресс в
этом вопросе не может быть достигнут, если не отказаться от
«классического» подхода к проблеме, который характеризуется
стремлением связать величину бокового давления грунта только
с сопротивлением грунта на сдвиг при его разрушении в одноос-
ном напряженном состоянии. На эту величину оказывают влия-
ние очень много других факторов. Отсюда возникает и необхо-
димость в непосредственных натурных измерениях величины бо-
кового давления, развиваемого подобными грунтами в полевых
условиях, и в лабораторных испытаниях с усовершенствован-
ной аппаратурой.
10.13. Величины Ks и Между рассматриваемыми двумя условия-
ми имеется существенное различие. В первом случае, когда как вертикальное
<Ji, так и боковое Оз давление являются чисто межчастичными давлениями, их
отношение будет обозначаться через Ks. Во втором случае как olf так и о3
284
включает составляющую давления на свободную воду, которая передается
непосредственно через воду, находящуюся в порах, на скелет грунта; их от-
ношение обозначается через .
Это различие усматривается из рис. 10.11. Предположим, что стальная
шпунтовая стенка с водонепроницаемыми замками была погружена в толщу
полностью водонасыщенного грунта. Затем с одной ее стороны была зало-
жена выемка в виде траншеи и стенка поддерживалась распорками, упирав-
шимися в противоположный борт траншеи. Были измерены горизонтальные
усилия Р\ и Р%, передаваемые от шпунтовой стенки на распорки. Грунтовые
воды устанавливались в шурфе и в. сква-
жине на уровне, показанном на рис. 10.11.
Был определен удельный вес грунта, что л лс по т
О 0.2 OJi Ofi и,о Щ
Рис. 10.12. График зависи-
мости между коэффициен-
тами Кз и Лз-рда
Рис. 10.11. Расчетная схема к опреде-
лению коэффициентов Ks и Ks+w
/ — е=0,5 =18,5%); 2-е=1
(да=37%); 3 — е=1,5 (да=55,5%)
дало возможность легко определить его объемный вес во взвешенном состоя-
нии в соответствии с выражением (4.9) или его объемный вес в водонасыщен-
ном состоянии в соответствии с выражением (4.7).
Обычно предпочтительнее иметь дело с межчастичными давлениями. Ве-
личины в состоянии покоя, полученные с помощью испытаний в камере
(см. п. 10.12) или аппарата для измерения бокового давления грунта (см.
п. 10.9), основаны на межчастичных давлениях и являются, по-существу, опре-
деленными выше величинами Кз-
Если грунт в случае, приведенном на рис. 10.11, представлен сыпучей и,
следовательно, водопроницаемой породой, то вода в воображаемом пьезо-
метре (рис. 10.11), который связан с находящейся за непроницаемой стенкой
песчаной засыпкой, будет подниматься до уровня а. Этот уровень соответст-
вует уровню грунтовых вод в шурфе или в скважине. Боковое давление твер-
дой части грунта возможно при этом определить, вычитая полное давление
воды, представленное площадью def на рис. 10.11, из усилий Pi и Р2, дейст-
вующих в распорках. При определении величин Ks объемный вес грунта ни-
же уровня воды должен приниматься применительно к его взвешенному со-
стоянию в соответствии с выражением (4.9). Эпюра распределения бокового
давления за счет твердой части грунта может быть вычерчена после этого
по указанной разности.
Чтобы облегчить оценку результатов полевых измерений, Чеботарев
(1948 г.) предложил по меньшей мере провести ясное разграничение между
возможными предельными условиями работы стенки и численно связать их
друг с другом с помощью коэффициентов Ks и .
Если включить полное давление воды как в горизонтальную (непосред-
ственно измеренную), так и в вертикальную (вычисленную) составляющую
285
давления, то в соответствии с выражением (4.7) их отношение на глубине Л,
выраженное в метрической системе, будет равно:
„ _ Ph _Ph^
s+w PV yh h(G + e)'
(10.30)
С другой стороны, если принимать во внимание только давление твердой
части грунта с учетом его взвешивания, т. е. если из величин горизонтального
и вертикального давлений вычитать полное давление воды, их отношение бу-
дет равно:
= ph—ltQh = ph — l,Oh = ph(l 4-е) —/г(1 4~е) =
As“ pv— 1,0Л “ A(G4-e/l 4-е)—1,0/г“ h(G-\-e) — Л (1 4-е)
_pft(l+e)_ 14-е _к G^e _ 14-е
h(G — 1) G — 1 " S+®G —1 G —1
или
= (10.31)
причем
1 4-е
= (10.32)
G 4- е
где G — удельный вес твердого вещества [уравнение (3.1)].
Верхняя часть графика, изображенного на рис. 10.12, характеризует зави-
симость между коэффициентами и Ks по выражению (10.31) приме-
нительно к трем величинам коэффициента пористости е (0,5; 1; 1,5). Нижняя
часть того же графика дает зависимость между коэффициентом Ks и углом
внутреннего трения <р грунта без сцепления по выражению (10.7).
Символ будет использоваться в дальнейшем для обозначения ус-
ловий, когда вода, заполняющая поры в глинистых грунтах, будет подвешена
на скелете грунта и в силу этого будет испытывать растяжение. Вес воды
будет тогда передаваться от частицы к частице грунта и
*s+u,'=*s-
(10.33>
10.14. Крупномасштабные модельные испытания с песчаны-
ми обратными засыпками, проведенные Терцаги. Перемещение
стенки и арочный эффект, действующий в горизонтальном на-
правлении. Исследования Терцаги были вызваны взглядами Ми-
ма (1908 г.) и Моултона (1920 г.). Их наблюдения в глубоких
выемках нью-йоркского метрополитена показали, что боковое
давление грунта с глубиной не увеличивается линейно, как это
следовало бы по классической теории давления грунта (см. рис.
10.2). По этой причине Мим при проектировании крепления вы-
емки бруклинского метро на участке длиной 5000 футов и глуби-
ной 30 футов, где грунт был представлен песком и гравием,
использовал более мощные крепления по верху выемки и более
слабые по низу. При этом не было отмечено, ни одного случая
какого-либо повреждения нижних более легких связей. Однако
одновременно было констатировано много случаев изгиба верх-
них схваток.
286
возражения,
некоторые
ТЛГ^ПГ
бетон
«Й Ut0n
\ojh
\0,9Н
Ж
т
0 500 1000 1500 Z000
Фунт/фит1
Рис. 10.13. Эпюра распределения давления на
крепление выемки метрополитена на Флетбаш
Авеню, Бруклин, Нью-Йорк, которая была по-
лучена Максом Миллером (1916 г.) расчетом
исходя из замера величин прогиба схваток г»
(Моултон, 1920 г.)
[75% лмг&11 "ТГ|[
25%глиныг и
Горизонтальный
разрез
Некоторые измерения, которые относились к более позднему
времени, выполненные в глубокой выемке в Нью-Йорке Милле-
ром (1916 г.) и опубликованные Моултоном (1920 г.), показали,
как видно из рис. 10.13, что верхние схватки несли при этом мак-
симальную нагрузку. Грунт здесь был представлен «крупным
глинистым песком (с содержанием 20—30% глины) с включени-
ем гравия». В отношении примененной методики самого экспери-
мента, которая была основана на измерении величин прогибов
элементов крепления, к
так как эти прогибы,
вероятно, были умень-
шены из-за арочного
эффекта, действующего
в песке в горизонталь-
ном направлении па-
раллельно стенке. Как
Мим, так и Моултон
отнесли наблюдаемое
поведение крепления
также за счет арочного
эффекта в грунте, раз-
вивавшегося в гори-
зонтальном направле-
нии, но действовавше-
го перпендикулярно
стенке, подобного бун-
керному эффекту. По этому поводу возникло множество пред-
ставлений относительно того, возможно ли проявление такого
эффекта в данном случае и при каких условиях. Впоследствии
Терцаги удалось внести некоторую ясность в этот важный вопрос
(1941г.).
Чтобы изучить влияние различного рода перемещений жест-
кой подпорной стенки на распределение по ней бокового давле-
ния, воздействующего на стенку от обратной засыпки, представ-
ленной зернистым несвязным материалом, Терцаги в 1928—
1929 гг. использовал установку, показанную на рис. 10.14. Жест-
кая стенка имела длину 14 футов и высоту 7 футов; бункер за
стенкой был также длиной 14 футов. Система рычагов позволя-
ла измерять вертикальную реакцию V как среднюю из величин,
замеренных в двух точках Vi и V2i и горизонтальные реакции на
двух уровнях Я' и Н". Верхняя реакция Н' определялась как
средняя двух величин, измеренных в двух точках Hi и Я2; ниж-
няя реакция И" определялась как средняя из величин, измерен-
ных в двух точках Я3 и Я4. Как величину, так и положение цент-
роиды полного бокового давления R, действующего на стенку,
можно затем определить, рассматривая R как равнодействую-
щую верхней Н' и нижней Я" реакций.
Распределение давлений по стенке оценивалось исходя из по-
287
ложения этой равнодействующей 7?. При ее действии на одной
трети высоты стенки делали вывод, что эпюра бокового давле-
ния должна иметь форму треугольника вида, показанного на
рис. 10.15. При расположении 7? выше нижней трети высоты
стенки предполагали, что кривая распределения давления имеет
Рис. 10.14. Установка с жесткими стенками (бункер размером 14Х14Х
Х7 футов), использованная Терцаги для испытаний в 1928 г. (Изометри-
ческая схема установки для определения бокового давления, смонтирован-
ная в лаборатории Массачусетского технологического института)
параболическую форму (рис. 10.16,6). Хотя этот метод крайне
примитивен, но он был наилучшим из возможных при оборудо-
вании, существовавшем в тот период. Численную оценку, произ-
веденную таким образом, нельзя было использовать для полу-
чения количественно точных данных. Тем не менее с помощью
этих испытаний были раскрыты некоторые интересные тен-
денции.
Результаты испытаний в общих чертах были опубликованы
Терцаги в 1934 г. Испытания проводились с сухим и водонасы-
288
щенным песком как в рыхлом, так и в плотном состоянии. Меж-
ду сухим и водонасыщенным состоянием не было обнаружено
никакой разницы, поскольку коэффициенты давления грунта К
относились к давлениям, вызванным твердой частью грунта, т. е.
зерен песка, с учетом при вычислениях соответствующих объем-
ных весов у в невзвешенном и во взвешенном состоянии [уравне-
ния (4.7) и (4.9)]. В последнем случае из
измеренных величин бокового давления
вычиталось полное давление воды.
При отсутствии смещения стенки ко-
эффициенты бокового давления Кп пес-
чаной обратной засыпки в состоянии по-
коя были получены в пределах Кп=0,7
(для подверженного уплотнению песка
обратной засыпки) и Лп = 0,4 (то же, для
песка в рыхлом состоянии). В зависи-
Рис. 10.15. Схема, пояс-
няющая вращательный
характер смещения гра-
витационной подпорной
стенки
мости от степени достигнутого уплотне-
ния песка в засыпке были получены со-
ответственно промежуточные значения.
Эти величины выражались через отноше-
ние величины полного давления к заме-
ренным величинам равнодействующей бо-
кового давления R, разделенного на вычисленную величину боко-
вого давления при /С=1, т. е. отвечающего полному давлению
материала по гидростатическому закону у Н2/2.
Для того чтобы уменьшить боковое давление до минималь-
ного значения, соответствующего ЛА=0,1 в случае первоначаль-
но плотной засыпки и КА =0,25 в случае первоначально рыхлой
засыпки, было достаточно весьма незначительного смещения
стенки наружу, не превышающего 0,001 высоты стенки. Эти ве-
Рис. 10.16. Три типа проявления арочного эффекта в грунтах
а —вокруг шахты или туннеля (Терцаги, 1925 г.); б —в горизонтальной плоско-
сти у вертикального борта выемки, поддерживаемого жестким шпунтом с за-
крепленным верхним и свободным нижним концами (Терцаги, 1941 г.); в—в вер-
тикальной плоскости за гибкой шпунтовой стенкой с анкером (Терцаги, 1941 г.);
К=1 —гидростатическое давление
19—277
289
личины были достигнуты при повороте стенки вокруг ее нижнего
конца, как показано на рис. 10.15, а также в случае смещения
стенки в горизонтальном направлении (см. рис. 10.1,в). Распо-
ложение центра тяжести эпюр боковых давлений по вертикали,
т. е. место приложения равнодействующей 7?, в случае первона-
чально рыхлого песка было довольно близко к Уз//. В случае
уплотненного песка линия действия 7? в начале испытания отве-
чала приблизительно высоте 0,4//, но в дальнейшем по мере
смещения стенки место приложения равнодействующей давле-
ния снизилось до Уз Н и даже ниже. .
Возможное ограничивающее влияние трения по жесткому
днищу испытательного бетонного бункера при этих испытаниях,
а также при оценке их результатов не учитывалось. При этом
можно ожидать его сильного влияния на положение R. Недоучет
этого фактора подверг критике Эндерс Буль (1934 г.). Данные,
свидетельствовавшие о большой важности этого вопроса, были
получены Чеботаревым в период испытаний, проведенных
им в Принстоне десятью годами позже (см. п. 10.23).
В то время не было фактически проведено никаких испыта-
ний, связанных с вращением стенки вокруг ее верхнего конца,
т. е. с ее перемещением, изображенным на рис. 10.16,6.
Несколькими годами позже (1936 и 1941 гг.) Терцаги, исполь-
зуя схему, приведенную на рис. 10.16,6, установил факт весьма
большого значения, который объяснял результаты наблюдений,
проведенных на 30 лет ранее Мимом и другими строителями пер-
вого метрополитена в Нью-Йорке и касающихся так называемо-
го арочного эффекта в горизонтальной плоскости. Эти важные
выводы могут быть кратко сформулированы в следующем виде.
1. Распределение бокового давления на подпорное сооруже-
ние является функцией характера смещений стенки.
2. Распределение по Кулону, т. е. гидростатический характер
распределения боковых давлений, возникает только тогда, когда
стенка поворачивается, вращаясь вокруг своего нижнего конца
(см. рис. 10.15).
3. Когда стенка скользит подобно блоку (см. рис. 10.1, в и
10.24,6), эпюра распределения давления стремится принять па-
раболическую форму, подобную изображенной на рис. 10.24. Од-
нако пока еще остается /открытым вопрос для песков и, особен-
но, глин, чём вызвана эта форма — в основном перераспределе-
нием давления в результате арочного эффекта в горизонтальной
плоскости или передачей бокового давления на нижележащий
грунт через действующие здесь касательные напряжения^
4. При повороте стенки вокруг верхнего неподатливого конца,
как это бывает в случае устройства выемки с несколькими вер-
тикальными рядами распорок (см. рис. 10.25), происходит пе-
рераспределение давлений с их увеличением у верха, как по-
казано на \рис.: 10.16,6. Это является результатом арочного эф-
фекта в Горизонтальной плоскости (см, пп. 10.15—10.19), в из-
290
вестной мере подобного тому, который наблюдается в силосах
для зерна и бункерах.
10.15. Давления в силосах и бункерах. Наблюдения, прове-
денные в силосах для зерна и бункерах, показали, что увеличе-
ние давления на дно силоса и на стены не пропорционально мощ-
ности толщи зерна над точкой, в которой измерялось давление.
Были выполнены многочисленные эксперименты как на моделях,
так и в натуре. На рис. 10.17 в качестве типичного примера при-
водятся результаты тщательно
выполненных натурных измере-
ний на реальном сооружении,
о которых сообщил Джеймисон
(1904 г.). Для испытаний была
выбрана одна из секций силоса
высотой 7 футов, имеющая раз-
мер в плане 12X13,5 фута. Вер-
тикальное pv и горизонтальное ph
давления измерялись с помощью
мессдоз гидравлического дейст-
вия, размещенных у дна силос-
ной секции и в нижней части бо-
ковой стены, как показано на
рис. 10.17. Смежная диаграмма
показывает увеличение изме-
ряемых давлений в зависимости
от соответствующей мощности h
слоя зерна, расположенного над
точками наблюдений. Объемный
Рис. 10.17. Результаты измере-
ний давления в деревянном си-
лосе, заполненном манитобской
пшеницей, Сейнт Джоун, Кана-
да, 1900 г. (Хворслев, 1904 г.)
вес пшеницы, используемой в целях испытаний, был равен
49,4 фунт/фут3. Угол естественного откоса был равен aR =28°.
Из рис. 10.17 следует, что как вертикальное, так и горизон-
тальное давление увеличивается в меньшей степени, чем величи-
на h. Это объясняется возрастающим влиянием касательных на-
пряжений s, возникающих в результате трения между зерном
и стенками секции силоса. Эти касательные напряжения дейст-
вуют по всей высоте слоя пшеницы и зависят от соответствую-
щих горизонтальных давлений, которые, в свою очередь, явля-
ются функцией соответствующих вертикальных давлений на том
же уровне. Вертикальное давление, действующее на дно силос-
ной секции, уменьшается за счет касательных напряжений по
всей высоте, на которую силос заполняется пшеницей.
Из рис. 10.17 вытекает, что когда высота слоя пшеницы достигла
40 футов над дном силоса или приблизительно в 3 раза превыша-
ла ширину секции, измерения не показали никакого дальнейше-
го увеличения ни горизонтального, ни вертикального давления.
Этот уровень соответствует состоянию, когда вес каждого до-
полнительного слоя пшеницы уравновешивается приращением
касательных напряжений, которое создает вес этого слоя по’ всей
19*
294
высоте стены, ниже его. Он является функцией ширины секции
(ср. с п. 10.25). Из нескольких работ, посвященных рассмотре-
нию проблемы давления зерна в силосах, выполненных метода-
ми математического анализа, должна быть отмечена, как заслу-
живающая серьезного внимания, статья Яки (1948 г.).
Отношение фактически измеренного горизонтального давле-
ния к вертикальному несколько повышается с увеличением глу-
бины h от Кп =Ph/Pv =0,54 до Кп =0,64. Как уже упомина-
лось в пп. 10.9 и 10.10, уменьшение коэффициента К^ с глубиной
зачастую только кажущееся, так как Ку обычно определяется
для удобства в виде отношения phlyh, т. е. исходя из предполо-
жения о постоянстве вертикального давления жидкости, равного
общему весу вышележащих слоев pv—yh; это предположение
в данном случае неверно. Изменяются вертикальные давления,
а не действительная величина К. Тем не менее метод, основан-
ный на использовании отношения измеренного бокового давле-
ния к весу зерна в перекрывающих рассматриваемый горизонт
слоях, будет сохранен надолго, так как он обеспечивает наибо-
лее удобный способ сравнения результатов натурных замеров
на сооружениях различного типа, расположенных в различных
местностях (см. пп. 10.17 и 10.20).
Наблюдения в выемках, заложенных в песчаной толще
(см. п. 10.18), показали, что действительный арочный эффект,
проявляющийся в горизонтальном направлении (см. рис. 10.16, б
и п. 10.19), может вызвать локальное увеличение бокового дав-
ления в верхней зоне, соответствующее величинам К, значитель-
но превышающим К=1. Возможность и условия возникновения
подобного эффекта в силосах изучены пока еще не полностью.
В этой связи можно упомянуть, что Крынин (1945 г.) пока-
зал, что отношение К; бокового давления к вертикальному
в вертикально расположенной плоскости сдвига определяется
выражением
= _cos^T_ = £ —sfa»<j>
7 2 — cos2 ф 1 + sin2 ф
Это выражение выведено с помощью круга Мора. Как пока-
зано на рис. 7.12, отрезок JBi пропорционален нормальному дав-
лению на плоскости сдвига, т. е. горизонтальному давлению
в случае вертикальной ориентации плоскости сдвига, а отрезок
HF пропорционален давлению по плоскости, перпендикулярной
плоскости сдвига, т. е. в рассматриваемом случае вертикальному
давлению. Выражение (10.32а) можно использовать при проек-
тировании силосов как приближенное в том случае, если мы бу-
дем рассматривать вертикально поставленную контактную
плоскость между зерном и стенками бункера в качестве плоско-
сти сдвига. При ф = 30° мы получим Kf=0,6.
10.16. Арочный эффект вокруг вертикальных выработок.
Практический опыт с погружением колодцев в песок показал,
292
что в раде случаев может оказаться надежным весьма легкое их
крепление. Это указывает на то, что боковое давление на крепле-
ние таких колодцев должно быть намного меньше, чем давление,
воздействующее на той же глубине на крепление траншей зна-
чительной длины.
На рис. 10.16, а показаны вероятные причины наблюдаемого
уменьшения давления рА на крепление колодцев. Любой эле-
Рис. 10.18. Результаты измерений бокового дав-
ления грунта в опускном колодце, заложенном
в толще мягких пластичных глин, Чикаго (Пек,
1948 г.)
/ — уровень поверхности 4-13; 2— песок; 3 —глина; 4—су-
ществующий туннель диаметром 25 футов; 5 — поверхно-
сти за стеной на отметке 4-13; 6 — поверхность в пределах
контура стены, на отметке 4-2 (глубина £>); 7 —удержи-
вающие кольца; 8 — граница туннеля; 9 — образцы диа-
метром 2". отобранные с помощью трубчатого _грунтоноса
Шелбай; 10 — давления, установленные приближенно
мент каждого из воображаемых последовательных колец грунта,
окружающих колодец, способен играть роль ключевого камня
круглой песчаной арки вокруг колодца. Тангенциальные напря-
жения рт, передаваемые от одного элемента арки к другому, бу-
дут сокращать боковое давление рн грунта до меньшей величи-
ны рА, передаваемой на крепление.
Таким образом, этот вид арочного эффекта наиболее устой-
чив, так как при любой податливости крепления у возникнет
только увеличение эффективности действия кольцевой арки
песка..
293
Терцаги (1919 г.) сделал попытку найти приближенное мате-
матическое решение проблемы. Вестергаард позже (1940 г.) дал
общее решение задачи.
До сих пор, по-видимому, не произведено никаких надежных
замеров давления на крепление колодцев, опущенных в песок.
Вследствие этого по данному вопросу точной информации пока
нет. На рис. 10.18 приведены результаты замеров в колодце диа-
метром 15 футов, опущенном в толщу пластичных глин в Чикаго.
Рис. 10.19. Распределение бокового давления по бетон-
ной гравитационной подпорной стенке, измеренного с по-
мощью мессдоз Голдбека (1938 г.)
1 — проезжая часть автострады; 2 — мессдозы № 1 и 2; 3 — то же,
№ 3 и 4; 4 — то же, № 5 и 6 (дренажные отверстия); 5 — то же,
№ 7 и 8 (дренажные отверстия); 6 — то же, № 9 и 10 (дренаж-
ные отверстия); 7 —то же, № 11 и 12; 8 — верх фундамента
Боковое давление оценивалось по усилиям, действующим в каж-
дом из металлических колец, которые поддерживали облицовку
колодца. Для этой цели Пек и Берман использовали гидравли-
ческие домкраты и специальный вспомогательный прибор. Срав-
нение эпюры замеренного давления и линий приве-
денных на рис. 10.18 (колодец), с соответствующими эпюрой
и линиями на рис. 10.26 (открытая выемка также в Чикаго), по-
казывает, что в случае колодца наблюдается относительно мень-
шее давление. Кроме того, точки а, b и с отвечают пределам со-
ответствующих измерительных приборов; действительное давле-
ние было выше. Большое значение будут иметь дальнейшие
наблюдения такого вида, выполняемые в других условиях.
294
10.17. Данные натурных замеров бокового давления обрат-
ных засыпок на подпорные стенки. На массивных подпорных
стенках выполнено множество измерений бокового давления
с использованием для этой цели датчиков различных конструк-
ций. К сожалению, весьма редко приводятся числовые данные,
характеризующие свойства грунта. На рис. 10.19 показаны ре-
зультаты одного из таких исследований, опубликованные Гольд-
беком (1938 г.). Обратная засыпка уплотнялась слоями в 12
дюймов. Для засыпки был использован грунт, названный авто-
ром «землей». Вероятно, на засыпку пошла супесь. Подпорной
стенкой служил устой моста. При этом представляется вероят-
ным незначительный наклон устоя в наружную от засыпки сто-
рону, как это изображено на рис. 10.15. Следует заметить, что
боковое давление в среднем увеличивалось в линейной зависи-
мости от глубины, что характерно при таких видах смещения
стенок. Отклонение опытных точек от прямой линии является
почти неизбежным следствием использования отдельно располо-
женных датчиков малого размера, даже если каждая точка на
графике рис. 10.19 соответствует среднему из показаний двух
индивидуальных датчиков, установленных на одном и том же
уровне. Конструкция использованных при этом мессдоз диамет-
ром 5,5 дюйма была разработана Гольдбеком. Их заделывали
в стенку заподлицо с поверхностью бетона.
На графике проведены линии =ph/yh, отвечающие опре-
деленному объемному весу материала засыпки 110 фунт/фут3.
Следует заметить, что наименьшее из осредненных боковых дав-
лений соответствует /<=0,2. Эти исследования проводились в су-
хой период. Наибольшее давление соответствовало приблизи-
тельно /<=0,4 и было отмечено при затоплении засыпки водами
весеннего паводка. Уровень паводка лишь на несколько футов
не доходил до проезжей части автодороги и в последующем, ес-
тественно, спал.
В той же статье Голдбек сообщил о замерах бокового дав-
ления грунта на устоях другого моста с обратной засыпкой из
глинистого грунта, которая «перехватывала как поток грунтовых
вод, так и воды поверхностного стока и никак не дренировалась».
Наклон кривой наибольших давлений был такой, как если бы
эти давления носили гидростатический характер при объемном
весе жидкости 48,4 фунт/фут3 (/<=48,4/110=0,44). В течение
сухого периода боковое давление грунта на стенки было более
низким, вероятно, не столько из-за уменьшения объемного веса
у грунта, сколько из-за возникновения в засыпке усадочных нап-
ряжений.
На рис. 10.20 приводятся результаты замеров бокового дав-
ления по стене высотой 79 футов, обратная засыпка которой
была произведена рыхлым чистым песком, как показано на ри-
сунке. Стена представляла собой часть массивного железобе-
295
тонного сооружения подземного предприятия. Следовательно, ее
можно было считать абсолютно жесткой и неподатливой.
Боковое давление измерялось с помощью больших (диамет-
ром 12 дюймов) датчиков струнного типа «Maihak». Каждый
датчик мог воспринимать, как предельную, нагрузку 8 т. Прин-
цип их работы заключался в использовании особенностей виб-
рирующей струны, изменявшей при вибрации частоту собствен-
ных колебаний и, следовательно, свой тон с изменением натя-
Рис. 10.20. Боковое давление грунта, действующее на массивную бе-
тонную стену высокой 79 футов подземного завода в Германии по ре-
зультатам замеров, произведенных в 1942 г. (Мус, 1947 г.)
1 — подземный завод: 2 — рыхлый песок; 3 — приборы для измерения давле-
ния; 4 — направление укладки обратной засыпки
мембраны, находящейся снаружи датчика на контакте с грун-
том. Вибрацию струны вызывал магнит, заключенный в датчике.
Для определения нагрузки, воздействующей на датчик, другой
тарированный по нагрузке датчик настраивался на тот же тон.
Площадь контакта датчиков с грунтом была увеличена при
помощи специально сконструированных металлических пластин,
закладываемых по контакту грунта с двумя датчиками. Внеш-
няя сторона каждой пластины устанавливалась заподлицо с по-
верхностью кирпичной кладки. Таким образом было измерено
давление, действующее на 54% общей высоты стенки по полосе
шириной 2 фута. Из рис. 10.20 следует, что этот метод привел
к гораздо более плавной кривой зависимости величин замерен-
ного давления от высоты, чем это можно было получить, ис-
пользуя небольшие отдельно расположенные датчики (см.
рис. 10.19). Сооружение было возведено в открытом котловане,
с последующей обратной засыпкой чистым песком. Угол внут-
реннего трения ф для этого песка, определенный в лаборатории
опытом на простой сдвиг, оказался равным 42° при угле отве-
чающего ему естественного откоса =34°. Обратная засыпка
производилась от поверхности грунта у края котлована к зда-
296
нию (см. рис. 10.20) и потребовала для своего завершения четы-
ре месяца. Уплотнения песка при этом избегали. Его объемный
вес после укладки был равен: у = 100 фунт/фут3. Из-за незначи-
тельной влажности песка и возникающего в связи с этим кажу-
щегося сцепления (см. п. 7.4) угол естественного откоса песка
в полевых условиях в период производства работ был больше,
чем в лаборатории, и достигал 42°.
Приняв наименьшее из этих значений <р = 34° и считая угол
трения о стену равным нулю, получим из выражения (7.7) наи-
Рис. 10.21. Распределение бокового давления грунта по осред-
ненным данным замеров в берлинском метрополитене, зало-
женном в толще песка на глубине 39 футов (Шпилкер, 1937 г.
и Терцаги, 1941 г.)
высшую из возможных величин КА = 0,28. Надо, однако, под-
черкнуть, что, как это следует из рис. 10.20, фактически наблю-
даемый осредненный коэффициент бокового давления грунта
оказался равным: /<=0,42. Эта величина за год, прошедший пос-
ле окончания строительства, незначительно возросла — прибли-
зительно на 5%. Очевидно, что увеличение давления произошло
из-за небольшого дополнительного повышения плотности песка
под воздействием вибрации, возникавшей при движении транс-
порта, и инфильтрации в толщу засыпки дождевой воды. Таким
образом, фактически наблюдаемое боковое давление на это со-
оружение оказалось весьма близким к его величине в состоянии
покоя, полученной для рыхлого песка при лабораторных (см.
п. 10.9) и модельных испытаниях (см. п. 10.14), что и следовало
ожидать применительно к неподатливой в данном случае жест-
кой стенке. Распределение давления по высоте стенки носило
гидростатический характер, т. е. оно увеличивалось с глубиной
по линейному закону.
10.18. Данные натурных замеров бокового давления, воспри-
нимавшегося элементами крепления открытых выемок, заложен-
297
ных в песке. Результаты обширных работ по замеру давления,
выполненных в период строительства метрополитена в Берлине,
опубликованные Шпилкером (1937 г.), приводятся в графиче-
ской форме на рис. 10.21. Кривая dbt изображенная жирной ли-
нией, отвечает распределению давления, полученному путем ос-
реднения результатов измерения усилий в каждой из четырех
распорок, образующих три смежных вертикальных ряда. Рас-
стояние по горизонтали между этими рядами было равно
6,6 фута. Максимальное отклонение величины усилия в отдель-
ной распорке от осредненных их величин, приведенных на
рис. 10.21, составляло ±30%.
Прямая линия А на рис. 10.21 отвечает официально принято-
му для расчета крепления предположению о распределении дав-
ления на них при объемном весе грунта у=112 фунт!фут3, угле
внутреннего трения песка <р =37° и угле трения о стенку 6=0°.
Пригрузка была принята равной весу слоя грунта в 2 фута (см.
п. 10.21). Грунт был представлен чистым песком, а уровень грун-
товых вод на весь период строительства поддерживался ниже
дна котлована с помощью колодцев (см. п. 14.9).
Наблюдаемое распределение бокового давления по высоте
борта выемки, носившее параболический характер, было пред-
варительно объяснено Терцаги (1936 г.) исходя из результатов
более ранних исследований исключительно за счет соответству-
ющего перераспределения бокового давления, полная величина
которого для несвязных грунтов принималась равной площади
треугольника Кулона (см. п. 10.2). Вопрос о возможности пере-
дачи бокового давления на грунт, лежащий ниже дна выемки,
вследствие горизонтальных касательных напряжений, действу-
ющих на этом уровне, до этого еще не дебатировался. Эта при-
чина, по-видимому, привела Шпилкера к выводу о том, что офи-
циальные указания по расчету крепления неверны не только по
виду самой эпюры распределения давления «по Кулону», но
и по рекомендуемым величинам физических постоянных, ха-
рактеризующих грунт. Заштрихованная площадь между эпюра-
ми, отвечающими измерениям и «официальным» давлениям на
рис. 10.21,6?, в нижней части намного больше, чем в верхней.
Если бы полное давление в обоих случаях оставалось одинако-
вым, оба заштрихованных участка эпюры были бы равными,
как это показано на рис. 10.21,6. Поэтому Шпилкер предполо-
жил, что правильное распределение по Кулону должна выра-
жать прямая В, отвечающая при отсутствии пригрузки значени-
ям у =106 фунт!фут\ <р=37° и 6=26°. Это, конечно, только пред-
положение, которое исключает ограничивающее влияние
нижнего контура. Пунктирная линия dmnO на рис. 10.21 пред-'
ставляет трапецеидальную эпюру распределения давлений, ко-
торую Терцаги (1941 г.) на основании результатов исследований
Шпилкера рекомендует для целей проектирования. Высота Or
трапеции была им определена первоначально равной 0,7 вели-
298
чины Ос, установленной по Кулону. В более поздних публика-
циях Терцаги (1948 г.) рекомендовал увеличить высоту Or до
0,8 от Ос, по-видимому, учитывая зарегистрированное отклоне-
ние в 30% от показанной на рис. 10.21 осредненной кривой уси-
лий, действующих на от-
дельные распорки.
Приблизительно тогда
же подобные измерения
были проведены в метро-
политене Шестого Авеню
(Нью-Йорк) в выемке
длиной 120 футов, зало-
женной в песке. Резуль-
таты этих замеров, пред-
ставленные на рис. 10.22,
были опубликованы Уай-
том и Прентисом (1940 г.).
В этом случае вновь бы-
ло отмечено более высо-
кое давление на крепле-
ние в верхней половине
высоты бортов котлована,
причем оно превышало
величины, соответствую-
щие =1,0, показывая,
таким образом, что наи-
более важным фактором,
обусловливающим наблю-
даемую форму эпюры
распределения давления,
являлось перераспределе-
ние давлений. Невозмож-
Рис. 1'0.22. Боковое давление грунта на
распорные брусья котлована метрополи-
тена на пересечении Шестого Авеню и
Стрит № 16 Нью-Йорка по замерам гид-
равлическим способом (на графике на-
несены линии гидростатического давле-
ния для различных значений Ку (Уайт
и Прентис, 1940 г.)
1 — тротуар: 2 — чистый пол; 3 — фундамент
здания; 4 — предварительное нагружение;
5 — верхний ряд распорок с расстоянием меж-
ду ними 10 футов; 6 — средний ряд распорок
с расстоянием между ними 20 футов; 7—схват-
ка; 8 — нижний ряд распорок с расстоянием
между ними 20 футов; 9—основание; 10—сталь-
ная труба диаметром 14", заполненная бето-
ном; 11 — эпюра давлений после обрушения
борта; 12 — равнодействующая давления грун-
та; 13 — эпюра давлений до обрушения борта;
14 — засыпка из различных грунтов; 15—круп-
но- и среднезернистый песок с гравием;
16 — мелкозернистый песок; 17 — среднезерни-
стый песок; 18 — песок и гравий; 19 —алеврит;
20 — подвальное помещение
но было, однако, устано-
вить, в какой степени вто-
ростепенным, но не пре-
небрежимо малым было
влияние нижней границы,
так как в этом случае не
была известна точно «ли-
ния Кулона».
На рис. 10.22 пред-
ставлена трапецеидаль-
ная линия Oabc эпюры
давления, предложенной Чеботаревым (см. п. 16.4) для проекти-
рования крепления котлованов в песке в качестве упрощения
первоначальных предложений Терцаги по этому вопросу.
10.19. Различие между действительным арочным эффектом
и передачей давления через сдвигающие напряжения. Общая
299
«теория клина» Терцаги. Следует отметить, что термин «ароч-
ный эффект» имеет двоякий смысл, так как его иногда исполь-
зуют в тех случаях, когда касательные напряжения, возникаю-
щие в толще грунта, способствуют передаче давления от одной
части подпорной стенки к другой (см. рис. 10.16 и 10.23). Факти-
чески термины «арочный эффект» и «передача давления через
касательные напряжения» не синонимы. Правда, под арочным
эффектом подразумевается некоторая передача давления грунта
Рис. 10.23. Схема, поясняющая
зависимость между размерами
реальной арки и действующи-
ми на нее силами
через касательные напряжения, но такая же передача давления
может происходить и без какого-либо проявления арочного эф-
фекта. В этой книге использование термина «арочный эффект»
будет ограничиваться условиями,
когда перераспределение гори-
зонтального давления происхо-
дит вследствие его передачи в;
вертикальной или горизонталь-
ной плоскости двум более жест-
ким контурам, так как арка во
всех случаях должна иметь две
опоры. Понятие о консольной ар-
ке из нежестко связанных зе-
рен — фикция. По этой причине
термин «арочный эффект» не будет использоваться в данной ра-
боте применительно к передаче бокового давления на грунт, рас-
положенный ниже уровня дна выработки (см. п. 10.23 и рис. 10.40
и 10,24,а), а также в других подобных случаях.
Для реальной арки параболической формы (см. рис. 10.23),
согласно традиционной теории сооружений, справедливы следу-
ющие общие зависимости. Для равномерно распределенной вер-
тикальной нагрузки pv вертикальная реакция на опорах равна:
2 ’
(10.33а)
горизонтальная реакция (распор)
₽Л=^-2. (10.336)
О/
Если вертикальная реакция будет погашаться только трени-
ем в пяте арки, то
tfD = ^tg(p. (Ю.ЗЗв)
При ф = 30° и tgcp =0,577, подставляя значения Rv и Rh из вы-
ражений (10.33а) и (10.336) в выражение (Ю.ЗЗв) и решая его
относительно f, получим:
/=0,15L. (10.33г)
Таким образом, относительно пологая горизонтально рас-
положенная арка может воспринимать свой собственный вес
зоо
посредством трения у ее пят при условии, что зерна, образуя
такую арку, являются жесткими и плотно заклиненными, а так-
же при условии, что пяты арки неподатливы.
Теперь предположим, что одна из следующих друг за другом
арок, расположенная на глубине z ниже поверхности грунта,
имеет единичное поперечное сечение и несет только свой собст-
венный вес. В этом случае и при f=O,15L
pft=^-=—3,у£2—=0,835 yL.
h I2 8*0,15£-l2 r
Рис. 10.24. Две возможные причины, обусловливающие особые
формы эпюр бокового давления грунта, установленные наблю-
дением в выемке в толще пластичных глин
В соответствии с рис. 10.16,6 мы можем принять в качестве
максимального значения L=0,4/f, где Н — полная высота выем-
ки. При этом на промежуточной глубине z
рЛ=0,ЗЗЗуЯ (постоянно!).
Коэффициент бокового давления грунта при гидростатиче-
ском законе распределения Кт, выраженный исходя из веса пе-
рекрывающих слоев у г, будет равен:
/с =^5. =0,333—. (Ю.ЗЗд)
• yz Z
Таким образом, на глубине 2=0,177 7<у =3,33; при z=Q£H
= 1,66; при z=0,333// = 1. Наблюдения за выемками в пес-
ках (см. рис. 10.22) показали, однако, что на этих уровнях дав-
ление меньше. Так, например, глубине 2=0,277 отвечала вели-
чина К7 = 1. Это указывает на то, что в случае выемок в песке
•арочный эффект в горизонтальном направлении не проявляется
в полной мере. Для полного его развития в этом направлении не-
обходимо некоторое дополнительное сжатие песка и смещение
слагающих его частиц. Часть вертикальной нагрузки передается
301
на нижележащие слои, поддерживающее действие которых мо-
жет оказаться слабее. В этих условиях арочный эффект прояв-
ляется в меньшей степени. Все это является причиной меньших
наблюдаемых значений у верха выемки и менее интенсивного
их уменьшения по сравнению с выражением (Ю.ЗЗд), которое
оказывается справедливым только при полном развитии арочно-
го эффекта в горизонтальном направлении.
Анализ, выполненный ранее Чеботаревым (1950 г.), показал,
что реально проявляющийся арочный эффект может лучше объ-
яснить наблюдаемую форму эпюры бокового давления adhf
в выемках в песке (рис. 10.24,6), где в толще грунта имеет место
только более слабая передача бокового давления за счет каса-
тельных напряжений в горизонтальной плоскости (рис. 10.24, С),
чем передача нагрузки через вертикально направленные каса-
тельные напряжения (см. рис. 10.47). Очевидно, что предложен-
ный Хертвигом (1939 г.) математический метод анализа, кото-
рый базируется в качестве допущения на последней схеме пе-
редачи нагрузки, имеет в силу этого только абстрактное
теоретическое значение. Вместе с тем использование в рассмат-
риваемых целях общей теории клина, разработанной Терцаги
(1941 г.), требует произвольного допущения относительно уров-
ня приложенной к стенке равнодействующей бокового давления
грунта. Предположения по этому вопросу должны быть обосно-
ваны данными натурных наблюдений. Отсюда представляется
более логичным основывать на таких наблюдениях и весь ана-
лиз (см. п. 16.4).
Все попытки получить приближающееся к строгому решение
проблемы, идя по указанному выше пути, отвергаются практи-
кой из-за невозможности в настоящее время достаточно надеж-
но оценить в количественном выражении роль в перераспреде-
лении бокового давления трех возможных факторов: а) реально
действующего в горизонтальном направлении арочного эффекта,
который ослабляет передачу вертикального давления на ниже-
лежащие слои (см. рис. 10.16,6 и 10.23); б) горизонтально на-
правленных касательных напряжений, перёраспределяющих бо-
ковое давление по высоте подпорного сооружения (см.
рис. 10.24,6); в) горизонтальных касательных напряжений, пе-
редающих боковое давление на подстилающую толщу грунта
(см. рис. 10.24,а). Вероятно, применительно к пескам преобла-
дает первая причина, так как их частицы достаточно жестки,
чтобы, взаимно заклиниваясь, образовывать арку в полном
смысле этого слова. Каждый, кто пытался освободить грунто-
нос после отбора образца, знает, что извлечь из грунтоноса пес-
чаный образец почти невозможно, даже прикладывая к нему
очень большое усилие. С другой стороны, для удаления из тру-
бы грунтоноса глинистого образца требуется лишь относительно
слабое нажатие. Поэтому вероятно, что передача усилия в гли-
нистых грунтах будет преимущественно осуществляться не пос-
302
редством арочного эффекта, а за счет горизонтальных касатель-
ных напряжений в двух возможных вариантах, указанных
в пп. «б» и «в».
10.20. Данные натурных замеров величин бокового давления
на крепление открытых выемок в толще глинистых грунтов. Из
рис. 10.24 явствует трудность надежного толкования причин
наблюдаемой формы эпюр бокового давления на крепление вые-
мок, заложенных в таких грунтах. Как было объяснено в п. 10.18,
в случае выемок в песчаных грунтах форма наблюдаемых эпюр,
подобных agehf на рис. 10.24, б, может быть достаточно правдо-
подобно истолкована перераспределением давления в результате
арочного эффекта, действующего в горизонтальном направле-
нии, так как значения коэффициентов КА (давления в активном
состоянии) или даже Кп (давления в состоянии покоя), опреде-
ляющие величину бокового давления в данном случае для верх-
него борта выемки, превышают их известные значения для песка.
Применительно к выемкам в глинистых грунтах вопрос прини-
мает другой аспект. Следует отметить, что, во-первых, до сих пор
существует некоторая неопределенность в части установления
действительных величин активного давления и соответствующих
значений КА для глинистых грунтов с ненарушенной структурой.
Во-вторых, характер эпюры, построенной на основе данных за-
меренного давления на крепление выемок в глинистых грунтах
(кривая aedf), очевидно, соответствует без превышения величи-
не /(=0,5. Вместе с тем эта величина представляется достаточно
близкой к ее значениям, отвечающим как активному, так и ста-
‘ тическому давлениям непереуплотненных глинистых грунтов
в природном состоянии (см. п. 10.9). Следовательно, до сих пор
еще нельзя определенно говорить о том, что будет определять
форму эпюры по замеренным величинам давления во всех слу-
чаях, касающихся глинистых грунтов, — перераспределение дав-
лений внутри сползающего клина (см. рис. 10.24, б) или пере-
дача давления на грунт, лежащий ниже дна выемки за счет ка-
сательных напряжений, действующих на этом горизонте (см.
рис. 10.24, а). Возможно, что для повторно уплотняемых нехруп-
ких глин (см. рис. 7.14) при смещении стенки в соответствии
с рис. 10.24, С будет более вероятным объяснение, отвечающее
рис. 10.24, а. При перемещении стенки в соответствии с рис. 10.24,
А или В характер перераспределения давления, отвечающий
рис. 10.24, б, окажется, по-видимому, наименее вероятным.
Тщательный замер бокового давления на крепление открытых
выемок в пластичных глинах, насколько известно, был выполнен
в период строительства метрополитена в Чикаго. Результаты
этих исследований опубликованы Р. Б. Пеком (1943 г.).
На рис. 10.25 приведен типичный результат этих исследова-
ний (по контракту S-1A). Особый интерес представляет наблю-
дение направленного внутрь смещения стенки из шпунта MZ38
(см. п. 15.11), которое произошло 3 января 1941 г., когда глубина
303
Рис. 10.25. Пример замера бокового давления, проведенного в процессе возведения туннеля метро в Чи-
каго в толще глинистых грунтов по данным наблюдений за поведением крепления в открытой выемке
(по Р. В. Пеку, 1943 г.)
а — осадка поверхности; б — смещения сваи и проходка котлована; в — нагрузки на распорки; /—засыпка песком; 2—гру-
зовой туннель; 3 — трубка для измерения прогиба сваи; -/ — песок; 5 — алеврит; 6 — глина (пунктирные линии показыва-
ют поверхность грунта на указанные даты)
Примечание. Осадка на расстоянии 7 футов от бровки выемки оценивалась по наблюдениям на лестнице.
котлована достигла только 12 футов. Грунт за шпунтовой стен-
кой был выбран до глубины 8 футов. Обратная засыпка к тому
времени не была еще произведена. Таким образом, перемещение
шпунтовой стенки в боковом направлении было вызвано глубо-
ким смещением грунта в сторону котлована, о чем свидетельст-
вовали трещины в грузовом туннеле, расположенном ниже его.
В проблеме заложения котлованов этот вопрос является одним
из важных (см. п. 14.6).
Консистенция чикагской глины, имеющей ледниковое проис-
хождение, варьирует в широких пределах — от пластичной
с прочностью на сжатие в одноосном напряженном состоянии
qu =0,3 т/фут2 при естественной влажности wn =50%, пределе те-
кучести wL =55% и числе пластичности 1р = 35% До твердой кон-
систенции с прочностью на раздавливание qu = ^l т!фут2 при
o>n=22%, wL =32% и /р = 12%. В большинстве случаев глина
прикрыта слоем песка.
Пек попытался связать замеренные величины бокового дав-
ления с прочностью глины на сжатие в условиях одноосного на-
пряженного состояния. Предположения, на которых был основан
этот анализ, были сделаны Терцаги. Для учета наличия покров-
ного слоя песка в расчет вводился поправочный коэффициент
(при этом qu переходил в qa). На основании результатов натур-
ных измерений была предложена для проектирования эпюра
давления трапецеидальной формы, подобная предложенной ра-
нее Терцаги для песков и показанной на рис. 10.21. Было отме-
чено при этом хорошее соответствие такой эпюры с наблюденной.
Наибольшая возможная величина бокового давления приме-
нительно к этой эпюре будет:
Ph=yHKa, (10.34)
где Н — полная глубина выемки, а
(10.35)
уН
Следует заметить, что величина /<а по выражению Терцаги—
Пека (10.35) отвечает полной величине давления ЕА. Иначе го-
воря, ее можно получить из выражения (10.16), принимая угол
внутреннего трения для грунта ср =0 и деля оставшуюся величину
на полное давление жидкости у Н2/2. Таким образом, получается
другое выражение и меньшая величина К по сравнению с опре-
деленными при оценке величин удельного давления [см. выраже-
ние (10.11)]. Различие между этими величинами вызывается тем,
что выражение (10.16) для полного давления ЕА, как это ука-
зывалось в п. 10.4 и было показано на рис. 10.2, а, исходит из
предположения, что глинистый грунт в контакте со стенкой
в верхних горизонтах толщи активно работает на растяжение.
С другой стороны, выражение (10.11), которое базируется на по-
20—277
305
нятии об удельных давлениях, будет давать положительные зна-
чения К для горизонтов, где растягивающие напряжения уже от-
сутствуют [см. выражение (10.18)]. Определение величины пол-
ного давления по Ренкину—Резалю для вычисления X, как
предлагают Терцаги и Пек, что соответствует значениям по вы-
ражению (10.35), представляет собой отход от большинства ра-
нее предложенных концепций по этому вопросу, например от
концепции, выдвинутой Кейном (см. п. 10.4), отвечающей зави-
симости (10.20). Однако взгляды Кейна представляются в этом
плане более рациональными, так как грунт в контакте со стенкой
обычно не может сопротивляться растяжению.
Терцаги и Пек (1943 г.) объединили решение Ренкина—Реза-
ля (10.19) с методами, основанными на общей теории клина Тер-
цаги, хотя только двумя годами ранее (1941 г.) Терцаги катего-
рически исключал «возможность использования этой теории
определения давления пластичных глинистых или подобных им
грунтов с ярко выраженными упругими свойствами на крепление
выемок или туннелей». Выдвигая новые предположения, Терцаги
не сделал никакой оговорки относительно указанного ограниче-
ния, принятого им ранее. Мало того, Терцаги в свое время вы-
ступил с заявлением, касающимся исследований, проведенных
в Чикаго, о том, что «невероятно, чтобы в данном случае имело
место проявление значительного арочного эффекта в горизон-
тальном направлении». Такое заявление было сделано, несмотря
на то, что перераспределение давления, отвечающее общей тео-
рии клина Терцаги, связывается главным образом с действием
арочного эффекта в горизонтальном направлении, как это и по-
казано на рис. 10.16, б и 10.21, б.
Все эти необъяснимые противоречия • вынудили Чеботарева
предположить, что соответствие, о котором сообщил Пек, между
величинами бокового давления, замеренными в выемках чикаг-
ского метрополитена и вычисленными с помощью выражения
(10.35), может иметь место лишь при условии определенных
ограничений. В последующем Филипп Браун (1948 г.) провел
анализ данных, приведенных Пеком, и подтвердил эту точку зре-
ния. Рис. 10.26 подводит итог результатам анализа Брауна. При
глубине котлована /7=15,3 фута зависимость Терцаги—Пека
(10.35) дает величины 7Ca=0. Тем не менее в верхней одиночной
распорке, которая стояла там в то время, было зарегистрировано
определенное давление, приблизительно соответствующее К =
= 0,1. Такое же расхождение между теорией и практикой было
обнаружено при глубине котлована /7=27,1 фута. Для всех трех
распорок зависимость Терцаги—Пека (10.35) все еще давала ве-
личину /Са=0, в то время как наблюдениями было зарегистри-
ровано действовавшее на них определенное давление. Однако
давление на верхнюю распорку при этом увеличилось и стало
отвечать величине =0,3. Эта распорка располагалась в пре-
делах слоя песка. Остальные две распорки были размещены уже
306
в пределах подстилающей толщи глины. Давление на них соот-
ветствовало величине =0,2.
Только тогда, когда глубина котлована достигла 40,6 фута
и 44 футов (эта величина являлась предельной для данного объ-
екта), было получено приближенное соответствие между величи-
нами, определенными по выражению (10.35) и фактически за-
меренными. Для верхней части (приблизительно) борта выемки
боковое давление более или менее отвечало линии =0,45, глуб-
Рис. 10.26. к критическому анализу Филиппом Брауном формул Пека
и данные наблюдений в выемках чикагского метрополитена
а — глубина выемки Я=15,3 фута; б —то же, /7=27,1 фута; в —то же. 40,6 фута;
г —то же, /7=44 фута; •—нагрузка на распорки по данным замера
же оно уменьшалось. Тонкие пунктирные линии на рис. 10.26
соответствуют трапецеидальной эпюре распределения давления,
рекомендуемой для целей проектирования Пеком и приведенной
на рис. 16.11.
Величины /Са, полученные из выражения (10.35), нанесены на
рис. 10.27 в виде зависимости от глубины Н котлована для трех
значений qu прочности на сжатие в одноосном напряженном со-
стоянии: 0,5; 0,7; 1 т/фут2 во всех случаях для объемного веса
у = 120 фунт/фут3. Следует отметить, что вплоть до глубин от 34
до- 66 футов полученные таким образом величины Ка оказывают-
ся соответственно меньшими максимальной величины /Сд=0,5,
ожидаемой для бокового давления в состоянии покоя и, следова-
тельно, для активного давления глин (см. п. 10.9). На больших
20*
307
Рис. 10.27. Изменение вели-
чины Ка, полученной по вы-
ражению Терцаги — Пека
(10.35) в зависимости от глу-
бины выемки Н‘ у =
= 120 фунт/фут3
глубинах значения Ка, по Пеку, продолжают увеличиваться
и превышают вероятный их максимум для состояния покоя, рав-
ный 0,5. Так как анализ Брауна, отображенный на рис. 10.26, по-
казал, что давление чикагских глин для глубин меньше 40 футов
было больше, чем это следует из выражения (10.35), представ-
ляется возможным, что при больших глубинах эта тенденция
приобретет обратный характер. Это предположение в последую-
щем подтвердилось. Согласно письму Пека к Чеботареву от
28 мая 1949 г., замеренное давление
в новой выемке глубиной 65 футов, за-
ложенной в Чикаго, рассматриваемое
давление оказалось меньшим, чем это
вытекало по расчету из выражения
(10.35).
Аналогичные общие тенденции бы-
ли выявлены в период строительства
подходов к туннелю под р. Маас у Рот-
тердама в Нидерландах. Эти исследо-
вания проводились в 1939—1940 гг.,
т. е. раньше, чем в Чикаго, но из-за
военного времени их результаты были
опубликованы Ван Бруггеном только
в самом кратком виде. Некоторые дан-
ные этих весьма тщательных исследо-
ваний приводятся на рис. 10.28 и 10.29.
Эти графики построены на основе дан-
ных подробных отчетов, любезно прис-
ланных Чеботареву Ван Бруггеном (1949 г.). Характер этих
графиков отвечает тенденции, полученной независимо в Прин-
стонском университете в период более поздних исследований —
с 1943 по 1948 г. (см. пп. 10.9 и 10.23).
Перед сопоставлением результатов исследований в Чикаго
и Роттердаме следует заметить, что величины Д, полученные
в Чикаго и показанные на рис. 10.26, по-видимому, отвечают ве-
личинам Д5 в их трактовке, приведенной в п. 10.13; иначе говоря,
они должны относиться к межчастичным давлениям, вызванным
общим весом скелёта грунта и воды, находящейся в порах, не-
смотря на тот факт, что уровень грунтовых вод, согласно статье
Пека, как показано на рис. 10.26, стоял в данном случае доволь-
но высоко. Влияние фильтрационных сил в выражении (10.35)
первоначально не учитывалось. Расстояние между источником
питания грунтовых вод (р. Чикаго) и открытыми котлованами
представляется значительным и превышает 2000 футов примени-
тельно к выемке, показанной на рис. 10.25. Следовательно, гид-
равлический градиент (см. п. 5.1) должен был быть весьма ма-
лым и равным приблизительно: 32/2000=0,016 при условии, что
фильтрация в выемку через замки в шпунтовой стенке или испа-
рение были достаточны, чтобы исключить возможность воздейст-
308
вия на стенку полного гидростатического давления. Это условие,,
по-видимому, выполнялось, так как иначе, согласно рис. 10.12,
только полное давление одной воды (Л5=0) приводило бы к ве-
личине , равной 0,55, что отвечало бы эпюре давлений,
обозначенной на рис. 10.26, г пунктиром. В случае непосредствен-
ного подтока грунтовых вод к открытой выемке (при отсутствии
Рис. 10.28. График, иллюстрирующий роль допущений
при определении бокового давления пластичной гли-
ны и торфа, использованных при расчете крепления
открытых выемок при подходе к туннелю под р. Маас
у Роттердама, Голландия. Сравните с рис. 10.29
/ — гидростатическое давление, равное “(Н' (т =105 фунтIфу т*}-,
2 — гидростатическое давление, равное I Н
стенки) на скелет грунта в пределах 50 футов от края выемки по
горизонту будет действовать напор, приблизительно равный
только 32(50/2000) =0,8 фута. Таким образом, им вполне можно
пренебречь.
В Роттердаме условия как в этом, так и в других отношениях
были иные. Туннель строился открытым способом (см. п. 16.19)
между двумя вентиляционными башнями, возведенными при по-
мощи кессонов (см. п. 15.14). Подходы к этим башням устраива-
лись в открытых выемках, как это показано для левобережного
подхода на рис. 10.29, б. Однако следует отметить, что выемка,
показанная в целях удобства на этой схеме подходящей к башне
перпендикулярно реке, фактически протрассирована по кривой,
309
Рис. 10.29. Результаты замера бокового давления грунта на элементы крепления открытой выемки в пластичной
глине и торфе на левобережном подходе к туннелю под р. Маас у Роттердама, Голландия (Бругген, 1941 и 1949 гг.)
/-вентиляционная башня; // — пластичная глина и тор*; III— песок; IV— ₽- Маас: V— подошва туннеля
(Руты Руты Руты
приблизительно параллельной ей, но расположенной от нее на
расстоянии около 300 футов. Общий ход строительства отобра-
жен на рис. 16.13 и протекал следующим образом. Вначале
экскаваторами был вынут на глубину 14 футов грунт, залегав-
ший выше уровня воды (±0,00). Таким образом была получена
широкая траншея со свободно стоящими откосами с обеих ее
сторон с заложением 1 : 1,5. Затем в слое песка до отметки
—66 футов закладывались набивные сваи (см. п. 15.7) в качест-
ве основания будущего бетонного туннеля, а по обе стороны бу-
дущей выемки, чтобы предотвратить выдавливание в нее покров-
ных пластов глины и торфа, в толще песка закладывались стенки
из стального шпунта Ларсен IV (новый) (см. п. 15.11). Для той
же цели по краю выемки в толщу песка закладывались колодцы
грунтового водоотлива (см. п. 14.9). Путем непрерывного отка-
чивания из них воды снималось любое взвешивающее давление
на глинистый пласт, который залегал в дне котлована и покры-
вал песчаную толщу. По мере углубления котлована он крепился
соответствующими стальными крепями. Контрольные замеры
усилий, воспринимаемых крепью, проводились как в период про-
ходки котлована, так и в процессе бетонирования туннеля на де-
сяти участках — аа—И, показанных на рис. 10.29,6.
Было установлено, что пластичная глина и торф, перекрываю-
щие толщу песка с кровлей на отметке —66 футов, характеризу-
ются исключительной неоднородностью. Несколько образцов бо-
лее твердой и более песчанистой глины, отобранные из горизон-
тов ближе к поверхности, имели естественную влажность
ауп=27%, предел текучести ojl = 57% и число пластичности 1р =
= 28%. Однако для большинства образцов эти показатели были
более высокими и достигали значений доя = 62%, шь = 109%
и /р=62%. Один из образцов торфа имел wn= 190%, wL=247°/0
и 7р=70%. Испытания на прочность грунтов проводились в ка-
мере (см. п. 7.11) и показали прочность этих грунтов на сжатие
в одноосном напряженном состоянии, близкую к #„ = 0,5 т/фут2.
Тем не менее голландские инженеры разработали проект
крепления выемки исходя не из этих характеристик предельной
прочности встреченных грунтов. Вместо этого они положили
в основу проекта обнаруженный при испытаниях в камере тот
факт, что боковое давление связных: грунтов при активном и ста-
тическом состоянии оказалось приблизительно одинаковым (см.
п. 10.11), а в условиях завершения консолидации не превосходи-
ло величин, соответствующих 7<s=0,5. Поэтому они разрабаты-
вали проект исходя из следующих предположений: межчастич-
ное боковое давление на крепление равно половине соответст-
вующего вертикального давления и не уменьшается при удалении
части первоначальной пригрузки за счет веса перекрывающей
толщи при заглублении котлована вплоть до отметки ±0,00.
Вместе с тем предполагалось, что в дополнение к межчастичному
311
боковому давлению грунта на шпунтовую стенку будет действо-
вать полное давление воды. Эпюра распределения давления, от-
вечающая этим предположениям, показана на рис. 10.28 и 10.29
•линией bd.
Может возникнуть вопрос, не окажется ли предположение
о полном боковом давлении на стенку воды чрезмерно осторож-
ным в условиях, когда при понижении уровня грунтовых вод
противодавление, возникающее за счет напора в подстилающем
слое песка, будет полностью снято. Следующие рассуждения, ил-
люстрированные рис. 10.28, показывают, что водопонижение
в толще грунта вызывает другое явление, оказывающее подоб-
ный же эффект.
Допустим, что грунт выше отметки ±0,00 полностью насыщен
капиллярной влагой. В этом случае линия Ofe на рис. 10.28 будет
отвечать давлению жидкости, т. е. вертикальному давлению, вы-
званному совместным действием веса скелета грунта и воды, на-
ходящейся в его порах, применительно к состоянию до отрывки
траншеи. Если мы вычтем из величин, определяемых линией Ofe,
давление воды pw, то получим линию Of ng, которая соответству-
ет вертикальному межчастичному давлению грунта pvs в его
первоначальном состоянии и в условиях полной его консолида-
ции. Линия Obmh будет соответствовать боковому межчастично-
му давлению грунта phsi равному половине pvs.
В результате откачки воды из подстилающего слоя песка с по-
мощью грунтовых колодцев взвешивание снимается и все давле-
ние жидкости станет эффективным. Сразу же за шпунтовой стен-
кой, т. е. ниже точки а на рис. 10.28, вертикальное давление жид-
кости будет соответствовать линии апс, а заштрихованный
треугольник ngc будет представлять собой избыток вертикального
давления над начальным межчастичным давлением Ofng, которое
соответствует состоянию завершенной консолидации под началь-
ной пригрузкой толщи. До тех пор пока дальнейшая консолида-
ция не завершится, это избыточное давление ngc будет воспри-
ниматься водой, находящейся в порах грунта, и будет одновре-
менно передаваться в боковом направлении без какого-либо
уменьшения. Тогда линия bmk будет отвечать боковому давле-
нию на этом начальном этапе водопонижения. Отмеченное выше
положение останется справедливым и в том случае, если котло-
ван, доведенный до отметки ±0,00, будет значительно расширен
в направлении от шпунтовой стенки. Так как этого в данном слу-
чае не было, то по вертикальной плоскости, проходящей через
точку г на вершине откоса, будет преобладать другое состояние.
Заштрихованный треугольник efng будет тогда представлять со-
бой избыток вертикального давления под начальными межча-
стичными давлениями Ofng. До начала дальнейшей консолида-
ции оно будет передаваться в боковых направлениях без какого-
либо уменьшения, а линия Obd будет отвечать боковому давлению
ниже точки г на начальном этапе водопонижения. Так как вели-
312
чина бокового давления, которая может быть передана на ниже*
расположенные горизонты глинистой толщи касательными напря-
жениями, в настоящее время еще не может быть надежно оцене-
на, разумно предположить, что все боковое давление, ниже уров-
ня воды и точки г будет передаваться на шпунтовую стенку. Тог-
да получим линию bd, которая идентична линии, использованной
голландскими инженерами при их реальном проектировании. Ли-
ния bt будет в этом случае соответствовать боковому давлению
после полного завершения консолидации.
При откачке, продолжавшейся в период строительства не-
сколько месяцев, консолидация глины должна была вызывать
дополнительное вертикальное давление, определяемое устране-
нием взвешивания. Осадка поверхности грунта в окрестности
котлована, наблюденная в период строительства, и установлен-
ная связь этой осадки с понижением уровня грунтовых вод (см.,
рис. 13.26) подтверждают реальное значение этого вывода.
На рис. 10.29 дается графическое сопоставление бокового дав-
ления, замеренного в натуре по действию его на крепь на десяти
участках от аа до И, с линией давлений bd, принятой при проек-
тировании, с одной стороны, и с линиями давления жидкости ас
и Ое, с другой стороны. Сплошные жирные линии отвечают за-
меренному распределению давления при достигнутой проектной
глубине котлована; в целом оно достаточно хорошо согласуется
с линией bd, принятой при проектировании, которая показана
здесь пунктиром. Штрих-пунктирные линии отвечают максималь-
ному давлению, действующему на каждую из распорок, согласно
замерам на всех этапах строительства. Следует отметить, что
иногда эти максимальные величины даже превышают предельно
возможное давление для жидкости, выражаемое линией Ое. Поч-
ти все эти высокие максимальные величины были измерены в пе-
риод бетонирования туннеля тотчас после снятия нижерасполо-
женной крепи. По-видимому, бетон, примыкающий к шпунтовой
стенке, в процессе восприятия им нагрузки, которую ранее несла
удаленная распорка, несколько деформировался, и это вызвало1
передачу дополнительной нагрузки на следующую по высоте рас-
порку. Очевидно, нет необходимости учитывать эту возможность,
при проектировании крепления, так как подобная перегрузка
крепи бывает очень кратковременной и может быть учтена обыч-
ными коэффициентами запаса, принимаемыми в настоящее время
для стальных конструкций. Отсюда следует, что существенное
снижение этих коэффициентов запаса при подобных обстоятель-
ствах нельзя признать оправданным.
Две вертикальные стрелки с буквой Р над соединяющей их
линией отмечают расчетные давления, которые были бы получе-
ны из выражения Терцаги—Пека (10.35), основанного на учете
прочности грунта на сжатие в одноосном напряженном состоянии
(7й=О,5 т!фут2 и при объемном весе у = 105 фунт)фут3. Стрелка
слева соответствует глубине И рядом со шпунтовой стенкой,
313?
Рис. 10.30. Наблюдения за величиной боково-
го давления грунта для определения усилий
на распорные брусья в выемке глубиной
52 фута в жестких трещиноватых лондон-
ских глинах (Голдер, 1948 г.) (на эпюру
нанесены линии, отвечающие гидростати-
ческому давлению при различных значени-
ях Л)
1 — коричневая лондонская глина; 2 — серая лон-
донская глина
наметили
инженеры
а справа — величине Н' вплоть до уровня естественной поверх-
ности грунта. Следует отметить, что здесь наблюдалась тенден-
ция, подобная той, которая была отображена Брауном на
рис. 10.26 применительно к исследованиям, проведенным в Чи-
каго. Выражение (10.35) приводит к ненадежным определениям
величин бокового давления для котлованов глубиной меньше
34 футов (ср. с рис. 10.27) и ведет при больших его глубинах
к экономически неоправ-
данным решениям.
Определение бокового
давления, развиваемого
глинами, представляется
связанным главным об-
разом с решением про-
блемы их деформации,
а не разрушения. Поэто-
му неудивительно, что
выражения, подобные
(10.35), которые основы-
ваются на предельной
прочности глин, не соот-
ветствуют наблюдениям,
выполненным при широ-
ком диапазоне условий.
Очевидно, необходим но-
вый подход ко всему это-
му вопросу в направле-
нии, которое
голландские
при строительстве роттер-
дамского туннеля и было
экспериментально уста-
новлено в период испытаний, проведенных в Принстонском уни-
верситете (см. п. 10.23). Этот подход основан на определенных
величинах коэффициента давления грунта в состоянии покоя
(см. пп. 10.9 и 10.12) и наблюдаемом факте, что активное боко-
вое давление со стороны пластичных глин не меньше, чем это
давление в состоянии покоя (см. п. 10.11). Наблюдения, прове-
денные в выемках чикагского метрополитена, показали даже, что
-боковое расширение глины оказывает влияние, противоположное
тому, которое может ожидаться на основании традиционных
представлений о характере связи между напряжениями и дефор-
мациями (см. п. 10.11). Было обнаружено, что смещение крепле-
ния более чем на 1% высоты выемки увеличивает боковое дав-
ление глин вместо уменьшения его. Это объясняется нарушением
•естественной структуры глины при такой деформации, приводя-
щей к разрушению в ней хрупких связей (см. п. 4.1), а отсюда
и тенденцией к дополнительной консолидации глинистого грунта
.314
и к временной передаче части веса вышележащих слоев на поро-
вую воду с соответствующим временным возрастанием коэффи-
циента бокового давления грунта выше его величины, отвечаю-
щей состоянию покоя и равной Кл = 0,5.
На рис. 10.30 показаны результаты измерения бокового дав-
ления на крепление выемки в Лондоне, примыкающей к не отве-
чающей требованиям подпорной стенке гравитационного типа,
о которых сообщили Кулинг (1946 г.) и Голдер (1948 г.). Эта-
старая подпорная стенка была построена в 1901—1902 гг. Уже
вскоре после возведения стенки было замечено ее смещение в на-
ружную сторону. Были установлены дополнительные контрфор-
сы, но они не привели к прекращению смещения. Тогда было ре-
шено усилить стенку путем отрывки за ней траншеи, как показа-
но в сечении на рис. 10.30, с последующим заполнением траншеи
бетоном и объединением полученной таким образом новой части
стенки со старой стальными стержнями. За стенкой была вскры-
та траншея, которая была раскреплена деревянными распорка-
ми. Измерение давления было проведено на этих распорках..
Предварительная тарировка выбранных распорок в лаборатории
показала, что величина относительной деформации сжатия де-
рева может дать возможность определить достаточно точно вели-
чину приложенной к распорке нагрузки при условии, что эта де-
формация будет превосходить 0,01 мм на расчетную длину 5 фу-
тов и что будут использованы специальные металлические
наконечники, введенные в глубь дерева через узкую выточку, за-
полняемую затем воском. Эта и другие меры позволяют исклю-
чить в иных случаях значительное влияние на результаты наблю-
дений поверхностной деформации дерева, которая вызывается
изменением его влажности.
Глина, находящаяся за стенкой, была жесткой, трещиноватой,
со следами зеркал скольжения, переуплотненной за счет процес-
сов в ее геологическом прошлом (см. п. 2.5). Как указывалось
Голдером, «поведение лондонской глины с точки зрения устой-
чивости обычно определяется ее прочностью на сдвиг не в мас-
сиве глины, а по боковым стенкам». Это явление типично и для
других глин подобного рода (см. п. 8.15). Согласно выражению
(8.10), вертикальный откос в наиболее слабом из встреченных
пластов глины (S = l,7 т)фут2, у = 120 фунт[фут2) в выемке, по-
казанной на рис. 10.30, должен стоять без крепления при высоте
вплоть до (2,58* 1,7)/0,06 = 73 фута. Тем не менее даже при глу-
бине котлована 52 фута эта глина, как показали наблюдения,
развивала определенное боковое давление. Было отмечено, что
интенсивность бокового давления изменяется на различных
участках траншеи в зависимости от времени года. Она была наи-
меньшей в период сухих летних месяцев. На рис. 10.30 показаны
максимальные величины, зарегистрированные на участке, где ра-
боты велись в течение декабря, января и февраля. Вполне оправ-
данно предполагалось, что в этот период трещины в толще пере-
315
уплотненной глины промачивались атмосферными водами и в ре-
зультате заполнялись размягченной глиной, влажность которой,
вероятно, повышалась до величины, соответствующей влажности
полужидкой глины, уплотненной весом перекрывающих пластов.
В этой связи интересно отметить, что на рис. 10.30 вплоть до по-
ловины глубины котлована боковое давление вниз следует при-
ближенно линии /Ст = 0,5, а в более глубоких горизонтах оно
уменьшается (ср. с рис. 10.42, кривая В).
10.21. Влияние пригрузки. Испытания Спенглера с сосредо-
точенными нагрузками. Принято выражать пригрузку, равно-
мерно распределенную по поверхности грунта и непосредственно
примыкающую к подпорному сооружению, в виде дополни-
тельного слоя того же грунта, который расположен ниже днев-
ной поверхности. Так, при проектировании берлинского метропо-
литена (см. рис. 10.21) официальная инструкция требовала учета
равномерной пригрузки в 600 кг!м2 (123 фунт!фут2). Разделив
последнюю величину на объемный вес грунта у, который в этом
случае был равен 112 фунт! фут3, получим мощность As=l,l фу-
та слоя грунта, эквивалентного пригрузке. Как показано на
рис. 10.21, б, возникающее при этом дополнительное боковое дав-
ление определяется линией ис, которая параллельна линии dt
давления, вызванного весом самого грунта, без учета влияния
пригрузки. Разность этих двух линий представляет собой боковое
давление вызванное пригрузкой:
(10-36)
Эпюра бокового давления от пригрузки носит в данном слу-
чае характер прямоугольника.
Экспериментальное исследование влияния сосредоточенной
нагрузки, играющей роль пригрузки, было проведено Спенглером
на Айовской строительной экспериментальной станции (1938 г.).
Для этой цели была использована модель, представлявшая со-
бой железобетонную стенку высотой 6 футов. Обратная засыпка
была выполнена карьерным гравием, 13% частиц которого име-
ли размер от 0,5 до 1,5 дюйма; другие 13% проходили через
сито 100 меш. Остальная часть грунта была представлена разно-
зернистым песком. Число пластичности 1р было равно 4%. Со-
средоточенные нагрузки прикладывались к поверхности обратной
засыпки посредством колес нагруженного грузовика, который,
давая задний ход, занимал требуемое положение. Никакого сме-
щения стенки отмечено не было.
Боковое давление измерялось приборами за счет трения, воз-
никающего в полосах из нержавеющей стали, каждая из которых
имела площадь контакта с грунтом только 6 дюйм2. Таким обра-
зом, разброс опытных точек, возникающий при использовании
индивидуальных датчиков (см. рис. 10.19), в данном случае зна-
чительно возрос, что видно из рис. 10.31. Это объясняется малы-
ми размерами таких приборов для измерения давления и их
316
общими характеристиками. Рассматривая рис. 10.31, следует от-
метить, что разница между максимальной и минимальной вели-
чинами давления, замеренного на одном и том же уровне, зача-
стую для малых величин превышает 100%.
Q 10 20 30 Ю 50 60 0 10 20 30 W 0 10 20 30 00
Удельное доковое давление в фцнт/фцпг
Рис. 10.31. Эпюры бокового давления для модели бетонной
подпорной стенки, вызванного приложенными на поверхность
сосредоточенными нагрузками и замеренного по сопротивлению
трения стальных лент (Спенглер, 1938 г.)
/ — для серии IV; х = 3 фута; у - 0; Р = 1000 фунтов; // — для серии
IV; х = 4 фута; у = 0; Р - 1000 фунтов; /// — для серии IV; х = 5 фу-
тов; у = 0; Р = 1000 фунтов
Спенглер установил следующую эмпирическую зависимость
для выражения замеренных им величин бокового давления
грунта:
UPxtz
Х~гхпръ 1
(10.37)
где U и п — эмпирические постоянные; значение остальных ве-
личин показано на рис. 10.32. Две кривые на рис. 10.31 вычерче-
ны для n=V4 и значений U, равных соответственно 1,6 и 2. Все
эти значения представляются сомнительными. На рис. 10.31 при-
водится также кривая, выражающая распределение давления по
Буссинеску. По-видимому, при построении этой кривой величина
коэффициента Пуассона у была принята равной 0,5, так как
только в этом случае общее уравнение Буссинеска (9.5) может
быть приведено для бокового давления грунта к упрощенному
виду, на который ссылается Спенглер:
ох=— Зг2 z (г2 -j- z2) 5/2.
2л
(10.38)
317
Здесь (r2+z2)I/2 = /?, как показано на рис. 9.4 и 10.32 (где х=г).
Выбор для расчета максимально возможной величины v =0,5
эквивалентен предположению, что грунт полностью несжимаем.
При меньших, более вероятных значениях коэффициента Пуас-
сона v, в соответствии с выражением (9.5), будут получаться не-
сколько меньшие величины бокового давления вх. Тем не менее
было отмечено, что определение давления по Буссинеску, резуль-
таты которого приведены на рис. 10.31 для значения v = 0,5, дает,
согласно Спенглеру, в 2 или 3 раза
пользованию принципа
отраженных нагрузок
(зеркального отображе-
ния) для определения
давлений на неподатли-
вые жесткие стенки в со-
ответствии с теорией упру-
гости (Вейскопф, 1945 г.)
меньшие величины, чем фактически за-
меренные. Спенглер правильно объяс-
нил это тем, что смещение грунта в бо-
ковом направлении ограничивается
жесткой стенкой, но, к сожалению, им
не было получено никаких данных
о фактической величине этого смеще-
ния. Возможно, что оно было незначи-
тельным и стенка могла считаться не-
податливой. При таких условиях, со-
гласно Вейскопфу (1945 г.), боковое
давление оказывается вдвое большим
по сравнению с полученным из урав-
нения Буссинеска (9.5).
Эта точка зрения иллюстрируется
рис. 10.32. Приложение сосредоточен-
ной или линейной нагрузки Р к по-
верхности большого упругого тела
будет деформировать первоначально
вертикальную плоскость 00 в соответ-
ствии с кривой ab. Эта деформация будет предотвращена,
если вдоль плоскости 00 разместить фасад жесткой и не-
податливой стенки. Точно такое же условие нулевого боко-
вого смещения вертикальной плоскости 00 будет достигнуто
в результате действия на тело так называемой отраженной силы
Р', т. е. фиктивной силы, равной по величине и удалению точки
ее приложения х от 00 нагрузке Р. Эта фиктивная сила Р' будет
вызывать в неограниченном массиве грунта боковое давление
на вертикальную плоскость 00, которое будет равно боковому
давлению ох на эту плоскость от фактической силы Р. Следова-
тельно, фактическое боковое давление на неподатливую жесткую
стенку будет равно:
<=<Тх+<=2ах-
(10.39)
где ох определяется выражением (10.38).
Анализ рис. 10.31 показывает, что при я=0,5 Я (случай /)
кривая бокового давления, соответствующего выражению
(10.39), с возрастанием вдвое его величины по Буссинеску при
v = 0,5 по выражению (10.38), весьма близко отвечает замерен-
318
ным значениям давления и фактически совпадает с первой эм-
пирической кривой, данной Спенглером. Точная оценка опытных
данных в этом случае невозможна в силу исключительного раз-
броса опытных точек, что указывает на дефекты, присущие ис-
пользованному типу измерительной аппаратуры. С другой сторо-
ны, при х = 0,83# (случай III) уравнение Буссинеска (10.38) для
v=0,5 близко соответствует замеренным значениям, которые на-
Рис. 10.33. Установка Стройера (1933 г.) для
определения давления на гибкие стенки (вер-
тикальный разрез по бункеру размером ЗХ
Х4ХЗ фута)
много меньше величин
давления, определяе-
мых эмпирическими
кривыми Спенглера.
При х=0,66Я (случай
II) наблюдается про-
межуточное положение.
Все это вполне логич-
но, так как для боль-
ших величин х незна-
чительная деформация
стенки, проявляющая-
ся в период экспери-
ментов, будет приоб-
ретать относительно
большее значение.
Предложение Спен-
глера интегрировать
эмпирическое уравне-
ние (10.37), чтобы оце-
нить влияние нагрузок,
сосредоточенных по не-
которой площади, по-
видимому, не имеет
оснований, так как эм-
пирический коэффи-
циент U, входящий в
стоянен, а зависит от
и смещения у самой стенки. Вероятно, что при испытаниях,
проводившихся Спенглером, имело место незначительное сме-
щение стенки подобно показанному на рис. 10.15. До тех пор,
пока влияние на боковое давление смещения стенки и величины
коэффициента Пуассона v для грунтов не будет лучше изучено,
представляется целесообразным использовать для целей проек-
тирования выводы Ньюмарка (1942 г.) и зависимость (10.39),
хотя она и приводит к определенному завышению коэффициентов
запаса прочности.
эту зависимость, фактически не по-
координат точек приложения силы х
10.22. Испытания Стройера на моделях гибких стенок. На рис. 10.33 по-
казана установка, использованная Стройером (1933 г.) для проверки пред-
положений относительно арочного эффекта, в вертикальном направлении, на
которых основывается эмпирический метод проектирования гибких заанке-
319
ренных шпунтовых стенок, предложенный Датским обществом инженеров
(см. п. 16.12). Эти предположения несколько схожи с выдвинутыми позднее
(1941 г.) Терцаги и отраженными на рис. 10.16, в.
Стройер использовал деревянный лоток размером 3X4X3 футов. С одной
стороны его стенкой являлся гибкий металлический щит, который подпирал-
ся на уровнях А и С, как показано на рис. 10.33. Важно помнить, что эти
опоры были неподвижно закреплены. Фактически ни измерений распределе-
ния давлений или относительных деформаций изгиба металлического щита,
ни полного давления, оказываемого засыпкой на гибкий металлический щит,
не проводилось. Были проведены только замеры усилий, которые приклады-
вались к выступающим краям гибкой пластины, для того чтобы уравновесить
боковое давление засыпки. Использовалась сложная система блоков, показан-
ная на рис. 10.33, а уравновешивающее усилие создавалось за счет веса воды,
заполнявшей бак Я.
Стройер обнаружил, что при предотвращении изгиба пластины в период
засыпки песка путем ее подпирания на уровнях а, b и с (рис. 10.33) общий
изгибающий момент, требуемый для уравновешивания бокового давления
после удаления этих опор, был значительно меньше — только 50% величины,
теоретически необходимой для уравновешивания давления грунта и распре-
деления давления по гидростатическому закону. Такое явление может отчасти
вызываться не только перераспределением давления, но и его уменьшением,
например, из-за ограничивающего влияния наклонного дна бункера. Тем не
менее возможную ограниченность выводов Стройера обычно не принимают
во внимание и полагают, что его испытания подтвердили датский метод про-
ектирования гибких шпунтовых стенок (см. п. 16.12). Стройер дал даже гра-
фик уменьшения изгибающих моментов в шпунтовых стенках в зависимости
от отношения толщины стенки к расстоянию между опорами. График был
заимствован некоторыми авторами, например Донованом Ли (1945 г.). Со-
вершенно гипотетический характер графика, по-видимому, был постепенно
забыт.
В то же время практические предпосылки весьма важного результата ис-
следований, сообщенного Стройером (1935—1936 гг.), остались не оцененны-
ми как им самим, так и другими лицами. Стройер обнаружил, что незначи-
тельное перемещение песка, вызванное открытием люка d (рис. 10.33), мгно-
венно гасит арочный эффект и приводит к тому, что он назвал состоянием
«течения». Изгибающие моменты, необходимые для уравновешивания боко-
вого давления грунта на гибкую металлическую пластину, немедленно при
этом увеличиваются. В свете более поздних экспериментов, проведенных в
Принстонском университете и описанных кратко в п. 10.23, этот вывод в при-
менении к полевым условиям должен пониматься так, что при смещении пя-
ты плоской арки из песка, как это обычно имеет место во всех случаях ис-
пользования шпунтовых стенок с анкером за возможным исключением тех,
которые связаны с неподвижной разгрузочной площадкой (см. п. 16.15), ароч-
ный эффект, действующий в вертикальном направлении, как это показано на
рис. 10.16, в, тотчас же полностью снимается в связи с разрушением плоских
арок из несцементированного песка.
10.23. Крупномасштабные испытания по давлению грунта на
модели гибких шпунтовых стенок. В Принстоне в период 1943—
1948 гг. по заказу Главного инженерно-строительного управле-
ния военно-морского флота США по этому вопросу были прове-
дены обширные исследования. Общий итог исследований был
подведен Чеботаревым в окончательном отчете (1949 г.). Частич-
ная оценка результатов в виде промежуточных отчетов произво-
дилась ранее.
Первая серия модельных испытаний в масштабе 1 :5 была
выполнена в 1943—1945 гг. в железобетонном испытательном
320
лотке, показанном на рис. 10.34. По существу он представлял
собой короб размером 18X13X9 футов, открытый с одной сто-
роны, куда помещалась модель стальной шпунтовой стенки, ко-
торая состояла из трех независимых вертикальных секций.
Основные измерения производились на центральной секции ши-
риной 5 футов, чтобы уменьшить влияние на результаты испыта-
ний трения по боковым стенкам лотка. Были замерены следую-
Рис. 10.34. Установка, смонтированная в Принстоне для первой серии
испытаний по изучению давления грунта (по Чеботареву, 1948 г.)
/ — брезентовый мешок; 2 —водная пригрузка; 3 —отметка водослива; 4 —за-
сыпка, затопленная водой
щие величины: реактивные давления А, В, С и V, деформация
изгиба, прогибы и смещение стальной пластины и в тех случаях,
когда обратная засыпка была представлена связным материа-
лом, поровое давление в грунте.
Вертикальная реакция V и поровое давление измерялись с помощью дат-
чиков типа «Карлсон». Измерения прогибов и смещений стальной пластины
производились с точностью 0,001 дюйма мессурами типа «Федерал». Реакции
4, В и С, а также деформации изгиба стальной стенки измерялись с помощью
электротензометров SR-4. Эти тензометры имеют в своем составе весьма тон-
кую проволоку толщиной около 71ооо дюйма, приклеенную к листочку изоля-
ционной бумаги шириной 3/8 дюйма и длиной 1 дюйм. Листочек, в свою оче-
редь, наклеивается на металлическую поверхность в месте, где необходимо по-
лучить сведения о деформации. Прочность клея больше прочности проводов,
так что они следуют удлинению и сжатию металлической поверхности, к ко-
торой они прикреплены. Эти деформации в продольном направлении вызы-
вают соответствующие изменения площади поперечного сечения провода, ко-
торые могут быть измерены в соответствии с изменениями электрического
сопротивления. Тензометры весьма чувствительны к влажности; в связи с этим
при отсутствии специальных мер может возникнуть хаотическое объемное из-
менение клея, которым они прикрепляются к объекту изучения, что в свою
21—277
321
очередь может быть ошибочно принято за деформацию самого объекта. Тем
не менее, как сообщал Чеботарев (1946 г.), в период проведения первой се-
рии опытов в Принстоне были разработаны удовлетворительные методы изо-
ляции. Дальнейшее усовершенствование, предложенное Каймблом (1946 г.),
Рис. 10.35. Установка Принстонского университета для сов-
местного изучения активного и пассивного давлений грунта.
Детали относятся к опыту 12А (по Чеботареву, 1948 г.)
/ — приспособление для отсчета прогибов; 2—песчаная засыпка;
3 — пылеватая глина в пластичной консистенции; 4 — дренажный
слой из гравия; 5 — песчаное дно
Рис. 10.36. Схема опытов с песчаными дамбами
различного размера, проведенных в Принстоне (се-
рии 6, 8 и 9) (по Чеботареву, 1948 г.)
позволило даже использовать эти тензометры под водой и привело к созда-
нию усовершенствованной общей испытательной установки для третьей серии
принстонских экспериментов, показанной на рис. 10.35.
Вторая серия принстонских экспериментов, результаты которой были из-
ложены в пп. 7.2 и 10.9, касались некоторых дополнительных вопросов обще-
го характера.
322
(10.40}
(10.41)
В период как первой (рис. 10.34). так и третьей серии (рис. 10.35) испы-
таний в Принстоне на моделях шпунтовой стенки масштаба 1: 10 были ис-
пользованы различные материалы обратной засыпки, среди которых были
чистый песок двух различных по крупности составов, пылеватая глина крас-
ного цвета (число пластичности /р=7%) и смесь этих двух материалов. Кро-
ме того, между стенкой и обратной засыпкой из пылеватой глины, закладыва-
емой в лоток в полужидкой консистенции, соответствующей трем ударам
прибора для определения предела текучести (см. п. 4.9), устраивались песча-
ные перемычки различных форм (рис. 10.36'). При проведении обеих серий
опытов в некоторых случаях прикладывалась пригрузка. Для обеспечения
полностью контролируемого модельного подобия прогибов была применена
специальная методика.
Для того чтобы определить модули для тех или иных участков заанкерен-
ной плиты стенки, была проведена соответствующая тарировка, позволив-
шая точно вычислять по зарегистрированным относительным деформациям
изгиба пластины величины действующих в данном сечении изгибающих мо-
ментов М. Показания относительных деформаций изгиба снимались в доста-
точно многих точках, а сами показания были достаточно точны, чтобы можно
было определить поперечные силы V, используя обычную зависимость
v=dA
dh 3
где dM — изменение изгибающего момента между двумя соседними уровня-
ми, на которых брались показания относительной деформации;
dh—расстояние между этими уровнями по вертикали.
Как показано на рис. 10.37, через точки, соответствующие полученным
таким образом величинам V (поперечных сил), была проведена плавная кри-
вая. Величины V, взятые с этой кривой, позволяют определить боковое дав-
ление на данном уровне по выражению
dV
Ph = ~-
dh
Вывод зависимостей (10.40) и (10.41) можно найти в большинстве учеб-
ников по сопротивлению материалов. При вычерчивании кривой поперечных
сил по расчетным точкам (рис. 10.37) был использован следующий дополни-
тельный контроль: 1) кривая поперечных сил должна была пересекать ось
ординат (расстояний по вертикали) в двух точках ниже уровня крепления,
в которых изгибающий момент был максимальным; 2) наклон обеих ветвей
кривой поперечных сил на уровне крепления должен быть одинаковым;
3) площади кривых между пятью точками, в которых изгибающие моменты
достигали предельных значений, должны быть равны разности соответству-
ющих изгибающих моментов. Подобный контроль, полностью основанный на
признанных законах статики, применялся при определении расчетом положе-
ния точек кривой бокового давления. Наконец, как показано на рис. 10.37,
кривая изгибающих моментов была вновь выведена из кривой бокового дав-
ления, которая при необходимости слегка выправлялась для получения хоро-
шего соответствия с начальной кривой измеренных изгибающих моментов, по-
казанной на рис. 10.37. То, что в процессе испытаний не было отмечено от-
клонений, превышающих ±7% между обеими кривыми для любой заданной
точки, показывает удовлетворительную точность этих новых методов измере-
ния и анализа. Таблицы с полным перечнем показаний измерительных приборов
при определении относительных деформаций изгиба, а также контрольные и
другие данные необходимых вычислений, определяющих величину бокового
давления, были опубликованы Чеботаревым (1948—1949 гг.) Ч Кривые про-
1 Почти такая же методика была позже успешно разработана в Германии
(1946—1949 гг.) для определения величины давления на поперечно нагружен-
ную одиночную испытательную модель сваи.
21*
323
Рис. 10.37. Образец графической интерпретации результатов опытов на модели
шпунтовой стенки с анкером для изучения ее изгиба и прогиба, а также рас-
четных величин бокового давления грунта (два последовательных этапа опы-
та № 41, Принстонский университет) (по Чеботареву, 1949 г.)
Дата опыта Этап Ул24/П 1948 г. (после восстановления уровня песка) Этап Vp 1/1II 1948 г.
Кривая
Замеренные величины^деформации .... Величины, определенные расчетом исходя О •
из принятой эпюры давления . X Д
Измеренные прогибы + V
324
гибов были построены исходя из показаний датчиков по оценке деформации
изгиба с помощью методов фиктивной нагрузки (по площади эпюры момен-
тов) и упругой линии (см. учебники по теории сооружений); при этом рас-
хождение с кривыми прогибов, полученными независимо при измерениях ме-
ханическими приборами, не превышало ±5%.
Первая серия испытаний (рис. 10.34) была посвящена изуче-
нию активного давления и привела к большому числу важных
выводов. Они были подтверждены позже при проведении испы-
таний третьей серии (1947—1948 гг.), когда исследовалось одно-
временно активное и пассивное боковое давления грунта и их
взаимосвязь (см. рис. 10.35) при несколько меньшем (1 : 10) мас-
штабе модели. Были получены следующие наиболее существен-
ные выводы.
1. Призма из песка, укладываемая между стенкой и обратной
засыпкой, выполненной из разжиженной глины с углом откоса,
равным его углу естественного откоса (см. рис. 10.36, опыт 6),
оказалась весьма эффективной с точки зрения уменьшения боко-
вого давления, развиваемого разжиженной глиной. Боковое дав-
ление, действующее на стенку, было не больше того, которое бы-
ло бы при обратной засыпке полностью из чистого песка.
Обнаружилось, что расположение между стенкой и разжиженной
глиной, представлявшей обратную засыпку, вертикальной про-
слойки песка толщиной, равной высоте стенки, настолько же эф-
фективно, как и перемычка из песка (см. рис. 10.36, опыт 5). При
мощности прослойки, равной половине высоты стенки, ее эффек-
тивность сокращалась приблизительно вдвое (см. рис. 10.36,
опыт 9) и, наконец, при мощности прослойки, равной 7ю высоты
стенки, этот прием утратил свою эффективность. В последнем
случае боковое давление, передававшееся на стенку от неконсо-
лидированной глинистой обратной засыпки, было не меньше, чем
от жидкости с эквивалентным весом.
2. Между условиями, создающимися при обратной засыпке
грунта за гибкую заанкеренную шпунтовую стенку или при уда-
лении грунта спереди уже возведенной стенки, имеется сущест-
венное различие. В ранее опубликованных теоретических иссле-
дованиях, касающихся арочного эффекта в грунтах, эти две по-
зиции по сути дела никак не различались. На рис. 10.38
изображены пять основных типов возможного распределения бо-
кового давления в песчаном грунте, полученных при проведении
испытаний в Принстоне. При обратной засыпке моделей стенки
песком не было обнаружено никаких признаков наличия ароч-
ного эффекта в вертикальной плоскости (рис. 10.38,а и б). Это
понятно, так как арочный эффект в вертикальной плоскости вви-
ду пологого очертания таких арок наименее устойчив. Подобно
арочному эффекту в горизонтальной плоскости он не развивается
заметно за заанкеренной стенкой во время выполнения обратной
засыпки, так как при этом грунт, необходимый для восприятия
давления и распора арки, на уровне анкера и выше его отсутст-
325
вует. Кроме того, упругое удлинение самого анкера и податли-
вость его заделки постепенно увеличиваются по мере выполнения
обратной засыпки. При этом все арки в несцементированном
песке разрушаются. Определенный признак наличия арочного
эффекта в вертикальной плоскости был обнаружен в Принстоне
только в период испытания, при котором имитировалось удале-
ние грунта землечерпанием (дноуглубление) перед уже возведен-
ной стенкой. В этом случае вся обратная засыпка находилась на
месте, стенка забита или погружена в нее, а опора анкера была
уже неподвижной (рис. 10.38, д).
Рис. 10.38. Пять основных типов эпюр бокового давления грунта, по-
лученных в процессе испытаний на модели гибкой шпунтовой стенки
в Принстоне (по Чеботареву, 1949 г.)
а и б —этап IV: после обратной засыпки; в—этап Vp: перераспределение
давления после сильной вибрации песка перед стенкой; г — этап С: обычная
податливость анкера; д—этап F: отсутствие дальнейшей подвижки анкера;
1 — глина в пластичной консистенции
Из всех предложенных до настоящего времени исходя из тео-
ретических представлений кривых распределения давления, учи-
тывающих арочный эффект в песках, только одна, данная Оде
(1938 г.) (см. рис. 10.39, в), близко согласуется с эпюрой, полу-
ченной при указанных выше условиях в Принстоне. Сильная
вибрация песка ниже дна заглубления перед стенкой с осуществ-
ленной полностью обратной засыпкой (см. рис. 10.38, в, а также
этап Vp на рис. 10.37) оказывает влияние на вид эпюры бокового
давления, подобное самому дноуглублению. Однако даже не-
большая мгновенная естественная податливость анкера значи-
тельно ослабляет перераспределение давления, вызванного ароч-
ным эффектом обоих видов, а также пассивным давлением, раз-
виваемым грунтом выше уровня крепления (см. рис. 10.38, г).
Распределение давления по датским правилам проектирова-
ния стенок (см. п. 16.12 и рис. 10.39, а) и предложению Терцаги
326
(рис. 10.39,6) по причинам, которые становятся понятными из
рис. 10.40, представляется неприемлемым. Существующая до на-
стоящего времени традиционная концепция относительно ароч-
ного эффекта (рис. 10.40, а) предполагает, что стенка обеспечи-
вает/восприятие давления от песчаных арок, образующихся в
толще засыпки в результате прогиба самой стенки. В этом слу-
чае можно допустить, что боковое давление в центре пролета
стенки уменьшается. Вместе с тем характер распределения дав-
ления, обнаруженный для обратных засыпок из песка в период
испытаний в Принстоне, может быть объяснен с помощью дру-
Рис. 10.39. Три концепции, касающиеся влияния арочного эффекта,
в вертикальной плоскости на перераспределение бокового давления
за гибкой шпунтовой стенкой (по Чеботареву, 1949 г.)
гой концепции, а именно, концепции гибкой балки, предложен-
ной Чеботаревым (1949 г.) и показанной на рис. 10.40,6 и 10.41.
Основное различие между этими двумя концепциями состоит
в следующем: согласно второй из них, в качестве главной опоры
гибкой балки, а не самой стенки служит грунт, лежащий ниже
линии дноуглубления. Поэтому активное давление грунта вбли-
зи этой области уменьшается за счет действия возникающих
здесь касательных напряжений. Такое положение может создать-
ся не только в толще грунта, находящегося ниже уровня дноуг-
лубления, но даже и в грунте, расположенном выше свободного
уровня воды, если он обладает некоторой прочностью на растя-
жение. Незначительное увеличение давления на саму стенку
вблизи линии дноуглубления возможно только, когда заглубле-
ние стенки настолько мало (см. рис. 10.38,6), что возникает раз-
рушение и выпор песка с его перемещением во внешнюю сторону
совместно со стенкой. Если опора анкера неподвижна, то силь-
ное смещение наружу заглубленной нижней части стенки будет
вызывать нажим верхней части на грунт, находящийся за ней,
и одновременно значительное пассивное давление, которое и бы-
ло в действительности отмечено в Принстоне (см. рис. 10.38,6),
а ранее было учтено Оде (см. рис. 10.39,в), но не было учтено ни
327
Рис. 10.40. Различие между концепциями «арочного эффекта»
а — в обычном представлении; б — согласно предложению об использовании гибкой
«песчаной балки», поддержанной более жесткими пластами грунтов, а не шпунто-
вой стенкой (по Чеботареву, 1949 г.)
Рис. 10.41. К пояснению трех основных причин,
вызывающих уменьшение изгибающего момента,
действующего на шпунтовую стенку с анкером со
стороны обратной засыпки, по данным испытания
модели в Принстоне, по сравнению с традицион-
ными представлениями (по Чеботареву, 1949 г.)
а — эпюра давления; б — эпюра прогиба
328
датскими правилами (см. рис. 10.39,а), ни Терцаги (см.
рис. 10.39,б). В период выполнения обратной засыпки весьма
незначительное увеличение давления выше уровня анкера воз-
можно только из-за пассивного сопротивления здесь грунта, ко-
торый достигает этого уровня лишь на последних стадиях работ
по обратной засыпке (см. рис. 10.40, б и 10.41). Незначительная
податливость анкера будет при этом снимать пассивное сопро-
тивление грунта, расположенного выше него.
3. Отсутствие бокового смещения в уровне анкера в реальных
сооружениях возможно только тогда, когда шпунтовая стенка
связана с массивными разгрузочными платформами (см.
п. 16.15). Сваи, воспринимающие нагрузку от такой платформы,
также будут оказывать значительное влияние на перераспреде-
ление бокового давления по высоте шпунтовой стенки, когда пос-
ледняя располагается с ближней к воде стороны платформы. Од-
нако закономерности этого влияния еще пока не изучены, и оно,
вероятно, может сильно изменяться в зависимости от располо-
жения, наклона и других характеристик таких свай, а также от
свойств окружающего грунта. Поэтому до сих пор вопрос, может
ли в действительности при таких реальных условиях возникнуть
арочный эффект даже в случае уже возведенной стенки описан-
ного выше типа, остается открытым.
4. Пассивное давление ниже линии дноуглубления перед
стенкой достигает величин, которые в некоторых случаях были в
3—4 раза выше теоретически возможных максимальных его ве-
личин при пренебрежении трения по стенке. Этот вывод прибли-
женно соответствует результату анализа проблемы пассивного
сопротивления, проведенного Креем (см. табл. 10.1 и рис. 10.4)
для условия, когда углы внутреннего трения <р и трения о стенку
предполагаются равными, а стенка несколько заглублена в
грунт.
5. Равнодействующая остаточного пассивного давления рас-
полагалась намного ближе к линии дноуглубления, чем это
обычно предполагают, считая такое давление функцией смещений
стенки (см. рис. 10.41). Было обнаружено, что это явление, а
также уменьшение активного давления сразу же выше линии
дноуглубления, связанное с влиянием касательных напряжений,
а не с арочным эффектом, были основными причинами меньших
изгибающих моментов на модели шпунтовой стенки по сравне-
нию с величинами, полученными с помощью традиционных ме-
тодов. Влияние гибкости стенки проявлялось в такой степени,
что смещение стенки yD у линии дноуглубления (см. рис. 10.41)
увеличивало здесь касательные напряжения и уменьшало актив-
ное давление за стенкой на этой границе.
6. Исключительно сильная вибрация песка в обратной засып-
ке за стенкой на этапе VA (см. рис. 10.37) увеличила боковое
давление настолько, что возникшие по стенке изгибающие мо-
менты возросли на 60% и более по сравнению с обычными усло-
329
виями. Последующая вибрация песка, находящегося перед об-
ратной засыпкой (этап Vp), несколько уменьшила эти изгибаю-
щие моменты.
7. Было установлено, что боковое давление обратной засыпки
из первоначально разжиженной глины со временем уменьшается
в зависимости от консолидации глины без какого-либо переме-
щения стенки наружу, необходимого для снижения давления в
общем случае. Этот вывод аналогичен полученному с помощью
Рис. 10.42. Эпюры изгибающих моментов, поперечных сил, бокового давле-
ния и прогибов по данным испытания модели шпунтовой стенки с анкером
на начальный А и конечный В этапы консолидации обратной засыпки
из глины первоначально текучей консистенции (опыт № 21, Принстон)
(по Чеботареву и Уэлшу, 1948 г.)
/ — обратная засыпка из глины в текучей консистенции (красная пылеватая глина);.
2 — песчаное основание; 3 — отставание песка от шпунтовой стенки
установки для изучения бокового давления грунта с жесткими
стенками (см. п.‘ 10.9), за исключением того, что в результате
«пружинящего» действия изогнутой стенки она даже переме-
щается в сторону обратной засыпки в период консолидации по-
следней (рис. 10.42). После завершения консолидации боковое
давление глины соответствует величине /<=0,5 (кривая В), за
исключением области, непосредственно примыкающей к зоне
с повышенной жесткостью в горизонтальном направлении и удер-
живающей способностью.
8. Дальнейшее расширение обратных засыпок из глинистых
грунтов, испытавших консолидацию, не уменьшало в какой бы
то ни было степени их боковое давление в верхней части засыпки
в период испытаний, когда уровень воды достигал поверхности
засыпки. Благодаря этому здесь не было грунта, способного ока-
зать сопротивление некоторому растяжению хотя бы за счет ка-
ззо
пиллярных сил. Другими словами, было обнаружено, что актив-
ное давление обратной засыпки из консолидированной пластич-
ной глины равно статическому давлению. Этот вывод еще раз
подтверждал результаты лабораторных экспериментов по данно-
му вопросу (см. пп. 10.9 и 10.12).
9. Принято предполагать (см. п. 10.4), что в верхних зонах
обратных засыпок из связного материала боковое давление от-
сутствует (рис. 10.43, а). Это положение не было отмечено в пе-
риод испытаний в Принстоне, где распределение бокового давле-
ния было установлено за малым исключением в случаях обрат-
Рис. 10.43. Активное давление со стороны засып-
ки из связного материала (по Чеботареву, 1948 г.),
а — на основании обычных представлений: б — по опытам
Принстонского университета
ных засыпок из пластичного связного материала однородной
консистенции. Уменьшение бокового давления в верхней зоне на-
блюдалось во время принстонских испытаний только тогда, ког-
да там находился более жесткий слой. Например, в период ис-
пытания, показанного на рис. 10.42, верхний слой песка был ка-
пиллярно насыщен и потому обладал некоторой прочностью на
растяжение. После завершения консолидации, подстилающей за-
сыпки из первоначально разжиженной глины и перемещения
стенки по направлению к засыпке было отмечено, что верхний
слой песка переместился в том же направлении даже в большей
степени и отделился от стенки, как показано на рис. 10.42. Это
было вызвано опусканием поверхности грунта, подобным пока-
занному на рис. 10.9 и рассмотренным в п. 10.10. Кривизна по-
верхности грунта вблизи стенки, которая играет в данном случае
роль вертикальной удерживающей границы по отношению к кон-
солидирующейся подстилающей массе глины, вызывает растяже-
ние в верхнем слое грунта, которое его несколько оттягивает.
10. В период принстонских испытаний не удалось установить
никакой обычно имеющей силу зависимости между сопротивле-
нием сдвигу при разрушении и боковым давлением пластичных
331
связных грунтов или смесей «песок — глина». Это положение
вызвано тем, что после выбора надежной величины заглубления
стенки, как это должно всегда делаться при проектировании, бо-
ковое давление на стенку перестает быть проблемой, связанной
с разрушением грунта и становится проблемой его деформации.
Указанные здесь выводы послужили основой для формулиро-
вания определенных
рекомендаций для про-
ектирования гибких за-
анкеренных шпунто-
вых стенок, которые
будут изложены в
пп. 16.14 и 16.15.
10.24. Горное дав-
ление в туннелях. При-
менительно к субак-
вальным туннелям,
т. е. туннелям, проло-
женным непосредст-
венно под дном рек
или морских проливов,
давление грунта, дей-
ствующее на их обдел-
ку, имеет сравнительно
малое значение. На об-
делку таких туннелей,
как показано на
рис. 10.44, а, будет воз-
действовать полное
давление воды, кото-
рое и является опреде-
ляющим при проект-
ной разработке ее кон-
струкции. Дополни-
тельное давление, вы-
званное весом с учетом
взвешивания водой
Рис. 10.44. Преобладающее влияние давле-
ния воды и соответственно мягких пластич-
ных глин
а — в случае подводного туннеля; б — в случае
туннеля, заложенного в толще грунтов
и,—», РазЬрос опытных определений
О 2 Ь 6 8
Рис. 10.45. Пример отсчетов по мессдозам Голд-
бека в канализационном туннеле, Детройт
(Хаузел, 1943 г.)
тонкого слоя покрывающего и окружающего туннель грунта, ока-
зывается в таких случаях всегда меньше давления воды, и нет
значительные ошибки при оценке его величины поэтому не могут
вызвать серьезных последствий. Однако положение резко изме-
няется в тех случаях, когда туннель закладывается на значитель-
ной глубине в толще пластичных глин (рис. 10.44,6).
Чисто теоретическое рассмотрение проблем такого типа име-
ет небольшое значение по сравнению с результатами измерения
давления в натуре и соответствующих наблюдений. Однако до*
сего времени в нашем распоряжении имеется только весьма ог-
раниченное число таких данных. Один из наиболее полных и за-
332
служивающих внимания комплексов наблюдений был получен в
Детройте в период строительства канализационных туннелей,
заложенных на глубине порядка 60 футов ниже поверхности зем-
ли. Эти данные были опубликованы У. С. Хаузелем (1943 г.).
Покрывающая и окружающая туннели слабая пластичная глина
была полностью насыщена водой. Естественная влажность гли-
ны была в пределах ауп = 26ч-37°/о- Пределы текучести и пла-
стичности глины не были установлены, но, как это представля-
ется по результатам анализов детройтской глины (см. п. 7.21),
она по своим основным показателям может считаться близкой к
чикагской глине (см. п. 10.19). Хаузел утверждает, что сопро-
тивляемость детройтской глины сдвигу, за исключением ее по-
верхностных горизонтов (кора высыхания), где она представле-
на более жесткой разностью, колеблется в пределах 150—
200 фунт!фут2. Эти величины были получены в процессе длитель-
ных опытов, проведенных в приборе на простой сдвиг по двум
плоскостям среза в условиях предотвращения дренирования об-
разцов (см. п. 7.5). Как указывалось в п. 7.22, сопротивляемость
грунтов сдвигу, устанавливаемая по этой методике, оказывается
для глин такого типа в 4—5 раз меньшей, чем ее предельное зна-
чение (см. рис. 7.32). Поэтому можно предположить, что проч-
ность детройтской глины на сжатие в одноосном напряженном
состоянии была приблизительно равна: <?м = 0,75 т!фут2.
Канализационный туннель имел круговое сечение с внутрен-
ним диаметром 9,5 фута. Толщина обделки туннеля 17,5 дюйма.
С внешней стороны бетонной обделки туннеля были установле-
ны мессдозы Голдбека. Большое число использованных прибо-
ров отчасти компенсировало непригодность такого рода датчи-
ков для длительного наблюдения, а также неизбежный разброс
данных, полученных путем замера давления грунта на малых
площадках по контакту приборов с грунтом (см. п. 10.17). На
рис. 10.45 приведена общая схема установки датчиков и некото-
рые полученные по ним типичные показания. Итог наблюдений,
накопленных за период 10 лет, отражен на рис. 10.46. Постройка
туннеля велась с использованием сжатого воздуха, чтобы умень-
шить потери грунта и предотвратить осадку земной поверхности
и возведенных здесь зданий. После завершения строительства
туннеля и снятия давления воздуха (12 декабря 1930 г.) все дат-
чики, как показано на рис. 10.46, зарегистрировали увеличение
давления грунта на обделку туннеля, довольно близко соответ-
ствовавшее падению давления воздуха, достигавшему 3880
фунт!фут2. В течение трех последующих месяцев давление грун-
та несколько снизилось. С этого времени горизонтальное давле-
ние оставалось практически неизменным, но вертикальное дав-
ление в период последующих пяти лет постоянно возрастало, по-
ка не стабилизировалось при величинах, отвечающих весу пок-
рывающих масс грунта на соответствующих уровнях, названных
Хаузелем статическим напором. В течение последующих пяти
333
лет здесь не отмечено никаких существенных изменений. Отно-
шение бокового давления к вертикальному при этом повторно
консолидированном равновесном состоянии, согласно рис. 10.45,
оказалось равным: Лп = 5,4/8,2=0,66. Не ясно, следует ли счи-
тать эту величину за коэффициент Ks или Ks+v (см. п. 10.13).
Возможно, что полученный коэффициент занимает промежуточ-
ное между ними положение и что на облицовку туннеля помимо
Рис. 10.46. Изменение во времени давления, воздействующего на обделку
канализационных туннелей в Детройте (Хаузел, 1943 г.)
/ — статический напор при 2 —то же, при Я=Т Н; 3 — то же, при
некоторое давление воды. Далее следует отметить, что высокие
значения К позволяют придать туннелям более совершенные
конструктивные формы (см. п. 16.19).
Скемптон опубликовал (1943 г.) данные о результатах заме-'
ра давления, воспринимавшегося металлической облицовкой
(тюбингами) туннеля диаметром 12 футов, заложенного в толще
жестких трещиноватых лондонских глин (см. п. 2.5). В период
первых двух недель после установки кольца тюбинга и выпол-
нения цементации горное давление на обделку туннеля посте-
пенно возрастало и наконец достигло значения, соответствующе-
го полному весу перекрывающей толщи глины мощностью 109
футов. В этом отношении результаты наблюдений Скемптона,
относящиеся к лондонской глине (см. п. 10.19), соответствуют
‘334
результатам исследований Хаузеля, проведенных в Детройте.
Однако использованный им метод замера давления позволил оп-
ределить только его максимальную величину.
По-видимому, не было проведено никаких наблюдений по
горному давлению в туннелях, пройденных в песчаной толще.
Однако имеющиеся данные указывают на то, что арочный эф-
фект, проявляющийся вокруг туннеля (см. рис. 10.16, а), может
существенно снижать величину давления на обделку туннеля от
веса перекрывающей толщи
грунта. Для оценки величины
горного давления в подобных
условиях может использовать-
Рис. 10.47. Схема к оцен-
ке влияния вертикальной
нагрузки на канализаци-
онный трубопровод
в траншее (по Марстону,
1914 г. и Спенглеру,
1948 г.)
Рис. 10.48. Зависимость зна-
чения коэффициента С'а» оп-
ределяющего передачу на-
грузки на трубопровод, от
величины отношения глуби-
ны к ширине траншеи
(Спенглер, 1948 г.)
ся метод расчета, близкий к методу расчета трубопроводов, про-
кладываемых в траншеях, который описан в п. 10.25.
10.25. Давления грунта на подземные трубопроводы. Теория
Марстона. Обширные исследования по данной проблеме были
проведены Энсоном Марстоном в 1910—1920 гг. на Айовской
строительной экспериментальной станции. Обзор этих и других
подобных исследований был опубликован позже Спенглером
(1948 г.). Рис. 10.47 иллюстрирует метод Марстона, относящий-
ся к случаю трубопровода, уложенного в траншее в толще грун-
та, предположительно лишенного сцепления и характеризуемого
лишь внутренним трением. Приравнивая вертикальные усилия,
• действующие на элемент обратной засыпки толщиной dh внутри
траншеи, получаем следующую зависимость:
W+dW+2KA (-у) tg Ш W + ybdh. (10.42)
335
Решение этого линейного дифференциального уравнения име-
ет вид: W = yb2Cd, (10.43)
где I р—o.h Cd 2——- (10.44) “ 2Kxtgd '
и
(10.45)
В приведенных выше выражениях КА — коэффициент актив-
ного давления, определяемый зависимостями (10.7), (10.8) или
(10.9); 6 — угол трения между материалом обратной засыпки и
стенками траншеи; е — основание натуральных логарифмов; у—
объемный вес материала обратной засыпки.
На рис. 10.48 приводятся данные по изменению коэффициен-
та Cd в зависимости от отношения глубины траншеи к ее ширине
Н/b. Угол трения о стенку 6 был принят равным углу 'внутрен-
него трения <р материала засыпки. Четыре кривые, приведенные
на рис. 10.48, отвечают следующим величинам КА tg6:
кривая............... КА tgd
1 . . . 0,192 (минимум для сыпучих материа-
лов)
2 . 0,165 (максимум для сыпучих мате-
риалов)
3 0,13 (максимум для глинистых грун-
тов)
4 0,11 (максимум для водонасыщенных
глинистых грунтов)
В этой связи следует отметить, что при 6=<р:
<р в град КА tg 6
30 0,192
25 0,187
20 0,178
15 0,156
10 0,124
8 0,105
Таким образом, уменьшение вертикального усилия Р из-за
трения вдоль стенок траншеи теоретически относительно слабо
реагирует на изменения свойств грунта, характеризующих при-
сущее ему внутреннее трение. Отмечаем, что кривые, приведен-
ные на рис. 10.48, установлены на основе данных прямых испы-
таний, которые подтвердили приведенные выше теоретические
положения.
Из кривой 1 (ф=30°) на рис. 10.48 следует, что при глубине
траншеи, превышающей в 9 раз ее ширину, давление грунта на
336
трубопровод уже не увеличивается. Такой вывод довольно близ-
ко соответствует результатам наблюдений на силосах, где ожи-
дается и фактически происходит еще большее снижение верти-
кальных усилий из-за трения вдоль всех четырех стенок силоса.
Например, из рис. 10.17 следует, что при глубине заполнения си-
лоса зерном, превышающей в 3 раза его среднюю ширину, уже
не было зарегистрировано никакого дальнейшего увеличения
вертикального давления.
При закладке трубопровода под насыпью возникает совсем
иное и даже обратное положение. Если трубопровод обладает
значительной жесткостью, он может оказаться под давлением,
большим, чем фактический вес грунта насыпи, находящейся над
ним. На величину давления грунта в этом случае будут оказы-
вать влияние жесткость самого трубопровода, тип его опирания,
а также степень уплотнения грунта в обратной засыпке траншеи.
Этот вопрос будет рассматриваться далее в п. 16.18 в связи с
проблемой проектирования самих трубопроводов.
ПРАКТИЧЕСКИЕ ПРИМЕРЫ
10.1. В выемке на глубине 33 фута ниже поверхности земли в толще пол-
ностью водонасыщенной пластичной глины со средней
ностью wn=43°/o было замерено боковое давление на
крепь. Оно оказалось равным: рЛ = 1,05 т[фут2. Борт
выемки был обделан деревянными досками, забран-
ными за сваи-стойки. Таким образом, был обеспечен
свободный дренаж грунтовой толщи, однако никако-
го высачивания воды из толщи отмечено не было.
Определить величину коэффициента давления грун-
та соответствующую указанному выше замерен-
ному давлению.
Ответ. Это будет коэффициент Ks, отвечающий
выражению (10.33), так как, по-видимому, вода в
естественной влаж-
данном случае удерживается глиной. Приняв удель-
ный вес грунта 6=2,7, получим из выражения (4.5) Рис. 10.49
коэффициент пористости е= (43 • 2,7)/100=1,16. Затем
из выражений (4.7) и (4.10) может быть определен объемный вес грунта:
2,7+1,16
Y = 1 62»4 = 115’5 фунт!фут3.
1 + 1,16
Тогда давление от веса перекрывающей толщи грунта будет:
[yh = (115,5 - 33)/2000 = 1,9 т!фут?.
Отсюда коэффициент давления грунта определится как
= 1,05/1,9 = 0,554.
10.2. Какие значения угла внутреннего трения <р и сцепления с могут со-
ответствовать, на основе традиционной теории прочности, коэффициенту дав-
ления грунта Ку =0,554 в случае отсутствия перераспределения давления?
Ответ. Любая комбинация значений ф и с, определяемая прямой на
рис. 10.49, будет удовлетворять в соответствии с выражением (10.6) величи-
22—277
337
не ^=0,554. Таким образом, если мы примем в этом выражении с=0, то
получим:
tg2 (45° — <р/2) = 0,554;
tg (45° — <р/2) = 0,747;
45° — (р/2 = 36,7°;
<р=16,6°.
Если мы примем в выражении (10.6) <р=0°, то:
1 — (2с/1,9) = 0,554;
с = 0,446 (1,9/2) = 0,424 т/фут*.
Подставив <р = 10° в выражение (10.6), получим:
tg2 40° — (2с/1,9) tg 40° = 0,554;
0,708 —(2с/1,9) 0,842 = 0,554;
с = 0,174 т/фут2.
Остальные точки на прямой, приведенной на рис. 10.49, могут быть полу-
чены подобным же образом.
10.3. Проверить с помощью формулы Пека для давлений, действующих на
крепление выемок в пластичной глине, максимальные величины давления,
указанные на рис. 10.29, в.
Ответ. В соответствии с выражением (10.35) коэффициент Ка при проч-
ности на сжатие в условиях одноосного напряженного состояния qu =
=0,5 т!фут2= 1000 фунт!фут2 и объемном весе глины без учета взвешивания
у = 105 фунт{фут3 для глубины выемки 42 фута будет равен:
2-1000
Ka=1-^=1-°>454 = 0-546-
Тогда при рекомендуемой для проектирования трапецеидальной эпюре со-
ответствующее давление будет Ph=0,546 • 42 • 105=2400 фунт}фут2 =1,2 т[фут2,
что отмечено на рис. 10.29, в левой вертикальной стрелкой. Величина р^, со-
ответствующая выемке глубиной 42+16=58 футов, может быть получена та-
ким же образом.
Примеры, связанные с вопросом, рассматриваемым в этой главе, см. в
конце главы 16.
ГЛАВА 11
УПЛОТНЕНИЕ
И ЗАКРЕПЛЕНИЕ
ГРУНТОВ
11.1. Терминология. Термин уплотнение будет использоваться
в этой книге для обозначения искусственного увеличения плот-
ности естественного грунта механическими средствами, т. е. ден-
сификации. Естественный грунт может уплотняться in situ или
после его перемещения в теле новой насыпи.
Под консолидацией (см. п. 6.1) подразумевают постепенное
увеличение плотности грунта при естественном на него воздей-
ствии гравитационных сил, таких как вес самого грунта или со-
оружения, возведенных на нем. Вместе с тем под закреплением
мы будем подразумевать любой искусственный метод, исполь-
зуемый для улучшения с помощью соответствующей пересорти-
ровки или специальных добавок таких свойств грунта, какими
определяются его сопротивляемость сдвигу, объем и даже вид.
При этом должны учитываться нагрузка и особенности климата,
в которых грунт будет работать в последующем в качестве осно-
вания или материала для сооружения.
Поэтому в последующем изложении будут встречаться такие
выражения, как «ускорение консолидации посредством песчаных
дрен» (см. п. 6.10), «уплотнение грунта с помощью песчаных
свай» (см. п. 11.4), «закрепление песка с помощью химикатов»
(см. п. 11.9). Различие в этих терминах подчеркивается потому,
что ранее они при общем использовании зачастую без достаточ-
ных к тому оснований взаимозаменялись. Кроме того, следует
отметить, что в настоящее время существует несколько направ-
лений в трактовке этих терминов. Так, например, для обозначе-
ния понятия о закреплении грунта, определенного выше в огра-
ниченном смысле этого термина, иногда применяют термин
отвердение грунта. В своей наиболее широкой интерпретации
термин «закрепление» нередко используется для обозначения
любого рода воздействия, которое повышает прочность грунто-
вой массы.
11.2. Влияние на плотность укладки грунта в насыпь его
влажности и интенсивности уплотнения. Значение указанных
факторов для уплотнения грунта иллюстрируется следующими
опытами. Возьмем некоторое количество пылеватого песка, ос-
новные свойства которого отвечают в табл. 11.2 грунту № 1,
и уплотним его в контейнере (рис. 11.1) с помощью молота, при-
22*
339
веденного на рис. 11.2, придерживаясь метода, указанного
в табл. 11.1. Молот весит 5,5 фунта, а направляющий цилиндр,
в который заключен молот, имеет высоту, обеспечивающую вы-
Рис. 11.2. Ударник для
уплотнения грунта
в приборе, показан-
ном на рис. 11.1, для
полевой лаборатории
Рис. 11.1. Стандартный прибор Проктора (также
ASTM и AASHO) для уплотнения грунта
1 — съемная часть: 2 — выкружка для стыка частей при-
бора; 3 — объем прибора */зо фут3 грунта; 4 — винт диа-
метром ’А"; 5 — винт диаметром '/&" с резьбой 4—48 для
закрепления съемной части прибора на поддоне (винты
располагаются через 120°)
соту падения молота 11—12 дюймов. Своим основанием цилиндр
удерживается на поверхности грунта одной рукой оператора.
Таблица 11.1
Данные о лабораторных методах уплотнения
Метод Вес мо- лота в фунтах Высота падения в дюймах Число ударов на слой Число слоев Работа уплот- нения в футХ Хф унт/фут3
А — видоизмененный по Проктору (или AASHO)1 10 18 25 5 56 200
В — стандартный по Проктору (или AASHO)1 5,5 12 25 3 12 300
С — по Проктору при 15 ударах 5,5 12 15 3 7 400
AASHO — Американская ассоциация шоссейных дорог.
340
Таблица 11.2
Характеристика трех разновидностей грунтов по рис. 11.3
Грунт Удельный вес G Пределы консистен- ции в % Распределение частиц по размеру в %
WL wp ‘р песок пыль глина
№ 1 — пылеватый песок 2,67 17 16 1 80 15 5
№ 2 — песок 2,67 Не пласти- чен 0 92 5 3
№ 3 — глина . . . 2,73 68 | !| 47 10 28 62
Другой рукой оператор поднимает молот до предела, после чего
он освобождается и падает. Грунт укладывается в контейнер
порциями, подобранными так, чтобы можно было уплотнять его
в трех слоях; каждый слой уплотняется 25 ударами молота. За-
тем удлинитель (см. рис. 11.1) удаляют и поверхность грунта по
обрезу нижнего контейнера (объем которого равен 7зо фут3) вы-
равнивают линейкой. Грунт вместе с контейнером взвешивают
Рис. 11.3. Зависимость плотности от влажности грунтов по
трем предельным их разновидностям, и работа, затрачивае-
мая на их уплотнение (см. табл. 11.1 и 11.2)
1 — грунт 1 (пылеватый песок); 2 — грунт 2 (песок); 3 —грунт 3
(глина); 4 — объемный вес влажного грунта, соответствующий
кривой объемного веса скелета грунта; 5 — кривая объемного веса
Тт^при 100%-ном насыщении (по расчету)
341
и определяют таким образом объемный вес грунта во влажном
состоянии. Предположим, что он оказался равным 124 фунт!фут3
и что влажность грунта в естественном состоянии была опреде-
лена как оу=4,8 %. Эти данные будут отвечать точке а на
рис. 11.3. Если мы добавим к грунту немного воды, увеличив его
влажность до w=6%, и повторим уплотнение по тому же мето-
ду, то получим на рис. 11.3 точку Ь. Увеличивая влажность грун-
та небольшими ступенями и повторяя каждый раз его уплотне-
ние по одному и тому же методу, можно найти на графике поло-
жение точек с, d, е и f. Эти точки выражают плотность грунта во
влажном состоянии, т. е. объемный вес скелета грунта плюс вес
воды в порах. Плотность грунта в сухом состоянии, т. е. только
юбъемный вес его скелета, может быть затем определена с по-
мощью выражений (4.8) и (4.6). Таким образом могут быть по-
лучены на графике соответствующие точки a', b't с\ d'9 е' и f'
и построена кривая Bi (рис. 11.3), относящаяся к грунту № 1
(табл. 11.2) при различных влажностях.
Уплотняя грунт № 1 таким же образом, но используя уже
другие методы уплотнения (А и С), мы сможем получить кривые
А и Сь показанные на рис. 11.3. Кривые Аг, В2 и С2, а также
кривые Аз, В3 и С3 отвечают опытам уплотнения грунтов № 2
и 3, выполненным по методам А, В и С. Из рис. 11.3 можно сде-
лать вывод, что в случае грунтов № 1 и 3 наибольшая плотность
скелета Y/ndmax грунтов № 1 и 3 достигается при определенной
влажности, которая называется оптимальной влажностью o>0pt
(табл. 11.3).
Таблица //Д
Сводка результатов, приведенных на рис. 11.3
Грунт Оптимальная влажность в % по методам Максимальная плотность скелета в фунт/фут3 по методам
А с А в с
№ 1 — пылеватый песок 8 10 10 132 125 123
№ 2 — песок .... Неопределенная 113 ПО 108
№ 3 — глина .... 20 | 28 1 31 102 88 83
Полученные результаты могут быть объяснены следующим
образом. При низкой влажности связные грунты образуют комья,
которые не поддаются легкому размельчению. Они, следователь-
но, препятствуют уплотнению грунта. Добавление к грунту воды
вначале способствует некоторому его размягчению и облегчает
раздавливание комьев. При этом затрата для уплотнения одина-
ковой работы дает более высокую плотность грунта. Добавление
воды, однако, оказывает в этом смысле благоприятное влияние
только до определенного предела. Этот предел достигается тео-
ретически тогда, когда наличного количества воды в грунте бу-
342
дет достаточно для того, чтобы после обволакивания каждой из
его частиц водной пленкой заполнить в грунте все поры. При
этом условии добавление к грунту любого количества воды бу-
дет способствовать только дальнейшему разобщению твердых
частиц грунта и, следовательно, уменьшать плотность скелета.
Другими словами, экспериментальные кривые при оптимальной
влажности должны достичь кривой нулевого содержания возду-
ха в порах, которая соответствует величине удельного веса G
испытываемого грунта и следовать за этой кривой, если будет
производиться дальнейшее прибавление к грунту воды., Три та-
кие теоретические кривые нулевого содержания воздуха в порах
(100%-го насыщения) показаны на рис. 11.3 для удельных ве-
сов G, равных 2,8; 2,7 и 2,6. Для соответствующих расчетов
использовались выражения (4.6) и (4.5) (см. также пример 4.3).
Из рис. 11.3 и табл. 11.2 следует, что при влажности, превышаю-
щей оптимальную, экспериментальные кривые не полностью до-
стигают отвечающих им теоретических кривых нулевого содер-
жания воздуха в порах, а идут только параллельно им. Это по-
казывает, что насыщение водой грунта не завершено и что
в порах грунта при его уплотнении неизбежно защемляется не-
которое количество воздуха.
При прочих равных условиях увеличение интенсивности
уплотнения ведет к повышению плотности грунта, но только при
влажностях меньше оптимальной, которая соответствует боль-
шей интенсивности уплотнения. При влажностях грунта, более
высоких, чем оптимальная, увеличение не может вызвать ника-
кого дальнейшего уплотнения грунта, так как удаление из пор
избыточного количества воды в этих условиях оказывается не-
возможным. В результате повышения интенсивности уплотнения
при влажностях выше оптимальной в грунте создается только из-
быточное поровое давление в воде, которое будет облегчать де-
формацию всей грунтовой массы под воздействием сдвигающих
напряжений. Этот факт имеет большое практическое значение
для выбора влажности грунта, при которой должно произво-
диться его уплотнение в натуре, и объясняет, почему обычно ока-
зывается предпочтительным принимать эту влажность несколько
ниже оптимального ее значения (см. пп. 11.3 и 17.4).
Из рис. 11.3 и табл. 11.3 вытекают дополнительно следующие
важные факты. Влажность относительно чистого песка (грунт 2)
практически не влияет на плотность его скелета при одной и той
же интенсивности уплотнения. Незначительное добавление к пес-
ку пылеватых или глинистых частиц делает его более разнород-
ным и позволяет достичь в этих же условиях большей плотности.
В этом случае влияние влажности грунта в процессе его уплотне-
ния оказывается существенным. В том же случае, когда количе-
ство добавляемых к грунту пыли и глины незначительно и не
больше, чем необходимо для частичного заполнения пор в песке
(см. рис. 4.4) при образовании грунта А-1 (см. п. 12.11), мак-
343
симально возможная плотность грунта возрастает, а оптималь-
ная его влажность оказывается ниже своего значения по сравне-
нию с более чистым песком при той же интенсивности уплотне-
ния. Более высокое содержание в грунте глинистых частиц
приводит к противоположным результатам — максимально воз-
можная плотность грунта снижается, а оптимальная влажность
увеличивается. Следует иметь в виду, что мелкие частицы имеют
большую площадь поверхности и что для их обволакивания
потребуется большее количество воды; кроме того, часть воды
адсорбируется (см. п. 3.5).
Большинство из указанных выше факторов было впервые
установлено экспериментально и опубликовано Р. Р. Проктором
(1933 г.), который работал в Лос-Анжелесе. Метод, первоначаль-
но использованный им, обозначен в табл. 11.1 буквой В (описа-
ние методов опубликовано им в 1948 г.). Так как вес оборудова-
ния, используемого для уплотнения грунтов в полевых условиях,
стал больше, сочли необходимым для приведения в соответствие
результатов, получаемых в лаборатории, с натурными увеличить
работу, затрачиваемую на уплотнение грунта. Для удовлетворе-
ния этого требования был разработан метод А (см. табл. 11.1).
Метод С, который применяется реже, был предназначен для вос-
произведения условий, возникающих в натуре при использова-
нии для уплотнения легкого оборудования.
Существует множество приборов различной конструкции для
проведения в лабораторных условиях механических операций
с молотом, показанным на рис. 11.2. Для так называемого кали-
форнийского метода испытания (CBR) зачастую используются
также контейнеры другого типа, которые имеют диаметр больше
6 дюймов (см. п. 19.5). В этих случаях число ударов молота
увеличивается по сравнению с указанным в табл. 11.1 пропорцио-
нально соотношению объемов образцов, помещаемых в контей-
неры.
В своих исследованиях Р. Р. Проктор использовал в качестве
вспомогательного приспособления для определения влажности
и плотности уплотняемого грунта прибор, известный под назва-
нием «иглы пластичности». Прибор состоит из небольшого пуан-
сона, который устанавливается на поверхности грунта и вдавли-
вается в него на определенную глубину усилием рук, приклады-
ваемым к рукояти прибора и при величине усилия до 100 фунтов
измеряемым динамометром. Сжатие пружины отвечает сопро-
тивлению, оказываемому грунтом. Применяются пуансоны не-
скольких размеров с площадью сечения от 0,05 до 1 дюйм2. При-
бор может применяться только на пропущенном через грохот
грунте, так как незначительное содержание в нем даже некруп-
ного гравия может привести к ошибочным результатам. По-ви-
димому, на результаты испытания оказывает существенное влия-
ние манера обращения с ним самого оператора. По указанным
причинам прибор не получил повсеместного распространения.
344
Надлежащее уплотнение насыпей имеет очень большое зна-
чение, так как от него зависит сопротивляемость сдвигу исполь-
зованного для их возведения грунта и, следовательно, устойчи-
вость самих земляных плотин, дамб и грунтовых оснований до-
рог и аэродромов. Было показано, что сопротивляемость сдвигу
грунта в насыпи увеличивается с его плотностью, но, кроме того,
зависит от начальной влажности, которая была принята при
Рис. 11.4. Кулачковый каток крупным планом (Чеботарев,
1939 г.)
подготовке образца. Наибольшей прочности грунта при одина-
ковой его плотности добиваются при высокой интенсивности
уплотнения и при влажности грунта несколько ниже оптималь-
ной (см. Торнболл и Мак-Рей, 1950 г.).
11.3. Уплотнение грунта в полевых условиях посредством
укатки. Наиболее эффективным методом уплотнения огромных
масс грунта в земляных насыпях является его укатка. Для уп-
лотнения насыпей из глины обычно используют так называемые
кулачковые катки. Общий вид одной из существующих моделей
показан крупным планом на рис. 11.4. Их иногда называют
трамбовочными катками. Стальной барабан этого катка имеет
множество стальных кулачков, приваренных к его поверхности
и имеющих форму, которая несколько напоминает ногу овцы, от-
куда произошло название катка!. При транспортировке барабан
бывает пустым, а на месте производства работ он заполняется
песком и водой. Весь вес барабана одновременно передается
только на несколько кулачков. Вследствие этого развивается так
называемое «давление по следу» (удельное давление по площади
контакта), которое оказывается достаточным, чтобы раздавить
1 Sheeps foot roller — кулачковый каток (sheeps foot — нога овцы).
345
и уплотнить любые встреченные комья глины. Отдельные бараба-
ны могут при этом подсоединяться друг к другу сбоку или гусь-
ком и буксироваться совместно одним трактором на гусеничном
ходу (рис. 11.5).
Первый из известных кулачковых катков был изготовлен в
1906 г. в Калифорнии. В 1920 г. этот тип катков получил широкое
распространение в Соединенных Штатах. Согласно О. Дж. Пор-
теру, современный легкий стандартный кулачковый каток имеет
Рис. 11.5. Спаренные кулачковые катки и поливочная ма-
шина на прицепе у трактора при уплотнении тела земляной
плотины, возводимой из глинистого грунта, в Оклахоме
(Чеботарев, 1939 г.)
барабан диаметром 43 дюйма. Барабан в нагруженном состоя-
нии при его длине 68 футов весит от 6000 до 15 000 фунтов и вы-
зывает удельное давление на контакте с грунтом от 60 до
300 фунт/дюйм2. Несколько опытных гигантских кулачковых кат-
ков было построено с барабанами диаметром 96 дюймов; они
создавали удельное давление на грунт от 400 до 1000 фунт/дюйм2
(т. е. до 72 т/фут2). Эти сверхтяжелые катки могут использовать-
ся после предварительного уплотнения слоя более легкими кат-
ками.
Для уплотнения песчанистых грунтов с малым сцеплением луч-
шие результаты получаются при использовании катков на пнев-
матических шинах (на рис. 11.6,а показана модель этого типа).
Пневмокатки все чаще применяются на таких грунтах вместо
кулачковых. В песчанистых грунтах отсутствуют комья, требую-
щие для раздавливания высококонцентрированного давления.
При этом условии, чтобы избежать опасности местного разруше-
ния грунта от сдвига или разуплотнения при выпирании под дей-
ствием отдельных кулачков, оказывается более целесообразным
использовать катки с равномерным распределением давления по
346
большей площади их контакта с грунтом. Катки с резиновыми
шинами такого типа выпускались весом вплоть до 200 т(см. рис.
11.6,6). При их применении достигалось эффективное уплотне-
ние грунта. Изменяя давление воздуха в шинах, можно регули-
ровать площадь их следа (контакта с грунтом). Тяжелое обору-
дование с резиновыми шинами (см. рис. 17.11) для транспорти-
Рис. 11.6. Катки для уплотнения грунта в насыпи
а— 50-тонный каток на пневматических шинах; б— «Супер Комплектор> конструкции Пор-
тера весом в 60 т без балласта и 200 т с балластом. Внизу в правой части катка — гид-
равлический домкрат для полевых штампо-опытов
347'
ровки грунта также может оказать существенную помощь в от-
ношении уплотнения насыпи при укладке в нее последователь-
ных слоев грунта.
Толщина слоев, подвергающихся уплотнению, изменяется
в пределах от 3 до 12 дюймов; наиболее часто используется тол-
щина 6 дюймов. Число проходок катка, которое требуется для
достижения определенной степени уплотнения, также не постоян-
Рпс. 11.7. Результаты специальных исследований по уплотнению грунта
на опытном полигоне в Кловер Филд, Санта Моника, шт. Калифорния, США
(Портер, 1946 г.)
Состав супеси: песка 80%, пыли 12% и глины 8%; LL и PI — не пластичная; число
CBR = 100% (пенетрации на 0,1") при 100%-ном относительном уплотнении и 28%
при 95%-ном уплотнении
но. Иногда бывает желательным при возведении ответственного
сооружения производить предварительно укатку грунта на опыт-
ных участках, чтобы установить наиболее целесообразную тол-
щину отсыпаемых слоев и соответствующее число проходок, ко-
торые и принимаются для последующего производства работ
(рис. 11.7). Методы определения достигаемой плотности описаны
в п. 11.5.
В период уплотнения грунта в полевых условиях большое зна-
чение имеет контроль за его влажностью. Не случайно, что ме-
тоды уплотнения грунта в связи с надлежащим контролем за его
влажностью были разработаны в полузасушливых районах за-
падной части Соединенных Штатов. Сравнительно просто добав-
лять воду в укладываемый материал (см. рис. 11.5), но весьма
трудно быстро подсушить грунт, когда он слишком влажен, на-
пример после выпадения осадков. В период затянувшихся дож-
348
дей нельзя выполнять никакой укатки. Это является одной из
причин возведения земляных плотин в районах с обильным выпа-
дением осадков намывным (гидравлическим) способом вместо
насыпного с уплотнением катками (см. п. 17.3). Там, где необхо-
димо уплотнение укаткой, например при устройстве оснований
под автодороги и аэродромы, последовательность производства
работ должна планироваться так, чтобы дождевая вода в любое
время могла легко стекать с поверхности, где производится уп-
лотнение грунта. При этом условии только небольшой слой грун-
та толщиной в несколько дюймов на такой поверхности будет
размягчен после сильного дождя и может быть быстро удален
бульдозером перед продолжением уплотнения.
11.4. Уплотнение грунта ударами. Делались попытки уплот-
нять грунты повторяющимся сбрасыванием тяжелых металличес-
ких плит на поверхность грунта. Плиты весом 2—4 т крепили к
тросу крана на гусеничном ходу. Согласно Лоосу (1936 г.), уве-
личение веса без соответствующего увеличения площади плиты
не повышает эффективность уплотнения, так как, по-видимому,
при этом возникает смещение грунта в результате его сдвига без
изменения объема.
Другое оборудование для ударного уплотнения грунта было
выпущено в Германии — так называемая «лягушка». Его амери-
канская модификация показана на рис. 11.8. Бензиновый двига-
тель устанавливается в верхней части механизма, внутри которо-
го имеются два поршня. Взрыв смеси между двумя поршнями
поднимает в воздух тяжелый оголовок механизма и затем ниж-
ний поршень, который связан с подошвой механизма, сжимая
тем самым пружину, расположенную под этим поршнем. Пружи-
на толкает подошву механизма вверх, в то время как остальная
его часть все еще находится в воздухе. Затем вся трамбовка па-
дает на поверхность грунта до возникновения нового взрыва
в бензиновом двигателе.
Этот механизм, который был вначале разработан в Германии,
выпускался весом от 1100 до 2200 фунтов. По-видимому, он пред-
назначался для группового использования при уплотнении грун-
та на больших площадях. Укатка грунта (см. п. 11.3) для этой
цели значительно более экономична. Современный американский
образец уплотнителя этого типа, показанный на рис. 11.8, весит
210 фунтов. Диаметр его подошвы 9,5 дюйма (Л = 0,492 фут2).
Механизм поднимается в воздух приблизительно на 14 дюймов;
развиваемая им для уплотнения грунта энергия составит, таким
образом, 240 фут •фунт на один удар. Этот механизм весьма удо-
бен для использования, в частности, при уплотнении грунта в об-
ратной засыпке траншей для труб водоснабжения или канализа-
ции, а также в непосредственной близости к бетонным сооруже-
ниям, где в связи с недостатком места не сможет работать каток.
В таких случаях преимущество может оказаться за пневматичес-
кими трамбовками небольшого размера, связанными с механиз-
349
мами типа отбойного молотка, работающими от сжатого воздуха.
Трамбовки последнего типа использовали до сих пор обычно для
уплотнения в стесненных условиях, но для большей эффективно-
сти ввиду малой площади их подошвы при работе с ними, по-ви-
димому, следует производить укладку материала весьма мало-
мощными слоями.
Рис. 11.8. Портативная трамбовка
BR-2, работающая на бензине
Рис. 11.9. Уплотнение слабосвязан-
ного грунта песчаной сваей типа
«Компрессоль»
Естественный грунт в толще можно успешно уплотнять с по-
мощью песчаных сващ но только в том случае, когда естествен-
ный грунт достаточно песчанист и водопроницаем. На рис. 11.9
показан один из таких способов, который основывается на фран-
цузском методе устройства набивных бетонных свай типа «Ком-
прессоль». Эти сваи сейчас редко используются по своему перво-
начальному прямому назначению. Однако они могут успешно
применяться для уплотнения зернистых грунтов с относительно
малым сцеплением, которое может быть вызвано, например, ка-
пиллярными силами или незначительным содержанием в них пы-
ли или глины. Этим способом можно уплотнять только такие
грунты, в которых под воздействием повторяющихся ударов тя-
желой стальной бабы (2—3 т) параболоидальной или коничес-
кой формы возможно получить в толще грунта углубление ци-
линдрической формы на требуемую глубину. При этой операции
возникает общий уплотняющий эффект, так как значительная
350
часть грунта будет смещаться в боковом направлении. Образо-
ванное таким образом углубление послойно заполняется затем
грунтом при непрерывном его трамбовании.
При выполнении подобной работы в сухих чистых песках или
ниже уровня грунтовых вод используются обсадные трубы. Для
таких условий были успешно опробованы набивные сваи типа
«Франки» (см. рис. 15.9). При этом вместо бетона применяется
песок, так что отпадают возражения, относящиеся к бетонным
сваям данного типа (см. п. 15.7).
11.5. Уплотнение грунта вибрацией. Эксперименты показыва-
ют, что вибрация оказывает сильное влияние только на несвяз-
ные грунты и, следовательно, этим способом их можно эффек-
тивно уплотнять. Практика подтверждает такой вывод.
Уплотнение песка в толще может осуществляться с помощью
метода еиброфлотации, предложенного Штайерманом. В этом
случае применяют механизм, который отчасти напоминает ги-
гантскую вибробулаву типа используемой для виброуплотнения
бетонной массы. Он представляет собой цилиндр диаметром 15
дюймов и длиной 82 дюйма, внутри которого расположен элект-
ромотор, вращающий со скоростью 1800 об/мин небольшой
внутренний цилиндр, размещенный с некоторым эксцентриците-
том по отношению к первому. Этот эксцентрик создает вибрацию.
При помощи шлангов, присоединенных к внешнему цилиндру,
к его верхнему и нижнему концам подается под давлением вода,
позволяющая вести размыв грунта в обоих направлениях. Весь
механизм опускается в грунт с укосины крана. По мере того
как он погружается в грунт, струи воды разрыхляют песок во-
круг цилиндра, а вибрация переводит его в колебательное движе-
ние. О возникающем при этом уплотнении песка свидетельству-
ет образование на поверхности грунта кратера. В кратер после-
довательно подают песок. Эта процедура повторяется, когда
«виброфлот» извлекается из толщи на поверхность. В результате
создается весьма плотное песчаное ядро, вокруг которого песок
находится также в плотном состоянии.
Как было установлено, этот механизм работает удовлетвори-
тельно в относительно чистых песках. Он, очевидно, неэффекти-
вен для пылеватых песков, возможно, из-за того, что повторная
консолидация в результате вибрации менее проницаемого грунта
не может происходить достаточно быстро после его взрыхления
струями воды под напором. Следовательно, в случае пылеватых
песков лучших результатов можно ожидать при использовании
песчаных свай, которые формуются при ударном воздействии
(см. п. 11.4).
На практике трудно успешно сочетать влияния вибрации
и укатки при уплотнении насыпного материала. Пневмокатки яв-
ляются наиболее действенным средством для уплотнения боль-
ших масс песка в насыпях. Песок — единственный тип грунта, ко-
торый возможно эффективно уплотнить вибрацией. В то же вре-
351
мя размещение между вибратором и грунтом пружинящих элемен-
тов любого типа, включая пневматические шины, способствует,
вероятно, погашению вибрации. Большая часть энергии вибра-
ции будет тогда гаситься этими элементами, не уплотняя грунт
(Чеботарев, 1946 г.). Это предсказание сбылось, когда одно из
предприятий пыталось безуспешно объединить вибратор с тя-
желым катком на шинах. Вместе с тем было проведено несколько
успешных экспериментов с вибраторами, установленными на ме-
таллической платформе, иногда плоской, но обычно искривлен-
ного очертания у краев, чтобы она не зарывалась при перемеще-
нии в песок. Небольшие установки такого типа с вибратором,
имеющим один эксцентрик (см. п. 18.3), успешно использовали
в шт. Мичиган для уплотнения обратной засыпки из песка за
подпорными стенками (1948 г.). Установка несколько большего
масштаба (весом 3300 фунтов) была разработана предприятием
«Виброверкен» (Стокгольм, Швеция, 1947 г.). На ней устанав-
ливается вибратор с двумя эксцентриками (см. п. 18.3), который
может быть, когда это необходимо, наклонен, что обеспечивает
самопродвижение всей установки, имеющей вид платформы-
саней.
Вибраторы такого рода, возможно, весьма полезны для уплот-
нения песков на участках, недоступных для более тяжелого обо-
рудования. С другой стороны, уплотнение песка на больших пло-
щадях и в больших массах в насыпях, вероятно, более эконо-
мично производить при меньшем числе приложений нагрузок
(проходок) с помощью тяжелого катка (см. п. 18.4).
Несколько более скромные результаты были получены при
попытках уплотнить полностью водонасыщенные пески в толще
естественных отложений с помощью детонации от взрывов, про-
водимых в скважинах.
11.6. Определение плотности грунта в полевых условиях.
Обычно используемая с этой целью методика заключается в вы-
полнении следующих операций. Удаляют поверхностный слой
рыхлого насыпного грунта. С помощью ручного ложечного бура
закладывают скважину. Грунт, извлеченный из скважины, тща-
тельно собирают иногда в специальный плоский ящик, который
устанавливают на спланированную поверхность грунта. В цент-
ре ящика имеется отверстие для прохода ложечного бура. Извле-
ченный таким образом грунт взвешивают до и после высушива-
ния в полевой лаборатории. Чтобы определить объем, который
грунт первоначально занимал в природных условиях своего за-
легания, измеряют объем скважины. На основе этих данных
плотность скелета грунта определяют уже расчетом (см. при-
мер 9.1).
Для определения объема скважины существуют три способа.
Один из них показан на рис. 11.10. В скважину из измерительно-
го цилиндра заливают дизельное топливо. Эта процедура совсем
проста, но надежные результаты могут быть получены только
352
в насыпях с некоторым содержанием глинистых частиц. В более
проницаемых грунтах используют или резиновую оболочку, за-
полняемую водой, или однородный сухой песок, засыпаемый
в скважину с определенной высоты из калиброванного сосу-
да, обычно из банки емкостью 1 галлон с металлической во-
ронкой.
11.7. Закрепление.укладываемого в насыпь грунта при помо-
щи его перемешивания с другими грунтами, цементом, битумом
Рис. 11.10. Определение плотности глинистого грунта
в плотине Инленд Дэм, шт. Алабама в период ее воз-
ведения. Оборудование включает: стакан с герметич-
ной крышкой для переноса и хранения образца, ото-
бранного из насыпи для определения плотности, кани-
стру под машинное масло № 30 SAE, грунтонос с лож-
кой, шприц для подачи в скважину малыми порция-
ми масла, металлический стержень (рукоять на фото-
графии не видна), сосуд для измерения объема мас-
ла, залитого в скважину (Пекворс, 1939 г.)
или химикатами. Одним из способов улучшить свойства уклады-
ваемого грунта является перемешивание его с некоторыми други-
ми имеющимися в наличии грунтами, чтобы получить желаемый
зерновой состав. В Соединенных Штатах зачастую требуется по-
лучить грунт типа А-1 или А-2 (см. п. 12.11). В таком грунте ске-
лет представлен песком (полезно также добавление гравия), но
в нем должно находиться достаточное количество пылеватых или
глинистых частиц, чтобы были заполнены поры и связаны части-
цы песка и гравия. В этом случае набухание грунта в дождливый
период или его усадка в засушливое время снижается до мини-
мума. Грунты такого типа предпочтительны для возведения зем-
лебитных сооружений.
23—277
353
В засушливых районах мира условия могут быть совершенно
иными. Например, А. Мейер (1947 г.) сообщает, что в некоторых
зонах Сахары поверхность дорог, проложенных в пустыне и воз-
веденных из весьма неоднородного грунта, была постепенно сно-
шена в результате движения транспорта. Разрыхленные частицы
сухой глины или пыли уносились ветром, а на поверхности оста-
вались только крупный песок и гравий, что привело впоследствии
при непрерывном движении транспорта к появлению нежелатель-
ных выбоин в полотне дорог. Намного более благоприятные ре-
зультаты были получены при покрытии таких невысокой стоимо-
сти дорог смоченной и укатанной пылеватой глиной.
Чтобы смешение глинистых грунтов с зернистыми было более
эффективным, требуется раздавливание комков глины. То же
требование сохраняет силу при всех видах закрепления насып-
ных грунтов путем любого рода добавок. Были разработаны ме-
ханизмы для раздавливания и превращения в порошок сухих
глинистых грунтов, но их эффективность распространяется толь-
ко на грунты с хрупкой структурой.
Большинство грунтов может быть надежно и экономично за-
креплено путем их смешения с цементом. Поэтому так часто соз-
даются дороги легкого типа с грунтоцементным покрытием. Ко-
личество используемого для этой цели цемента обычно находится
в пределах 8—12% объема грунта. Чтобы определить количество
необходимого для добавления цемента, обычно требуется про-
вести предварительные испытания, в которые входит определение
оптимальной влажности и максимальной плотности грунтоце-
ментной смеси, а также ее прочности на сжатие и долговечности.
Для проверки их долговечности в лабораторных условиях прово-
дят повторяющиеся испытания на замачивание — высушивание
и замораживание — оттаивание в соответствии со стандартами,
установленными Американским обществом по испытанию мате-
риалов (ASTM) и Американской ассоциацией шоссейных дорог
(AASHO).
Закрепление цементом неэффективно для грунтов с высоким
содержанием органических веществ или содержащих такие ве-
щества, как сера, которые могут вызвать разрушение бетона. По-
добные вещества могут привести к вредным последствиям, даже
если они находятся только в основании, на которое укладывается
грунтоцементное или бетонное покрытие, так как они могут ско-
питься в покрытии в период сухих сезонов в результате капил-
лярного подъема влаги и ее последующего испарения вблизи
поверхности покрытия. Известен случай разрушения бетонного
покрытия аэродрома, уложенного на основание, в грунте кото-
рого содержалась сера.
При таких условиях можно перейти к закреплению грунта би-
тумом, так как одним из достоинств последнего является прида-
ние грунту водонепроницаемости, а сохранение низкой влажно-
сти существенно сказывается на длительной устойчивости связ-
.354
ных грунтов. Однако холодные битумные эмульсии, находящиеся
в грунтах, способны подвергаться воздействию бактерий и со вре-
менем могут быть полностью уничтожены. Для предотвращения
этого Уинтеркорн (1938 г.) рекомендует добавлять к битуму в
качестве противобактериального агента фурфуроланилин (ФА).
Было показано, что эта добавка оказывает также благоприятное
влияние на механические свойства смесей «насыщенный песок —
битум».
В период войны проводилось интенсивное изучение вопроса
закрепления грунтов путем добавления к ним искусственных
смол и других химикатов, так как было обнаружено, что их
весьма небольшие количества могут создать эффективную водо-
непроницаемость обрабатываемого грунта с одновременным
улучшением его общих свойств. Процедуры такого рода, умень-
шая вес и, следовательно, транспортные расходы на доставку от-
сутствующих на месте материалов для закрепления, имеют осо-
бые преимущества для всех далеких и труднодоступных районов,
где необходимо в короткие сроки построить дороги или аэродро-
мы. Характер используемых химикатов зависит от свойств естест-
венного грунта и особенно от природы ионов, адсорбированных
поверхностью частиц грунта (см. п. 3.5). Иногда оказывается не-
обходимой предварительная обработка грунта. В этой области,
которая требует специального знания химии, особого внимания
заслуживают работы Уинтеркорна (1938—1949 гг.).
Характерным для всех современных методов химического зак-
репления грунтов является их частичное подсушивание перед об-
работкой в целях повышения эффективности закрепления.
11.8. Необычный случай неожиданного закрепления естественного отложе-
ния глины грунтовыми водами и его предпосылки. Этот случай продемонст-
рирован на рис. 11.11 и 11.12. В период проводившегося Чеботаревым лаборатор-
ного исследования (1948 г.) образцов, взятых с участка проектируемого ново-
го дока, • была встречена большая линза пылеватой глины, имевшая весьма
необычные свойства. Линза простиралась в одном направлении на 600 футов
и по меньшей мере на 300 футов в перпендикулярном к нему направлении.
Ее мощность была равна около 17 футов. В пределах этой линзы пы-
леватая глина обладала весьма высокой естественной влажностью wn, кото-
рая колебалась в пределах 100—169%. Соответствующее значение предела
текучести wL было также очень высоким — 140—220%. Предел пластичности
wp колебался в пределах 70—170%. Необычные свойства глины определялись
высокими значениями предела усадки ays=60-M25% и прочности на сжатие
в одноосном напряженном состоянии (см. рис. 11.11). Таким образом, образец
с wn = 169% и ^£=174% разрушался при относительной деформации 4%
(хрупкое разрушение, см. п. 7.10) и удельном давлении 7«=2,65 т/фг/т2. Коэф-
фициент структурной прочности («чувствительности») глин был значительным:
S=5,5 и S'=17,7 (см. п. 7.22). Образец был представлен только на 30% части-
цами размера глинистых, на 40% —пылью и на 30% —песком. Кривые «сжа-
тие — время», полученные из компрессионного испытания, характеризовались
почти прямыми линиями.
Заметим, что все образцы с этими необычными свойствами содержали не-
большие вкрапления белого вещества, окраска которого в течение нескольких
минут после извлечения на воздух становилась светло-голубой. Это вещество
было изучено профессором геологии Принстонского университета Е. Семпсо-
23*
355
ном путем визуального осмотра и анализа с помощью рентгеновских лучей
и определено как вивианит. Это дало ключ для дальнейшего изучения дан-
ного явления. Проф. Н. X. Фермен обнаружил в образцах грунта значитель-
ное содержание фосфатов. Это подтвердило определение, так как вивианит
содержит до 27% фосфатов (Р2О5). Он содержит также до 35% окислов же-
леза Fe2O3 и FeO. По утверждению Уинтеркорна, эти вещества вызывают це-
ментацию зерен грунта в присутствии воды, которая создает необычное соче-
тание высокой прочности и весьма рыхлой структуры грунта. Затем Е. Семп-
Рис. 11.11. Данные по необычно вы-
сокой прочности непереуплотненной
глины в пласте мощностью 17 футов
в естественных условиях залегания
(соответствующие значения влажно-
сти см. на рис. 11.12) (по Чеботаре-
ву, 1948 г.)
Рис. 11.12. Данные по необычно
высокой влажности непереуплот-
ненной глины в пласте мощностью
17 футов в естественных условиях
залегания (соответствующие зна-
чения прочности на сжатие в од-
ноосном напряженном состоянии
см. на рис. 11.11) (Чеботарев,
1948 г.)
1 — поверхность грунта у места распо-
ложения скважин 7 и 8; 2 — поверхность
грунта у места расположения скважин
2—6
1 — поверхность грунта на месте располо-
жения скважин 7 и 8; 2 — поверхность грун-
та на месте расположения скважин 2 и 6;
Qu — прочность на сжатие в одноосном на-
пряженном состоянии образцов глины с не-
нарушенной структурой
соном в лаборатории физики грунтов, руководимой Уинтеркорном, была пред-
принята попытка искусственно воспроизвести такие условия (1950 г.). Воз-
можно, что дальнейшие исследования смогут привести к разработке практиче-
ского метода подводного закрепления намывных материалов.
Следует указать на одну из наиболее важных характеристик этого не-
обычного естественного грунта. Несмотря на то что давление на грунт пере-
крывающих слоев в любой период его прошедшей истории не превышало
0,45 т!фут2 и грунт никогда не подвергался высушиванию, нагрузка предвари-
тельного уплотнения грунта по его состоянию могла оказаться в 12,5 раза
выше, вплоть до 5,7 т/фут2. Это показывает, что на нагрузку предварительного
уплотнения вопреки существующим традиционным убеждениям могут оказы-
вать значительное влияние и иные факторы, отличные от гравитационного
уплотнения или капиллярности в период усыхания породы (см. п. 6.4).
11.9. Обработка естественных грунтов инъекциями или про-
питыванием. Цемент или химикаты могут быть с успехом инъе-
356
цированы в грунт, если он достаточно проницаем, для того чтобы
раствор легко в нем распространялся, или если в нем имеются
трещины, которые требуется заполнить.
Примером инъекции цемента, известной под названием це-
ментация, служила обработка железнодорожного полотна, опи-
санная в литературе. Иногда в подстилающем глинистом грунте
встречаются размягченные места, на которых покоится щебеноч-
ный или каменный балласт собственно полотна. Небольшие
впадины на поверхности подстилающего грунта способствуют
скоплению здесь воды, которая затем вызывает размягчение
грунта на контактной поверхности между подстилающим грун-
том и балластом. Последний вдавливается в размягченный под-
стилающий грунт под воздействием проходящих поездов, вслед-
ствие чего впадина увеличивается. Эффективной мерой против
этого является напорная цементация ослабленных участков рас-
твором. Таким образом, удаляется размягченная кашица, а бал-
ласт, заполняющий впадину в подстилающем грунте, преобразу-
ется в бетон.
Во время длительных засушливых периодов в существующих
дамбах, возведенных из жирной глины, могут образоваться тре-
щины. Инъекция цемента в такие трещины может предотвратить
последующую потерю дамбами устойчивости в результате запол-
нения таких трещин водой при очередном дождливом сезоне. Од-
нако надлежащее начальное уплотнение должно заменять такой
дорогой ремонт, в котором в большинстве случаев нет крайней
необходимости.
Цементацию трещин для предотвращения фильтрации через
них воды на практике обычно применяют для обработки скаль-
ных пород, залегающих в основании и в бортах плотин, особенно
когда скала представлена известняками или доломитами и, сле-
довательно, есть опасность проявления в ней карстовых форм.
Работы такого рода успешно проводятся при возведении гидроуз-
лов в долине р . Теннеси.
Инъекция химикатов для улучшения механических свойств
грунта может быть успешной только в проницаемых грунтах, та-
ких как пески. Однако даже в этом случае, чтобы пропитать всю
массу грунта, требуется располагать инъекционные трубы очень
близко друг к другу — с расстоянием примерно 12 дюймов между
их центрами. В противном случае инъектируемая жидкость будет
распространяться в толще грунта только по путям наименьшего
сопротивления потоку, т. е. по более проницаемым прослойкам,
которые не обязательно являются в грунтовой толще зонами наи-
меньшего сопротивления сжатию или сдвигу. Поэтому такая хи-
мическая обработка грунта весьма дорога и редко используется
в крупных масштабах при обычном строительстве. Однако она
имеет преимущества в некоторых особых случаях, когда жела-
тельна локальная обработка песка для облегчения работ по про-
ходке выемок или при развитии фундаментов (см. п. 15.13) под
357
существующими сооружениями. В качестве примера можно при-
вести описываемый ниже случай. При проходке туннеля был не-
ожиданно встречен слой совершенно сухого песка. Он просачи-
вался тонкими струйками через самые незначительные пазы в
креплении. Это смещение песка снимало ослабляющий давление
арочный эффект, действовавший в песчаной толще (см. п. 16.19),
вследствие чего давление на крепь значительно возрастало. За-
крепление сухого песка было успешно выполнено инъекцией хи-
микатов в песчаную толщу через трубки, выведенные за обли-
цовку туннеля.
Инъекцию химикатов можно осуществлять двумя способами.
При первом способе (метод Постена) используют два раствора
химикатов — обычно кремнекислый натрий и хлористый кальций,
которые при соединении друг с другом образуют гель. Первый
химикат нагнетается в грунт, когда в него еще только вводят
инъекционную трубку, а второй — перед тем, как она из грунта
извлекается. При втором способе используется только один рас-
твор, который начинает затвердевать в грунте через определен-
ный промежуток времени.
К пропитыванию грунта с поверхности можно с успехом при-
бегать тогда, когда требуется улучшить свойства относительно
тонкого покровного его слоя. В качестве примера приведем сле-
дующий случай. В период международной выставки в Сан-Фран-
циско (1939 г.) была устроена искусственная лагуна. Для пресе-
чения утечки из нее пресной воды борта и дно этого водоема бы-
ли первоначально покрыты 10-дюймовым слоем Са-глины.
В дальнейшем была обнаружена утечка из него этой воды. Ин-
тенсивность утечки определялась падением ее уровня в лагуне
на 1 дюйм за сутки. Путем преднамеренной фильтрации через
покрытие соленой воды Са-глина была превращена в Na-глину
(см. п. 3.5). Утечка воды снизилась при этом до 0,1 дюйма паде-
ния уровня за сутки. Такое положение возникло в результате об-
разования на ионах натрия по сравнению с ионами кальция бо-
лее толстых пленок адсорбированной воды (см. п. 3.5). Пленки
уменьшили свободный объем пор и практически перекрыли та-
ким образом пути фильтрации пресной воды через покрытие.
Уинтеркорну позже (1950 г.) удалось повысить несущую спо-
собность прибрежных песков путем пропитывания их с поверхно-
сти соответствующими химикатами при одновременном уплотне-
нии вибрационным «массажем» с помощью вибратора типа плат-
формы-саней.
ПРАКТИЧЕСКИЕ ПРИМЕРЫ
11.1. В период полевого испытания по определению плотности грунта с по-
мощью одного из методов, указанных в п. 11.6, было установлено, что объем
скважины во влажном песке до его уплотнения был равен: У=0,072 фут3.
Перед высушиванием вес извлеченного песка составлял: №=7,25 фунта,
а после высушивания №s=6,78 фунта. Определить объемный вес скелета ymj.
358
влажность w, коэффициент пористости е (приняв 6=2,65) и пористость п
песка.
Ответ. Объемный вес скелета равен:
= 6,78/0,072 = 94,2 фунт [фут3.
Вес воды
Ww = 7,25 — 6,78 = 0,47 фунта
и влажность
Wn = (0,47/6,78) 100 = 6,9%-
Из выражений (4.6) и (4.10)
62,4-2,65 , Л „„
е — —ZTT— — 1 = 0,755.
94,2
Из выражения (4.3)
п =
0,755
тт^100 = 43%
(определение относительной плотности этого песка см. в примере 4.7).
11.2. Определить, сколько потребуется проходок портативной бензиновой
трамбовки типа Барко (см. рис. 11.8), чтобы уплотнить в натурных условиях
слой песка в 6 дюймов при затрате количества энергии уплотнения, соответ-
ствующего стандартному испытанию по Проктору, если при каждой проходке
«нахлестка» следа будет составлять 50%?
Ответ. В соответствии с п. 11.4 работа одного удара трамбовки равна
240 фунт • фут, а площадь контакта подошвы с грунтом — 0,492 фут2. Следо-
вательно, энергия уплотнения при одной проходке равна:
240-12
0,492-0,50.6 =1960 ФУнт-ФУт1ФУ^-
Работа на уплотнение при стандартном испытании по Проктору, в соот-
ветствии с табл. 11.1, равна 12 300 фунт • фут[фут3. Следовательно, потребует-
ся 12 300/1960=6,3 проходки.
ГЛАВА 12
РАЗВЕДКА
И КЛАССИФИКАЦИЯ
ГРУНТОВ
12.1. Методы разведки грунтов. Существуют два основных ви-
да такой разведки. Первую группу составляет поверхностная
съемка1. В нее входит изучение геологических карт и имеющихся
журналов скважин, пробуренных ранее в районе предполагаемо-
го размещения проектируемых сооружений. Такую съемку про-
водят, чтобы получить общее представление о природных услови-
ях, с которыми, возможно, придется столкнуться строителям при
обосновании этих сооружений. Большую помощь при выборе ва-
риантов расположения трасс проектируемых автодорог и аэрод-
ромов может оказать аэрофотосъемка. Геофизические методы,
направленные к изучению строения грунтовой толщи поверхно-
сти, в том числе сейсморазведка и электроразведка, основанные
на изучении электрического сопротивления пластов различных
пород, могут дать ценные сведения в тех случаях, когда важно
установить глубину залегания толщи скальных пород.
Все виды поверхностной съемки могут дать только прибли-
женное представление о строении грунтовой толщи на месте
предполагаемого строительства. Поэтому такую съемку нужно
рассматривать лишь как начальный этап исследования. Надо,
однако, признать, что съемка обеспечивает накопление весьма
важных сведений, особенно полезных для рационального плани-
рования глубинных методов исследования, более дорогих и тре-
бующих большего времени. Ни одно важное инженерное соору-
жение не должно проектироваться без соответствующих данных,
характеризующих природу грунтовой толщи, на которой будет
возводиться сооружение. Такие данные могут быть получены
только при проведении работ по отбору из толщи образцов пород
и экспериментальному изучению их свойств. Образцы могут быть
взяты из толщи с помощью скважин или шурфов. Дополнитель-
ные и иногда весьма важные сведения могут быть получены с по-
мощью зондировки. Эти методы будут рассматриваться в на-
стоящей главе дальше.
Выбор метода проведения исследований в каждом отдельном
случае должен основываться не только на его технических до-
1 По принятой в СССР терминологии «инженерно-геологическая съемка».
(Прим, ред.)
360
стоинствах, но и на относительной стоимости исследований по
сравнению со стоимостью самого проектируемого сооружения.
Таким образом, дорогой метод глубинного исследования может
быть оправдан в тех' случаях, когда он используется, например,
в целях изучения створа большой новой плотины, так как его
стоимость будет составлять только малую часть стоимости самой
плотины. Здесь следует также учитывать, что разрушение пло-
тины может привести к весьма тяжелым последствиям. Вместе
с тем использование того же метода может оказаться совершенно
неоправданным в случае меньшего по масштабу и менее ответст-
венного по значению сооружения.
12.2. Геологические исследования на месте возведения про-
ектируемого сооружения. Такое изучение всегда желательно. Не-
доучет значения этих исследований на начальном этапе строи-
тельства может позже привести к серьезным затруднениям. Один
из таких случаев иллюстрируется рис. 12.1.
Для обоснования фундамента башенной опоры моста Хелл
Гейт («ворота ада») на Уорд Айленд в Нью-Йорке (1918 г.) пер-
воначально предполагалось использовать ряд съемных кессонов,
опущенных до скалы. Во время окончательного выбора места
расположения моста не было известно о том, что непосредствен-
но под опорой моста имелась трещина, заполненная глиной (рис.
12.1). По-видимому, при предварительном бурении она не была
обнаружена. Поэтому возникла необходимость использовать
кессоны со сжатым воздухом (см. п. 15.14) и установить их на
бетонной арке, возведенной под землей, чтобы перекрыть эту
трещину. Сложная последовательность операций, которые стали
в этом случае неизбежными, показана на рис. 12.1. Породы дис-
лоцированной скальной толщи падали на этом участке почти вер-
тикально, и трещина, заполненная глиной, носила характер пла-
стовой в контакте двух разновидностей скальных пород — мас-
сивного гнейса и доломитизированного известняка (см. пп. 2.1
и 2.4). Во время постройки нового кротонского акведука в Нью-
Йорке в контакте сланца и известняка при помощи исследова-
тельской штольни была обнаружена подобная же трещиноватая
зона, заполненная разрушенной скальной породой. Эта зона бы-
ла обойдена дюкером, что привело к необходимости опустить тун-
нель акведука на 300 футов глубже, чем это предполагалось ра-
нее.
Рис. 12.2 и 12.3 иллюстрируют другой случай, вызвавший
в результате недостаточной геологической изученности района
серьезное беспокойство. Возведенная бетонная плотина не могла
быть поставлена под напор вследствие потерь из образованного
ею водохранилища воды в связи с ее утечкой и поглощением кар-
стовыми воронками. Другие подобные случаи рассматриваются
в п. 17.2. На рис. 12.4 показаны этапы образования карстовой во-
ронки. Грунтовые воды, подтекающие к трещинам в подстилаю-
щем грунт кавернозном известняке, будут постепенно размывать
361
грунт над трещинами и уносить его с собой через трещины в рас-
положенные глубже каверны. Этот процесс поведет за собой об-
разование новой каверны в грунте на более высоком уровне. Эта
каверна будет постепенно увеличиваться в размерах вверх от по-
верхности скалы, и когда перекрывающий эту вторую каверну
Рис. 12.1. Бетонная арка, перекрывающая запол-
ненную глиной трещину разлома в толще скалы
под кессоном быка моста Хелл Гейт на
о. Уорд Айленд в. Нью-Йорке. Последовательность
бетонирования определялась секциями I—IV
(1918 г.)
1 — прочный гнейс; 2 — глина; 3 — песок и гравий; 4 — до-
ломитизированный известняк
пласт грунта станет достаточно тонким, он обрушится под своим
собственным весом. При этом образуется так называемая кар-
стовая воронка. Случай, когда фундаментная опора заводского
гаража осталась над вновь образовавшейся карстовой воронкой
в подвешенном состоянии благодаря связи самой колонны с же-
лезобетонным покрытием, которое треснуло и прогнулось, про-
362
Рис. 12.2. Не заполнившееся водой водохранилище бетон*
ной плотины в Испании. Вода ушла в карстовые поноры,
изображенные на рис. 12.3 (Люжон, 1933 г.)
Рис. 12.3. Карстовый понор на дне не заполнившегося водо-
хранилища плотины, показанной на рис. 12.2. Закарстован-
ный известняк, перекрытый слоем связного грунта (Люжон,
1933 г.)
363
виснув по кривой, как это показано на рис. 12.4, действительно
имел место.
Инфильтрация в грунт производственных отработанных вод
из поврежденных и протекающих сточных труб может ускорить
образование карстовых воронок, особенно если подстилающий
толщу грунта известняк рассечен трещинами, связанными с зона-
ми тектонических разломов. Карлтон Проктор (1948 г.) сообщил
о случае, когда промышленное предприятие в шт. Теннеси ока-
залось случайно расположенным непосредственно над такой раз-
Рис. 12.4. Этапы образования поноров в районе распростране-
ния закарстованного известняка
1 — здание; 2 — поток грунтовых вод; 3 — плотный связный грунт;
4 — известняк; 5 — пещера; 6 — понор
дробленной и трещиноватой зоной в толще известняков и вначале
значительно пострадало, а затем было разрушено в результате
образования под ним карстовой воронки. Для изоляции поверх-
ностной трещиноватой зоны в скале была использована дорого-
стоящая цементация с нагнетанием в толщу смеси цемента, бен-
тонита и мелкого песка (1:1:8). Подобное же предприятие, рас-
положенное всего в нескольких милях от описанного, не испытало
никаких повреждений из-за карстовой воронки. Было установ-
лено, что оно расположено за пределами сброса и что там из-
вестняк защищен покровом из толщи сланцев в ненарушенном
залегании.
Таким образом, изучение геологической обстановки может
оказаться неоценимым при выборе и изучении створов плотин,
трасс туннелей и других подобных сооружений. Однако только
одни геологические данные не могут заменить исследований, свя-
занных с испытанием грунтов. В частности, геологический воз-
364
раст тех или иных глин не обязательно указывает на их вероят-
ную консистенцию. Так, например, девонские глины' (см. п. 2.1)
могут оказаться достаточно сжимаемыми.
12.3. Аэрофотосъемка грунтов. Серия перекрывающихся фо-
тографий, сделанных с воздуха, может оказать существенную
помощь при предварительном выборе трассы проектируемой ав-
тодороги или оценки местоположения нового аэродрома. Специ-
ально обученный, опытный наблюдатель может установить по
аэрофотоснимкам характерные черты геоморфологии района, вид
растительности, покрывающей те или иные участки, и многие
другие полезные данные и затем после расшифровки этих данных
сделать соответствующие прогнозы об имеющих здесь распрост-
ранение грунтах.
Для проведения такой расшифровки необходимы основатель-
ные знания в области геологии, геоморфологии (науки об усло-
виях образования ландшафтов), почвоведения (см. п. 2.8) и ин-
женерного грунтоведения, а также надлежащий опыт в таких ра-
ботах.
12.4. Электро- и сейсморазведка. Первый из этих двух геофи-
зических методов разведки (электроразведка) базируется на из-
мерении электросопротивления грунтов, которое оказывается
различным для различных пород и разных условий их залегания.
Эти измерения проводятся с помощью электродов, располагае-
мых на поверхности. Плотная скальная порода имеет весьма вы-
сокое электросопротивление. Сопротивление прочих скальных по-
род и грунтов понижается с увеличением количества солей, со-
держащихся в поровом растворе. Следовательно, если известен
общий характер подстилающих проектируемое сооружение грун-
тов, например при проходке нескольких скважин, условия зале-
гания некоторых покровных разновидностей грунтов могут быть
быстро без больших затрат установлены с помощью электрораз-
ведки. Согласно Шепарду (1949 г.), метод электроразведки ока-
зывается наиболее эффективным при изучении толщи мощностью
не более 100 футов.
Сейсморазведка грунтов используется для установления гра-
ниц залегания пластов грунтов с различной плотностью и, осо-
бенно, контакта между покровной толщей грунтов и скалой.
Этот метод основан на том, что скорость распространения про-
дольных волн увеличивается с плотностью материала. В различ-
ных грунтах она колеблется в пределах 500—8000 фут/сек, в то
время как в большинстве невыветрелых и здоровых скальных
пород эта скорость превышает 6000 фут!сек и может достигать
25 000 фут/сек (Хворслев, 1949 г.). Скорость распространения
волн в воде составляет 4700 фут)сек\ отсюда следует, что метод
сейсморазведки может успешно применяться для определения
глубины залегания здоровой скалы даже тогда, когда кровля
скальной толщи залегает ниже уровня грунтовых вод. Волны
обычно вызываются взрывом заряда динамита на дневной по-
365
верхности. Возникающие при этом волны улавливаются с по-
мощью нескольких детекторов, располагаемых на различных
расстояниях от места взрыва, и одновременно регистрируются
на одну и ту же ленту осциллографа. Исследования такого рода
должны проводиться только специально обученными людьми.
Согласно Шепарду (1949 г.), сейсморазведка успешно использу-
ется инженерным корпусом США для выбора по возможности
наиболее благоприятных створов плотин с определением мощно-
сти покровной толщи и глубины залегания кровли скальных по-
род, а также степени их выветрелости. Само собой разумеется,
что на выбранных створах в последующем обязательно прово-
дится бурение скважин.
В тех случаях, когда с помощью скважин установлена приро-
да грунтов, слагающих обследованную толщу, представляется
возможным оценить в допустимых пределах происшедшие изме-
нения плотности толщи грунта в целом, сопоставляя замеренную
скорость прохождения волн с первоначальной. Этот способ ис-
пользовался в Германии при предварительной оценке эффектив-
ности различных возможных методов уплотнения рыхлых чистых
песков in situ (Лоос, 1936 г.). До уплотнения этих песков ско-
рость распространения сейсмических волн в толще составляла
490 фут!сек\ после их уплотнения с помощью песчаных свай ти-
па Франки (см. пп. 11.4 и 15.7) она возросла до 1410 фут!сек.
Уплотнение чистых песков виброфлотационным методом (см.
п. 11.5) привело к увеличению скорости распространения в них
волн до 1840 фут!сек. Позже (1949 г.) X. Лоренц лично сообщил
Чеботареву, что для изучения строения грунтовой толщи по про-
филям длиной менее 325 футов волны в процессе проведения им
исследований создавались сбрасыванием на поверхность грунта
груза весом 45 фунтов с высоты 6 футов. Взрывы использовались
только для изучения структуры толщи при построении геологиче-
ских профилей длиной более 325 футов. При этом было установ-
лено, что имеется возможность использования для исследований
на более коротких дистанциях — порядка 100 футов — при нали-
чии весьма чувствительных регистрирующих приборов просто
ударов кувалдой по металлической плитке размером 4x4 дюйма,
лежащей на поверхности грунта.
Иногда сейсмические волны возбуждаются воздействием на
грунтовую толщу непрерывной вибрации. Расшифровка полу-
ченных при этом виброграмм оказывается несколько более слож-
ной, чем в случае применения при исследовании одиночных им-
пульсов.
12.5. Разведка грунта с помощью шурфов. Шурфы обычно ис-
пользуются только при разведке на небольшую глубину — поряд-
ка 10—20 футов. В водопроницаемых грунтах представляется це-
лесообразным ограничивать глубину заложения шурфов уровнем
грунтовых вод. При заложении шурфов глубже естественного
уровня грунтовых вод используется искусственное их понижение
366
(см. п. 14.9). Применение этого метода — мероприятие дорого-
стоящее и оправдываемое экономически при разведке грунта
лишь в особых случаях, например при проведении работ полуис-
следовательского характера, связанных с проектированием от-
ветственных сооружений.
Неглубокие шурфы зачастую проходят «насухо» в связи со
строительством автодорог и аэродромов, когда желательно отоб-
рать из толщи грунта большой монолит грунта с ненарушенной
структурой и вообще когда необ-
ходимо получить лучшее пред-
ставление о действительном стро-
ении грунтовой толщи с помощью
непосредственного визуального
наблюдения, чем это возможно
при изучении данных по проход-
ке буровых скважин.
Рис. 12.5 иллюстрирует спо-
соб отбора из толщи большого
монолита связного грунта. Вна-
чале вокруг монолита тран-
шея по дну шурфа зачищается и
Рис. 12.5. Способ отбора из
толщи породы монолита
(Бертрам, 1946 г.)
монолит желаемого размера вырезается из грунта ножом в виде
куба со сторонами 8—12 дюймов. Затем его подрезают большим
ножом по плоскости АВС. Если проводится испытание монолита
в полевой лаборатории, то его покрывают слоем парафина тол-
щиной Ve дюйма, чтобы предотвратить потерю грунтом влаги на
испарение.
В тех случаях, когда предусматривается транспортировка мо-
нолита, необходима его хорошая защита. Она может быть обес-
печена следующим образом. На монолит после обделки его боко-
вых граней, но еще до подрезки по плоскости АВС, надевается
деревянный ящик без двух торцовых сторон. Монолит должен
быть обрезан так, чтобы между ним и стенками ящика остава-
лись зазоры приблизительно в 7г дюйма. В зазоры заливают
расплавленный парафин, после чего он должен остыть и затвер-
деть до подрезки монолита по плоскости АВС. Затем монолит
вместе с ящиком отделяют от толщи и грунт соскабливают на не-
которую глубину по двум обнаженным свободным торцам мо-
нолита. В образуемое таким образом пространство снова залива-
ют парафин и ящик закрывают крышками. Затем весь ящик,
прикрытый со всех сторон слоем опилок, помещают в другой,
уже больший деревянный ящик, чтобы предотвратить поврежде-
ния монолита при перевозке. Можно отобрать монолит также со
стенки шурфа путем расчистки в ней ниши, достаточно большой
для того, чтобы произвести обработку монолита по всем четырем
вертикальным его граням.
В случае чистых песков редко предпринимаются попытки по-
лучить монолиты из толщи способами, указанными выше. Вместо
367
этого обычно с помощью той или иной методики, описанной в
п. 11.6, определяют плотность песка в естественных условиях его
залегания. Отобранный из толщи образец песка сразу же взве-
шивают, а затем перевозят его в лабораторию с уже нарушенной
структурой для определения его возможных наиболее плотного
Рис. 12.6. Проходка скважины с об-
садкой и промывкой; отбор проб
грунта с нарушенной структурой
грунтоносом с разъемным цилиндром,
погружаемым в толщу грунта ударом
(см. рис. 12.7, а)
7—трос; 2— конец штанги; 3 — молот для
забивки; 4— оголовок для забивки; 5—муф-
та на штанге; 6 — штанга; 7 — обсадная
труба; 8 — подъемная серьга; 9 — вертлюг
для подачи воды; 10— всасывающий шланг;
// — резервуар; 12 — шкив; /3 —тренога;
14 — тройник на оголовке, перемещаемый
при забивке обсадных труб (/); 15 — насос;
16 — башмак обсадной трубы; 17 — головка
ударного бура, которая при необходимости
может быть заменена грунтоносом при од-
новременной замене вертлюга оголовком
штанги (//)
ляется с помощью стальных
обсадных труб длиной 5—10 футов (рис. 12.6), для погружения
которых в грунт используются буровые вышки, моторные лебед-
ки, молоты и другое вспомогательное оборудование. Обсадные
трубы погружаются в грунт за один прием обычно на глубину до
3 футов, а затем еще до начала последующего их погружения
или до отбора образцов из толщи сухим способом грунт из них
удаляется. В тех странах, где рабочая сила дешевая, а механиз-
и наиболее рыхлого состоя-
ний, что необходимо для оп-
ределения относительной его
плотности (см. п. 4.6).
12.6. Разведка с отбором
образцов грунтов из скважин
при их проходке с промывкой
и без промывки. Неглубокая
зондировка при изысканиях,
связанных с автодорожным
или аэродромным строительст-
вом, зачастую осуществляется
с помощью ручного винтового
бура. Большинство грунтов на
горизонтах выше уровня грун-
товых вод, исключая сухие
чистые пески, допускают про-
ходку буровых скважин на
глубину. 15—20 футов без ка-
кой-либо их обсадки для креп-
ления стенок скважин и пред-
отвращения их обрушения.
Для проходки скважины, а так-
же извлечения из толщи в це-
лях последующего изучения
образцов встреченных грунтов
с нарушенной структурой часто
используют змеевики.
При закладке скважин на
большую глубину, а также при
проведении работ на любых
горизонтах ниже уровня грун-
товых вод необходимо зачас-
тую крепить стенки скважин.
Крепление обычно осуществ-
368
мы дефицитны, грунт из обсадных труб часто удаляется с по-
мощью тяжелых змеевиков, которые несколько рабочих прово-
рачивают вручную. В таких условиях извлечение из скважин
буровых штанг с их наконечниками или иными приспособления-
ми на поверхность грунта, а также приведение в действие моло-
тов зачастую также осуществляется ручным способом.
В Соединенных Штатах бурение ведется с промывкой сква-
жины, как показано на рис. 12.6. При этом через полые буровые
штанги и отверстия в ударном наконечнике в скважину при по-
мощи насоса непрерывно нагнетается вода. Ударный наконечник
в это же время с помощью моторной лебедки непрерывно совер-
шает возвратно-поступательное движение по вертикали, взрых-
ляя тем самым грунт внутри обсадной трубы. Вода заполняет
пространство между буровыми штангами и стенками обсадных
труб и, поднимаясь по ним, выливается через тройник в резерву-
ар, находящийся на поверхности грунта. Частицы взрыхленного
грунта уносятся водой из забоя скважины вверх и частично осаж-
даются в резервуаре. Тщательное наблюдение за промывочной
водой при поступлении ее на поверхность может дать опытному
буровому мастеру много полезных сведений относительно любых
грунтов, вскрытых скважиной. В прошлом кроме таких наблюде-
ний за промывочной водой иногда периодически отбирали пробы
из отстойного резервуара. Такая операция известна под названи-
ем отбора образцов при бурении с промывкой. Изучение таких
образцов может привести к чрезвычайно ошибочным выводам,
так как большая часть мелких грунтовых частиц уносится из ре-
зервуара оборотной водой. Помимо этого еще до того, как про-
мывочная вода достигнет поверхности, в ней сильно перемешива-
ются грунты с различных горизонтов. По этим причинам преж-
няя практика получения образцов из скважин, проходимых
с промывкой, не может считаться обоснованной и должна быть
полностью исключена. Скважины можно и должно проходить
с промывкой, остерегаясь при этом размыва грунта ниже конца
обсадных труб, но образцы грунта должны отбираться при этом
так называемым «сухим способом» или по методу отбора образ-
цов с ненарушенной структурой.
«Сухой» способ отбора образцов не следует понимать слиш-
ком буквально, так как отобранные из толщи образцы грунта
сохраняют в какой-то мере природную влажность. Этот термин
используется для того, чтобы отличить такие образцы от образ-
цов, отобранных из промывочной воды. Для «сухого» отбора об-
разцов обычно используются грунтоносы с разъемным корпусом
типа, показанного на рис. 12.7, а. При работе на всех грунтах, за
исключением несвязных, откидной в виде пластинки клапан уда-
ляют. Грунтонос этого типа (так называемый S и Н 1290S) заби-
вается в грунт с помощью копрового молота весом 300 фунтов,
падающего с высоты 12 дюймов. При этом отмечают число уда-
ров, которое потребовалось для его погружения в грунт на 1 фут.
24—277
369
Такая регистрация обеспечивает накопление данных, полезных
для оценки плотности грунта. Существуют и другие подобные ме->
тоды отбора образцов (см. далее п. 12.9 и табл. 12.1). После из-
влечения грунтоноса из толщи грунта башмак и оголовок грун-
тоноса свинчиваются и корпус разнимается по продольному шву.
Рис. 12.7. Современные типы грунтоносов
а — грунтонос S и Н с разъемным цилиндром для «сухого» отбора об-
разцов любых грунтов с нарушенной структурой; б — тонкостенный
трубчатый грунтонос «Шелбай» для отбора образцов связных грунтов
с ненарушенной структурой; в — то же, усовершенствованный тип грун-
тоноса с неподвижным поршнем; 1 — оголовок; 2 — штифт; 3 — шарико-
вый клапан: 4 — разъемный цилиндр; 5 — заслонка; 6 — башмак;
7 —гнездо заслонки; 8— оголовок, средняя часть; 9— гнездо клапана;
10 — винт; // — оголовок, нижняя часть; 12 — тонкая стенка грунтоноса;
13 — оголовок, верхняя часть; 14 — распорная деталь сальника; 15 — шай-
ба поршня; 16 — гайка поршня; 17 — пружина; 18 — замок штока;
19 — шток поршня; 20 — сальник; 21 — поршень
Находившийся в грунтоносе грунт может быть затем подвергнут
исследованию и помещен в отдельный стеклянный сосуд с широ-
ким горлышком с соответствующей этикеткой и навинчивающей-
ся водо- и воздухонепроницаемой крышкой, предохраняющей об-
разец от подсыхания при доставке в лабораторию или проектную
организацию, где он будет подвергнут дальнейшему изучению.
370
Емкость сосуда должна, быть не менее 8 унций. Отобранные та-
ким способом образцы дают хорошее представление об общем
характере и сменяемости пластов в разведанной толще. Они поз-
воляют проводить простейшие опыты по определению физических
показателей, необходимых для установления состава и состояния
грунтов и их классификации (см. п. 12.12). Однако структура та-
ких образцов все же нарушается в степени, исключающей воз-
можность определения прочностных или компрессионных харак-
теристик грунтов. Если требуется установить упомянутые пока-
затели, то отбор образцов из толщи проводят по так называемо-
му способу отбора образцов с ненарушенной структурой
(монолиты).
Весьма важной частью всех исследований грунтов является
определение положения уровня грунтовых вод. Бурение с про-
мывкой обсаженных скважин с целью облегчения их погружения
усложняет накопление данных, необходимых для характеристи-
ки связных грунтов. Обсадные трубы в таких случаях оказы-
ваются обычно заполненными водой до самого верха. Поэтому
может потребоваться длительное время для того, чтобы избыточ-
ная вода ушла из обсадной трубы через забой скважины и чтобы
в ней установился естественный уровень грунтовых вод, соответ-
ствующий окружающей толще грунта. Подобного рода трудности
возрастают в еще большей степени, когда вместо обсадных труб
используется буровой раствор. При этих условиях для наблюде-
ния за положением уровня грунтовых вод должны использовать-
ся специальные наблюдательные скважины (см. п. 13.2).
12.7. Отбор образцов с ненарушенной структурой из скважин.
Отобрать из скважины образец грунта с полностью ненарушен-
ной структурой практически невозможно. Некоторая деформация
образцов грунта оказывается неизбежной даже при самом тща-
тельном проведении работ по отбору образцов. Извлечение об-
разца из окружающей толщи грунта приводит к изменению пер-
воначального напряженного состояния на его границах, а это,
в свою очередь, также может вызвать соответствующую деформа-
цию грунта в образце, если не будут использованы специальные
•предохранительные меры. Таким образом, термин «образец грун-
та с ненарушенной структурой» отвечает такому образцу, струк-
тура которого нарушена столь незначительно, что он может быть
использован для лабораторного определения прочностных и ком-
прессионных характеристик, соответствующих естественному
грунту in situ без каких-либо имеющих практическое значение
отклонений.
С течением времени методы отбора образцов с ненарушенной
структурой претерпели значительные видоизменения и усовер-
шенствовались. В 30-х годах делался упор на улучшение конст-
рукции грунтоносов с целью удержания в них отобранных образ-
цов грунта при их извлечении на поверхность. Для этого на ре-
жущей коронке некоторых грунтоносов размещалась проволоч-
24*
371
ная петля, с помощью которой, оперируя с поверхности, можно
было отделять образец от подстилающего его массива и подре-
зать его снизу. В других грунтоносах предусматривалась воз-
можность нагнетания воздуха в несколько разреженное прост-
ранство, которое образовывалось под грунтоносом, как только
Рис. 12.8. Отбор образцов с не-
нарушенной структурой грунто-
носом, залавливаемым в грунт
(Спрэг и Хенвуд)
1 — переходная муфта штанги;
2 — муфта обсадной трубы; 3—шкив;
4 — вилка буровой штанги; 5—штан-
га; 6.— струбцина; 7 — доски толщи-
ной Г'; 8 — полиспаст (из двух бло-
ков) ; 9 — тренога; 10 — обсадная
труба; 11 — башмак обсадной тру-
бы; 12 — тонкостенный грунтонос
но образца грунта, сводится
начинался его подъем (см. рис.
12.10); это устраняло возмож-
ность присасывания нижнего тор-
ца образца к породе. В резуль-
тате таких изменений конструк-
ций появились относительно тол-
стостенные грунтоносы. Как
видно, они погружались в грунт
способом, который теперь исполь-
зуют только для «сухого» отбора
образцов (см. рис. 12.6).
Обширные исследования
М. Дж. Хворслева в области
проблемы отбора образцов с не-
нарушенной структурой, продол-
жавшиеся в течение 10 лет
(1938—1947 гг.), привели к ши-
рокому применению тонкостенных
грунтоносов, показанных на рис.
12.7, бив. Исследования Хворс-
лева показали, что наилучшие ре-
зультаты достигаются в тех слу-
чаях, когда грунтоносы не заби-
ваются, а вдавливаются в грунт
(рис. 12.8) и когда их так назы-
ваемый коэффициент площади Са,
т. е. отношение площади сечения
грунтоноса к площади собствен-
до минимума. По рис. 12.9 имеем:
С -
(12.1)
В результате исследований Хворслева были разработаны тон-
костенные грунтоносы и трубчатые грунтоносы Шелбай (см. рис.
12.7,6).
Эти грунтоносы выпускаются с трубками трех размеров вну-
тренним диаметром 2; 2,8 и 3,37 дюйма. Длина их варьирует
от 18 до 30 дюймов; более короткая длина соответствует их мень-
шему диаметру. Очевидно, что для трубок среднего размера до-
статочна длина 24 дюйма. Делались попытки использовать для
некоторых грунтов трубки длиной до 54 дюймов безотносительно
к их диаметру. Можно предположить, что облегчение отбора из
372
толщи целой колонки грунтов, достигаемое в этом случае, не
всегда удовлетворяло автора, так как тонкие длинные трубки
увеличивали деформацию
образцов вследствие воз-
растания трения вдоль
внутренних стенок трубки.
Для того чтобы умень-
шить это трение, нижнее
входное отверстие трубки
грунтоноса слегка сужи-
вается (рис. 12.9). Это
снижало при отборе об-
разца трение по его внеш-
ней цилиндрической по-
верхности и ослабляло
Рис. 12.9. Схема к
пояснению терми-
нов «коэффициент
площадей» и «ко-
эффициент внут-
реннего клиренса»
грунтоноса
(Хворслев, 1949 г.)
вызываемое им наруше-
ние, но создавало одно-
временно нежелательный
противоположный эф-
фект, допуская в после-
дующем расширение об-
разца. Чтобы добиться
оптимального соотноше-
ния между этими двумя
взаимно противоречивыми факторами,
Хворслев рекомендует для большинства
грунтов и грунтоносов значения коэффици-
ента внутреннего клиренса не превы-
шающие 1,5%.
Отметим, что
Ds De
De
Рис. 12.10. Схема
к пояснению тер-
мина «коэффици-
ент выхода» L/H
образца грунта и
к объяснению при-
чины образования
отрывающих уси-
лий, воздействую-
щих на нижний то-
рец образца
(Хворслев, 1949 г.)
/ — штанга; 2—обсад-
ная труба; 3 — обра-
зец; 4 — частичный
вакуум
(12.2)
Тонкостенные трубки грунтоносов делаются из стали или из
латуни. Стальные трубки менее подвержены деформации при их
вдавливании в твердые грунты, но легко подвергаются коррозии.
Латунные трубки легче поддаются обработке в лаборатории,
когда необходимо отрезать часть трубки и образца для проведе-
ния испытания, сохраняя остальную их часть нетронутой.
По мере того как трубка грунтоноса погружается в грунт на
глубину Я, некоторая часть грунта может быть отдавлена вбок
и вверх. В конечном результате длина L образца в грунтоносе
может быть меньше, чем глубина Н (см. рис. 12.10). Отношение
L/H называется коэффициентом выхода. Для отделения образца
от массива грунта по плоскости нижней кромки грунтоноса обыч-
но бывает достаточным прокручивание буровой штанги на 360°.
Действие шарового клапана, помещаемого в его верхней части
(см. рис. 12.7,6), предотвращает выпадение образца из грунто-
373
носа при его извлечении на поверхность1. Образцы почти во всех
случаях достаточно быстро расширяются в боковом направле-
нии по меньшей мере на части своей длины, что ведет к их при-
липанию к стенкам трубки. Это обстоятельство также способст-
вует удержанию образцов в грунтоносе при его извлечении на
поверхность.
В тех случаях, когда этого оказывается недостаточным, при-
бегают к применению грунтоносов стационарно-поршневого ти-
па. На рис. 12.7, в показано положение поршня перед началом
отбора образца. В таком виде грунтонос опускают на забой сква-
жины и ставят на грунт. Шток поршня закрепляют на поверх-
ности в месте его выхода из буровой штанги. После этого труб-
ку грунтоноса вдавливают в грунт с помощью буровой штанги.
Под давлением образца, входящего в трубку грунтоноса, пор-
шень перемещается вверх, где он и остается на месте. При извле-
чении грунтоноса из толщи любому смещению поршня относи-
тельно трубки препятствует конический запор штока поршня.
Грунтоносы стационарно-поршневого типа были впервые при-
менены в Швеции. Глины там зачастую весьма пластичны, их со-
противление сдвигу (q /2) нередко варьирует в пределах 0,1 —
0,2 т/фут2. В таких пластичных глинах использование стальных
обсадных труб нецелесообразно, так как эти глины способны
выдавливаться в них под весом перекрывающей толщи грунта.
Вместе с тем грунтонос стационарно-поршневого типа может
быть вдавлен в толщу пластичных глин до уровня, где жела-
тельно произвести отбор образца. Допускается заполнение сква-
жины глинистой массой с охватом ею буровой штанги, причем
грунтонос оказывается погребенным под этой массой. Затем
шток поршня закрепляют на поверхности, а трубку грунтоноса
вдавливают в грунт на глубину, достаточную для заполнения
нижней половины трубки глиной. Глина при этом уже не будет
отдавливаться в стороны и структура ее не будет нарушаться при
вдавливании поршневой трубки в толщу. В таких случаях мо-
жет возникнуть необходимость в использовании грунтоносов с
длинными трубками.
Безотносительно к типу используемого грунтоноса вместо
етальных обсадных труб на юге Соединенных Штатов зачастую
применяют буровой раствор. Этот способ заимствован из практи-
ки бурения скважин в нефтяной промышленности. Тяжелый рас-
твор имеет такой состав, что его боковое давление оказывается
достаточным для предотвращения обрушения или значительной
деформации стенок скважины.
Хворслевым были выполнены исследования по эффективности
различных типов грунтоносов для отбора образцов из толщи лен-
1 Удержание образца в трубке грунтоноса как в данном, так и в ниже
описываемом типе обеспечивается за счет возникающего в пространстве над
образцом, некоторого вакуума. (Прим. ред.).
374
точных глин (см. п. 2.7). Фотографии этих образцов в частично
высушенном состоянии дают достаточно отчетливое представле-
ние о природе возможной деформации образцов при их отборе
из толщи. Фотографировать такие образцы следует, после того
как менее тонкозернистые прослойки в грунте несколько подсох-
нут, в результате чего их первона-
чально темный цвет приобретает
более светлую окраску (см.
п. 4.8), но еще до того, как такой
процесс затронет глинистые про-
слойки из тонкозернистого мате-
риала.
Рис. 12.12 Фото образца ленточ-
ной глины с природным наклонным
напластованием прослоек в хо-
рошем состоянии (Чеботарев,
1948 г.)
а — горизонтальный разрез; б —верти-
кальный разрез
Рис. 12.11. Вертикальный разрез
образца ленточной глины с гори-
зонтальными прослойками в хоро-
шем состоянии (по Чеботареву,
1948 г.)
Эта методика должна использоваться для всех грунтов с лен-
точной текстурой в качестве обычного лабораторного контрол#
при отборе образцов, пригодных для прочностных и компресси-
онных испытаний. Очень удачно, что такое фотографирование
лучше всего характеризует состояние образцов ленточных глин,
структура и текстура которых нарушаются весьма легко (см.
п. 7.22).
На рис. 12.11 показан образец в очень хорошем состоянии,
отобранный тонкостенным грунтоносом. Текстура образца носит
горизонтальный характер, и поэтому для характеристики грунта
достаточна фотография только вертикального среза (вид сбоку).
Горизонтальные срезы будут во всех случаях проходить через од-
ну и ту же из последовательных прослоек и поэтому будут ха-
рактеризоваться одной и той же окраской.
Природная ленточная текстура с некоторым углом падения
на действительно ненарушенном образце найдет отражение в па-
375
раллельных линиях как на вертикальном, так и на горизонталь-
ном срезе образца. Вид такого образца, отобранного с помощью
тонкостенного грунтоноса, показан на рис. 12.12. С другой сторо-
ны, любое нарушение, возникшее в результате отбора образца
из толщи, будет выявляться на вертикальном и горизонтальном
срезах в виде кривых линий (см. рис. 12.13; ср. с данными, при-
веденными в примере 12.1).
Метод частичного подсушивания образцов с последующим
фотографированием плоскостей среза зачастую может давать
Рис. 12.14. Снимок образца глины
из долины р. Миссисипи, отобран-
ного с глубины 32 фута с помощью
тонкостенного грунтоноса. Видна
старая усадочная трещина, запол-
ненная в период последующего
паводка песком (из неопублико-
ванного отчета Чеботарева, 1946 г.)
а — разрез по горизонтали; б — разрез
по вертикали
Рис. 12.13. Снимок, отображающий
нарушение горизонтальных про-
слойков в образце ленточных глин,
вызванное использованием грунто-
носа с утолщенными стенками
(Чеботарев, 1948 г.)
а — разрез по. вертикали; б — разрез по
горизонтали
ценные сведения о грунте, касающиеся не только состояния об-
разца. Так, например, из фотографии, приведенной на рис. 12.14,
видно, что глина на глубине 32 фута подвергалась в прошлом
высушиванию.
При отборе образцов с ненарушенной структурой желательно
выполнять следующие меры предосторожности. Перед отбором
образца весь шлам (разрыхленный и нарушенный в процессе
проходки грунт) должен быть удален из обсадных труб вплоть
до уровня их режущей кромки. Для этой цели может использо-
ваться специально спроектированная очистительная желонка,
действующая с помощью струи воды под давлением. Тем не ме-
376
нее в качестве дополнительной меры предосторожности жела-
тельно проводить лабораторные испытания грунта на прочность
и деформируемость, используя только нижнюю часть образца.
После того как грунтонос будет извлечен на поверхность, запол-
ненная грунтом трубка отделяется от своего оголовка. Эта труб-
ка будет служить для образца в качестве контейнера. Весь раз-
рыхленный грунт из верхней части образца должен быть удален.
В нижней части образец должен быть обрезан на !/4 дюйма. Про-
странство между торцами трубки грунтоноса и поверхностью
образца, заключенного в трубке, заполняется затем расплавлен-
ным парафином. Эту операцию проводят сначала у нижнего тор-
ца трубки. После того как парафин несколько остынет, между
кромкой парафина и стенками трубки обычно обнаруживаются
едва заметные усадочные трещинки. Тогда по всей кромке пара-
фина прорезается бороздка треугольного сечения глубиной 3/i6
дюйма и сразу же заполняется расплавленным парафином с тем,
чтобы залить усадочные трещинки. При этом очень важно тща-
тельно удалить из заполненного парафином пространства все
остатки увлажненного грунта, который мог прилипнуть к внут-
ренним стенкам трубки еще до парафинирования. Парафином
заполняют также всю верхнюю часть трубки, не доходя на
7г дюйма до наиболее низко расположенного отверстия для вин-
тов, которыми трубка крепится к оголовку грунтоноса. Затем
на концы трубки надеваются специально изготовленные тща-
тельно подогнанные латунные крышки. Стыки между этими
крышками и трубкой, а также гнезда для винтов должны быть
загерметизированы слоями изоляционной ленты, укладываемыми
внахлестку. Лента должна быть покрыта олифой или лаком с
захватом примыкающей поверхности металла. При выполнении
этих условий можно надеяться, что образец глины полностью
сохранит свою влажность в течение нескольких недель или даже
месяцев.
Отбор из толщи образцов песка представляет собой особую
проблему. Иногда у нижней части грунтоноса с целью удержания
песчаного образца в трубке при его извлечении на поверхность,
из толщи ниже уровня воды устраивают во избежание высачива-
ния песка из трубки клапаны различного вида. Все мероприятия
такого рода приводят к увеличению толщины стенок трубки и,
следовательно, к еще большему нарушению структуры образца
песка. Используя две предложенные в последнее время рекомен-
дации по усовершенствованию этих операций, можно отчасти
преодолеть эту трудность. Первая из них первоначально была
опробована в Виксбурге и описана Хворслевым (1949 г.). Было-
установлено, что образцы песка удерживались в грунтоносах
диаметром до 5 дюймов при условии, что скважина заполнялась,
вязким буровым раствором. Очевидно, раствор проникал на не-
которую глубину в толщу образца с поверхности песка, и на об-
разце образовывалась обладающая сцеплением оболочка, доста-
•377
точная для того, чтобы предотвратить просачивание из грунто-
носа отдельных зерен песка. Остальная часть образца песка мог-
ла в этом случае удерживаться в трубке за счет арочного эффек-
та (см. п. 10—19). Вторая рекомендация зародилась в Англии
и была описана Бишопом (1948 г.). Специальный цилиндр, уста-
навливаемый в забое скважины, охватывал трубку грунтоноса.
Для того чтобы удалить воду из цилиндра, использовался сжа-
тый воздух. Таким образом, во время извлечения заполненной
трубки грунтоноса ее нижний торец не находился больше в воде.
Кажущееся сцепление (см. п. 7.4), возникающее на уже не пол-
ностью насыщенной нижней поверхности песка, способствовало
в этом случае удержанию образца на месте.
С помощью этих методов обеспечивается сохранение естест-
венной текстуры песка. Однако остается открытым вопрос, бу-
дет ли изменяться его плотность в результате вдавливания труб-
ки в песок, особенно если он находился первоначально в рыхлом
состоянии. Ту же цель преследует метод, предложенный Фолк-
вистом (1941 г.). Метод заключается в замораживании дна труб-
ки для удержания образцов песка. Так как замораживание про-
водится после того как грунтонос вдавлен в песок, происходит
«замораживание» всех нарушений. Попытки вначале заморозить
песок вокруг дна обсадной трубки и уже потом отбирать моно-
лит до сих пор, по-видимому, не удалось осуществить. Отбор об-
разцов таким способом трудоемок и неэкономичен. По этой при-
чине наиболее надежным методом оценки естественной плотно-
сти песков in situ является их испытание на пенетрацию (см.
п. 12.9).
12.8. Колонковое бурение. Этот вид бурения используется при
исследовании скальных пород и необходимости отбора из них
непрерывного керна. Рис. 12.15 и 12.16 дают представление о ти-
пе оборудования, которое применяется для этой цели. Работа
станка колонкового бурения основана на тех же принципах, что
и работа перфораторов, которые можно увидеть в большинстве
механических мастерских. Двигатель А вращает буровую штангу
Я с помощью зубчатой конической передачи Е и патрона для за-
жима буровой штанги F. Вместе с буровой штангой вращается
внешняя колонковая трубка К. Она прижимается к поверхности
скалы с помощью гидравлической вертлюжной головки D. Ко-
ронка Ц укрепленная на конце колонковой трубы и армирован-
ная промышленными алмазами X, выбуривает в скале кольцевое
пространство, оставляя в нем цилиндрической формы столбик —
керн нетронутой породы. По мере углубления коронки в скаль-
ную породу керн свободно входит во внутреннюю головку ко-
лонковой трубы, которая сидит на шарикоподшипниках и поэто-
му не следует вращательному движению внешней колонковой
трубы с ее коронкой. Вода для охлаждения подается насосом М
в полую буровую штангу. Таким образом может быть получен
керн скальной породы длиной в несколько футов. В начале подъ-
378
Рис. 12.15. Схема установки для стгнка колонкового бурения,
показанного на рис. 12.16
Основные узлы: А — бензиновый двигатель; В — гибкое соединение;
С — лебедка: D — гидравлический вертлюг; Е — коническая зубчатая
передача; F — патрон буровой штанги; G — обсадная труба; Н — буро-
вая штанга; / — опорный фиксатор; J — оголовок колонковой трубы;
К — колонковая труба-цилиндр; L — буровая коронка; М — водяной на-
сос; N — запасная втулка; О — гидравлический вертлюг; Р — шкив:
Q — тренога; R — трос; S — платформа; Т — рама; U — шланг; V — за-
хват для керна; W — свободное пространство для перемещения захвата;
X — алмазы. Узлы управления: 1 — рычаг управления муфтой; 2 — пере-
ключатель передач; 3 — рычаг управления вертлюгом: 4 — вентиль;
5 — нагнетательный клапан; 6 — манометр; 7 — клапан распределения
питания; в —рычаг перемены хода барабана; 9 — тормоз планетарной
передачи (передача на барабане подъемной лебедки): 10 — тормоз ба-
рабана подъемной лебедки
379
ема керна разрезное кольцо конического сечения, так называе-
мый захват керна V, врезается вокруг керна в нижней его части
и тем самым позволяет оторвать керн от подстилающего его
скального массива. Минимальный диаметр кернов, которые мо-
гут быть получены, — 1 дюйм. Если необходимо получить керны
диаметром больше нескольких дюймов, используют механизмы,
более мощные, чем показанный на рис. 12.15 и 12.16. При прове-
дении изысканий в створе некоторых крупных плотин были ото-
браны керны очень большого диаметра. При этом получались
Рис. 12.16. Общий вид станка для колонкового бурения, схе-
ма которого приведена на рис. 12.15
скважины диаметром 30 дюймов, в которые могли спускаться
геологи для визуального осмотра формации скальной породы по
всей глубине скважины.
Были сделаны попытки применить методику колонкового бу-
рения для отбора образцов глины с ненарушенной структурой.
Однако неизбежное слабое качание вращающейся буровой штан-
ги при отборе образцов на некоторой глубине ведет к недопу-
стимой деформации керна глины, за исключением тех случаев,
когда она представлена твердым материалом, не особенно чув-
ствительным к перемятию.
12.9. Зондировка и испытание на пенетрацию. Зондировка
простейшего вида заключается в забивке металлического стерж-
ня в грунт с целью определения глубины залегания кровли под-
стилающей скалы. Однако результаты такого исследования мо-
380
гут оказаться весьма ошибочными, так как за надежную скалу
нередко могут быть приняты отдельные валуны. Поэтому строи-
тельные правила некоторых городов Соединенных Штатов тре-
буют при проведении таких исследований применения колонко-
вого бурения с заглублением скважин в скалу на глубину по-
рядка 5—10 футов (см. п. 12.8).
Другой вид зондировки — так называемое «динамическое ис-
пытание на пенетрацию» состоит в забивке металлического
стержня на несколько футов в грунт до предполагаемого уровня
заложения подошвьг фундамента и оценке плотности грунта по
числу ударов, которое требуется для забивки стержня в грунт
на 1 фут. Этот вид испытания используется не очень часто, так
как он дает информацию относительно грунта только на глубине
нескольких футов ниже подошвы фундамента. При больших глу-
бинах трение, возникающее по длине стержня, вносит некоторую
неясность в результаты по оценке плотности последовательно
проходимых слоев грунта, через которые проникает стержень при
его забивке в грунт. Однако этот метод может оказаться полез-
ным в тех случаях, когда легкие сооружения типа заводских ма-
стерских возводятся на небольших отдельных фундаментах. Тог-
да он позволяет быстро регистрировать полученные данные и со-
поставлять их с последующими сведениями, накапливаемыми
при возведении сооружения.
В недавнем прошлом при проектировании фундаментов не-
редко использовались еще более примитивные методы исследо-
'вания грунтов. Г. У. Киркленд (1949), вспоминая об этом в дис-
куссии по статье Пимма, пишет следующее: «На наиболее ран-
ней стадии его научный опыт обогащался за счет наблюдений при
совместном посещении строительной площадки с шефом, кото-
рый тыкал своим зонтиком в грунт и заявлял: «21/2 т/фут2\».
Такого рода подход еще совсем недавно был скорее правилом,
чем исключением. Для того чтобы обобщить данные своей прак-
тики, инженер из Филадельфии Фрэнк Н. Нис провел испытания
зернистых грунтов на глубину до 4 футов, забивая в них с помо-
щью молота весом 25 фунтов, падающего с высоты 36 дюймов,
металлический стержень диаметром 1 дюйм. В центре молота
имелось отверстие, так что он мог, падая, скользить по стержню
до тех пор, пока не достигал приваренного к нему фланца. Так
как молот весил всего 25 фунтов, его можно было поднимать
вручную.
В табл. 12.1 приведены результаты этих исследований.
Следует подчеркнуть, что испытания такого рода могут быть
удовлетворительно проведены только на небольшую глубину.
Поэтому (см. п. 9.8) их проводят только при геологических ус-
ловиях, подобных показанным на рис. 12.19, т. е. когда грунт
представлен зернистой породой и имеет приблизительно одина-
ковую сжимаемость как у поверхности, так и на больших глуби-
нах. Этот последний факт может быть установлен только с по-
381
Таблица 12.1
Данные, полученные из динамических испытаний на пенетрацию и давление:
на грунт в подошве фундаментов по Ф. И. Нису (1937 г.)
Тип зернистого грунта, на котором возведено здание Число ударов при погружении Давление р> в т!фут*
на 1-й фут на 2-й фут на 3-й фут на 4-й фут
А 22 30 52 62 6
В 19 34 39 28 6
С 10 24 40 — 4,5
D 5 9 16 26 3
Е 3 10 13 16 2
Примечание. А, В, С — уплотненные песчаные и гравелистые грунты,
из Филадельфии; D — песчанистый грунт в г. Атлантик-Сити, шт. Нью-Джерси;
Е — рыхлый ледниковый гравелистый песок в северной части шт. Пенсиль-
вания.
мощью бурения. Следовательно, желательно сочетать динамиче-
ские испытания на пенетрацию с проведением бурения и отбором
образцов.
Исходя из этого теперь стала обычной регистрация числа уда-
ров, которое требуется для забивки грунтоноса в грунт при «су-
хом» отборе образцов (см. п. 12.6) на 1 фут. Однако существует
несколько методов, относящихся к различным типам грунтоно-
сов, весам молота и высоте его падения. Поэтому все эти данные
по забивке грунтоносов следует всегда приводить в журнале ра-
бот. Некоторые из существующих методик сведены в табл. 12.2.
Особое внимание следует обратить на замечания Хворслева, так
как они полностью справедливы. Недостаточно обоснованными
являются лишь попытки связать данные по забивке стержней
с консистенцией и плотностью связных пылеватых грунтов и глин..
При необходимости установить сопротивление сдвигу или комп-
рессионные характеристики для связных грунтов следует во всех
случаях прибегать к отбору образцов такого грунта с ненарушен-
ной структурой (см. п. 12.6) с последующим их испытанием
в лаборатории.
Тем не менее регистрация особенностей процесса забивки
грунтов при «сухом» отборе образцов имеет очень большое зна-
чение во всех случаях, касающихся оценки плотности зернистых
несвязных грунтов, т. е. песков и некрупного гравия, но только
как приближенный ее показатель.
При использовании приведенных в табл. 12.2 данных для
других районов или при условиях, отличных от тех, в которых бы-
ли установлены эти соотношения, следует проявлять максимум
осторожности, так как сообщалось, что даже в описанных усло-
виях обнаруживались значительные отклонения в показателях.
Сопротивление пенетрации зависит не только от параметров
382
Таблица 12.2
Некоторые предложенные соотношения между сопротивлением пенетрации и свойствами грунтов (по Хворслеву, 1949 г.)
Автор Грунтонос Молот Грунт
вес I в фунтах высота паде- ния в дюймах песок и пыль глина
относительная । плотность число ударов для погру- жения на 1 фут консистенция число ударов для погру- жения • на 1 фут
X. Э. Мор Очень толстая 1-дюймовая трубка. Диаметры: внешний 1,315 дюйма, внутрен- ний 0,957 дюйма 140 30 Рыхлые Плотные Твердые Ортштейн Менее 9 9—13 14—49 Более 50 Пластичная Полутвердая Твердая Менее 5 5—10 11—30
К. Терцаги и Р. Пек Реймонда. Диамет- ры: внешний 2 дюй- ма, внутренний 1,375 дюйма 140 30 Весьма рыхлые Рыхлые Средней плотности Плотные Весьма плотные Менее 4 4—10 10—30 30—50 Более 50 Мягкоп л а стичн а я Пластичная Тугопластичная Полутвердая Твердая Менее 2 2-4 4—8 8—15 15-30 Более 30
Правила, г. Нью- Йорк Внешний диаметр 2,5 дюйма 300 18 Рыхлые Уплотненные Весьма уплотнен- ные 0—15 16-50 Более 50 Мягкопластичная Пластичная Полутвердая Твердая 0—2 3—10 11—30 Более 30
Округ шт. Но- вая Англия (кор- пус военных инже- неров) Внешний диаметр 3 дюйма 300 18 Весьма рыхлые Рыхлые Средней плотности Уплотненные Очень уплотненные Менее 8 8—16 16-55 55—110 Более ПО Мягкопластичная Пластичная Тугопластичная Полутвердая Весьма твердая Менее 8 8—16 16—55 55—110 Более ПО
Примечание. Методика S и Н (Спрег и Хенвуд), относящаяся к рис. 12.18 и 12.19, подобна методике Реймонда,
описанной Терцаги и Пеком. Размеры грунтоноса S и Н 12905 (см. рис. 12.7, а) почти идентичны размерам грунтоноса Рей-
са монда; используется молот весом 300 фунтов при высоте падения 12 дюймов. Таким образом, работа молота в данном случае
g составляла 86% принятой в методе Реймонда.
оборудования и консистенции или относительной плотности грун-
та, но может изменяться также в зависимости от способов про-
ведения испытания, положения уровня грунтовых вод и других
еще не полностью исследованных факторов. В подобных случаях
такая регистрация должна всегда производиться. Она имеет на-
много более важное значение по сравнению с регистрацией по
забивке обсадных труб, так как последняя отражает влияние пол-
Рис. 12.17. Некоторые типы конусных наконечников для глубокого
зондирования
а — пенетрометр Терцаги (1928 г.) с промывкой у наконечника; б — кони-
ческий наконечник, используемый как при динамической (забивка), та-к
и при статической пенетрации; в — наконечник дельфтского типа для стати-
ческой пенетрации; г — модификации по Де Бееру
ного сопротивления трения всех вышележащих слоев грунта, че-
рез которые проходят обсадные трубы.
«Сухие» образцы обычно отбирают с интервалом по глубине
в 5 футов или же на тех уровнях, где промывочная вода пока-
зывает изменение характера содержащегося в ней грунта. Были
предприняты попытки непрерывной регистрации сопротивления
грунта прониканию под давлением в его толщу конического на-
конечника. На рис. 12.17 показаны несколько типов конических
наконечников, разработанных для этой цели. Тип наконечника
на рис. 12.17, а был предложен Терцаги. Сопротивление Р кони-
ческому наконечнику (£> = 2,75 дюйма) регистрируется на по-
верхности грунта манометром. Разрыхление песка струей воды
выше конического наконечника Терцаги и Пек объясняют стрем-
лением «исключить влияние глубины», так как сопротивление
песков прониканию в них конуса в придачу к плотности песка
находится, вероятно, также и в зависимости от глубины погру-
жения ниже поверхности. Однако сомнительно, чтобы влияние
глубины можно было полностью преодолеть воздействием струи
384
воды, так как песок, находящийся непосредственно ниже кону-
са, все еще подвержен воздействию бокового давления, которое
первоначально существовало в пласте. Подобная частичная раз-
грузка от напряжений, имевшихся первоначально в грунтовой
толще непосредственно над конусным наконечником, будет про-
исходить также при использовании всех других конусных на-
конечников, показанных на рис. 12.17.
Конический наконечник, приведенный на рис. 12.17, б, исполь-
зуется наиболее часто. Почти одновременно (1936 г.) сообща-
лось, например, о его использовании при малом размере (£> = 1,4
дюйма) для зондирования методом статической пенетрации
в Голландии и при намного большем размере — для опытной за-
бивки свай в Англии, где этот метод разведки получил название
предварительной забивки свай. В любом случае можно оценить
или сопротивление прониканию в грунт конусного наконечника
Р путем вдавливания или забивки его с поверхности при помо-
щи внутреннего стержня R, выходящего из наружной трубы Т\
или общее сопротивление (P+F), включая трение F грунта
о стенки трубы Г, если эта труба используется для заглубления
конусного наконечника в грунт. Обычно применяют один из двух
приведенных методов попеременно для каждого фута погруже-
ния наконечника.
Конический наконечник, показанный на рис. 12.17, в, являет-
ся современной усовершенствованной модификацией, осуществ-
ленной в Голландии Дельфтской лабораторией по механике грун-
тов. Здесь сводится до минимума опасность заклинивания зерен
грунта между стержнем R и трубой Т при опускании послед-
ней. В положении, показанном на рис. 12.17, в, стержень R по-
гружен на глубину b ниже трубы Т. Если его заглубляют отдель-
но, это расстояние может возрасти только на величину а, т. е.
до максимальной величины, равной £.
Конический наконечник, показанный на рис. 12.17, г, исполь-
зовался в Бельгии Де Беером. Только короткий участок Н' тру-
бы Т имел тот же диаметр £>, что и конусный наконечник. Это
обстоятельство сильно снижало трение о трубу, и, следователь-
но, требовалось меньшее усилие для заглубления всего устрой-
ства в грунт. В целях выявления эффекта глубины, т. е. влия-
ния веса вышележащих слоев на грунт, находящийся ниже ко-
нусного наконечника, было оценено также влияние на результа-
ты исследований увеличения длины наконечника до H=2D.
В противном случае было бы неизбежно некоторое расширение
грунта в пространстве между верхом конусного наконечника
и нижним торцом трубы.
В Голландии и Бельгии испытание на пенетрацию конуса по-
лучило широкое распространение, так как в этих странах для
такого типа исследований грунтовые условия особенно благопри-
ятны. Там до глубины примерно 60 футов чаще всего встреча-,
ются торф или пластичные глины, подстилаемые песками с из-
25—277
385
меняющейся плотностью. Поэтому конические наконечники мож-
но легко вдавливать в толщу прямо вплоть до песков и в пески,
чтобы заранее выяснить условия на горизонте, которого должны
достичь наконечники свай. Здесь были получены соотношения
между сопротивлением погружению конического наконечника
и несущей способностью свай-стоек.
Предпринимались попытки провести строгий анализ данным
испытаний на пенетрацию конуса, базируясь на выводах ранней
работы Бьюисмана (1943 г.). Этот анализ был выполнен с ис-
пользованием видоизмененного уравнения Прандтля (см. п.
9.9) для несвязных грунтов, учитывая вес грунта в погружаемом
клине, а также грунта, расположенного выше него. Это модифи-
цированное уравнение было затем применено для нахождения уг-
ла внутреннего трения грунта <р. Одновременно опытные данные
по сопротивлению прониканию конуса иногда использовались
для определения коэффициентов сжимаемости грунта с помощью
видоизмененного уравнения Буссинеска (см. п. 9.2). Однако до
сих пор еще не было дано никакого удовлетворительного обосно-
вания возможности определения коэффициентов сжимаемости
грунтов по их сопротивлению сдвигу. Применение упомянутого
метода определения <р для всех грунтов также вызывает сомне-
ние, так как оценить действительную эффективность веса лежа-
щей выше породы с точки зрения ограничения возможного пу-
чения грунта можно только предположительно. Действие этого
веса не может проявиться полностью вокруг конуса, так как при
вдавливании наконечника в грунт происходит некоторое разуп-
лотнение залегающего выше грунта в пространстве между ко-
нусным наконечником и трубой Т.
Отсюда следует, что строгий анализ изменяющихся основных
свойств грунта исходя только из данных по сопротивлению про-
никанию в грунт конуса, представляется неосуществимым, нес-
мотря на то, что методы такого анализа были в свое время опуб-
ликованы. Тем не менее ожидали, что опытные данные по пенет-
рации позволят установить эмпирические зависимости между
этими показателями и известными данными по характеристике
грунтов, расположенных под сооружениями, за поведением кото-
рых производились наблюдения. Такое представление является,
вероятно, наиболее обоснованным применительно к условиям,
подобным тем, которые приведены в примере 12.4. По этой при-
чине в 1948—1949 гг. по предложению Чеботарева и под его ру-
ководством фирмой «Спрэйг энд Хенвуд, Инк.» было проведено
сравнительное изучение данных по использованию конусного
наконечника дельфтского типа (рис. 12.17, в) и стандартного
динамического испытания на пенетрацию по методу S и Н (см.
рис. 12.7, а и табл. 12.2). Результаты этого сопоставления при-
водятся на рис. 12.18 и 12.19. Для вдавливания конусных нако-
нечников в грунт была приспособлена гидравлическая вертлюж-
ная головка от станка колонкового бурения того же типа, кото-
386
Рис. 12.18. Сопоставление результатов испытания образцов, отобранных из толщи рыхлых песков
грунтоносом типа S и Н с данными по • сопротивлению грунта пенетрации с конусными наконечни-
ками дельфтского типа
N— число ударов на 1 фут погружения грунтоноса: / — насыпной грунт; 2 — чистый песок (от мелкого до круп-
ного); 3 —то же, отчасти пылеватые и глинистые; 4 — красная глина в твердой консистенции: 5 — обсадные трубы
отсутствовали; стандартный конусный наконечник дельфтского типа с площадью Л = 10 см- (диаметром 1,4") и на
_ . штанге Е по стандарту США (диаметром 1,31"); 6 —то ясе, но конический наконечник дельфтского типа меньшего
Ж размера на штанге того же стандарта США (диаметр 1,31", Л = 8,7 ел2); 7 —то же. что и поз. 5, но с обсадными
трубами диаметром-2У2" при «сухом»' отборе образцов грунтоносом на семи приведенных уровнях
рый показан на рис. 12.15 и 12.16. Для измерения оказываемого
им со стороны грунта сопротивления были применены маномет-
ры, которые регистрировали давление в масле пресса вертлюж-
ной головки.
Первое исследование оказалось возможным провести в сот-
рудничестве с фирмой «Спенсер Уайт энд Прентис, Инк.» и
Г. Лутцом из компании «Торнер Констракшн» на строительной
площадке массивного сооружения, возведенного на мощной тол-
ще рыхлого песка, который, как было установлено, вызвал осад-
ку сооружения, равную приблизительно 3,5 дюйма (см. рис.
Рис. 12.19. Сопоставление результатов данных по погружению уда-
рами грунтоноса S и Н при «сухом» отборе образцов из толщи плот-
ного песка и сопротивления пенетрации наконечника дельфтского типа
1 — песок и гравий; 2 — грунтовая вода; 3 — вцветрелая порода; 4 — поверх-
ность здоровой породы на различных глубинах
12.18). Другие сведения, относящиеся к этому сооружению, при-
водятся на рис. 13.9 и в примере 9.1. Были проведены три зон-
дировки с пенетрацией конуса с шагом 4 фута. Как следует из
рис. 12.18, все они дали результаты, которые довольно хорошо
согласуются между собой, а также с результатами по забивке
ложки-грунтоноса для «сухого» отбора образцов методом S и Н.
Метод статической пенетрации конического наконечника пред-
ставляется несколько более чувствительным к изменениям плот-
ности грунта, чем способ динамической забивки грунтоноса, но
как тот, так и другой вскрывают общие тенденции. Было обна-
ружено, что песок непосредственно под подошвой старого фун-
дамента был несколько уплотнен весом здания, которое нахо-
дилось на нем в прошлом. Установлено также, что несколько
глубже плотность песка изменяется от. рыхлой до средней (ср.
данные по забивке грунтоноса с табл. 12.2). С глубиной плот-
ность песка постепенно возрастает. Грунтонос был забит на 18
дюймов. Заметим, что число ударов при пенетрации от 0 до 12
дюймов было почти равно числу ударов при пенетрации на глу-
бину от 6 до 18 дюймов. Разрыхление песка после забивки и
извлечения грунтоноса S&H с шагом, равным приблизительно
338
5 футам, ясно вырисовывается по результатам испытания 7 на
погружение конуса, показанным на рис. 12.18. Однако это на-
рушение плотности песка не распространяется больше чем на
2 фута. Использование при испытании 5 стержня Т с диаметром
на 0,1 дюйма меньше диаметра конуса снизило общее трение F
вдоль стержня на 25—45% по сравнению с испытанием 6, в ко-
тором диаметры стержня и конуса были одинаковыми.
Второе исследование было проведено в Филадельфии на
строительной площадке при возведении здания на слое весьма
плотного гравелистого песка (рис. 12.19). Здание испытало осад-
ку только в пределах от 78 До V4 дюйма. Осадка проявилась
очень быстро и прекратилась вскоре после приложения нагруз-
ки. При испытании на пенетрацию по Нису (см. табл. 12.1) на
уровне подошвы фундамента потребовались 21—45 ударов на
1-й фут пенетрации и 36—100 ударов на 2-й фут*. Из рис. 12.19
видно, что забить грунтонос-ложку типа S&H и получить дан-
ные по забивке оказалось возможным на всех уровнях. Эти ис-
следования указали на весьма плотный характер грунта (ср. с
табл. 12.2). С другой стороны, во многих случаях невозможно
было вдавить дельфтский конус даже на долю дюйма ниже об-
реза обсадной трубы диаметром 2,5 дюйма без того, чтобы стер-
жень R не погнулся (см. рис. 12.17,в). На диаграмме сопротив-
лений (см. рис. 12.19) эти участки обозначены символом беско-
нечности ( со). Отсюда следует, что современный тип дельфт-
ского конусного наконечника не может проникать в плотные
зернистые грунты, для забивки в которые на 1 фут грунтоноса
S&H требуется более 50—70 ударов.
Поэтому испытания на пенетрацию с конусом в качестве са-
мостоятельного метода исследования вряд ли получат такое же
применение в Соединенных Штатах, как в Голландии, где они
иногда используются еще до бурения скважин. Чтобы обеспе-
чить эффективное погашение реакции на действие сил P + F (со-
противление конусу и трубе), которая может зачастую превы-
шать 11000 фунтов (см. рис. 12.18), представляется необходи-
мым анкеровать в грунте всю установку. Кроме того, при пе-
реходе на каждое новое место испытания станок придется анке-
ровать заново. Это не может оказать большое влияние на стои-
мость работ в странах с низкой оплатой рабочей силы, но в США
поведет к значительному повышению общей стоимости исследо-
ваний и может свести на нет всю экономию от быстрого прове-
дения самого зондирования. Эти и другие обстоятельства* 1 за-
* Исследования, относящиеся к зданию, показанному на рис. 12.19, про-
водились по поручению комиссии по фундаментам филадельфийского отделе-
ния американского общества гражданских инженеров. Осадки были измерены
в 1938 г. (председатель комиссии Г. Чеботарев), а сопоставления между ре-
зультатами по пенетрации конуса и забивке грунтоноса были проведены
в 1949 г. (председатель комиссии Н. Кортни).
1 См. G. Р. Tschebotarioff, Engineering News — Record, Nov. 1950,
p. 47.
389
держивают широкое распространение исследований такого
вида.
Тем не менее полагают, что испытания на пенетрацию с ко-
нусом могут получить дальнейшее развитие как ценный вспомо-
гательный метод при его использовании в сочетании с современ-
ными обычными методами исследования, т. е. бурением скважин
и лабораторными испытаниями грунтов (см. пример 12.4). Од-
нако для этого потребуется сначала провести некоторую моди-
фикацию существующих типов конусных наконечников и тща-
тельно изучить связь результатов испытания на пенетрацию с ко-
нусом с основными свойствами грунтов. Некоторые многообе-
щающие, но пока еще не опубликованные исследования в этом
плане были выполнены в Виксбурге на экспериментальной стан-
ции водных путей Соединенных Штатов.
12.10. Испытания грунта пробными нагрузками. Величина
осадки нагруженной площадки возрастает с увеличением ее раз-
меров, даже если удельная нагрузка остается постоянной (см.
п. 9.8). Поэтому испытания пробными нагрузками на штампы
небольших размеров будут давать точную информацию об осад-
ке только тогда, когда размер испытательных штампов будет
соответствовать размеру нагружаемой площадки в реальных ус-
ловиях. Это требование будет выполняться при испытаниях под
нагрузку на грунт от колес транспортных средств на автодоро-
гах или аэродромах, но почти никогда в случае исследования
грунтов под фундаменты постоянных сооружений (см. при-
мер 12.6).
Вместе с тем размер нагруженной площадки не оказывает
влияния на величину предельной несущей способности глини-
стых грунтов (см. п. 9.9). Поэтому испытания пробными нагруз-
ками для определения несущей способности глинистых грунтов
могут использоваться, но только при условии, что они облада-
ют одинаковой прочностью по всей глубине слоя (см. пп. 9.10
и 14.2).
Были сделаны попытки проводить испытания пробными на-
грузками в скважинах. Однако последующее сопоставление на-
копленных данных с поведением сооружений в натуре показало
полную несостоятельность таких испытаний, особенно при их
проведении ниже уровня грунтовых вод, так как прочность грун-
та в забое скважины и в ее боковых стенках неизбежно нару-
шается или он несколько разуплотняется, что ведет к резкому
повышению сжимаемости грунта против его природного состоя-
ния.
12.11. Классификация грунтов. Наиболее ранние и простые
методы классификации грунтов были основаны на учете разме-
ра отдельных частиц, слагающих грунт. Эти методы имели серь-
езные недостатки (см. п. 3.7).
Существует несколько классификационных систем, предназ-
наченных для инженерных целей. Каждая из этих систем была
390
разработана применительно к тем или иным специфическим ин-
женерным проблемам. Так, например, классификация Админи-
страции общественных дорог (PRA) была первоначально раз-
работана в 20-х годах в целях установления пригодности опре-
деленного вида грунтов для покрытия недорогих, имеющих вто-
ростепенное значение дорог. Грунты подразделялись на восемь
групп, обозначаемых индексами А-1—А-8. К грунтам группы АЧ
относились пески с незначительной примесью мельчайших час-
тиц, достаточной только для того, чтобы частично заполнить по-
ры между зернами песка и связать их друг с другом, но не та-
кой большой, чтобы создать возможность объемных изменений
грунта, т. е. его набухание или усадку при дополнительном ув-
лажнении или подсушивании. Грунты А-2 подобны грунтам А-1,
за исключением их менее благоприятного зернового подбора.
Они или менее связаны, или же более чувствительны к объем-
ным деформациям при изменении их влажности. Грунты А-3
представляют собой пески и гравий без всякой примеси мель-
чайших частиц, способных связать их. К грунтам А-4—А-7 отно-
сятся пылеватые или глинистые грунты с той или иной пластич-
ностью. Грунты А-8—.сильносжимаемые торфы и глинистые
грунты с высоким содержанием органических остатков. Система
классификации PRA была впоследствии расширена добавлением
к ней ряда примечаний.
Более современная классификация — так называемая клас-
сификация для строительства аэродромов (АС) — была разра-
ботана Артуром Казагранде (1942—1948 гг.) для корпуса воен-
ных инженеров Соединенных Штатов и приведена в табл. 12.3
и 12.4. Индексы, относящиеся к типам грунтов, и некоторые спе-
цифические свойства их используются в различных сочетаниях,
чтобы сделать классификацию пригодной для. оценки грунтов
основания или материала подстилающего слоя на аэродромах.
Эта же классификация может с успехом использоваться при
строительстве автодорог.
Индексы имеют следующие значения.
Тип грунта
G — гравий.
5 — песок.
М — весьма мелкие пески и непластичные алевриты типа ка-
менной муки (от шведского слова «то»).
С — глинистые грунты без органических остатков.
О — глины и алевриты с примесью органических веществ.
Pt — торф и сильносжимаемые органические «болотные» грунты.
Зерновой состав (только применительно к грунтам G и S).
W — неоднородный грунт без примеси (см. рис. 3.1).
Р — однородный грунт без примесей.
С—глинистый цемент неоднородных грунтов G и S.
F — грунт, содержащий мелкие частицы, тип которого отлича-
ется от грунта С.
391
Таблица 12.3
Типы грунтов по классификации для строительства аэродромов (Артура Казагранде) и их определение !
Основные кате- гории Группы и типичные наименования грунтов Индекс группы Общие определения (на образцах с нарушенной структурой) Визуальные и другие исследования грунта на месте Основные классифика- ционные испытания (на образцах с нару- шенной структурой)
прочность в сухом состоянии прочие определения
Крупнозернистые грунты Гравий и гра- велис- тые грунты Неоднородный гра- вий и гравийно-песча- ные грунты с малым содержанием мелких частиц или без них GW Нет Гранулометриче- ский состав Форма частиц Оценка связности во влажном и сухом состояниях Прочность частиц Объемный вес в су- хом состоянии или ко- эффициент пористо- сти Степень уплотнения Структурная проч- ность Вид напластования и условия дренирова- ния Г идрогеологические условия Испытания колес- ными нагрузками Крупномасштабные испытания пробными нагрузками Определение коэф- фициента относитель- ной прочности по ка- лифорнийскому ме- тоду Механический ана- лиз
Неоднородные гра- вийно-песчаные грун- ты с активным глини- стым связующим ма- териалом GC Сред- няя Механический ана- лиз, пределы текуче- сти и пластичности связующего
Однородный гравий и гравийно-песчаные грунты с малым со- держанием мелких частиц или без них GP Нет Механический ана- лиз
Гравий, обогащен- ный мелкими частица- ми, пылеватый гра- вий, однородные гра- вийно-песчано-глиии- стые грунты GF От весь- ма ма- лой до высокой Механический ана- лиз, пределы текуче- сти п пластичности связующего при его наличии
Продолжение табл. 12.3
393
Основные кате- гории ' Группы и типичные наименования грунтов Индекс группы Общие определения (на образцах £С нарушенной структурой) Визуальные и другие исследования грунта на месте Основные классифика- ционные испытания (на образцах с нару- шенной структурой)
прочность и в сухом ’состоянии прочие определения
Крупнозернистые грунты Пески и пес- чаные грунты Разнозернистые пески и гравелистые пески с малым содер- жанием мелких ча- стиц или без них SW Нет Механический ана- лиз
Неоднородные пес- ки с активным гли- нистым связующим материалом SC От сред- ней до высо- кой Механический ана- лиз, пределы текуче- сти и пластичности связующего
Однородные пески с малым содержанием мелких частиц или без них SP Нет Механический ана- лиз
Песок с мелкими фракциями, пылева- тые пески, глинистые пески, однородные песчано-глинистые грунты SF От весьма малой до вы- сокой Механический ана- лиз, пределы текуче- сти и пластичности связующего при его наличии
Продолжение табл. 12.3
Основные кате- гории Группы и типичные наименования грунтов Индекс группы Общие определения (на образцах с нарушенной структурой) Визуальные и другие исследования грунта на месте Основные классифика- ционные испытания (на образцах с нару- шенной структурой)
прочность в сухом состоянии прочие определения
Мелкозернистые грунты с небольшими включениями крупного материала или без него Мелкозернистые грунты, имеющие низкую и среднюю сжимаемость и предел текучести менее 50 Минеральные пыле- ватые грунты и весь- ма мелкие пески, ка- менная пыль, пылева- тые или глинистые мелкие пески с незна- чительной пластично- стью ML От весьма малой до сред- ней Испытание на встряхивание и плас- тичность Объемный вес в су- хом состоянии, влаж- ность и коэффициент пористости Консистенция в не- нарушенном и пере- мятом состоянии Вид напластования, корневые ходы и тре- щиноватость Гидрологические ус- ловия и условия дре- нирования Испытания колес- ными нагрузками Гранулометриче- ский анализ, пределы текучести и пластич- ности (для связных грунтов)
Минеральные глины малой и средней пла-' стичности, песчани- стые глины, пылева- тые глины, тощие гли- ны CL От сред- ней до высо- кой Определение в диа- пазоне пластичности Предел текучести и пластичности
Органические пыле- ватые грунты п орга- нические пылеватые глины с малой пла- стичностью OL От ма- лой до средней Определение в диа- пазоне пластичности, запах, цвет Пределы текучести и пластичности в есте- ственном состоянии и после высушивания в термостате
Продолжение табл. 12.3
Основные кате- гории Группы и типичные наименования грунтов Индекс группы Общие определения (на образцах с нарушенной структурой) Визуальные и другие исследования грунта на месте Основные классифика- ционные испытания (на образцах с нару- шенной структурой)
прочность в сухом состоянии прочие определения
Мелкозернистые грунты с небольшими . включениями крупного материала или без него Мелкозернистые грунты, имею- щие высокую сжимаемость и предел текучести 50 Слюдистые или диа- томовые мелкозерни- стые песчаные и пы- леватые грунты, упру- гие пылеватые грунты МН От весьма малой до сред- ней Испытание на встряхивание и плас- тичность Крупномасштабные испытания пробными нагрузками Определение коэф- фициента относитель- ной прочности по ка- лифорнийскому мето- 1<омпресспонные ис- пытания Гранулометриче- ский анализ, пределы текучести и пластич- ности (для связных грунтов)
Минеральные глины высокой пластично- сти, жирные глины сн От вы- сокой до весьма высокой Определение в диа- пазоне пластичности Пределы текучести н пластичности
Органические глины со средней и высокой пластичностью он От сред- ней до высо- кой Определение в диа- пазоне пластичности, запах, цвет Пределы текучести и пластичности при естественном состоя- нии и после высуши- вания в термостате
Волокнистые органические грунты с вы- сокой сжи- маемостью Торф и прочие бо- лотные грунты с вы- соким содержанием органических веществ Pt Определяются по внешне- му виду Консистенция, текстура и естественная влажность
1 По Артуру Казагранде (1948 г.). См. также табл. 12.4. В качестве связующего материала рассматриваются фракции,
проходящие сито № 40 стандарта Соединенных Штатов.
Характеристика инженерных свойств-грунтов в соответствии с клас
1 Индекс группы 1 Качество грунта как основания в безморозных условиях Качество грунта как покры- тия для временного или вспомогательного сооружения Потенциальное воздействие мороза Сжимаемость и пучение
со средством для связыва- ния пыли с битумной пропиткой
GW Отличное От удовлет- воритель- ного до плохого Отличное Нет или очень слабое Почти отсут- ствуют
GC » Отличное » Среднее Очень слабые
G Р » Плохое Плохое до удовлет- воритель- ного Нет или очень слабое Почти отсутст- вуют
GF От хорошего до отлич- ного От плохого до хорошего От удовлет- воритель- ного до хорошего Слабое или среднее Почти отсутст- вуют или сла- бые
SW Отличное Плохое Хорошее Нет или очень слабое Почти отсутст- вуют
SC Отличное Отличное Отличное Среднее Очень слабые
SP Хорошее Плохое Плохое Нет или очень слабое Почти отсутст- вуют
SF От удов- летвори- тельного до хорошего От плохого до хороше- го От плохого до хороше- го От слабого до сильного Почти отсутст- вуют или сред- ние
ML То же Плохое От среднего до весьма сильного Слабые или средние
396
Таблица 12.4
сификацией для строительства аэродромов (Артура Казагранде) 1
Характеристика дренирования2 Характеристика уплотнения в полевых условиях и оборудование Плотность скелета при оптимальном уплотнении в фунт/фут3 и коэффи- циент пористости3 Коэффициент относи- тельной плотности по ка- лифорнийскому методу для уплотненных и про- моченных образцов Аналогичные группы грунтов по классифика- ции Ассоциации общест- венных дорог
Отличное Отличное; гусенич- ный трактор, обору- дование на пневмохо- ду >125 е<0,35 >50 А-3
Почти непроницае- мые Отличное; кулачко- вый каток4, оборудо- вание на пневмоходу >130 е<0,3 >40 А-1
Отличное От хорошего до от- личного; гусеничный трактор, оборудова- ние на пневмоходу >115 е<0,45 25—60 А-3
От удовлетвори- тельного до практи- чески непроницаемых грунтов От хорошего до от- личного; гусеничный трактор, оборудование на пневмоходу, кулач- ковый каток4 >120 е<0,4 >20 А-2
Отличное Отличное; гусенич- ный трактор, обору- дование на пневмохо- ДУ >120 е<0,4 20—60 А-3
Практически непро- ницаемые грунты Отличное; кулачко- вый каток4, оборудо- вание на пневмоходу >125 е<0,35 20—60 А-1
Отличное От хорошего до от- личного; гусеничный трактор, оборудова- ние на пневмоходу >100 е<0,7 10—30 А-3
От удовлетвори- тельных до практиче- ски непроницаемых От хорошего до от- личного; гусеничный трактор, оборудова- ние на пневмоходу, кулачковый каток4 >105 е<0,6 8—30 А-2
От удовлетвори- тельных до плохих От хорошего до плохого; каток на пневмоходу >100 е<0,7 6—25 А-4
397
Индекс группы Качество грунта как основания в безморозных условиях Качество грунта как покры- тия для временного или вспомогатенлього сооружения Потенциальное воздействие мороза Сжимаемость и пучение
со средством для связывания пыли с битумной пропиткой
CL От удов- летвори- тельного до хорошего Плохое От среднего до- сильного Средние
OL Плохое Весьма плохое То же От средних до сильных
МН От плохого до весьма плохого То же От среднего до весьма сильного Сильные
СН То же » Среднее »
ОН Весьма плохое Неприменимо Среднее Сильные
Pt Исключи- тельно плохое » Слабое Весьма силь- ные
1 По Артуру Казагранде (1948 г.). См. также табл. 12.3.
2 Эти характеристики не относятся к материалам, имеющим в ненарушен
них грунтов (почв).
3 Объемные веса относятся только к грунтам, удельный вес которых равен
4 Катки «овечьи ножки».
Сжимаемость [относится только к грунтам М, С и О\ потен-
циальная сжимаемость грунта оценивается по кривой первично-
го сжатия (см. рис. 6.6)]:
L — низкая потенциальная сжимаемость, характерная для гли-
нистых грунтов с пределом текучести wL <50;
Н — высокая потенциальная сжимаемость, характерная для
глинистых грунтов с пределом текучести w L>50.
В примере 12.5 приводятся некоторые сочетания указанных
индексов.
Классификация Казагранде оказывается особенно полезной •
398
Продолжение табл. 12.4
Характеристика дренирования3 Характеристика уплотнения в полевых условиях и оборудование Плотность скелета при оптимальном уплотнении в фунт/фут3 и коэффи- циент пористости3 Коэффициент относи- тельной плотности по калифорнийскому методу для уплотненных и про- моченных образцов Аналогичные группы грунтов по классифика- ции Ассоциации общест- венных дорог
Практически непро- ницаемые От удовлетвори- тельного до хорошего, кулачковый каток4 >100 е<0,7 4—15 А-4 А-6 А-7
Плохие От удовлетвори- тельного до плохого; кулачковый каток4 >90 е<0,9 3—8 А-4 А-7
От удовлетвори- тельных до плохих От плохого до весь- ма плохого >100 е<0,7 7 А-5
Практически непро- ницаемые От удовлетвори- тельного до плохого; кулачковый каток4 >90 е>0,9 6 А-6 А-7
Практически непро- ницаемые От плохого до весь- ма плохого <100 е>0,7 4 А-7 А-8
От удовлетвори- тельных до плохих Уплотнение не практикуется А-8
ном состоянии трещины и корневые ходы, подобным большинству поверхност-
2,65—2,75.
в период предварительных изысканий при быстром полевом ос-
мотре образцов и определении грунтов (см. п. 12.12).
Существуют другие системы классификации грунтов, напри-
мер почвенная система классификации (см. п. 2.8) или разрабо-
танная в 1944 г. Управлением гражданской авиации (САА).
Д. М. Бурмистер классифицировал зернистые грунты по форме
свойственных им кривых зернового состава (1940 г.) и исполь-
зовал этот метод классификации для изучения относительной
плотности грунтов (1948 г.).
В настоящее время классификация Администрации общест-
венных дорог (PRА) подвергается модернизации.
399
Для классификации глинистых грунтов в природных естест-
венных отложениях возможно с успехом пользоваться результа-
тами испытаний по определению их прочности на сжатие в од-
ноосном напряженном состоянии. Признаки различия между
хрупкими и пластичными глинистыми грунтами по относитель-
ной деформации образцов перед их разрушением указаны в
п. 7.10 и приведены в табл. 7.1. В п. 7.22 рассматривалось опре-
деление «чувствительности» глин к нарушению их природной
структуры. Основанная на этом признаке классификация приво-
дится далее в табл. 14.4. В табл. 12.5 дана классификация глини-
стых грунтов по их консистенции в естественном состоянии и по
прочности на сжатие образцов в одноосном напряженном состо-
янии.
Таблица 12.5
Зависимость между консистенцией глин и их прочностью на сжатие
в одноосном напряженном состоянии
Консистенция Прочность на сжатие в одноосном напря- женном состоянии Яи в т/фут* Сопротивляемость сдвигу r=qal2
Мягкопластичная 0,3 0,15
Пластичная 0,3—0,6 0,15—0,3
Тугопластичная 0,6—1,2 0,3—0,6
Полутвердая 1,2—2,4 0,6—1,2
Твердая 2,4 1,2
12.12. Методы определения грунтов в полевых условиях. Для
первоначальной оценки степени однородности, формы и размера
частиц крупнозернистых грунтов, т. е. песков (S) и гравия (G),
в полевых условиях, как правило, достаточен визуальный осмотр
их образцов. При этом может оказаться полезным карманное
увеличительное стекло.
Однако при определении тонкозернистых грунтов из групп М,
С и О, а также из их подгрупп L и Н одного визуального осмот-
ра образцов уже мало. Для этой цели следует проводить не-
сколько простых вспомогательных испытаний.
Во влажном состояний можно отличить пылеватые грунты
(М) от глин (С) с помощью испытания на встряхивание, которое
дает возможность оценить степень подвижности воды в порах
грунта (Рутледж, 1940 г.). При этом опыте лепешку из перемя-
того влажного грунта укладывают на ладонь или в резиновую
чашечку, которую можно сделать, разрезав пополам теннисный
мяч. Поверхность грунта заглаживают ножом. После этого ле-
пешку встряхивают, перебрасывая ее с ладони на ладонь. Если
грунт по своему составу алевритовый (пылеватый), например
если его можно отнести к лёссу или каменной муке, его поверх-
ность начнет поблескивать от влаги, Отходящей из пор грунта
по мере того как частицы грунта с малым сцеплением при сотря-
400
сении будут смещаться одна за другой и укладываться более
плотно. Если затем на лепешку грунта надавить пальцем, то
влага с ее поверхности исчезнет, слегка связные или несвяз-
ные грунты под воздействием сдвигающих напряжений, вызван-
ных сжатием, способны в этих условиях точно так же, как и
плотные водонасыщенные пески, несколько разуплотняться (см.
рис. 7.23 и п. 7.15). Вид поверх-
ности глинистого грунта с вы-
сокой связностью при встря-
хивании или надавливании не
изменится, так как его части-
цы не способны так легко сме-
щаться относительно друг дру-
га, как у пылеватых грунтов.
Вместе с тем чувствитель-
ность пластичного глинистого
грунта к перемятию можно
оценить следующим образом.
Определяют сопротивление
грунта в его ненарушенном со-
стоянии в кубике со сторона-
ми в 1 дюйм, осторожно надав-
ливая на него пальцем. За-
тем сопоставляют это сопро-
тивление с сопротивлением пос-
ле полного перемятия кубика
рукой.
Пластичность связного
грунта может быть оценена пу-
тем раскатывания его в шнуры
таким же образом, как и при
определении предела пластич-
ности грунта (см. п. 4.9). Оцен-
ка на ощупь шнуров, после то-
го как они начали крошиться,
пополняет данные, касающие-
Рис. 12.20. Условные обозначения
для грунтов. Компромиссное пред-
ложение Хворслева (1948 г.), учи-
тывающее несколько существую-
щих систем обозначений
1 — гравий; 2 — песок; 3 — алевриты
(пыль); 4 — глина; 5 — органические
примеси и включения; 6 — обломки
скальных пород; 7 —лёсс; 8 — торф;
9 — песчанистый гравий; 10 — гравели-
стый песок; 11 — пылеватый песок;
12 — песчанистый алеврит; 13 — глини-
стый алеврит; 14 — пылеватая глина;
15 — глинисто-песчанистый алеврит;
16 — песчано-пылеватая глина
ся характера грунта.
Прочность грунта в сухом
состоянии является показателем его сцепления, а следовательно,
и его характера. Эту прочность можно оценить посредством раз-
давливания куска высушенного грунта пальцами. Пылеватый
грунт будет раздавливаться легко, в то время как жирная глина
потребует для этого значительного усилия. Поверхность жир-
ной высушенной глины на свежем срезе ножом будет казаться
поблескивающей.
Однако для овладения умением определять грунты полевы-
ми методами необходимы, конечно, некоторая лабораторная
практика и тренировка.
26—277
401
12.13. Графическое обозначение грунтов. Для такого обозна-
чения существует большое количество разных систем, но нет об-
щепринятого стандарта. На рис. 12.20 приводится компромис-
сное предложение Хворслева (1948 г.). Большинство естествен-
ных грунтов представляет собой природную' смесь нескольких
основных типов. Тогда обозначения основных и специфических
типов грунта можно сочетать способом, показанным на этой схе-
ме, где обозначение преобладающего типа грунта выделено бо-
лее жирными линиями.
ПРИМЕРЫ ИЗ СТРОИТЕЛЬНОЙ ПРАКТИКИ
12.1. Образец, показанный на рис. 12.11, находится в идеальном состоянии.
Он был взят с помощью тонкостенного грунтоноса типа, показанного на
рис. 12.7,6 cDw=3 дюйма и £>е=2,8 дюйма (см. рис. 12.9). С другой сторо-
ны, сильно нарушенный образец, показанный на рис. 12.13, был отобран из
толщи грунтоносом с внутренней облицовочной трубой, наружным разъем-
ным цилиндром и несколько более толстостенным башмаком для обеспечения
надежности монтажа с Dw =3,625 дюйма и £>е=2,93 дюйма. Каковы коэф-
фициенты площадей Са этих двух грунтоносов?
Ответ. Согласно выражению (12.1), тонкостенный грунтонос будет иметь
более низкое значение коэффициента площади:
32 —2,8а
Са= 2.8»
= 0,147.
Второй грунтонос, который имеет стенки средней толщины, что приводит
к неудовлетворительным результатам, характеризуется коэффициентом, значе-
ние которого почти в 4 раза больше:
3,625а —2,93а
а~ 2,93»
= 0,53.
12.2. Учитывая результаты, приведенные в примере 12.1, определить, бу-
дет ли иметь смысл проведение опытов по оценке прочности глинистых грун-
тов на образцах, взятых «сухим» способом с помощью грунтоносов типа,
изображенного на рис. 12.7, а.
Ответ. Нет; коэффициент площади таких грунтоносов слишком высок:
„ 22 —1,4372
Са =-----4-— = 0,94.
1,4372
Если в целях экономии используют обсадные трубы диаметром 2,5 дюй-
ма, то при отборе образцов для испытания грунта на прочность должен при-
меняться 2-дюймовый тонкостенный грунтонос в виде трубки Шелбай, пока-
занный на рис. 12.7,6 (Dw=2 дюйма; /)е = 1,8 дюйма1). Он имеет
22 — 1,8а
Са~ 1,8»
= 0,23.
Такая величина является удовлетворительной для испытаний образцов на
прочность, но слишком высока, если образцы предназначены для точных ком-
прессионных испытаний.
12.3. Согласно данным, записанным в журнале, при отборе образцов пес-
ка «сухим» способом по методу S и Н 1290S (см. рис. 12.7, а) с забивкой
грунтоноса с помощью молота весом 300 фунтов при высоте падения 12 дюй-
мов потребовалось от 8 до 17 удар/фут. Как вы оцените плотность песка в
этом слое?
402
Ответ. Согласно данным п. 12.9 и табл. 12.2, используемая методика за-
бивки наиболее близка к принятой для классификации Терцаги—Пека. Следо-
вательно, можно считать, что относительная плотность песка в данном случае
лежит в пределах от рыхлой до средней.
12.4. На берегу реки в пласт глинистого грунта были опущены до слоя
песка на глубину 60 футов от поверхности обсадные трубы диаметром
4 дюйма. В пределах толщи до кровли песчаного слоя уровень грунтовых вод
залегал на глубине 15 футов от поверхности, а после заглубления скважины
пласт глины поднялся на 10 футов. Грунт в забое скважины размывали с
Рис. 12.21. Результаты испытаний природных
залежей песка пробными нагрузками со
штампами площадью 1 фут2
Кривые А и В отвечают данным испытания песков
из различных районов соответственно в наиболее
плотном и рыхлом состоянии по материалам Тер-
цаги и Пека (1948 г.). Заштрихованная площадь
между кривыми С и D определяет собой широкие
границы, в пределах которых оказались кривые,
полученные при испытаниях, проведенных Чебо-
таревым на глубине 5 футов на участке отдель-
ного заводского цеха в шт. Айова
помощью головки ударного бура, которую затем извлекали. После этого
в скважину в целях определения плотности песка опускали грунтонос «сухо-
го» отбора (см. рис. 12.7,а). Однако было обнаружено, что песок в обсадной
трубе поднялся на 2 фута. Как вы оцените это положение?
Ответ. Подъем воды в обсадной трубе после прохождения пласта гли-
нистого грунта указывает на наличие в песчаном слое напорных вод. Поэтому
весьма важно на всех этапах работы постоянно поддерживать уровень воды
в обсадных трубах с их наполнением до самого верха. Это положение должно
быть обеспечено и в период удаления из скважины головки бура. Объем го-
ловки и буровой штанги длиной 60 футов достаточно велик, чтобы при их
извлечении из скважины вызвать падение уровня воды в обсадных трубах на
несколько футов, в том случае если уровень воды в них не будет непрерывно
поддерживаться подливом. Падение уровня воды в обсадных трубах, даже
если оно произойдет на весьма короткий промежуток времени, может ока-
заться достаточным для перевода песка в забое скважины в состояние плы-
вуна (см. п. 5.4) с его подъемом в обсадных трубах и их заполнением до
некоторого уровня разжиженным песком. Само собой разумеется, что песок
в пределах 1—2 футов ниже забоя скважины также подвергается разрыхле-
нию. Если напорность водоносного горизонта в песчаном слое оказывается
слишком высокой с точки зрения борьбы с ней указанным выше способом, то
песок может заполнить всю обсадную трубу. При этом возникает необходи-
мость в проходке новой скважины, конец обсадной трубы которой не дол-
жен доходить до пласта песка на 5—10 футов. При этом условии забивание
или, предпочтительнее, вдавливание конического наконечника одного из ти-
пов, показанных на рис. 12.17, в пласт песка можно производить без риска
перевода песка в состояние плывуна.
12.5. Двум образцам грунта были присвоены соответственно индексы CL—
SC и SF—ML. Что означают эти индексы?
Ответ. По классификации А. Казагранде (см. п. 12.11') первый образец
в общем случае представляет собой грунт в пределах возможных его разно-
стей от глины с малой потенциальной сжимаемостью (тощей) (CL) до песка,
включающего некоторую часть глинистого связующего материала (SC). Вто-
рой образец также охватывает широкий диапазон возможных его разностей
от песка с включением мелких фракций (SF) до непластичного пылеватого
грунта е низкой потенциальной сжимаемостью (ML).
12.6. Было сделано предложение определять допускаемое удельное давле-
ние на грунт (песок) в подошве фундамента площадью 200X 300 футов нового
26* 403
четырехэтажного здания по результатам двух испытаний пробными нагрузка-
ми на поверхности с помощью квадратных штампов-есГЬторонами в 1 фут. Це-
лесообразно ли это предложение?
Ответ. Нет. Как показано на рис. 12.21, плотность песка может изменять-
ся по площади застройки сооружения в широких пределах. Два испытания
пробными нагрузками предложенного типа не дадут достаточных сведений по
оценке плотности песка даже в уровне проведенных испытаний и совсем не
дадут сведений относительно плотности песка на глубинах, превышающих
2 фута от поверхности (см. пп. 12.10 и 9.3’). Значительно лучшее представление
о предельных и средних значениях плотности грунта по всей толще, которая
будет служить основанием для нового здания, можно было бы получить с по-
мощью большего числа испытаний на пенетрацию (см. п. 12.9) в сочетании
с прохождением нескольких скважин.
ГЛАВА 13
ВЫБОР ТИПА ФУНДАМЕНТА,
ОТВЕЧАЮЩЕГО МЕСТНЫМ
УСЛОВИЯМ
13.1. Краткое изложение основных положений. Для рацио-
нального решения всех вопросов, связанных с фундаментами
проектируемых сооружений, необходимо обладать надлежащи-
ми сведениями о грунтовых и гидрогеологических условиях на
выбранном под строительство участке. В некоторых случаях да-
же желательно еще до приобретения участка обследовать его
путем заложения нескольких скважин, так как при возведении,
например, дорогостоящего фундамента может оказаться более
целесообразным подыскать новое место для строительства. Све-
дения, которые необходимо получить при первоначальном об-
следовании грунтов, указываются в п. 13.2.
Одновременно с проведением исследований грунтов для про-
ектируемого сооружения должна подготовляться схема нагру-
зок. При возведении зданий на этой схеме должны быть указаны
места действия сосредоточенных нагрузок от отдельных колонн
с выражением их в тоннах или килофунтах, а также распреде-
ленных нагрузок от несущих стен, измеряемых в тоннах на фут
или килофунтах на фут. Каждая схема нагрузок должна вклю-
чать эскизы, указывающие предполагаемый материал, вес и раз-
меры всех стен и полов, а также временную нагрузку, которая
учитывалась при составлении общей схемы. Эти данные об-
легчают назначение необходимых поправок, и помогают из-
бежать перегрузки фундамента при последующих пересмотрах
проекта.
Имея данные о грунтах и схему нагрузок, можно приступить
к выбору типа фундамента. При этом должны быть соблюдены
следующие основные требования.
1. Нагрузка от сооружения должна передаваться на грунт,
способный ее воспринимать без нарушения своей прочности в ре-
зультате сдвига (см. пп. 9.9, 9.10, 13.5 и 13.6).
2. Деформация грунтов основания сооружения должна быть
совместима с деформациями самих фундамента и сооружения,
а также примыкающих к нему зданий и должна воспринимать-
ся ими без всякого для них ущерба (см. пп. 13.3 и 13.4).
3. Работы по возведению сооружений не должны создавать
опасности для соседних ранее возведенных сооружений (см.
пп. 13.4 и 13.9).
405
Важно также ознакомление со строительными нормами и
правилами того города, в котором должно возводиться здание.
При этом проектирование фундамента и его возведение могут
быть выполнены с учетом всех специфических местных правил.
При проектировании предполагаемого фундамента зачастую
может оказаться технически возможным его осуществление по
нескольким различным вариантам. Естественно, что предпочте-
ние должно быть отдано тому из них, который обеспечивает до-
стижение желаемой цели при наименьших затратах. Иногда для
выяснения этого вопроса можно ограничиться грубой оценкой,
но чаще для предварительного определения относительной стои-
мости фундаментов оказывается необходимым выполнять доста-
точно подробную разработку конкурирующих вариантов, проек-
тов. «Любые сметы и планы должны предусматривать соответст-
вующий надзор за ходом строительства. При всех работах по
возведению фундаментов значительную важность приобретает
компетентность и независимость инспекторов, находящихся на
месте строительства. Как правило, контроль за' характером ма-
териала и качеством отделки самого сооружения выполняют в
любое время после окончания работ. Однако такой надзор в от-
ношении фундаментов может потребовать очень больших за-
трат, а иногда просто невозможен в связи с тем, что фундаменты
закладываются в грунте.
Сметы и инструкции должны также предусматривать конт-
роль за поведением фундаментов как в период их возведения,
так и после окончания работ по возведению самого сооружения.
Следует помнить, что наши знания в области инженерного грун-
товедения во многих отношениях далеко не полны. Поэтому над-
лежаще поставленные и проведенные наблюдения за поведени-
ем реального сооружения очень важны, так как они позволяют
за счет весьма небольшого дополнительного расхода застрахо-
вать сооружение от всякого рода непредвиденных осложнений
и принять вовремя соответствующие защитные меры (см. п. 13.8).
13.2. Изыскания на строительной площадке. Различные ме-
тоды исследования грунтов в некоторых своих деталях были уже
рассмотрены в главе 12. Намечаемый к использованию метод
должен обеспечить накопление необходимых данных наиболее
дешевыми средствами. Само собой разумеется, что при прове-
дении исследований при заложении фундаментов под тяжелое
сооружение на песчаном слое или скале, подстилающих глини-
стый пласт, необходимость отбора больших образцов с ненару-
шенной структурой из этого пласта отпадает.
Вопрос о выборе наиболее целесообразного метода разведки
зачастую можно решить, используя данные, накопленные в пе-
риод более раннего строительства в непосредственной близости
от рассматриваемого участка. Однако когда приходится сталки-
ваться с новым, только еще осваиваемым районом, желательно
уже с самого начала проводить изыскания по гибкой программе,
406
позволяющей расширять или сокращать ее в зависимости от ха-
рактера первых полученных результатов.
Так, например, при проведении исследования грунтов под
здание, показанное в плане (ABCD) на рис. 13.1, на участке,
о котором не имеется никаких сведений, представляется целесо-
образным прежде всего пройти пять скважин 1—5 диаметром
2,5 дюйма по четырем углам и в центре проектируемого здания,
доведя их, если раньше не будет встречена скала, до глубины,
Рис. 13.1. Схема расположения сква-
жин на первом этапе разведки грун-
тов на участке проектируемого здания
ABCD
о — скважины 1—5 предварительного буре-
ния диаметром 2,5"; х— скважины 6—9 диа-
метром 4", проходившиеся позже, для от-
бора образцов с ненарушенной структурой
в 1,5 раза превышающей длину здания. Из всех встреченных пла-
стов отбираются «сухим» способом образцы с нарушенной струк-
турой (см. п. 12.6); при этом ведется регистрация ударов забив-
ки, потребовавшихся для погружения грунтоноса-ложки (см.
п. 12.9). Помимо этого из всех глинистых пластов с консистен-
цией от пластичной до твердой глины (см. табл. 12.5) отбирают-
ся 2-дюймовые образцы с ненарушенной структурой (см. п. 12.7).
Все образцы сразу же после их извлечения из толщи должны
быть доставлены в лабораторию грунтов. Из каждой скважины
все образцы связных грунтов как с ненарушенной структурой,
так и в перемятом состоянии должны быть подвергнуты испыта-
ниям с определением естественной влажности грунта wn (см.
п. 4.3), предела текучести wl, предела пластичности wp (см.
п. 4.7), прочности на сжатие в одноосном напряженном состоя-
нии qu. Кроме того, должна быть установлена деформация об-
разцов в перемятом состоянии при их разрушении (см. пп. 7.10
и 7.22). Все эти данные должны быть представлены графически,
как это показано на рис. 13.2. При этом характерные свойства
встреченных при бурении грунтов становятся сразу же очевид-
ными. При некоторых условиях в связи с весом здания может
возникнуть предположение о необходимости заглубления его
фундаментов до песчаного слоя, залегающего на глубине 65 фу-
тов от поверхности. В этом случае необходимо особенно тща-
тельное исследование свойств глины в покровном слое, включая
прогноз осадки возводимого на нем сооружения. При этом для
отбора, образцов с ненарушенной структурой потребуется буре-
ние скважин с минимальным диаметром 4 дюйма (скважины
6—9 на рис. 13.1).
Зачастую фациальная изменчивость грунтов и их свойств по
простиранию диктует такое расположение скважин, при кото-
ром возможно получить полный геологический профиль. Так, ес-
407
ли скважины 1—4, расположенные в связи с предполагаемым
строительством аэродрома в соответствии с рис. 13.3, вскроют
наличие в толще слоя мягкой глины с переменной мощностью,
то возникнет необходимость в заложении дополнительных сква-
Рис. 13.2. Графическое изображение наиболее важных свойств грунта
по данным испытания образцов, отобранных из одной скважины
/ — пылеватая глина; 2 —песок и гравий; 3 —глина; 4 — образцы «сухого»
отбора; 5 —образцы с ненарушенной структурой; 6 — нарушенная структура;
7 — ненарушенная структура
jkiih 5—9, что даст возможность пополнить профиль и сделать
надежный прогноз осадки здания (см. примеры 13.1—13.3).
Д' снВажип
Рис. 13.3. Возможное размещение
скважин, предназначенных для по-
строения профиля с необходимыми
для анализа данными
1 — давно отсыпанный грунт; 2 — мягкая
глина; 3 — очень старая насыпь; 4 — грунт,
отсыпаемый для проектируемого аэродро-
ма; 5 — песок
При составлении програм-
мы наблюдений за уровнем
грунтовых вод, необходимого
для рационального проектиро-
вания котлованов, следует пом-
нить, что эти уровни в течение
года могут изменяться, причем
в различных грунтах по-разно-
му. Это иллюстрируется на
рис. 13.4. Следует отметить
в подстилающем слое песка за-
паздывание во времени и иска-
жение амплитуды изменения
напора подземных вод по срав-
нению с колебаниями свобод-
ного уровня воды в реке. Это
408
запаздывание особенно отчетливо проявлялось в неглубоком
карьере, заложенном через пласт насыпного грунта в глинистой
толще, покрывающей песчаный горизонт. При низком стоянии
уровня воды в реке в карьере создается относительно подстилаю-
щего слоя так называемый подвешенный водный горизонт.
А — в р. Нил; В — в карьере, удаленном от реки на 3000 футов при его
глубине 13 футов в слое насыпного грунта мощностью 10 футов и в тол-
ще глины мощностью 25 футов; С — в наблюдательной скважине, опу-
щенной на глубину 43 фута через толщу глины в пласт подстилающего
ее песка и расположенной на расстоянии 4000 футов от реки
Изучение состояния уже существующих зданий, расположен-
ных вблизи предполагаемого места строительства новых соору-
жений, с учетом приведенных в п. 13.3 критических замечаний
зачастую может дать ряд ценных сведений о величине нагрузок,
которые могут быть надежно восприняты подстилающими слоя-
ми грунтов. Вид наклона трещин дает возможность изучить ха-
рактер вызвавшей их неравномерной осадки здания. Трещины,
показанные на рис. 13.5, а, свидетельствуют о том, что стена АВ
должна была опуститься по отношению к стене CD из своего
409
первоначального положения А'В'. Это должно было привести
за счет ее растяжения к удлинению диагонали СВ' до СВ и к об-
разованию трещин под прямым углом к ней, как это и показано
на рисунке. Конечно, тот же эффект мог возникнуть при условии
Рпс. 13.5. Схемы, поясняющие
возможный способ оценки ха-
рактера неравномерных осадок
здания в зависимости от накло-
на трещин в его стенах
а — трещины в поперечной стене,
вызванные осадкой одного из углов
здания от А'В' к АВ; б — трещины,
вызванные прогибом центральной
части фасадной стены
сохранения первоначального по-
ложения стены А'В' и перемеще-
нии стены CD, например, вслед-
ствие более интенсивного набуха-
ния сухой глины в период дождей
в ее основании под углом стены
и подъема последней. Таким же
образом трещины, показанные на
рис. 13.5, б, могли быть вызваны
или более значительной осадкой
центра стены за счет естествен-
ного уплотнения мягких глинис-
тых грунтов в подстилающих го-
ризонтах (см. рис. 13.11), или
более сильным набуханием сухой
глины, залегающей под краями
фундамента, и связанным с этим
подъемом стены в ее краевых
частях в период дождей в стра-
нах, где такие периоды являют-
ся сезонными. Судя по описани-
ям Вултортона (1936 г.), такие
явления наблюдались, например,
в некоторых районах Бирмы.
Термоосмос (см. 5.6) связан
с противоположными тенденция-
ми. О наличии деформаций зда-
ний могут иногда свидетельство-
вать результаты нивелирования парапета или его карниза.
13.3. Допустимая величина осадки сооружения в зависимости
от его типа. Для иллюстрации рассматриваемого положения об-
ратимся к нескольким примерам. «Падающая» башня в Пизе
(рис. 13.6, а) стала отклоняться от вертикали с самого начала
строительства; в ее основании — перемежающиеся пласты песка
и глины. Среднее давление на грунт в подошве фундамента
5 т/фут2. При сильном ветре давление у края возрастает до
10 т!фут2. Высота башни 150 футов. Ранний наклон башни явил-
ся для строителей сигналом назревавшей аварии. Было пред-
принято тщательно проведенное усиление кирпичной кладки
башни. Благодаря этому башня длительное время выдерживала
нагрузку, вызванную ее отклонением от вертикали на 14,7 фу-
та, т. е. на 9,7% ее высоты. Другое положение создалось в Вене-
ции, где в 1902 г. разрушилась старинная кампанила. Мо-
мент ее разрушения зафиксирован на рис. 13.6,6. Фундамент
410
башни базировался на часто расположенных деревянных сваях,,
забитых до толщи, сложенной перемежающимися прослоями
песка и глины. Среднее давление на грунт в подошве фундамен-
та составляло 6,4 т/фут2, у края фундамента при ветровой на-
грузке 62,5 фунт/фут2— 8,6 т/фут2. Башня отклонилась от вер-
тикали на 2,6 фута, или на 0,8%. Это не представляло опасности
Рис. 13.6. Влияние неравномерной осадки на наклон и состоя-
ние сооружения в зависимости от его конструкции
а — Пизанская башня, сохраняющая свою устойчивость при отклонении
от вертикали на 9,7% ее высоты; б — кампанила в Венеции (колоколь-
ня), разрушившаяся в 1902 г. в результате отклонения только на 0,8%
высоты
для башни до тех пор, пока внесение некоторых конструктивных
изменений не ослабило сооружение и не вызвало его неожидан-
ного разрушения. Ныне стоящая здесь башня была возведена
с сохранением архитектурных форм прежней, но уже на значи-
тельно более развитом фундаменте.
Большинство сооружений обладает некоторой гибкостью.
В пп. 9.1 и 9.4 было показано, что поверхность грунта, на кото-
рую воздействует равномерно распределенная нагрузка, будет
стремиться осесть больше в центре, чем по краям. Совершенно
гибкое сооружение может приспособиться к такой вогнутой по-
верхности грунта. С другой стороны, совершенно жесткое соору-
жение будет стремиться перекрыть такое вогнутое пространство
и выровнять осадку поверхности грунта в его основании путем
увеличения давления на грунт под своими краями. Несовершен-
411
но жесткие сооружения (с конечной жесткостью) при недоста-
точной их прочности и в то же время недостаточной гибкости,
чтобы приспособиться к вновь возникшему очертанию поверхно-
сти, могут оказаться перенапряженными, что и поведет к появ-
лению в них трещин.
Ниже приводится зависимость, связывающая кривизну изо-
гнутой балки, выражаемую через радиус ее кривизны г, с изги-
бающим моментом 7И, который на нее воздействует:
М=у-, (13.1)
где М— изгибающий момент;
/— момент инерции балки;
Е— модуль Юнга материала балки;
г— радиус кривизны.
Вывод этой зависимости можно найти в большинстве учебни-
ков по сопротивлению материалов.
При высоте d балки из однородного материала напряжение
от изгиба составляет
м —
(13-2)
Предполагая, что упругая линия является окружностью, ра-
диус кривизны г для балки с пролетом L можно грубо выразить
из разности yd ее осадки под центром и под краями:
г = —. (13.3)
8уа
Подставив выражение (13.3) в (13.2), получим
f=4^^-. (13.4)
Из этих выражений (см. также рис. 13.8) становится понят-
ным, почему теперь принято строить стальные баки по типу, изо-
браженному на рис. 13.7, располагая их стальное днище непос-
редственно на поверхности грунта, которую прикрывают только
тонким слоем песка и асфальта, чтобы защитить сталь от корро-
зии. Исследования Терцаги (1933 г.) показали, что сооружения
этого типа успешно используются там, где при тех же условиях
стальные баки, установленные на железобетонной ребристой
фундаментной плите толщиной 1 фут, разрушались. Плита тако-
го типа и такой толщины недостаточно прочна для того, чтобы
выровнять разность осадок yd, превышающую 2 или 3 дюйма
(см. пример 13.5). Как только плита окажется сломанной, поло-
жим, в точках Д В, С и D на поперечном сечении (рис. 13.8),
форма днища стального бака будет приспосабливаться к изме-
нениям поверхности бетонной плиты, т. е. к прямым линиям,
412
соединяющим эти четыре точки. Стальное днище бака будет рез-
ко изгибаться с образованием в этих точках весьма малых ра-
диусов кривизны г2, гз, ^4 и г5, намного меньших, чем показано
на схеме, которая вычерчена в искаженном масштабе. В резуль-
тате стальной лист будет разорван, что вызовет истечение жид-
кости, заполняющей бак. С другой стороны, тонкий стальной
лист днища бака при расположе-
нии его непосредственно на грун-
те, не подвергаясь нигде воздей-
ствию чрезмерных напряжений,
может без всякой для себя опас-
ности приспосабливаться к во-
гнутой поверхности грунта боль-
шими радиусами кривизны
Известно, что стальные баки та-
кого типа благополучно выдер-
живают значительную неравно-
мерность осадок, достигающую
Рис. 13.8. Схема, поясняющая при-
чину нарушения прочности бака,
аналогичного показанному на
рис. 13.7 и возведенного в одина-
ковых грунтовых условиях, но ус-
тановленного на сплошной железо-
бетонной плите толщиной 1 фут
типа перевернутого ребристого пе-
рекрытия
Рис. 13.7. Стальной бак, установ-
ленный непосредственно на грун-
те, благодаря своему гибкому
днищу надежно воспринимает не-
равномерную осадку
/ — очень мягкие суглинок и глина;
2 — очень твердая глина
1 фута (см. пример 13.7). Само собой разумеется, что прочность
основания сооружения на сдвиг, в особенности если оно сложе-
но глинистыми грунтами, должна изучаться во всех случаях без-
относительно к вопросу о влиянии разности осадок на само соо-
ружение (см. пп. 9.9, 9.10, 14.2 и 14.6).
На рис. 13.9 изображено сооружение диаметрально противо-
положного типа. Пятиэтажное здание хранилища для ценной
жидкости было разрезано на отдельные секции небольшого раз-
мера, которые были совершенно жесткими, так как у них все
продольные и поперечные стены, а также плиты перекрытия бы-
ли из железобетона и образовывали прочную монолитную конст-
рукцию, способную воспринимать значительные вторичные на-
пряжения. Старое здание, показанное с левой стороны схемы,
было разделено на четыре таких секции, а новое, приведенное в
413
центре схемы, — на шесть секций. Эпюра замеренных осадок
здания на рис. 13.9 показывает, что ни одна из секций не подверг-
лась изгибу и что вместе с тем все секции обоих зданий подверг-
лись осадке с незначительным равномерным наклоном. Это ука-
зывает на то, что швы расширения (размером 1 дюйм) только
частично выполняют свою функцию и что совместное действие
растягивающих усилий в сплошной фундаментной плите и сжи-
мающих усилий между соседними секциями в верхней части
Рис. 13.9. Разделение тяжелых сооружений швами на отдель-
ные жесткие секции, благодаря чему они могут воспринимать
без ущерба значительные неравномерные осадки
/ — температурные швы; 2 — поперечные стены (железобетонные); 3—ли-
ния осадки по теоретическим представлениям для гибкого сооружения;
4— фактическая осадка
каждого из швов, показанных на рис. 13.9 стрелками, предотвра-
щает любой излом в поверхности, равномерно наклоненной в ре-
зультате осадки грунта, как это показано на рис. 13.8. Несколь-
ко меньшая осадка нового здания у края, примыкающего к ста-
рому, по-видимому, объясняется тем, что грунт (рыхлый песок,
см. рис. 12.18) был здесь уже отчасти уплотнен весом старого
сооружения.
Разрезка новых зданий швами на небольшие весьма жесткие
и прочные секции нередко применяется в районах подземных
разработок, где иногда могут возникать непредвиденные, но
значительные просадки (сдвижка) поверхности грунта из-за об-
валов в заброшенных шахтах и штольнях, которые по оконча-
нии добычи ископаемых зачастую засыпаются только частично.
Таким строительным секциям иногда даже придают всего три
точки опоры.
Значительное большинство зданий в рассматриваемом смыс-
ле занимает промежуточное положение, т. е. относится к полу-
жесткому типу.
414
Строгий анализ допустимой величины прогиба, который зда-
ния могут переносить без значительного повреждения, невозмо-
жен, так как для такого прогноза мы не располагаем достаточ-
ным числом количественных показателей, характеризующих
прочность и упругие свойства всех стен здания из кирпичной
кладки, особенно при ослаблении стен оконными и дверными
а ю гр зочооо
О 5 10 15
Рис. 13.10. Характер деформации длинного трехэтажного кирпичного
здания под влиянием незначительной неравномерной его осадки,
указывающий на его малую жесткосгь (см. рис. 13.24) (Чеботарев,
1936 г.)
а — линии равного давления на глубине, отвечающей примерно 2/з мощности
сжимаемой толщи (гибкое сооружение); б — линии равных осадок; / — сущест-
вующая дорога; 2 — новая насыпь (планировка); 3 — реперы для нивелировки
проемами. При этом условии становится необходимым в наших
выводах базироваться на натурных наблюдениях и. измерениях
(см. п. 13.8).
Большинство зданий переносит общую осадку в пределах
2—3 дюймов без каких-либо повреждений. В этом случае нерав-
номерность осадок не превосходит 1 дюйма или близкую к это-
му. Можно считать поэтому, что кирпичная кладка большинства
зданий может без вреда для себя переносить такой прогиб. Это
415
Рис. 13.11. Неравномерная осадка и
распределение трещин по фасаду мас-
сивного здания. На расположение тре-
щин оказывают влияние заделанные
в кладку железобетонные элементы
(Чеботарев, 1938—1940 гг.)
положение иллюстрируется рис. 13.10. Следует отметить, что ли-
нии наблюденных равных осадок здания по величине и форме
отвечают закону распределения в глинистой толще в основании
сооружений вертикальных сжимающих напряжений. Эти напря-
исходя из предположения о
совершенной гибкости соо-
ружения (см. п. 9.7). Соот-
ветствие закона их распре-
деления и наблюденного ха-
рактера осадки здания сви-
детельствует о том, что
трехэтажное (высотой 50
футов) кирпичное здание
длиной 280 футов ведет се-
бя в рассматриваемом отно-
шении фактически так, как
будто оно почти совершенно
гибкое, и что длина в его ос-
новании была в отношении
ее сжимаемости достаточно
однородной по простиранию.
На здании нельзя было за-
метить никаких трещин.
С течением времени и увеличением осадки здания выравниваю-
щее осадку влияние полугибкого сооружения стало более замет-
ным (Ханна, 1950 г.).
Другой случай показан на рис. 13.11. Здание было намного
более тяжелым и высоким (90 футов), но по главному фасаду
короче (185 футов). Общая осадка здания была также более
значительной и из-за большей мощности сжимаемого слоя гли-
ны в его основании, а также из-за особенностей фундамента
здания превышала 12 дюймов. Нивелирование парапета указало
на разность осадки центра здания по фасаду относительно его
краев в 2 дюйма. Следует отметить, что кирпичная стена высо-
той 35 футов между парапетом и колоннами фасада прогнулась
без образования каких-либо трещин. Такое положение возникло
за счет непрерывной железобетонной обвязки над колоннами,
сопротивлявшейся растягивающим напряжениям в верхней ча-
сти стены, работавшей в данном случае как балка высотой 35
футов. Однако ниже колонн на стене высотой 13 футов возникли,
как это и показано на рисунке, трещины. Это может быть связа-
но с наличием по железобетонной насадке свайного фундамента
скользкого гидроизоляционного слоя. При деформации здания
насадка осталась неповрежденной, и трещины (как, например,
отмеченная на рис. 13.11 кружочком) начинались в кирпичной
кладке у самого гидроизоляционного слоя, где они были наи-
более широкими, сужаясь кверху. Во избежание такого явления
и для лучшей связи кирпичной стены с расположенной под ней
416
насадкой (см. рис. 15.12) этот слой должен укладываться по
уступам.
Другие аналогичные наблюдения показывают, что опасность
появления трещин в кирпичных зданиях, характер основания ко-
торых заставлял ожидать их осадки, может быть сведена до ми-
нимума при закладке в стенах по всему контуру здания непос-
редственно над оконными проемами и под ними непрерывных
железобетонных поясов с высотой, соответствующей одному или
двум рядам кирпичной кладки.
Рис. 13.12 свидетельствует о величине осадки, которую мо-
жет, не подвергаясь разрушению, перенести статически опреде-
лимое сооружение. Стальные фермы моста для поддержания его
Рис. 13.12. Мост с разрезной фермой, обеспечивающей,. не-
смотря на осадку 19 футов, нормальное железнодорожное
движение
первоначального уровня непрерывно поднимались домкратами,
тогда как кирпичный устой и подходная насыпь к мосту были
надстроены, когда их основание дало осадку, достигшую 19 фу-
тов. Слой 1 был представлен илом, слой 2 — глиной, а слой 3
был сложен мелкими песками с множеством пустотелых рако-
вин, раздавливанием которых можно объяснить значительную
часть осадки сооружения. Осадка устоев была большей со сто-
роны насыпей, так как здесь на грунт воздействовал дополни-
тельно их вес.
Мост, показанный на рис. 13.13, можно было продолжать
эксплуатировать, несмотря на то что его осадка достигла 6,5 фу-
та при разнице осадок между опорами 5 футов. Пунктирными
линиями без искажения в масштабе изображено начальное по-
ложение моста. Фундаменты моста были, вероятно, спроектиро-
ваны на основе полученных удовлетворительных данных по
забивке отдельных свай, что является ненадежным способом оцен-
ки их несущей способности (см. п. 15.4). Забивка свай шпунто-
вого ряда со стороны реки не снизила интенсивности непрерывно
измеряемых осадок. Это обстоятельство свидетельствовало до-
27—277
417
полнительно о том, что осадка моста была первоначально вызва-
на уплотнением грунтов в его основании, а не их выпором в го-
ризонтальном направлении и вверх. Прилегающая к устою мо-
ста насыпь была удалена и заменена легкой эстакадой. Это
мероприятие заметно снизило интенсивность его осадки. Статиче-
ски неопределимое сооружение, например двухшарнирная арка,
при той неравномерности осадок, которую способна переносить
Рис. 13.13. Мост в виде трехшарнирной арки, перенесший значительную
деформацию, вызванную неравномерной осадкой его опор с разностью
в 5 футов (Рыбаков, 1937 г.)
1 — осадка в 1'1"; 2— осадка 3": 3 — осадка 6'1"; 4 — осадка 3 фута; 5 — осадка 6'4";
6 — шпунтовые ряды; 7 — песок; 8— алеврит; 9 — глина; 10 — глина с прослоями торфа
без вреда для себя трехшарнирная арка, была бы неизбежно
разрушена.
13.4. Учет наличия и характера соседних сооружений при про-
ектировании фундаментов. Рис. 13.14 иллюстрирует случай на-
рушения прочности здания, возведенного ранее на сжимаемых
грунтах, который может иметь место в связи с осадкой вновь
выстроенного здания. Серьезно поврежденное старое четырех-
этажное кирпичное здание с железобетонным каркасом благо-
получно существовало много лет до тех пор, пока рядом с ним
не было построено новое восьмиэтажное здание. Оба здания бы-
ли возведены на свайных фундаментах с короткими сваями
(длиной 25 футов), забитыми в покровный слой коры высыхания
глинистого грунта в твердой консистенции, подстилавшегося
грунтом в более мягкой консистенции. Осадка грунта вокруг
нового здания распространилась под ранее возведенное здание
и вызвало в нем разность осадок, что повлекло за собой образо-
вание трещин в 6 дюймов в стенах последнего (ср. с рис. 13.5,а).
Зачастую придерживаются убеждения, что конструктивный
шов шириной порядка 1 дюйма между частями зданий различ-
ной высоты и веса является достаточным, чтобы предотвратить
нарушение прочности более легкой части здания в результате
осадки, вызванной более тяжелой его частью. Такое мнение оши-
бочно, так как невозможно разделить конструктивным швом
418
толщу грунта между двумя такими секциями здания. При этом
условии осадка грунта вокруг более массивной части здания,
как это показано на рис. 13.15, распространится и будет захо-
дить под более легкую его часть, осадка которой Si намного
меньше, чем осадка S2 более массивной части здания. Влияние
осадки вновь выстроенного здания может распространяться
вокруг него на значительное расстояние (см. рис. 13.9). Если та-
Рпс. 13.14. Нарушение прочности
старого четырехэтажного здания
(показано на фотографии слева и по
центру), вызванное влиянием осадки
смежной территории вблизи нового
восьмиэтажного здания, расположен-
ного правее (Ханна и Чеботарев,
1936 г.)
Рис. 13.15. Схема к анализу
значимости мер, необходимых
для предотвращения разруше-
ния легких пристроек под
влиянием осадки от более мас-
сивных частей сооружения
кое ранее возведенное здание или более легкая часть нового спро-
ектированы с учетом восприятия напряжений, вызванных неко-
торым нависанием их над просевшей поверхностью грунта
(рис. 13.15, б), то прочность их будет обеспечена. В противном
случае их осевшая часть будет входить в просевшую поверхность
грунта (рис. 13.15, в), что может вызвать нарушение их проч-
ности, подобное показанному на рис. 13.14. В результате такого
положения может быть предъявлен иск на значительную сумму.
Юридических норм в отношении ответственности за причинен-
ный таким образом ущерб сооружениям, принадлежащим раз-
личным владельцам, не имеется.
При возведении здания в районах, где слои грунтов с высо-
кой несущей способностью залегают на глубине вне пределов их
27*
419
легкой досягаемости при строительстве, неизбежность нерав-
номерных осадок зданий должна быть учтена при архитектурном
их оформлении. Значительной разницы по высоте отдельных час-
тей сооружения, подобной показанной на рис. 13.15, следует из-
бегать. Если это требование удовлетворить невозможно, должны
быть по крайней мере предприняты меры по возведению низкой
части сооружения с некоторым запаздыванием, когда большая
Рис. 13.16. При возведении зда-
ния II следует укрепить фунда-
мент под стеной А здания I;
при последующей постройке зда-
ния III необходимо предусмот-
реть устройство его фундаментов
на сваях или опускных колодцев,
обеспечивающих наименьшее
смещение грунта
часть осадки массивной части
здания уже проявится. Чаще
всего для этого достаточно од-
ного года. Так или иначе, шту-
катурные работы или работы
по облицовке фасада камнем
должны откладываться, так
как всякая деформация зда-
ния наиболее очевидным и не-
приглядным образом обнару-
живается в первую очередь
в таких хрупких материалах,
используемых для наружной
отделки. Деформация строи-
тельных конструкций в подоб-
ных случаях обычно не вызы-
вает нарушения их прочности.
Прогноз осадки сооружения
(см. п. 13.7) и контрольные наблюдения за ней (см. п. 13.8) бу-
дут всегда способствовать разработке деталей проекта сооруже-
ния и назначению правильной очередности его возведения.
Вопрос об относительном заглублении фундаментов нового
и старого примыкающего к нему зданий должен всегда являть-
ся предметом тщательного изучения. Допустим, например, что
здание II, показанное на рис. 13.16, имеет два подвальных этажа.
Благодаря этому его фундамент покоится на скале. В то же вре-
мя примыкающее к нему существующее и более легкое здание I
имеет только один подвальный этаж и возведено на покровном
слое плотного песка. В этом случае под стену А здания / должен
быть подведен новый фундамент (см. п. 15.13), чтобы обеспечить
передачу ее веса на скалу и тем самым предотвратить выпира-
ние песка, на котором покоится здание I, в более глубокий кот-
лован здания II.
Аналогично этому, если здание III более поздней постройки
имеет только один подвальный этаж, наличие двух таких этажей
примыкающего здания II, построенного несколько ранее, долж-
но оказать влияние на выбор фундамента для нового здания III.
Он должен быть опущен до скалы, так как в ином случае на
стены и внешние колонны здания II по линии В будет воздейст-
вовать значительное боковое давление. При возведении зда-
ния II на свайном фундаменте должны использоваться сваи,
420
вызывающие минимальное смещение грунта вбок, например
стальные трубы с открытым торцом (см. п. 15.9), и, следователь-
но, приводящие к минимальному увеличению бокового давления
на существующую стену В. Тогда все здание III должно опирать-
ся на такие сваи или опускные колодцы, доведенные до скалы,
так как в противном случае ему будет угрожать неравномерная
осадка.
При проектировании подобных сооружений также должен
быть рассмотрен вопрос о возможном влиянии на них снижения
уровня грунтовых вод (см. п. 13.9).
Рис. 13.17. Схема к рассмотрению вопроса о необходимой глубине
заложения фундаментов
13.5. Требуемая глубина заложения фундаментов. Во всех
случаях фундамент должен быть опущен ниже глубины h
(рис. 13.17, а) сезонных изменений в покровном слое грунта, т. е.
глубже подошвы так называемого активного слоя грунта, кото-
рый может подвергаться воздействию мороза и другим подоб-
ным влияниям (см. п. 14.11).
На рис. 13.17 показаны три гипотетических пласта грунта.
Предполагается, что мощность каждого пласта может изменять-
ся от 10 до 40 футов и что фундамент может быть заложен на
любом из этих трех пластов исходя из указанных ниже сообра-
жений. Следует избегать, насколько это возможно, фундаментов
глубокого заложения, так как их стоимость сильно возрастает
с глубиной. Обоснование фундамента на верхнем пласте А, как
показано на рис. 13.17, а, будет приемлемо для всех типов и для
любого веса сооружений при условии, что все три слоя А, В и С
характеризуются удовлетворительной несущей способностью.
Если пласт А сложен плотным и прочным грунтом и в то же вре-
мя один из пластов В и С или оба пласта представлены слабыми
грунтами, то на пласте А могут базироваться только легкие со-
оружения. Предельно допускаемый вес сооружения может быть
определен исходя из анализа предстоящей осадки (см. п. 13.7)
с учетом специальных вопросов, рассматриваемых в пп. 13.1,
13 3 и 13.6.
421
Если пласт А сложен слабым грунтом, в то время как пласт В
представлен прочной породой, то нагрузка от сооружения долж-
на быть передана на пласт В, как показано на рис. 13.17,6, по-
средством свай или опускных колодцев. Если грунт в подстилаю-
щем пласте С ослаблен на значительную глубину, то предельный
вес сооружения, который может быть передан на пласт В, опре-
деляется способом, подобным только что описанному для плас-
та А.
Если оба пласта А и В слишком слабы для того, чтобы вос-
принять нагрузку от проектируемого сооружения, в то время как
Рис. 13.18. Неравномерность осадки и возникшее от этого по-
вреждение здания пристани трансатлантического судоходства
в порту Гавр потребовали укрепления фундаментов под колон-
ны 3, 4, 5 и 6-го ряда и передачу воспринимаемых ими нагрузок
на слой плотного гравия, залегающего на отметке —60 футов
(Фрейссине, 1939 г.; Родно, 1935 г.)
пласт С характеризуется плотным грунтом, то фундамент дол-
жен быть заглублен до пласта С.
В любом случае желательно избегать обоснования отдельных
частей одного и того же сооружения на различных пластах грун-
тов, даже если нагрузка от них изменяется в широких пределах,
так как иначе может найти место значительная неравномерность
их осадок. Это соображение иллюстрируется рис. 13.18. Стенка
набережной была образована кессонами (см. п. 16.16), опущен-
ными до слоя плотного гравия с кровлей на отметке —60 футов.
Пролеты между отдельными кессонами были перекрыты желе-
зобетонными плитами, уложенными на отметке, близкой
к +20 футов.
Колонны рядов 1 и 2 здания пристани и некоторая часть на-
сыпного слоя поддерживались заранее заготовленными длинны-
ми железобетонными сваями, забитыми до того же плотного гра-
вия на отметке —60 футов; в остальных четырех рядах ко-
422
лонн 3—6—короткие сваи, опущенные до верхнего слоя гравия
на отметке ±0,0. Характер наклона трещин в зонах А и В пока-
зывает, что уплотнение мягкой глины, залегающей под этим сло-
ем гравия, должно вызывать большую осадку по центру здания
пристани, даже если все ряды его колонн будут поддерживаться
гравием верхнего слоя (ср. с рис. 13.5,6). Отсюда возникла не-
обходимость возведения колонн рядов 3—6 на длинных сваях,
опущенных до отметки —60 футов. Однако образование в зоне А
многих крупных трещин несомненно явилось следствием того,
что первоначально предусмотренная осадка опоры колонн ря-
дов 1 и 2 отсутствовала.
Изложенное выше дает в краткой форме представление о не-
обходимых мероприятиях, отвечающих несколько упрощенным
предельным схемам работы сооружений. В реальной практике
может возникнуть бесчисленное множество сочетаний других
особых условий. При таком положении выбор решения, наилуч-
шим образом удовлетворяющего всем этим условиям в каждом
частном случае, является искусством, которое может развивать-
ся только на базе практического опыта, подкрепленного глубоким
знанием связанных с рассматриваемым вопросом основных тео-
ретических положений.
13.6. Устройство подвальных помещений как средство умень-
шения осадок. Устройство под зданиями подвальных помещений
оказывает благоприятное влияние на работу сооружений благо-
даря тому, что выемка грунта для них увеличивает безболезнен-
но воспринимаемую грунтом предельную нагрузку в связи
с уменьшением опасности нарушения его прочности в результате
сдвига. Однако это положение справедливо лишь для фундамент-
ных плит (см. пример 14.1). Вместе с тем величина предельной
нагрузки на столбчатые фундаменты мелкого заложения в грун-
те, свойства которого не изменяются с глубиной, оказывается не
зависящей от вскрытия котлованов для таких подвальных по-
мещений.
С учетом некоторых существенных недостатков выемка грун-
та под подвальные помещения может служить в качестве одного
из мероприятий уменьшения осадки здания. Сущность этих не-
достатков на начальном этапе не была полностью осознана.
В 1932 г. А. Казагранде привел в своей работе кривую
(рис. 13.19, б). Согласно этой кривой, здание телефонного узла
в Олбани не испытывало осадки до тех пор, пока вес здания не
превысил веса грунта, вынутого из котлована. Вместе .с тем на-
блюдения, проведенные Ханна и Чеботаревым в Египте, показы-
вают, что осадки, как это видно из рис. 13.20, начинаются при
значительно меньших нагрузках. Приблизительно в то же время
Кьювес (1936 г.) сообщил об измерениях, проведенных в выем-
ках г. Мехико, которые показали неравномерное пучение дна
этих котлованов на величину, достигавшую 4 футов (см. рис. 14,5).
Некоторого погашения такого поднятия следовало ожидать уже
423
вскоре после начала строительства. Такое явление было отме-
чено в действительности в период более поздних наблюдений,
проведенных в Бостоне А. Казагранде и Р. И. Федамом (1944 г.).
Наконец, исследования Чеботарева (1946 г.) показали, что часть
данных, первоначально опубликованных в 1932 г. А. Казагранде,
была связана с некоторыми заблуждениями и что действитель-
ная осадка здания телефонного узла в Олбани соответствовала
пунктирной линии на рис. 13.19, б. Эта кривая относится к части
Рис. 13.19. Графики, на основании которых в 1932 г. возникло убеж-
дение в том, что осадки сооружения начинаются не ранее того, как
его вес превысит вес грунта, удаленного из котлована. Проведен-
ные позже исследования (1946 г.) показали несостоятельность этого
представления в связи с неточностью исходных данных (Глик,
1930 г.; Казагранде, 1932 г. и Чеботарев, 1946 г.)
а — поперечное сечение жесткого каркаса фундамента; б — кривые по Каза-
гранде и Чеботареву; 1 — время соответствия веса здания весу грунта, уда-
ленного из котлована; 2 — начало возведения ростверка; 3 — завершение кир-
пичной кладки; 4 — максимальная временная нагрузка; 5 — реальная временная
нагрузка; 6 — общая постоянная нагрузка; 7 — вес грунта, удаленного из кот-
лована; 8— отсутствие осадки; 9—осадка по А. Казагранде (1932 г.); 10— осад-
ка по Чеботареву (1946 г.)
424
здания, где при выемке котлована под подвалы не было оползня
(см. п. 14.6).
Тем не менее при трезвом учете некоторых ограничений и не-
достатков выемка грунта из котлованов под подвальные поме-
щения может успешно использоваться в целях уменьшения осад-
ки зданий. Перечень принимаемых при этом мер предосторож-
ности и более подробный анализ проблемы приводятся в п. 14.6.
Рис. 13.20. Наблюдения, проведенные в Египте, за осадкой бака для воды,
показавшие, что осадка возникает значительно ранее, чем вес бака до-
стигнет веса грунта, удаленного из котлована (Ханна и Чеботарев,
1936—1940 гг.)
/ — вес грунта, извлеченного из котлована; 2 — вес воды в баке; 3 — начало наблю-
дений; 4 — кривая, построенная по показаниям точки 2 (минимальным); 5 —кривая,
построенная по точкам, соответствующим среднеарифметическому из восьми показа-
ний; 6 — кривая, построенная по показаниям точки 6 (максимальным)
13.7. Анализ осадок. Под анализом осадки сооружений под-
разумевают исследование и подробное изучение всех факторов,
которые могут оказать влияние на величину и характер осадки.
Для проектирования фундаментов особенно важно знать: харак-
тер распределения осадок в плане, конечную величину осадки
и скорость ее нарастания и затухания.
Сами осадки могут вызываться совместным воздействием кон-
солидации грунта в вертикальном направлении, а также его от-
давливанием в горизонтальном направлении и вверх под влия-
нием бокового давления и касательных напряжений (см. рис. 9.5
и 9.8). Составляющая осадки от смещения грунта в стороны и по
вертикали имеет практическое значение главным образом при-
менительно к таким грунтам с малым сопротивлением сдвигу,
как весьма пластичные глины, которые могут легко отдавливать-
ся подобно вязкой жидкости. Осадка, связанная с этим явлением
в таких грунтах, может быть ослаблена забивкой шпунта по пе-
риметру фундамента (см. пример 15.4).
При всех других грунтах обычно преобладает роль осадки,
вызываемой их консолидацией в вертикальном направлении. По-
этому анализ вопроса об осадке сооружений, как правило, огра-
ничивается изучением только последней ее составляющей.
425
Конечную величину осадки для некоторой точки основания
определяют следующим образом. Как показано в примере 9.2,
прежде всего устанавливают расчетом приращение вертикаль-
ного давления на нескольких уровнях сжимаемых грунтов, сла-
гающих толщу основания, от приложенной к поверхности толщи
нагрузки на фундамент. Соответствующие величины модуля объ-
емного сжатия mv определяются, как показано в примере 6.2, на
основе данных лабораторных компрессионных испытаний образ-
цов с ненарушенной структурой. После этого определяют расче-
том осадку за счет уплотнения каждого слоя и затем, как ука-
зано в примере 13.2, для получения общей конечной величины
осадки поверхности частные осадки суммируют. Слой грунта,
уплотнение которого вызывает осадку, равную 75% общей осад-
ки поверхности, называется очагом осадки.
Следует помнить, что образцы грунта при их отборе из толщи
подвергаются различного рода нарушениям и что, как это отме-
чено в п. 13.8, правильность прогнозов величины осадки соору-
жения в значительной степени зависит от проведения системати-
ческих натурных наблюдений за существующими сооружениями
в данном районе. Большинство проведенных до настоящего вре-
мени наблюдений показывает, что фактические осадки, как пра-
вило, несколько меньше по сравнению с предсказываемыми на
основании данных лабораторных компрессионных испытаний,
несмотря на тот факт, что при этом учитывается только одна из
двух теоретически возможных составляющих осадки Ч
Исключением из этого правила являются некоторые сооруже-
ния, расположенные вблизи берегов рек или озер, где отдавлива-
ние из-под фундаментов пластичной глины в стороны и вверх по
направлению к ним облегчается.
Вместе с тем исследования, проведенные в Египте (Чебота-
рев, 1936 г.), показали, что осадки, определенные расчетом обыч-
ным путем по первичной компрессионной кривой нагрузки, были
по крайней мере в 2 раза больше фактических. Это объясняется
расширением грунта в образцах на начальном этапе при их от-
боре из толщи и в последующем пучением в компрессионном при-
боре некоторых разновидностей глин при подаче в прибор воды.
Чтобы исключить влияние этих явлений, образцы таких грунтов
должны предварительно уплотняться (см. п. 6.4) под нагрузкой,
отвечающей предварительному обжатию их в природных усло-
виях. Величина этой нагрузки должна сначала определяться на
отдельном образце, взятом из того же слоя. После этого нагрузка
уменьшается до величины, соответствующей весу масс породы,
перекрывающих горизонт, с которого был взят образец. Затем
1 По данным строительной практики в Советском Союзе, это положение
в основном справедливо лишь для сооружений с малоразвитыми фундамента-
ми. В противном случае прогноз осадок приводит обычно к преувеличенным
их значениям. {Прим, ред.)
426
нагрузка снова увеличивается. Полученная таким образом вто-
рая ветвь нагружения (рис. 13.21) используется для определе-
ния величин m'v. Как было установлено, полученные значения
коэффициентов объемного сжатия m'v очень хорошо согласуют-
ся с величинами, определенными из данных натурных наблюде-
ний. Аналогичные результаты с использованием той же методи-
ки были получены Чеботаревым и Шуйлером^ (1948 г.) для плот-
ных ленточных глин из Олбани,ч шт. Нью-Йорк, что показано
Рис. 13.21. Модуль объемного изменения mv на-
бухающих глин, испытываемых в подводном
состоянии, следует определять по вторичной
ветви нагрузки в компрессионном приборе
(по Чеботареву, 1936 г.)
/ — образец с ненарушенной структурой: 2 — нагрузка, от-
вечающая весу покрывающих пластов; 3 — вторичная
ветвь нагрузки; 4 — образец с нарушенной структурой
(второй)
на рис. 13.22. Этот график позволяет выявить влияние разного
рода других факторов, которые должны учитываться при сопо-
ставлении результатов полевых наблюдений за осадками соору-
жений и определенных с помощью величин /п' по данным лабо-
раторных компрессионных испытаний. Приведенные на этом
графике величины /?/, полученные из лабораторных испытаний,
относятся к диапазону нагрузок, отвечающих увеличению на
1 т!фут2 нагрузки от веса породы в толще, перекрывающей го-
ризонт, с которого был взят образец грунта.
Ханна (1950 г.) была предпринята попытка предотвратить на-
бухание египетских глин, подобных тем, которые рассматриваются
на рис. 13.21, несколько иным способом. В этом случае исполь-
зовался грунтонос, состоящий из отдельных колец, которые не-
посредственно загружались в компрессионные приборы поплав-
427
крвого типа (см. п. 6.2). Предполагалось, что относительно тол-
стые стенки таких кольцевых грунтоносов и вытекающее отсюда
высокое значение их коэффициента площади (см. п. 12.7) не при-
чиняют ущерба образцам этих глин, мало чувствительных к воз-
можному нарушению их естественного состояния (см. п. 7.22).
Подобная методика может быть усовершенствована в примене-
нии к более чувствительным в этом смысле глинам путем распи-
ливания трубок тонкостенных грунтоносов «Шелбай» на отдель-
Рис. 13.22. Сопоставление величин модулей объемного изменения
mv, определенных с осреднением результатов лабораторных комп-
рессионных испытаний, проведенных по различным методикам, и из
наблюдений за осадками зданий А и В (Чеботарев и Шуйлер.
1948 г.)
/ — образец без воды с ненарушенной структурой; //— то же, с водой; III— об-
разец с нарушенной структурой; IV — нагрузка, уменьшенная за счет веса
вынутого из котлована грунта; V — нагрузка без учета веса вынутого грунта;
VI — нагрузка, уменьшенная за счет веса грунта, вынутого из котлована;
VII — нагрузка без вычета веса вынутого из котлована грунта
ные кольца с удалением при помощи специального приспособле-
ния поверхностных слоев глины, нарушенных при перепиливании
трубок. Компрессионные испытания проводятся при этом без из-
влечения образцов из колец.
Сжимаемость водонасыщенных глинистых грунтов может из-
меняться в значительных пределах. Так, наблюдения за соору-
жениями показывают, что консолидированным в естественных
условиях пластичным глинам и пылеватым грунтам могут отве-
чать значения m'v от 0,01 до 0,06 фут21т, в то время как более
твердые переуплотненные глины (которые приобретают эти свой-
ства, например после обсыхания) будут иметь значения т'о в пре-
делах 0,003—0,01 фут2!т.
428
Скорость нарастания осадки сооружений, возведенных на гли-
нистых грунтах, может быть найдена, как уже указывалось
в примерах 6.3—6.5, после определения отвечающих им коэффи-
циентов фильтрации и выявления граничных условий дрениро-
вания толщи. Рис. 13.23 свидетельствует о возможном влиянии
величин коэффициента фильтрации и мощности обжимаемого
слоя на время, которое требуется для того, чтобы осадка достиг-
ла 90% полной осадки сооружения (см. примеры 13.1 и 13.3).
Рис. 13.23. Время, необходимое для
достижения 90% консолидации
(в соответствии с теорией консоли-
дации Терцаги) (Чеботарев, 1938 г.)
/ — водопроницаемый слой: II — слой гли-
ны: I — кривая, соответствующая грунту
с коэффициентом фильтрации
k = 2 • 10 ~4 фут!год = 2 • 1О~10 см!се к \
2 — то же, при k = 2 • 10“3 фут!год =•
= 2 • 10“® см{сек', 3 — то же, при Л=
= 2 10“2 фут!год = 2 • 10“8 см!сек-,
4 то же, при k = 2 • 10“ фут!год =
= 2-10“7 см!сек
Как видно, этот график относится к наиболее простым гранич-
ным условиям и принятой величине модуля объемного измене-
ния m'v = 0,01 фут21т. Более высокая величина m'v свидетельство-
вала бы о необходимости удаления из пор грунта большого ко-
личества избыточной воды, что привело бы к несколько более
длительной осадке [см. уравнение (6.31)]. Метод прогноза оса-
док при граничных условиях, допускающих только частичное
дренирование грунта, т. е. для толщи грунтов, сложенных после-
довательно сменяющимися пластами пород с различной водопро-
ницаемостью, разработан Гамильтоном Греем (1945 г.).
13.8. Контрольные наблюдения за сооружениями. Наблюде-
ния за осадкой сооружений как в период их возведения, так и по-
сле служат контролем за их поведением и гарантируют от непред-
виденного развития тех или иных явлений, которые могут вы-
звать нарушение их прочности, если не будут своевременно при-
няты соответствующие меры. Приведем пример. Один из несколь-
ких быков на свайных фундаментах, поддерживающих неразрез-
ные фермы береговых пролетов большого моста, подвергся
нарастающей осадке, что было установлено повторными нивели-
ровками. Это дало возможность поддержать опоры фермы на не-
обходимом уровне и тем самым избежать повреждения фермы
в течение всего периода осадки быка путем многократного выве-
шивания фермы домкратом и использования под ее опорными
плитами прокладок. В другом случае длительное наблюдение за
осадкой очень сильно поврежденного трещинами здания показа-
ло, что его осадка интенсивно затухает. Это обстоятельство
429
исключило необходимость в использовании намеченного усиле-
ния фундамента. Стоимость таких наблюдений по сравнению
с важностью и значением получаемых при их проведении дан-
ных поистине ничтожна.
Для наблюдений за осадкой сооружений на них должны быть
установлены постоянные реперы. Терцаги (1938 г.) разработал
тип репера \ удовлетворительный внешний вид которого соче-
тается с надежностью его действия. Для получения ясной карти-
Рис. 13.24. Кривые зависимости осадки от времени
с отражением на их характере условий, определяю-
щих режим толщи основания сооружений, в част-
ности изменения уровня грунтовых вод (ср. с рис.
13.10) (Чеботарев, 1940 г.)
1 — общая (временная и постоянная) нагрузка 0.7 кг/см1 2-
2 — линия, соответствующая минимальным показателям;
3 — линия по осредненным показателям; 4 — линия по мак-
симальным показателям
ны осадки всего сооружения необходимо закладывать в него
большое число таких реперов. Например, для здания, показан-
ного на рис. 13.10, потребовалось 45 реперов. При наблюдении
за осадкой в переполненных людьми подвальных помещениях,
а также в машинных отделениях или фабричных цехах оптиче-
ская нивелировка может быть успешно заменена гидравлически-
ми уровнями специального типа.
Нивелировка зданий для наблюдения за их осадкой должна
проводиться с самого начала строительства. С этой целью
у колонн в подвалах должны устанавливаться реперы, например
1 Размеры репера, показанного в работе Терцаги, приведены ошибочно
в дюймах; диаметр репера равен 32 мм, а не 32 дюйма. (Прим, ред.)
430
на уровне, помеченном крестиком и цифрой 1 на рис. 13.19, а.
В данном частном случае после завершения строительства ниве-
лировку здания пришлось прервать, так как расположение в под-
вальном помещении репера уже трудно было связывать с внеш-
ними исходными реперами, находившимися на поверхности грун-
та. Затруднения такого рода могли бы быть легко преодолены
при своевременной закладке нескольких наружных реперов, на-
пример на тех же колоннах, где были установлены реперы, но
уже на уровне, отмеченном на рис. 13.19, а крестиком и цифрой 2.
Сжатием колонны в пределах между уровнями 1 и 2, естествен-
но, можно пренебречь и считать, что осадка реперов на этих
уровнях одной и той же колонны идентична. При этих условиях
можно в любое время легко увязывать наружную нивелировку
с нивелировкой по реперам в подвале.
Накопленные таким образом данные о поведении сооружения
должны быть отображены в графической форме. Дополнительно
к плану распределения осадок по площади сооружения, пока-
занному на рис. 13.10, должны быть построены кривые нараста-
ния осадок во времени (рис. 13.24) наряду со всеми другими
данными, связанными, например, с осадкой сооружений, с коле-
баниями уровня грунтовых вод (ср. с примером 13.4). В этих
графических материалах должны быть отображены нагрузка на
грунт, геологическое строение основания и осадка сооружения
по тем или иным разрезам, как это показано для другого здания
в качестве примера на рис. 13.25.
В реальных условиях существуют три основных типа кривых
зависимости осадки сооружений от времени. В первом случае
большая часть осадки будет проявляться еще в период его воз-
ведения. Такое положение характерно для сооружений, возводи-
мых на плотных проницаемых грунтах. При возведении соору-
жений на глинистых или пылеватых грунтах характер кривой
может быть различным в зависимости от того, что будет пре-
обладать — «первичный или вторичный эффект времени»
(см. п. 6.9). Если грунт следует законном консолидации Терцаги,
осадка здания будет постепенно затухать и полностью прекра-
тится через некоторый период после завершения строительства.
Кривая зависимости осадки от времени будет в данном случае
иметь параболическую форму — это второй тип кривой. При
третьем типе кривая зависимости осадки от времени может но-
сить уже линейный характер или с самого начала, или в виде
касательной к параболе начального периода. Это положение мо-
жет быть следствием двух причин: или осадка вызывается воз-
можной опасной деформацией сдвига всей массы грунта
(см. п. 9.10), или структура грунта такая, что она затрудняет
скольжение слагающих его частиц и тем самым его консолида-
цию. Однако эти так называемые «вторичные эффекты времени»
проявляются и в период лабораторных испытаний на консоли-
дацию (см. п. 6,9). Они могут возникать в торфе и некоторых
431
других грунтах (см. п. 11.8). Этот вопрос имеет существенное
значение в связи с условиями использования песчаных дрен
(см. п. 19.4).
Наклон заводской трубы или башен с малоразвитой базой,
вызванный неравномерной осадкой фундамента, может быть оце-
Рис. 13.25. Графическая обработка данных, полу-
ченных по надлежаще проведенным наблюдениям
за осадкой здания (Чеботарев и’Шуйлер, 1948 г.)
а — рост нагрузки; б — геологические условия; в — вели-
чина осадки; г — кривые зависимости осадки от времени;
/ — поверхность сравнения; 2 — осадка через 1 год после
завершения строительства; 3 — осадка через 16 лет после
завершения строительства; 4 — период строительства
нен с помощью тео-
долита. Однако при
измерении измене-
ний такого наклона
следует иметь в ви-
ду, что односторон-
ний нагрев лучами
солнца может вы-
звать боковой изгиб
трубы с упругой ли-
нией параболическо-
го характера. Чебо-
тарев (1936 г.) из-
мерил с помощью
клинометров Гугген-
бергера (нивелир с
микрометрически м и
винтами для изме-
рения изменений в
наклоне) суточное
смещение верха ми-
нарета высотой 130
футов и шириной 12
футов. Было обнару-
жено, что такое сме-
щение несколько
превышает 7г дюй-
ма. Суточное смеще-
ние верха минарета
в плане образовы-
вало петлю. Отсюда
следует, что все точ-
ные измерения на-
клона труб теодоли-
тами должны вы-
полняться в облачную погоду или ночью.
В выемках важных объектов следует измерять, где это воз-
можно, боковое давление грунта (см. п. 10.18). Эти наблюдения
лучше всего проводить, измеряя усилия, возникающие в связи
с ним в распорках крепления. Существует несколько методов та-
ких измерений. Первый из них связан с измерением деформации
распорок, из величины которой можно затем определить и дей-
ствующие в них усилия, зная модуль Юнга их материала и пло-
432
щадь поперечного сечения распорок. Голдер (1948 г.) опубли-
ковал методику успешного применения этого способа для выдер-
жанных деревянных распорок. При металлических распорках
предпочтительнее пользоваться тензометрами Карлсона L Эти
приборы основаны на использовании весьма тонких предвари-
тельно напряженных проволок, намотанных на фарфоровые ка-
тушки, и работают по принципу измерения изменения электри-
ческого сопротивления при дистанционном контроле, подобно
тензометрам SR-4. Приборы Карлсона отличаются большим по-
стоянством в показаниях, так как в них не применяется цемент,
который подвергается во времени беспорядочным объемным из-
менениям. Эти приборы могут быть также успешно использова-
ны для дистанционного контроля за растягивающими усилиями,
действующими в анкерах шпунтовых стенок (см. п. 16.14). Вто-
рой метод измерения величин бокового давления основан на при-
менении гидравлических домкратов для следующих друг за дру-
гом измерений усилий, действующих в распорках.
Наблюдения такого рода, начатые на ранних этапах строи-
тельства, могут обеспечить значительную экономию на более
поздних стадиях проходки котлованов.
Подход к проектированию шпунтовых стенок и распорок «по
ходу строительства», несмотря на административные трудности,
которые при этом возникают, полностью оправдывает себя, если
он основывается на данных наблюдений за величиной бокового
давления в натуре1 2.
Об использовании приборов для измерения порового давле-
ния и давления грунта будет сказано в пп. 17.6 и 19.6.
13.9. Осадки, вызванные понижением уровня грунтовых вод.
Проходка выемок в песчаных грунтах или грунтах, связанных
с пластами сильно проницаемых пород, зачастую требует искус-
ственного понижения уровня грунтовых вод с помощью колод-
цев (см. п. 14.9). Это уменьшает взвешивание и, следовательно,
увеличивает эффективный вес грунта в пределах зоны пониже-
ния (см. пример 13.4). В результате данный слой, а также под-
стилающие его слои получают добавочную нагрузку и претерпе-
вают дополнительное уплотнение. При этом будет возникать
новая осадка поверхности.
В качестве примера следует рассмотреть весьма тщательно
результаты наблюдений, проведенных в период постройки тун-
неля в Роттердаме. Некоторые сведения, касающиеся этого объ-
екта, приводятся в пп. 10.20 и 16.5, а также на рис. 10.29 и 16.13.
Взвешивающее давление в песке, который подстилался пластич-
ной глиной и торфом, было снято в процессе водопонижения. Как
показано на рис. 13.26, уровень грунтовых вод в наблюдательных
1 Сконструированы и построены проф. Роем У. Карлсоном, Калифорний-
ский университет, г. Беркли.
2 Такой метод строительства, широко используемый в СССР, получил наи-
менование «вести работы под защитой наблюдений». (Прим, ред.)
28—277
433
скважинах, которые были опущены до слоя песка, по временам
падал до 42 футов. Осадка поверхности грунта была наиболь-
шей вблизи ряда колодцев и у наблюдательных скважин —
20 дюймов на расстоянии 30 футов. С удалением от них осадка
уменьшалась и на расстоя-
нии 360 футов доходила ед-
ва до 3 дюймов. Характер
нарастания точно следовал
за изменениями уровня во-
ды в слое песка.
При всех подобных ра-
ботах следует проводить
тщательное изучение влия-
ния, которое могут оказы-
вать связанные с этим не-
равномерные осадки поверх-
ности грунта на располо-
женные вблизи сооружения.
Такие. осадки, естественно,
будут возрастать с глуби-
ной, на которую понижает-
ся уровень грунтовых вод,
а также с продолжитель-
ностью самой откачки.
Для выполнения прогно-
зов, связанных с описывае-
Рпс. 13.26. Влияние снижения уровня
грунтовых вод на осадку поверхно-
сти грунтовой толщи в период строи-
тельства роттердамского туннеля
(см. рис. 10.29 и 16.13)
1 — по данным наблюдений за уровнем
в контрольной скважине № 81; 2 — то же.
в контрольной скважине № 14; 3 — на рас-
стоянии 360 футов от контрольных скважин;
4 — на расстоянии 30 футов от контрольных
скважин
мым явлением, в тех случа-
ях, когда нагрузки, вызыва-
ющие осадку, определяются
способом, подобным опи-
санному в примере 13.4, ис-
пользуются обычные мето-
ды (см. п. 13.7). При про-
гнозе скорости нарастания
осадки слоев, эффективный
вес которых возрос за счет
снижения уровня грунтовых вод, должны использоваться значе-
ния Ту, взятые из рис. 6.11.
Подобный же эффект может вызывать откачка нефти из глу-
боко залегающего пласта. В связи с этим серьезная, проблема
создалась, например, в Лонг Биче, Калифорния, где площадь
шириной в несколько миль вдоль побережья опускалась в по-
следнее время со скоростью 1,5 фута в год. Осадка территории
достигла 11 футов; было подсчитано, что в течение последующих
нескольких лет она возрастет до 20 футов. Здесь, чтобы защи-
тить город и район гавани от затопления в период приливов, бы-
ли построены дамбы и шлюзы, а мосты через судоходные кана-
лы были приподняты.
434
ПРИМЕРЫ ИЗ СТРОИТЕЛЬНОЙ ПРАКТИКИ
13.1. Проверить координаты точки одной из кривых, приведенных на рис.
13.23, отвечающей, например, значениям h=2H=10 футов и k=2- 10-3 фут{год.
Принято, что /ип=0,01 фут21т\ 7=0,85 для (7=90% (см. рис. 6.11).
Ответ. Выражения (6.12), (6.27) и (6.29) могут быть приведены к виду
t _ н2 Tmvyw
k
Так как Н приводится в футах, mv в фут^т, a k в фут {год, объемный вес
воды должен удовлетворять этим размерностям:yw= 3,125• 10-2 т{фут3.
Следовательно:
52-0,85-0,01-3,125-10—2 о п
t =----------------------= 3,32 года.
2-10“3
Полученная величина t будет совпадать со значением по рис. 13.23 при
А = 10 футов и k=2 • 10~3 фут!год.
13.2. Оценить конечную величину осадки, которая будет вызвана консо-
лидацией слоя пластичной глины, показанного на рис. 13.3, под весом новой
насыпи. Предположим в первом приближении, что полный вес насыпи будет
эффективным по всей толще слоя у места расположения скважины 2 и что
объемный вес насыпи выше уровня грунтовых вод (на отметке ±0,0 футов)
составляет 125 фунт [фут3, а ниже этого уровня — 65 фунт/фут3-, среднее зна-
чение модуля объемного сжатия пластичной глины в пределах слоя между
отметками —10 и —20 футов /пр=0,06 фут21т и между отметками —20 и —20
футов /72^=0,04 фут2/т.
Ответ. Вес присыпки:
12-125 = 1500 фунт!фут2,
10- 65 = 650 »____________________
2150 фунт1фут2= 1,075 т/фут*
Используя выражение (6.13), найдем конечную осадку:
= 10-0,06-1,075-12 = 7,75 дюйма
S2 = 20-0,04-1,075-12 = 10,35 »
S = 18,l дюйма
13.3. Какое время потребуется для достижения 50% величины осадки, най-
денной в примере 13.2?
Среднее значение коэффициента фильтрации пластичной глины в слое
мощностью 30 футов было получено равным: А=8 • 10~9 см/сек^ • 10-3 фут [год.
Ответ. Из рис. 13.23 для (7=90%, А=2-10-2 фут!год, А=30 футов и mv=
=0,047 фут2!т.
Ответ. Из рис. 13.23 для (7=90%, k=2.10-2 фут!год, /г=30 футов и mv =
=0,01 фут21т находим (=2,9 года. Значение (50 для (7=50% может быть по-
лучено умножением t на соответствующие величины факторов времени Т [вы-
ражение (6.29) и рис. 6.11]:
0,2
(50 = 2,9 —— = 0,683 года.
U,85
Введя поправку на значения k и mw отличающиеся от приведенных на
рис. 13.23, получим
(5о = 0,683 - °’047 = 8,05 лет.
8-10“3 0,01
28*
435
13.4. Определить исходя из рис. 13.24, насколько изменится величина эф-
фективного вертикального давления на подстилающие слои в результате из-
менения уровня грунтовых вод на 4,5 м (14,7 фута). Предполагается, что
грунт в пределах зоны колебания все время находится в насыщенном состоя-
нии и что его удельный вес G=2,7, а коэффициент пористости е=1.
Ответ. Используя выражения (4.7), (4.9) и (4.11), получим, что при ка-
пиллярном насыщении объемный вес грунта равен:
2,7 4-1
-y-j—j— 62,4 = 115,5 фунт!фут3.
При взвешивании он равен:
2,7 — 1
1~4-1 ~ 62,4 = 53,1 фунт I фут3.
Их разность составляет 115,5—53,1=62,4 фунт[футъ.
Таким образом, все взвешивание оказывается эффективным, а подъем
уровня воды, показанный на рис. 13.24, уменьшит эффективное давление на
подстилающие слои на 62,4-14,7=908 $#нт2=0,45 т[фут2.
13.5. Оценить сжимающие напряжения в бетоне железобетонной ребри-
стой фундаментной плиты (см. рис. 14.2, а) бака, показанного на рис. 13.7, при
размерах тавровой балки 6 = 10 дюймов, d=12 дюймов и Z=8 футов; неравно-
мерность осадки у =3 дюйма; прочность бетона 2000 фунт [дюйм2 и Ес =2Х
XI О6 фунт [дюйм2.
Ответ. Если пренебречь двойной кривизной осевшей поверхности грунта,
а также тем фактом, что нейтральная ось желзобетонной плиты не прохо-
дит по ее центру, как предполагалось при выводе выражений (13.2) и (13.4),
то для приблизительной оценки сжимающих напряжений по верхней грани
массивной плиты представляется возможным использовать последнее выра-
жение. Получим
4.2-10».12-3
fc = (98 4-12)» = 207 ФУнт1дюйм*'
Применительно к перевернутому ребристому перекрытию по рис. 14.2, а
это напряжение соответственно возрастает:
I 8-12
fc = 207 — = 207 —- = 1985 фу нт [дюйм2,
b 10
При недостаточно высоком качестве бетона существует опасность нару-
шения прочности бетона в ребре тавровой балки и самого фундамента в со-
ответствии с рис. 13.8.
13.6. Установить приближенно величину сжимающих напряжений в мас-
сивной железобетонной плите толщиной 4 дюйма при замене ею ребристой
плиты по примеру 13.5.
Ответ.
fc — 207-4/12 = 69 фунт [дюйм2.
Такое напряжение допустимо.
13.7. Оценить напряжения, возникающие при неравномерности осадки
у^ = 12 дюймов в стальном листе толщиной 1 дюйм дна бака по рис. 13.7, уло-
женного непосредственно на поверхности грунта.
Ответ.
4-3-107-1.12
fc = пя Л 19'» = 1030 ФУНт1дюйм*-
Такое напряжение допустимо.
ГЛАВА 14
ФУНДАМЕНТЫ МЕЛКОГО
ЗАЛОЖЕНИЯ.
КОТЛОВАНЫ
14.1. Допускаемые нагрузки на грунт в подошве сооружения.
Так называемая допускаемая нагрузка на грунт, или его несу-
щая способность, устанавливалась в прошлом только на осно-
вании данных практического опыта. Представления об условиях
работы сооружений того или иного типа в разных районах были
очень разноречивы, так как они обычно складывались под впе-
чатлением наличия или отсутствия видимых признаков повреж-
дений сооружений в данных частных природных условиях. На-
блюдения за осадкой сооружений проводились редко, поэтому
о действительной величине коэффициента запаса применительно
к неповрежденным сооружениям можно было только догады-
ваться. Кроме того, до сих пор еще не предложено ни одного ме-
тода для численного выражения соответствующей характеристи-
ки грунта. Вместе с тем такие термины, как «плотный» и «рых-
лый» или «прочный» и «слабый», могут легко толковаться по-
разному. В строительных нормах учитывалось только среднее
давление на грунт в подошве фундаментов и, как правило, не
приводилось данных по допускаемой нагрузке на залегающие
более глубоко слои.
Поэтому не удивительно, что строительные нормы городов,,
расположенных на территориях с различными геологическими
и грунтовыми условиями, значительно отличались друг от дру-
га, так же как и оценка несущей способности, которая считалась
«надежной» для грунтов, носивших одинаковое название. Влия-
ние новых теоретических и экспериментальных представлений
и новых форм синтеза всех накопленных знаний в области ис-
пользования грунта в инженерных целях, который обычно сокра-
щенно называют «механикой грунтов» (см. пп. 1.3—1.5), на. пе-
ресмотр ранее выпущенных строительных норм стало сказывать-
ся только после 1930 г. По этой причине и в настоящее время
находится в действии еще очень много устаревших норм.
Некоторые из ныне принятых примерных значений допусти-
мых нагрузок на различные грунты приводятся в табл. 14.1. Эти
величины относятся не только к средним давлениям по подошве
фундаментов, но и к давлениям на более слабые слои, залегаю-
щие на некоторой глубине от подошвы. Нагрузка в последнем
случае в целях предварительной ее оценки может быть установ-
437
Таблица 14.1
Некоторые общепринятые величины допускаемых нагрузок на грунт
Тип скальной породы или грунта (см. п. 2.1) Допускаемая нагрузка в т/футг
Изверженные кристаллические породы 1 (гранит, диа- баз и т. д.) . s Слоистые метаморфические породы 1 (сланец, шифер и т. д.) . Осадочные породы 1 (песчаник, известняк и т. д.) . . Твердые глинистые сланцы 1 Хардпэн (весьма плотные, сцементированные гравий и песок) Пески и гравий (в зависимости от плотности, см. табл. 14.2) Глины (в зависимости от консистенции, см. рис. 14.1 и табл. 14.3 и 14.4) 100 40 15 10 10 0—6 0-4
1 Относится к породам в здоровом состоянии; для скальных пород, затро-
нутых выветриванием, приведенные выше значения должны быть снижены.
Для некоторых районов при повышенном качестве местных грунтов и пород
эти значения могут быть соответственно увеличены.
лена исходя из условия равномерного распределения давления
по подстилающему слою в пределах его части, отсекаемой ли-
ниями, проведенными под углом 30° к вертикали от краев фун-
дамента (см. рис. 9.1). Вес грунта, извлекаемого из котлована,
например, при устройстве подвальных помещений, следует при
этом исключать из нагрузки от сооружения.
Как видно из табл. 14.1, допускаемые давления на трещино-
ватую скальную породу возможно устанавливать в весьма широ-
ких пределах. В этой связи следует упомянуть, что некоторые
нормы, например одного из учреждений по строительству на ти-
хоокеанском побережье, устанавливают допускаемую нагрузку
на скальную породу ро в зависимости от ее прочности на раздав-
ливание, т. е. от ее прочности на сжатие в одноосном напряжен-
ном состоянии qu, указывая, что р0 < qu /5. Исходя из выражений
(9.20) и (7.17) можно отметить, что этот способ эквивалентен ме-
тоду назначения очень высокого коэффициента запаса Fs =
=PmaxIPb 13,8 для ленточных фундаментов. Даже при этом
условии испытания, проведенные автором на кернах сланцев из
Нью-Джерси (см. п. 12.8), в соответствии с указанным выше кри-
терием дали величины допускаемых нагрузок, намного превы-
шающие приведенные в табл. 14.1. Это говорит о том, что реко-
мендуемые значения допускаемой нагрузки в большей мере за-
висят от вероятной степени интенсивности поражения трещина-
ми крупного массива скальной породы. Эти значения могут быть
повышены, если есть уверенность в том, что данная скальная по-
рода вполне здорова (ср. с п. 15.9).
438
Таблица 14.2
Приближенные пределы значений допускаемых нагрузок для гравия и песков
Относительная плотность Число ударов по ложке Sn Н (см. табл. 12.2) Допускаемая нагрузка р0 в т!фут2
Плотные Более 30 3—6
Средние 10-30 1—3
Рыхлые 1 1—10 0—1
1 Значение 0 т/фут2 относится к рыхлым пескам в водонасыщенном со-
стоянии, находящимся в непосредственной близости от тяжелых механизмов
(компрессоры, кузнечные молоты и т. д.) или в районах повышенной сейсмич-
ности. Такие пески следует уплотнять (см. пп. 11.4 и 11.5).
В табл. 14.2 приводятся допускаемые нагрузки на пески
и гравий в зависимости от их плотности, оцениваемой с помощью
испытаний на пенетрацию (см. п. 12.9). По этому вопросу тре-
буется проведение большого цикла исследований (см. табл. 12.2),
и здесь в настоящее время еще многое остается для решения
в субъективном плане. Обычно более высокие значения допускае-
мых нагрузок относят к грунтам более грубозернистого состава,
например к гравию или крупнозернистым пескам при их одина-
ковой плотности с мелкозернистым песком. Причина этого кроет-
ся в большей вероятности развития в таких песках избыточного
порового давления и их разжижения под ударным или вибра-
ционным воздействием (см. п. 7.16).
14.2. Выбор коэффициента запаса для глинистых грунтов.
Проблема выбора надлежащего коэффициента запаса приобре-
тает особо важное значение, когда дело касается глинистых
грунтов. Низкая сопротивляемость сдвигу таких грунтов не по-
зволяет принимать завышенные значения коэффициентов запаса,
учитывающих наш «коэффициент незнания», так как во многих
случаях такой подход к решению задачи исключает возможность
возводить проектируемое сооружение на местности, которая
в другом отношении является наиболее подходящей. В то же
время точная оценка фактической сопротивляемости глинистых
грунтов сдвигу затруднительна.
Разработаны две основные линии подхода к решению этого
вопроса. В первом и общепринятом случае допускаемая нагруз-
ка на глинистые грунты оценивается по сопротивлению сдвигу,
определяемому из результатов «быстрых» лабораторных испы-
таний (без предварительного уплотнения образцов). Например,
исходя из результатов испытаний по определению прочности на
сжатие в одноосном напряженном состоянии, отвечающему раз-
давливанию образца, Терцаги и Пек (1948 г.) считают нормаль-
ным для глинистых грунтов значение коэффициента запаса Fs =
= 3 и минимальным Fs =2.
439
Таблица 14.3
Среднее соотношение между коэффициентами перегрузки Хаузеля
и коэффициентами запаса Fs, установленными на основе оценки прочности
глинистых грунтов на сжатие в одноосном напряженном состоянии qu
Для каких сооружений и условий определены коэффициенты Предложенные Хаузелем значения коэффициентов Значения, предложенные Терцаги и Пеком (1948 г.)
перегрузки запаса Fs
Постоянные сооружения { 1.33 4 3 Нормальные
Временные сооружения 1 { 2,5 2 1,66 Минимальные
Условия при разрушении 4 1 Разрушение
1 Относится к выемкам и условиям нагрузки временного характера с пред-
полагаемой длительностью не более нескольких месяцев.
Второй метод подхода к решению задачи был разработан
Хаузелем в Мичиганском университете и основывается на вели-
чине предельной нагрузки, при которой глинистые грунты пере-
ходят в состояние ползучести. Этот предел нагрузки определяет-
ся длительными испытаниями образцов на сдвиг при исключен-
ной возможности дренирования, проводимыми на приборе
плоского сдвига с двумя плоскостями среза (см. пп. 7.5, 7.21
и рис. 7.32). При этом были получены весьма низкие значения
допускаемых нагрузок, почему Хаузел счел необходимым ввести
поправочные коэффициенты, названные им коэффициентами пе-
регрузки. Для определения расчетных значений допускаемого
давления на глинистые грунты величина предельной по ползу-
чести для таких грунтов нагрузки умножалась на этот коэффи-
циент. В табл. 14.3 приводятся значения перегрузки по письму
У. С. Хаузеля от 5 июня 1950 г., присланного автору в ответ на
его просьбу. В табл. 14.3 приводятся также данные по зависи-
мости между коэффициентами перегрузки и запаса, основанны-
ми на величинах прочности на сжатие в условиях одноосного
напряженного состояния, а также значениями, предложенными
Терцаги и Пеком. Следует обметить, что в некоторых случаях
оба метода приводят при окончательном анализе приблизитель-
но к одинаковым величинам допускаемых нагрузок.
Значение коэффициента перегрузки, равное единице, являет-
ся тем не менее чрезмерно заниженным даже для постоянных
сооружений. Эта величина, по-видимому, основывается на пред-
положении о постепенном снижении прочности глинистых грун-
тов под постоянно действующей длительной (многолетней) на-
грузкой L Это предположение не учитывает возможности
1 Это предположение отвечает взгляду на «длительную прочность» глини-
стых грунтов ряда советских специалистов. (Прим, ред.)
440
увеличения сопротивляемости сдвигу глинистых грунтов, находя-
щихся длительное время в напряженном состоянии, за счет не-
которого дополнительного уплотнения в условиях возможности
их дренирования, что зачастую и имеет место (см. п. 7.14). До-
полнительная консолидация грунтов под нагрузкой от сооруже-
ния может оказаться незначительной применительно к плотным
глинам типа глин детройтского района, исследование которых»
по-видимому, и легло в основу разработки метода Хаузеля. Не-
которые из этих глин при естественной влажности порядка толь-
ко 20% являются весьма слабыми (</u = 0,18 т!фут2). Это доволь-
но необычное соотношение, которое не часто может быть где-либо-
встречено. Применительно к большинству глинистых грунтов
в других районах нельзя не учитывать благоприятного влияния
дополнительного уплотнения в период многолетней их работы под
нагрузкой, так как это уплотнение по меньшей мере способно
преодолевать вредные последствия ползучести грунта.
Дифференциация коэффициентов запаса, предлагаемая Хау-
зелем для постоянных и временных нагрузок, представляется ра-
зумной, так как отрицательным влиянием пластического течения
нельзя пренебрегать для больших масс глинистых грунтов
(см. п. 7.14) и, кроме того, оно зависит от времени. Однако до
сих пор в этой зависимости не уделялось внимания существен-
ному вопросу о связи отрицательного влияния пластических де-
формаций толщи глинистых грунтов со степенью их чувстви-
тельности к нарушению структуры (см. п. 7.22). В табл. 14.4 де-
лается попытка учесть это обстоятельство, принимая более вы-
сокие значения коэффициентов запаса Fs для таких глинистых
грунтов, а также для постоянных сооружений. На практике зна-
чения Fs для временных сооружений используются главным об-
разом в связи с вопросами, возникающими при заложении вы-
емок. Допускаемая нагрузка р0 на основание сооружения будет
определяться из условия
Р^~-- (14.1)
Fs
Предельная несущая способность основания ртах определяет-
ся-из выражения (9.28), причем следует отметить, что ртах пред-
ставляет собой удельную нагрузку от сооружения за вычетом
веса грунта, удаленного из выемки (см. пример 14.1). Исходя из
выражения (7.17) для ленточного фундамента (L/b -> оо ), за-
ложенного на поверхности (/г = 0), получим
Ро=~=Ц^“- (14.2>
L FS Fs
Аналогично для квадратного фундамента (L/b=\) будем
иметь
= 7,95с ' 3,975<7к (14 3>
Р° Fs^l Fs '
441
Консистенция глины
Рис. 14.1. Допускаемые нагрузки на
глинистые грунты [исходя из уравнении
(9.28) п (14.1) при /г=0] (ср. с табл.
14.3 и 14.4)
Яи —прочность на сжатие в одноосном
напряженном состоянии
Выражения (14.2) и (14.3) для значений /%, равных 2; 2,5
и 3, представлены на рис. 14.1 в графической форме. Величи-
ны Fs, приведенные в табл. 14.4, могут служить только для об-
щего о них представле-
ния. При окончательном
решении вопроса следует,
кроме того, учитывать и
другие обстоятельства,
например, возможную
степень увеличения соп-
ротивляемости сдвигу
глинистых грунтов в ре-
зультате их последую-
щей консолидации (см.
п. 7.14), а также вероят-
ную интенсивность этой
консолидации во времени,
которая зависит от мощ-
ности глинистого слоя и
условий дренирования
этого слоя по его гранич-
ным поверхностям (см.
п. 6.8). В качестве основы
для определения сопро-
тивляемости глинистых
грунтов сдвигу по изло-
женным выше причинам
рекомендуется испытание
образцов породы на проч-
ность при сжатии в усло-
виях одноосного напря-
•тветствии с указаниями,
приведенными в п. 7.25.
Иногда пытаются определить допускаемую нагрузку р0 для
глинистых грунтов, принимая ее равной удельному давлению ру,
при котором линейный характер зависимости осадки штампа от
нагрузки в период испытания пробной нагрузкой нарушается, т. е.
когда грунт начинает течь. Это относится к тем случаям, когда
максимальное сдвигающее напряжение х’тах под подошвой фун-
дамента начинает превышать сопротивляемость грунта сдвигу,
равное s = c=qj<2. Отсюда исходя из выражения (9.7) будем
иметь
=’бТ = 1’67<?“=р°- (14-4)
женного состояния проводить в
Такой подход наряду с выражением (14.3) отвечает коэффи-
циенту запаса для квадратного фундамента, определяемому из
условия
442
Fs = -3-'975^ц- = 2,38. (14.5)
1 ^lqu
Однако на практике бывает трудно точно определить величи-
ну ру, так как зачастую график зависимости осадки штампа от
давления приобретает кривизну с самого начала испытания
(см. рис. 12.21). Поэтому такое исследование, требующее боль-
ших затрат, не должно служить основным методом определения
допускаемых нагрузок на грунты под здания (о дополнительных
причинах см. п. 12.10 и пример 12.6).
Таблица 14.4
Выбор коэффициента запаса на основании осредненной чувствительности
глины к перемятию
Степень структурной прочности Коэффициент струк- турной прочности S Предлагаемые значения коэффи- циентов запаса Fs для сооружений
постоянных временных
Высокая > 4 3 2,5
Средняя 2—4 2,7 2
Слабая 1-2 2,5 1,8
Прочность отсутствует . < 1 2,2 1,6
Для грубой полевой оценки прочности пластичных глин на
дне котлованов под столбчатые фундаменты можно использо-
вать в соответствии с выражениями (7.17), (14.1) и (14.3) иглу
пластичности Проктора (см. п. 11.2).
14.3. Строительное проектирование фундаментов мелкого за-
ложения. В п. 9.4 была отмечена неравномерность распределе-
ния. реакции грунта по подошве фундамента. Вместе с тем
рис. 9.11 свидетельствует о том, что неравномерность распреде-
ления реакции грунта по подошве столбчатых фундаментов под
колонны лишь весьма незначительно изменяет величины изпь
бающих моментов. Если предположить, что нагрузка на фунда-
мент от колонны в виде сосредоточенной силы приложена на по-
ловине расстояния от оси фундамента, как это показано на
рис. 9.11, то расстояния от центра тяжести площади прямоуголь-
ной и параболической эпюр нагрузок до их краев будут отли-
чаться друг от друга примерно только на 25%. Отсюда следует,
что при проектировании небольших отдельных фундаментов мож-
но вполне оправданно исходить из предположения о равномер-
ном распределении реакции грунта по их подошве, так как ве-
личины изгибающих моментов в случае песчаного основания бу-
дут завышены самое большее на 25%, а в случае глинистого
• основания занижены приблизительно на ту же величину. Эту
ошибку, однако, можно легко учесть соответствующим увеличе-
нием коэффициента запаса, который при проектировании для
443
оценки прочности на изгиб железобетонных конструкций обычно
принимается равным двум.
В том же случае, когда необходимо уменьшить прогиб соору-
жения за счет повышения его жесткости (см. пп. 13.3 и 13.7),
влиянием неравномерного распределения реакции грунта на
сплошную фундаментную плиту пренебрегать нельзя. Такое по-
ложение имело место при проектировании балок системы Вирен-
деля, образующих каркас двухэтажного подвального помещения
(см. рис. 13.19, а). Основой анализа в данном случае послужили
результаты испытаний, проведенных проф. Джорджем Е. Беггсом
в Принстонском университете на бакелитовой модели балки. Из-
мерение деформации выполнялось по методу экспериментатора
и Глика.
Этот метод позволяет построить линии влияния для изгибаю-
щих моментов, перерезывающих сил и осевого давления для лю-
бого сечения балки Виренделя, вызванных единичной нагрузкой,
приложенной к основанию балки снизу. Располагая такими дан-
ными, можно сравнительно просто определить эти величины для
любого вида распределения реакции грунта. Другие методы рас-
чета описываются в работах Мейергофа (1947 г.).
Отдельные (столбчатые) фундаменты используются в тех
случаях, когда размеры сторон их подошвы b заметно меньше,
чем расстояние между колоннами L (см. рис. 13.17, а). Если на-
грузка на колонну увеличивается или если обнаружится, что слой
грунта А обладает более низкой несущей способностью, чем это
предполагалось ранее, необходимо увеличивать размер столбча-
тых фундаментов. Когда b становятся почти равными 1, столбча-
тые фундаменты сливаются, образуя сплошную фундаментную
плиту, проектирование можно проводить таким же образом, как
и железобетонных междуэтажных перекрытий зданий. Основное
отличие в этом проектировании состоит в том, что в случае фун-
даментной плиты перекрытие как бы опрокинуто, в результате
чего его собственный вес оказывается возможным вычесть из ре-
акции грунта, которая воспринимается плитой, в то время как
при проектировании обычного перекрытия собственный вес кон-
струкции и временная нагрузка складываются.
Существуют три основных типа железобетонных сплошных
фундаментных плит, подобных перекрытиям в зданиях. Отдель-
ные панели каждого из них показаны на рис. 14.2. Все три типа
в большей или меньшей степени используются в строительной
практике. Однако фундаментные плиты А и В не свободны от
некоторых недостатков. Для выполнения перевернутых вверх ре-
бер в обоих случаях требуются трудоемкие опалубочные работы.
Требуется также заполнение полостей между ребрами, если под-
вал используется в качестве складского помещения или для лю-
бых других целей. Кроме того, такой тип фундаментных плит
относительно мало приспособлен воспринимать и выравнивать
неравномерные осадки фундамента, которые нередко неизбежны,
444
так как стенки перевернутых вверх ребер чувствительны к воз-
действию на них касательных и сжимающих напряжений
(см. пример 3.5). В этом отношении более удовлетворительны
сплошные фундаментные плиты безбалочного типа (см.
рис. 14.2, в и 13.19, а). Плиты этого типа, как равнопрочные, об-
ладают большим сопротивлением изгибу и касательным напря-
жениям. При их устройстве требуется значительно меньший объ-
ем опалубочных работ и отпадает необходимость в обратной за-
сыпке. Кроме того, можно лучше использовать полную высоту
Рис. 14.2. Железобетонные фундаментные плиты трех типов
а — ребристые плиты при армировании в одном направлении: б — то же. при
армировании в двух направлениях; в — безбалочная плита
подвала, когда он служит складским помещением или приспо-
соблен для других подобных целей.
Определение изгибающих моментов, поперечных сил и под-
бор сечения бетона и арматуры выполняются в рассматриваемом
случае тем же -способом, что и в случае обычного перекрытия.
Реакция грунта предполагается при этом равномерно распреде-
ленной по всей площади каждой панели.
В этой книге не рассматриваются вопросы проектирования
деталей фундаментных плит, так как они решаются аналогично
используемым при проектировании междуэтажных перекрытий,
описываемым в любом справочнике по железобетону. Это поло-
жение относится также и к отдельным столбчатым фундаментам.
14.4. Гидроизоляция. Примером надлежаще выполненной
гидроизоляции может служить изоляция подвального помещения
небольшого жилого дома (рис. 14.3). При возведении фундамен-
та, стен и пола подвала из плотного монолитного бетона можно
считать, что проникание воды в подвальное помещение при усло-
вии полного отсутствия трещин, как правило, исключается. Тем
не менее подвальное помещение может быть сырым, так как во-
допроницаемость бетона и глины приблизительно одинакова
(см. рис. 5.2). По этой причине внутренние поверхности стен
445
Рис. 14.3. Гидро-
изоляция подваль-
ного помещения
небольшого дома
1 — уплотненная об-
ратная засыпка;
2 — дрена: 3 — бетон-
ный пол: 4 — асфальт
(уложенный в горя-
чем состоянии);
5 — бетонная подго-
товка; 6 — песок
и пола подвала могут казаться сухими, в то время как в дейст-
вительности может иметь место установившийся поток воды ма-
лой интенсивности извне через бетон к поверхности, с которой
происходит испарение.
Во избежание такого положения с наружных сторон стен
и под полом подвала необходимо укладывать, как это показано
на рис. 14.3, непрерывный слой гидроизоляционного материала..
Для этой цели нельзя применять холодные битумные составы/
так как они легко разрушаются бактерия-
ми, находящимися в грунте. В этом отно-
шении удовлетворительными являются би-
тумы, укладываемые в горячем состоянии,
но за укладкой их требуется тщательное на-
блюдение, так как битумы в подобном со-
стоянии способны образовывать пузырьки,
которые оставляют маленькие отверстия в
защитном слое, если он не перекрывается
последующими слоями битума и ткани. По-
явление пузырьков, в частности, весьма ве-
роятно над швами шлаковых пли цемент-
ных блоков при их использовании в качест-
ве материала для стен. В этом случае в под-
вальное помещение через мельчайшие
отверстия может поступать большое коли-
чество воды. Выполнение обратной засып-
ки за стены навалом без уплотнения при
возможности ее осадки в течение ряда лет
под действием мороза обычно усугубляет это положение. Грунт
в засыпке уже после первого сильного дождя обильно насы-
щается водой, а затем в сухое время года отходит от стены, как
показано пунктирной линией ВС на рис. 14.3. Щель между грун-
том и стеной может быть весьма малой, тем не менее при за-
полнении ее водой вода в маленьком отверстии в изоляционном
слое может начать перемещаться в здание под напором в не-
сколько футов, что в конечном итоге приведет к прониканию
в пустотелый блок значительного количества воды. Поэтому во
всех случаях желательно производить непосредственно после гид-
роизоляции стен надлежащее уплотнение обратной засыпки
(см. пп. 11.2 и 11.4 и рис. 11.8) с приданием ее поверхности AF
обратного уклона.
В настоящее время имеется множество химических веществ,
которые эффективно герметизируют поры бетона и могут заме-
нять горячий битум для образования внешнего водонепроницае-
мого слоя. Такие составы следует использовать на внутренней
стороне DE стены подвального помещения, когда она возведена
из пустотелых бетонных или шлаковых блоков, для создания так
называемого паронепроницаемого барьера. В других случаях
в жаркие летние дни с повышенной влажностью внутри пустоте-
446
лой стены возможна конденсация, за которой последует испаре-
ние конденсата в подвальное помещение при более сухой погоде.
Очевидно, что в подобных условиях это помещение будет посто-
янно сырым.
Если представляется возможным отвести воду на близлежа-
щий склон, то вдоль внешней стороны подошвы фундамента сле-
дует закладывать дренаж. Песчаную подушку, расположенную
ниже пола подвала, также следует связать с отводами, чтобы
предотвратить возникновение противодавления на пол. Обрат-
ЛоШ-Ш
ШН1
14.4. При проходке котлована
III
ПО I-I
с II
-L—--
к
к
\G
Я
Рис.
обычного типа для подвального по-
мещения строящегося здания может
возникнуть угроза существованию
соседней стены из-за смещения под-
стилающей породы по поверхности
падения. Эта проблема может быть
решена при ином способе отрывки
котлована и возведении поперечных
стен в строящемся подвальном по-
мещении. Первый этап этих работ
показан на схеме
3 — строящееся здание; 2 — существующее здание; 3 — естественная поверхность грун-
та; 4 — плоскости напластования; 5 —поперечные стены строящегося здания
ный фильтр дренажа должен быть подобран в соответствии с из-
ложенным в п. 17.7.
При-возведении крупных сооружений в глубоких котлованах
между гидроизоляционным слоем и грунтом укладывается внеш-
ний защитный слой песка (см. п. 15.13).
14.5. Открытые выемки в скальных породах и твердых гли-
нах. Вскрытие котлованов в подобных породах при устройстве
фундаментов зданий, как правило, не представляет собой осо-
бой проблемы. Обычно в таких условиях котлованы можно за-
кладывать до требуемой глубины с вертикальными стенками без
поперечного крепления или распорок (см. п. 8.2). Однако суще-
ствуют исключения. Один из таких случаев иллюстрируется
рис. 14.4. Взрывные работы при проходке открытой выемки для
подвального помещения строящегося здания были начаты обыч-
ным способом в одном из ее углов. При этом на соседнем ранее
возведенном здании, не имевшем подвала, появились явные приз-
наки нарушения его прочности. Источником беспокойства за со-
хранность здания явилось смещение при вскрытии котлована
447
и обнажении одного из его бортов пачки смятой в складку корен-
ной породы.
Возникла необходимость проведения работ следующим обра-
зом. Для поперечных стен здания взрывами с малыми зарядами
были вскрыты траншеи. Разрыхленный материал из траншеи был
удален, причем скальная порода между этими траншеями была
оставлена нетронутой. При этом исходили из условия, что от-
дельные блоки породы под внешней стороной фундамента сосед-
него старого здания были достаточно велики, чтобы перекрыть
вскрытые в траншеях поперечные стенки АС и DG и т. д., что обес-
Рис. 14.5. Пучение мягкой глины в котловане
в г. Мехико
Пучение подстилающего слоя ас измерялось с помощью
глубинных реперов
печивало их устойчивость. Затем в траншеях была произведена
бетонировка фундаментов и самих поперечных стен строящегося
здания. После затвердения бетона в поперечных стенах здания,
была завершена выемка скальной породы в целиках между тран-
шеями. При этом предполагалось, что целики породы BE и т. д.,
оставшиеся между траншеями, достаточно прочны, чтобы воспри-
нять боковое давление нарушенной в своем залегании породы.
14.6. Глубина выемок в пластичных глинах лимитируется не-
обходимостью предотвращения пучения их дна. Явление пуче-
ния дна котлованов описывалось кратко в п. 13.6. Рис. 14.5 иллю-
стрирует характер деформации грунтовой толщи, вызванной вы-
пиранием грунта со дна выемки, по наблюдениям Кьюваса
(1936 г.) в г. Мехико. Поднятие грунта в центре котлована до-
стигло 4 футов. Р. Б. Пек (1943 г.) отметил смещения подсти-
лающих дно котлована глинистых грунтов в боковом направ-
лении и вверх в выемке чикагского метрополитена, показанной
на рис. 10.25, когда вес удаленного из котлована грунта достиг
величины, приблизительно равной прочности его на сжатие в од-
ноосном напряженном состоянии </„=0,67 т!фут2. Глина харак-
448
теризовалась средним по величине коэффициентом структурной
прочности (чувствительностью) S в пределах от 3 до 4. Большая
часть смещения породы произошла при глубине выемки (еще
до установки первого подкоса) от 10 до 13 футов. Чеботаревым
и Шуйлером (1948 г.) были опубликованы данные о модельных
испытаниях на желатине, показавшие, как видно из рис. 14.6, что
заложение глубокой выемки без крепления вызывает не только
деформацию дна и бортов котлована, но и существенную дефор-
Рис. 14.6. Анализ деформаций толщи путем проведения сопоставления сме-
щений с помощью опытов на модели (по Чеботареву и Шуйлеру)
/ — опыт со свайным фундаментом; II — опыт с котлованом
мацию всей подстилающей и окружающей толщи грунтов. На-
блюденное смещение оказалось намного превышающим смеще-
ние, вызванное забивкой свай (см. п. 15.2). При этом условии
могло возникнуть существенное нарушение структуры и ослаб-
ление прочности структурных глин. Эти выводы получили даль-
нейшее подтверждение в натурных наблюдениях (Дж. Фримен,
1944 г.). Распределение величин осадки здания в плане
(см. рис. 13.19) показывает, что ее величина в пределах площа-
ди, затронутой оползнем (см. рис. 8.4), по крайней мере в 2 раза
превышает ту, которая благодаря принятым соответствующим
мерам перед проходкой котлована относится к участку, свобод-
ному от влияния оползня. Таким образом, значительная дефор-
мация глины, которая произошла из-за того, что не были при-
няты необходимые меры в процессе строительства, может позже
привести к губительным последствиям для уже возведенного со-
оружения.
Следует отметить, что крепление стенок котлована для вос-
приятия бокового давления глинистых грунтов не всегда обеспе-
чивает полную безопасность при производстве работ. Как по-
29—277
449
называет анализ, отображенный на рис. 14.7, всегда следует учи-
тывать возможность пучения дна котлована. Этот вопрос затра-
гивался в более ранних работах Хаузелем (1943 г.) и Терцаги
(1943 г.). В этом плане подлежат рассмотрению два случая.
В первом случае (рис. 14.7, а) мощность D слоя пластичной гли-
ны от дна котлована до кровли подстилающего слоя непластич-
ной породы (такой, как скала или песок) меньше ширины выем-
ки Ь. Исходя из изложенного в п. 9.9 можно ожидать, что нару-
Коренная порода
Рис. 14.7. Котлован в толще пластичной глины. Мероприятия,
предотвращающие выпор дна выемки
а — при неглубоком залегании прочных пород; б — то же, при глубоком их
залегании.
шение устойчивости толщи глинистого грунта наиболее вероятно
по круглоцилиндрической поверхности скольжения с радиусов,
приблизительно равным: r=D, как это и изображено на рисунке.
Нарушение устойчивости грунта будет вызываться весом пере-
крывающей массы, т. е. от давления р', действующего по плос-
кости АВ. Тогда для оценки степени устойчивости глины ниже
плоскости АВ можно использовать выражение (9.28) при сле-
дующих модификациях: /i=0; вместо b из выражения (9.28) те-
перь будем иметь D. Коэффициент 5,52 в этом выражении жела-
тельно уменьшить, используя первоначально предложенную
Прандтлем зависимость 5,14 с = 2,57 qUf так как в действитель-
ности радиус г по рис. 14.7 может оказаться несколько больше
D, а уменьшение р' от действия касательных напряжений вдоль
вертикальных плоскостей — соответственно меньшим.
Модифицированное выражение (9.28) теперь будет иметь вид:
Р;ах = 2,57<7ц (1+0,44^). (14.6)
Давление р' по плоскости АВ, показанной на рис. 14.7, а, мо-
жет быть принято равным весу перекрывающей толщи грунта,
уменьшенному на величину касательных напряжений s=c=qul2,
действующих вдоль вертикальной боковой и торцовых граней
массива грунта, залегающего выше этой плоскости. В этом слу-
чае при предельном равновесии будем иметь
Ртах = - s (HL + 2ЯР)] >
(14.7)
Учитывая выражения (14.6) и (14.7), получим зависимость
для определения предельной глубины выемки с креплением, от-
вечающей предельному равновесному состоянию дна выемки от-
носительно возможности его пучения:
2,579и (1+0,44 -£-)
Нтах -------/1—ГГ • (14-8)
Если длина L выемки больше, чем мощность слоя D(L>D)f
в пластичных глинах по центру L может произойти местное выпи-
рание. В подобных случаях надлежит частично пренебречь удер-
живающим влиянием торцов выемки и соответственно преобра-
зовать с этой целью выражение (14.8):
Нmax
[ 12D — L \
2,57^1+0,44 —------)
V Ча ( 2D + DL )
(14.9)
(14.10)
Это выражение действительно для условий: D<L<2D и b>D.
Заметим, что при L=D выражение (14.9) будет идентично вы-
ражению (14.8). Вместе с тем при L = 2D оно принимает упро-
щенный вид, который эквивалентен пренебрежению удерживаю-
щим влиянием грунта в торцах выемок; в таком виде оно при-
годно при соблюдении условия
ТТ ___ 2t57qu
тах~ у-М
Это выражение сохраняет свою силу при L>2D и b>D.
Во втором случае (рис. 14.7,6) при мощности слоя глины Р,
большей, чем ширина выемки Ь, аналогичные рассуждения при-
водят к выражениям, которые идентичны (14.9) и (14.10), толь-
ко в них вместо D должно фигурировать Ь.
Для того чтобы найти допускаемую с точки зрения безопас-
ности глубину выемки с креплением, величины qu должны быть
45>В
29*
соответственно уменьшены за счет некоторого коэффициента за-
паса, значения которого приведены в табл. 14.4. При этом усло-
вии в выражения (14.9) и (14.10) вместо qu подставляются зна-
чения qufFs (см. пример 14.1).
Благоприятным в рассматриваемом плане оказывается ис-
пользование стальной шпунтовой стенки, заглубленной на вели-
Рис. 14.8. Выемка грунта и бе-
тонировка фундаментной пли-
ты небольшими секциями,
в значительной степени сни-
жающие возможность выпора
грунта по дну котлована
чину d ниже точки А (см. рис.
14.7,6), особенно если ниже этой
глубины d залегает более плот-
ная глина. В этом случае метод
оценки устойчивости массы грун-
та оказывается несколько более
сложным, чем тот, который был
описан выше, но имеет то же об-
щее направление.
Анализ выражений (14.8) —
(14.10) показывает, что величи-
на Нтах будет возрастать с умень-
шением L. Это обстоятельство
следует учитывать при устройст-
ве длинных выемок с большим
значением L. В таких случаях ра-
боты проводятся, как показано на
рис. 14.8. По мере того как завер-
шается выемка грунта по каждой
из узких секций котлована, про-
изводится бетонировка соответ-
ствующего участка фундаментной
плиты и, если это необходимо,
его дополнительная пригрузка пу-
тем временной укладки на плиту
части грунта, удаляемого из со-
седней секции котлована, или бе-
тонных элементов поперечных
стен.
Секционный способ производства работ может быть исполь-
зован при подрезке высокого склона, сложенного глинистыми
грунтами, подобно тому, как это было сделано фирмой «Спен-
сер, Уайт и Прентис, инкорпорейтед» при постройке здания, по-
казанного на рис. 14.9. В этом случае уже возведенные секции
фундаментной плиты использовались в двух целях. Во-первых,
они пригружали своим весом глинистый слой и, следовательно,
предотвращали возможность значительного пучения грунта. Во-
вторых, они служили в качестве опоры для металлических под-
косов, которые подпирали вертикальные двутавровые стойки.
Таким образом, они воспринимали боковое давление, которое
оказывал грунт в склоне на крепление выемки. Следует преду-
сматривать возможность сдвига фундаментной плиты в горизон-
452
тальном направлении. Полное боковое давление грунта Еа (см.
п. 16.5), умноженное на коэффициент запаса Fs (см. табл. 14.4),
не должно превышать произведения площади подошвы плиты,
контактирующей с глиной, на сопротивляемость глины сдвигу
s = c=qj<2,. Так как поверхностный слой глины, залегающий не-
посредственно под фундаментной плитой, по всей вероятности,
Рис. 14.9. Последовательность производства земляных и бетонных
работ, а также крепления котлована, которой было необходимо
придерживаться для обеспечения устойчивости откоса и предотвра-
щения возможности пучения дна котлована в условиях строящегося
здания в Олбани, Нью-Йорк
а — состояние участка до начала строительства (поперечное сечение); б — раз-
бивка фундамента в плане на блоки по очередности их бетонирования; в — за-
бивка маячных свай; г — экскавация искусственно отсыпанной призмы грунта,
установка верхнего ряда крепления; д — завершение отрывки котлована, уста-
новка нижнего ряда крепления; 1 — существующая подпорная стенка (уда-
ляется); 2 — песчанистая глина; 3 — пластичная голубая глина; 4 — контрфорс
(существующий); 5 — линия дна котлована; 6 — граница полосы отвода (земле-
владения); 7 —осевая линия проезжей части Шеридан-стрит; 8— «новые»
постоянные контрфорсы; 9 — маячные сваи, забитые до отметки 0,0; 10 — откос;
11 — отсыпанная призма; 12 — основание
в результате производства работ претерпел некоторое наруше-
ние своей структуры и был ослаблен, в конструкции плиты же-
лательно предусматривать зубья (на рис. 14.9 обозначены бук-
вой Д), которые анкеруют плиту в толще глины, находящейся
уже в ненарушенном состоянии. В рассматриваемом частном
случае надобность в таких зубьях отсутствовала, так как плита
получала достаточную поддержку за счет отпора с противопо-
ложного борта котлована.
Подобный же способ проведения работ может быть применен
в случае, когда котлован для возводимого здания настолько ши-
453
рок, что его крепление от борта к борту становится неэкономич-
ным. В подобных случаях в первую очередь производят выемку
грунта в центральной части котлована с приданием ее откосам
некоторого наклона. После этого сразу же бетонируют соответ-
ствующие части фундаментной плиты. Затем выемку постепен-
но расширяют от центра к краям, как упор для крепления, ис-
пользуя уже возведенные секции плиты [см. Казагранде и Фе-
дам (1944 г.)].
14.7. Меры по уменьшению и выравниванию осадок. Выемка
грунта, например, под подвальные помещения является эффек-
тивным мероприятием по уменьшению осадки сооружения, если
только вследствие этого не возникнет пучение дна котлована и
отсюда — падение прочности грунтов в основании возведенного
сооружения. Условия оценки возможности появления такого пу-
чения изложены выше. Основные его критерии будут приведены
в п. 14.8. Период, в течение которого котлован остается откры-
тым, должен быть сокращен до минимума. Помимо этого гли-
нистые грунты в котловане могут разуплотняться в результате
абсорбции ими влаги. Это ведет к увеличению их сжимаемости
и снижению сопротивляемости сдвигу. Сразу же по достижении
необходимой глубины котлована следует немедленно уклады-
вать на его дно то или иное покрытие для работы, чтобы предот-
вратить повреждение поверхности перемещающимися людьми и
механизмами. Так, например, в случае, который иллюстрировал-
ся рис. 13.19,а, в качестве покрытия использовалась подготовка
из бетона слоем 4 дюйма.
Иногда благоприятное влияние в отношении осадки сооруже-
ния оказывает удаление грунта после завершения строительст-
ва, как это, например, было после удаления насыпи подхода к
мосту, показанному на рис. 13.13 (см. п. 13.3). Аналогичные ме-
ры, возможно, способствовали также затуханию осадки Нацио-
нального театра в г. Мехико. В этом случае съем грунта вокруг
здания был вызван необходимостью открыть доступ к его входу,
который вначале располагался на уровне земли, а после осадки
здания на 6 футов оказался почти на уровне полуподвального
помещения (рис. 14.10). Величина осадки этого здания была
значительной даже для пластичной глины района г. Мехико (см.
рис. 2.6). Она была отчасти вызвана чрезмерным весом массив-
ной железобетонной фундаментной плиты толщиной 8 футов, ко-
торая одна весила почти столько же, сколько и само здание те-
атра. Глубоко заложенный пустотелый фундамент мог обеспе-
чить прочность того же порядка при гораздо меньшем его весе.
Недавние исследования, проведенные в г. Мехико, показали, что
глина на глубине приблизительно 60 футов обладает несколько
большей прочностью. Поэтому здесь иногда применяют свайные
фундаменты, достигающие этого более надежного слоя, но тогда
возникает новая неприятная проблема в связи с осадкой поверх-
ности грунта вокруг зданий, включая тротуары.
454
Меры иного рода для выравнивания осадки сооружений за-
ключаются в увеличении удельного давления на грунт по внеш-
ней периферии здания, особенно по его углам. Эта мера осуще-
Рис. 14.10. Национальный театр в г. Мехико, полу-
чивший осадку со времени его постройки в 1909 г.
более 6 футов
а — общий вид; б — аппарель, устроенная для обеспечения
подъезда к входу в театр от улицы. Первоначально подъезд
был на том же уровне, на котором находятся автобусы, по-
хаванные на рисунке
ствима при условии, если не является необходимым устройство
сплошной плиты под всем зданием. В противном случае можно
добиться за счет уплотнения покровных слоев грунта большей
осадки, чем под центром здания, используя здесь столбчатые
455
фундаменты с более узкой подошвой посредине наружных стен
здания, чем в пределах самого здания, и еще более узкой по его
углам (проверка на выпор при сдвиге согласно п. 9.9). Таким
образом, возникающая при этом неравномерная осадка здания
за счет уплотнения поверхностных слоев грунта будет отчасти
компенсировать кратерную или чашеобразную форму осадки,
связанной с более глубокими горизонтами. Это мероприятие бы-
ло проведено для одного из зданий в Бостоне (Казагранде и Фе-
дам, 1944 г.).
Третий тип мероприятий заключается в проектировании стен
зданий высотой в несколько этажей как жестких железобетон-
ных ферм, достаточно прочных для того, чтобы насильственно
выравнивать осадку, связанную с неизбежным прогибом соору-
жения в другом случае. В этом отношении оказывается полез-
ным подразделение здания на отдельные секции (см. рис. 13.9).
Наконец, чтобы снизить неравномерность осадок, можно при-
бегнуть к надлежащей последовательности работ, при которой
на более поздние этапы строительства относится возведение бо-
лее низких и более легких частей здания (см. рис. 13.15 и обсуж-
дение этого вопроса в п. 13.4).
14.8. Основные этапы проектирования фундаментов мелкого
заложения на глинистых грунтах.
1. Определяются соответствующие показатели, характеризую-
щие свойства грунтов на строительной площадке (см. п. 13.2), и
предполагаемые расчетные нагрузки на грунт от сооружения
(см. п. 13.1).
2. Проводится проверка глинистых грунтов в основании
проектируемой фундаментной плиты или столбчатых фундамен-
тов на выпор (см. пп. 9.9, 13.6, 7.25 и 14.2).
3. Выполняется прогноз осадки сооружения (см. п. 13.7) с
учетом возможной ее неравномерности (см. пп. 13.3 и 14.7).
4. Выявляется возможность отрывки котлована под фунда-
ментную плиту без крепления (см. пп. 8.5 и 8.8).
5. В случае получения неудовлетворительного результата и
выявления необходимости крепления выемки производятся про-,
верка степени устойчивости на выпор дна выемки (см. п. 14.6) и
определение бокового давления на крепление (см. пп. 16.4—
16.6). Пояснения к указанным этапам проектирования приводят-
ся в примере 14.1.
14.9. Осушение котлованов, заложенных в песчаной толще.
Понижение уровня грунтовых вод. При вскрытии котлованов в
песчаной толще выпирание их дна в случае чрезмерных сдвига-
ющих напряжений, как это могло бы случиться при глинах, не
происходит. Такое выпирание, как известно, вызывается наруше-
нием устойчивости глинистой толщи в результате сдвига на зна-
чительную глубину от дна выемки. Этот вид нарушения устойчи-
вости глин присущ им потому, что их сопротивляемость сдвигу
часто является постоянной и не зависящей от веса перекрываю-
456
щих масс грунта (см. п. 7.23). Такое положение совершенно не-
вероятно для большинства разновидностей зернистых грунтов,
подобных пескам. Сопротивляемость песков сдвигу зависит от
проявления в нем внутреннего трения, а не сцепления, и поэтому
увеличивается с глубиной от поверхности грунтовой толщи.
Рис. 14.11. Пример опасного разжижения
песка в котловане, заложенном в песчаной
толще, при его осушении откачкой воды
из зумпферов-приямков
Рис. 14.12. Скважина глубокого понижения
уровня грунтовых вод в работе
1 — тампон из глины. необходимый при примене-
нии метода с вакуумированием; 2 — напорный тру-
бопровод; 3 — верхний растительный слой; 4 — на-
чальный уровень грунтовых вод; 5 — песок; 6—пес-
чаный грунт; 7 — глина; 8 — глинистый песок;
9 — кривая депрессии
Однако проходка котлованов в толще водонасыщенных пес-
ков может сопровождаться различного рода трудностями. Так,
например, если не будут приняты специальные меры по осуше-
нию котлованов, пески способны переходить в состояние плыву-
на (см. п. 5.4). Это положение иллюстрируется рис. 14.11, на ко-
тором изображено вертикальное сечение по шпунтовой перемыч-
ке (см. п. 16.17). Перемычка устроена на небольшой глубине и
была предназначена для возведения в ее пределах мостового
быка. Подошва фундамента быка располагалась на песке в
уровне —40 футов. Если осушить котлован поверхностной от-
качкой воды из зумпфа, то можно ожидать подтока к нему по
линиям тока, отвечающим гидродинамической сетке, показанной
457
на рис. 14.11 (см. п. 5.3). В результате этого, в соответствии с
данными примера 14.2, у зумпфа и вокруг него песок перейдет
в состояние плывуна. Другими словами, песок на дне котлована
начнет «кипеть», частично разжижаться и поступать вверх. По-
мимо этого, так как в состоянии плывуна песок не может нести
ни боковой, ни вертикальной нагрузки, шпунтовые стенки пере-
мычки потеряют опору, существовавшую ранее на их нижних
концах в толще песка. При этом условии на нижние распорки
крепления перемычки будет передана чрезмерная на них наг-
рузка, в результате чего возникнет прогрессирующее наруше-
ние прочности крепления и может стать неминуемым смещение
шпунтовых стенок в котлован. В качестве частичного защитного
мероприятия может служить временный понур из глины, уло-
женный по поверхности песка 0—0 вокруг перемычки.
Для полного пресечения описанного явления требуется искус-
ственное понижение грунтовых вод.
Принцип работы трубчатого колодца для искусственного по-
нижения уровня грунтовых вод виден на рис. 14.12. Стальная
труба диаметром приблизительно 1,5 дюйма с перфорированны-
ми стенками у нижнего конца, прикрытыми фильтром-сеткой с
мелкими ячейками, заглубляется в грунт путем размыва пос-
леднего струей воды, нагнетаемой через трубу. При погружении
трубы колодца в грунт нагнетаемая в нее вода поднимается к
дневной поверхности вдоль внешней стороны стенки трубы и об-
разует вокруг трубы колодца цилиндрическую полость, которая
по мере снижения скорости восходящих токов воды может посте-
пенно заполняться песком. Вода из всех проницаемых слоев,
расположенных выше наконечника трубы колодца, может под-
текать к нему безотносительно к наличию или отсутствию в тол-
ще любых горизонтальных водонепроницаемых прослоев, кото-
рые в ином случае перекрывают путь отходу воды из водонасы-
щенных слоев в вертикальном направлении. Трубчатые колодцы
устанавливаются рядами, причем каждый из них подсоединяет-
ся на поверхности грунта к трубе-коллектору, которая, в свою
очередь, связана с насосом (рис. 14.13,6).
Переход песка в состояние плывуна при использовании труб-
чатых колодцев предотвращается изменением направления дей-
ствия фильтрационных сил (см. п. 5.4). В данном случае эти
силы направлены вниз или горизонтально по отношению к метал-
лической сетке-фильтру наконечника, который способен их вос-
принять и не допускает выноса частиц песка из толщи через
фильтр. Вводя трубчатые колодцы ниже уровня дна котлована,
защищенного шпунтом (см. рис. 16.10), изменяют направление
фильтрационных сил, действующих в общем случае в сторону
котлована. При этом условии возможность перехода песка в со-
стояние плывуна на дне котлована исключается.
Степень устойчивости песчаных откосов может быть также
значительно повышена при использовании надлежаще располо-
458
Рис. 14.13. Осушение котлована в песчаной толще для замка пло-
тины Корелвилль, шт. Айова, с помощью искусственного понижения
уровня грунтовых вод
а —общий вид; б —вид крупным планом
459
женной системы трубчатых колодцев (рис. 14.14), так как при
этом удается изменить направление потока грунтовых вод, дви-
жущихся в естественных условиях к откосу выемки. Тогда филь-
трационные силы с измененным направлением действия вместо
снижения степени устойчивости откоса будут способствовать ее
повышению. Рис. 14.13 иллюстрирует пример практического ис-
пользования этого принципа, позво-
Рис. 14.14. Электроосмос
вызывает движение воды
через грунты типа ила и ка-
менной муки к скважинам-
электродам. Надлежащее
расположение скважин поз-
воляет осуществлять откры-
тые выемки на склонах, ко-
торые в ином случае были
• бы неустойчивыми
1 — ряд электродов-скважин;
2 — ряд электродов-стержней
(анодных); 3 —линии тока;
4 — эквипотенциальные линии.
лившего вскрыть траншею под замок
ядра плотины насухо с довольно кру-
тыми откосами в толще песка до ска-
лы, залегающей на 41 фут ниже уровня
воды в протекающей рядом реке (см.
п. 17.4).
Для требуемого понижения уровня
грунтовых вод в толще весьма мелко-
зернистых песков с некоторой при-
месью пылеватых и глинистых частиц
может оказаться необходимым распо-
лагать обычные трубчатые колодцы
очень близко друг к другу. В подоб-
ных случаях можно применять так на-
зываемый вакуумный метод с целью
увеличения нормального (гравитаци-
онного) напора, под действием которо-
го вода в этих грунтах фильтрует в
направлении к трубчатым колодцам.
На поверхности грунта над песчаным
фильтром цилиндрического вида, рас-
положенного вокруг колодца, устраи-
вается водонепроницаемый тампон из
глины (см. рис. 14.12). При откачке
воды из колодца в песчаном фильтре возникает некоторый ва-
куум. При этом гравитационный напор, воздействующий на по-
ток, направленный к колодцу, увеличивается на разницу между
атмосферным давлением и этим частичным вакуумом, возник-
шим в порах песка.
При использовании наряду с водопонижением электроос-
моса (см. п. 5.6) можно создать дополнительный напор, ко-
торый приведет к фильтрации воды даже в относительно во-
донепроницаемых пылеватых грунтах и грунтах типа каменной
муки.
Лео Казагранде (1947 г.) сообщил о ряде случаев, когда
вскрытие котлованов в таких грунтах стало возможным только
благодаря использованию электроосмоса. При этом методе ряды
трубчатых электродов работают в сочетании с расположенными
вблизи них рядами стержневых электродов. Один из приведен-
ных им примеров касается работ по строительству убежища для
подводных лодок в Тронхейме, Норвегия. Здесь требовалось за-
460
л ожить котлован глубиной 46 футов вблизи океана. Попытки ис-
пользовать для этой цели мероприятия обычного вида оказа-
лись безрезультатными.
К числу опробованных с отрицательным результатом меро-
приятий относились уположеиие откосов котлована и его защита
шпунтом длиной 60 футов, который забивался в грунт до глуби-
ны 50 футов. В процессе работ по вскрытию котлована в его бор-
тах возникли оползни с глубоким захождением в толщу поверх-
Рис. 14.15. Границы успешного применения методов искусственного пони-
жения грунтовых вод для осушения толщи мелкозернистых грунтов
1 — предпочтительна разработка грунта под водой из-за необходимости высокопроиз-
водительной откачки; 2 — теоретические границы гравитационного осушения; 3 — ис-
пользуется сжатый воздух; 4 — вакуумные системы; 5 — возможен электроосмос;
6 — предпочтительны вакуумные системы ввиду слабой эффективности гравитацион-
ного осушения; к вакуумной системе необходимо прибегать, если напор воды, вклю-
чая противодавление, вызывает градиент выше его критической величины;
7 — Бостон, Массачусетс;
8 — Бонневилль, Орегон;
9 — Эльмира, Нью-Йорк; Пункты, в которых производилось
10 — Манхеттен, г. Нью-Йорк; осушение в грунтах с указанным
И — Мериден, Коннектикут; гранулометрическим составом
12 — Провиденс, Филлиппины
пости скольжения, что привело к нарушению устойчивости стен-
ки. и ее перемещению внутрь котлована. Однако при последую-
щем использовании электроосмотического дренажа строительст-
во было завершено без каких-либо новых трудностей.
На рис. 14.15 приведены кривые гранулометрического соста-
ва грунтов, при котором понижение уровня грунтовых вод мо-
жет успешно осуществляться теми или иными методами. Эти дан-
ные основаны на опыте работ корпорации Моуретренч.
461
14.10. Подводные земляные и бетонные работы. Укладка бе-
тона под воду с помощью труб. Ввиду трудности проходки глу-
боких котлованов в песках ниже уровня воды с предотвращени-
ем перехода песка в состояние плывуна иногда более целе-
сообразно производить их отрывку без осушения котлована
и бетонирование по крайней мере части фундамента под водой.
Пример такого рода работ приведен на рис. 14.16. Здесь изобра-
жен в разрезе котлован глубиной 65 футов для сухого дока ВМС
а}
Рис. 14.16. Этапы строительства большого сухого дока ВМС США
а — устройство котлована непосредственно под водой; б — бетонировка днища под
водой с помощью труб; в — осушение (показаны дренажные трубки на случай дей-
ствия противодавления на днище дока и для его разрядки); г — обратная засыпка
стенок после их бетонировки насухо; 1 — бетон, уложенный под воду с помощью
труб; 2 — песчано-гравийный фильтр; 3 —дренажные трубки; 4 — насосы; 5 — обрат-
ная засыпка
США, бетонирование днища которого было выполнено подвод-
ным способом.
Вначале рассмотрим основные принципы укладки бетонной
массы под воду. При опускании бетонной массы на сколько-ни-
будь значительную глубину неизбежно происходит ее расслоение.
Составные части бетона при этом отделяются; первым погрузит-
ся на дно гравий, на него осядет песок и только потом — неко-
торая часть цемента. Остальная часть цемента останется в воде
во взвешенном состоянии. Общая картина будет подобна той,
которая получается в измерительном цилиндре при лаборатор-
ном опыте определения гранулометрического состава грунта ме-
тодом осаждения (см. п. 3.6). При этом условии важно полностью
исключить или снизить до возможного предела расстояние, ко-
торое бетонная масса проходит в толще воды.
В тех случаях, когда приходится иметь дело с незначитель-
ными объемами бетона, например при бетонировании изготавли-
ваемых на месте свай (см. п. 15.7) или небольших опускных ко-
лодцев, бетон можно укладывать под воду с помощью специаль-
ных бадей типа изображенной на рис. 14.17. Бадья снабжена
462
двумя тросами: первый А прикреплен к днищу С бадьи и ис-
пользуется для опускания под воду бадьи, наполненной бетонной
массой. Когда бадья касается дна котлована, трос А освобож-
дается и наружная оболочка поднимается тросом В, позволяя
бетонной массе растекаться по наклонным поверхностям дни-
ща С, которое затем также поднимается тросом А (пунктирная
линия А' на рис. 14.18, б).
Для укладки под воду больших объемов бетона этот способ
малопроизводителен. В подобных случаях прибегают к так назы-
Рис. 14.17. Специальная
бадья для укладки не-
больших объемов бето-
на под воду
Рис. 14.18. Схема, пояс-
няющая метод укладки
больших объемов бето-
на под воду с помощью
труб
ваемому методу бетонирования под воду с помощью подвижных
труб (рис. 14.18J. На барже С устанавливается металлический
загрузочный бункер Л, в который бетонная масса подается с по-
мощью ленточных транспортеров или насосами с бетономеша-
лок, обычно устанавливаемых на других стоящих рядом баржах.
Нижняя часть бункера А подсоединяется к подвижной трубе В,
которая может быть опущена до дна котлована и нижний ко-
нец которой может быть закрыт или открыт с поста дистанци-
онного управления. В трубу В, полностью ее заполняя, непре-
рывно подается бетонная масса пластичной консистенции, опус-
кающаяся по ней под действием силы тяжести. Выходной конец
трубы В удерживается ниже поверхности уложенного бетона.
При этом условии пластичная масса выдавливается из трубы
вверх и в стороны через уже уложенную массу, как показано
на рис. 14.17 стрелками. Возможность расслоения бетона при
этом полностью исключается.
При разработке котлованов (подобных изображенному на
рис. 14.16) под водой используются землесосы. Для резания
и разрыхления грунта впереди всасывающего патрубка, который
опускается от землесоса до поверхности грунта в котловане,
имеется фреза. Образующаяся при этом пульпа перекачивается
по трубопроводу аналогично тому, как это принято при устрой-
463
стве намывных плотин (см. п. 17.3). Такой способ производства
работ по устройству подводных выемок позволяет достичь высо-
кой производительности при относительно невысокой стоимости.
На последующем этапе производства работ (рис. 14.16, б)
с помощью плавучего крана опускают металлический арматур-
ный каркас бетонного пола; тем же способом опускают и опа-
лубку. Водолазы контролируют их установку. Затем с помощью
подвижной трубы производят бетонирование днища дока
(см. рис. 14.17). Там, где используют этот метод бетонирования,
в некоторых случаях опалубку и бетонную массу укладывают
в боковые стены дока также под воду. В других случаях их бе-
тонирование выполняется насухо. В последнем случае требуется
осушение выемки откачкой из нее воды после постройки вре-
менной перемычки (см. п. 16.17) в торце котлована, смежного
с водоемом, как это показано на рис. 14.16, в. Для борьбы
с фильтрацией по некоторым прослойкам песка, выклиниваю-
щимся на откосах, и для откачки воды из-под днища дока могут
использоваться трубчатые колодцы. В этом случае под днищем,
еще до начала его бетонирования, должен быть уложен гравий-
ный фильтр, надлежащим образом подобранный (см. п.17.7).
В днище дока должны быть предусмотрены аварийные сливные
трубки для снятия с него избыточного противодавления, возни-
кающего здесь в случае кольматации фильтра вблизи места уста-
новки насосов или повреждения последних. Это противодавление
должно быть снято с днища с помощью сливных трубок еще
до того, как возникнет опасность его взлома. Длина этих трубок
выбирается в соответствии с величиной допускаемого в данном
случае противодавления (см. пример 14.3).
Дренажные колодцы можно использовать также для сниже-
ния противодавления на днище постоянных сооружений. Если
фильтрация через днища невозможна, на них будет воздейство-
вать полное гидростатическое взвешивающее давление. Напри-
мер, при ограждении котлована перемычкой, показанной на
рис. 14.11, с облегченным креплением ниже уровня воды для
обеспечения устойчивости и прочности слоя бетона, уложенного
под воду с помощью подвижных трубок, вес этого слоя должен
быть достаточным для восприятия после осушения котлована
напора 40 футов. Таким образом, чтобы обеспечить предельное
равновесие, толщину бетонного слоя следует принимать 40X
Х62,5/140= 18 футов (см. также пример 16.3). С другой стороны,
если зумпф, показанный на рис. 14.11, был до укладки бетонного
слоя заполнен надлежаще подобранным фильтром, а откачка
воды производилась через заделанную в бетон трубу, то для по-
лучения достаточного коэффициента запаса следовало преду-
смотреть толщину бетонного слоя только 5 футов (см. пример
14.4). Чтобы достичь таких благоприятных условий при залега-
нии под днищем в пределах котлована и ниже его пылеватого
или глинистого грунта, надобность в непрерывной откачке от-
464
падает. Выход небольшой струйки воды через дренажные труб-
ки, связанные со слоем фильтра, будет достаточным для сня-
тия с днища большей части взвешивающего противодавления,
действующего по длине линий тока, изображенных на рис. 14.11.
В данном случае положение будет таким же, как и в случаях
с песчаным грунтом по примерам 14.2 и 14.4. При прекращении
оттока воды через трубки величина противодавления на днище
со временем полностью восстановится.
Другой способ борьбы с противодавлением на днище состоит
в его анкеровке в толще подстилающего грунта с помощью часто
расположенных свай. Этот способ оказывается выгодным при сла-
бых грунтах в основании сооружений, вызывающих в любых усло-
виях необходимость использования свай для передачи нагрузки
при заполнении дока водой на его основание. Эти же сваи могут
служить для предотвращения всплывания дока при его опорож-
нении, а также увеличения веса его днища, воспринимающего
противодавление, на величину веса грунта, находящегося вокруг
свай. Тогда сваи следует размещать достаточно близко друг
к другу, с тем чтобы отрицательное трение грунта о сваи, опре-
деляемое испытанием свай на выдергивание, оказалось больше,
чем вес грунта вокруг каждой сваи.
14.11. Фундаменты зданий в районах вечной мерзлоты и се-
зонных дождей. Фундаменты холодильников предприятий и пе-
чей. Основное правило строительства в умеренных климатиче-
ских условиях заключается в том, чтобы сооружения никогда
не закладывались в пределах зоны промерзания грунта. Фак-
тически это означает, что фундаменты должны заглубляться ни-
же глубины промерзания, так как иначе объемные изменения
грунта в период замораживания и оттаивания (см. п. 5.7) будут
приводить к не поддающейся контролю деформации фунда-
ментов. Глубина промерзания и, следовательно, требуемая ми-
нимальная глубина заложения фундаментов для разных райо-
нов различны.
Правило, по которому фундаменты должны возводиться на
слоях грунта, не подверженных сезонным изменениям объема,
т. е. вне так называемых деятельных слоев, остается в силе для
любых районов.
Это правило, однако, теряет свое значение для так называе-
мых районов вечной мерзлоты Крайнего Севера. На значитель-
ной части Сибири и в некоторых областях Аляски и Канады грунт
ниже некоторой глубины остается все время в промерзшем со-
стоянии. Грунт деятельного слоя, залегающий выше толщи веч-
ной мерзлоты с постоянно отрицательной температурой, в лет-
нее время подвергается оттаиванию, а зимой снова замерзает,
что создает большие затруднения при проектировании и строи-
тельстве шоссейных дорог (см. п. 19.7). Как и в зонах умеренного
климата, мощность деятельного слоя изменяется в связи с осо-
бенностями географического положения и климатических усло-
30—277
465
вий, присущих данной местности. Здания, возведенные в области
вечной мерзлоты, с обоснованием их на грунтах деятельного слоя
неизменно подвергаются сильному повреждению. Поэтому в об-
ласти вечной мерзлоты сооружения возводят на постоянно про-
мерзшем грунте, который в силу этого не подвергается объемным
изменениям. При этом условии правильно спроектированные фун-
даменты должны предотвращать передачу тепла от здания грун-
там его основания, так как это может понизить высотное поло-
жение кровли мерзлой толщи под ним. На рис. 14.19 нашли от-
ражение некоторые мероприятия, принимаемые с этой целью
Рис. 14.19. Изоляция фунда-
ментов стен здания в районах
вечной мерзлоты Сибири
1 — изолированный пол в помеще-
нии; 2 — воздушная прослойка (с на.
ружной температурой); 3 — асфальт
по гладкой поверхности цементной
штукатурки; 4 — активный слой;
5 — вечномерзлый грунт; 6 — бетон
или кирпичная кладка; 7 — два слоя
деревянных брусьев; 8 — насыпной
грунт; 9 — глина; 10— гравий;
И — песок
для небольших сооружений в Сибири. Между подошвой бетон-
ного или кирпичного фундамента и вечномерзлым грунтом укла-
дывают деревянный настил; дерево является хорошим термо-
изолятором и в морозных условиях не подвергается гниению. Бо-
ковым поверхностям фундаментов в пределах деятельного слоя
придают некоторый наклон, как это показано на схеме, и по-
крывают их гладким слоем цементной штукатурки и асфальтом.
Эти меры предназначены для облегчения отделения грунта от
фундамента при промораживании деятельного слоя в зимнее
время и его пучении. Черный пол зданий тщательно изолиру-
ют, а между полом и поверхностью грунтовой толщи предусмат-
ривается воздушная прослойка в виде подполья, связанного с на-
ружным воздухом. На Аляске вместо обычных фундаментов
иногда используют сваи, заглубляемые в зону вечной мерзлоты
с ее прогревом паром. Для термоизоляции применяют фибровое
стекло.
В районах с длительными дождливыми сезонами, например
в Бирме, некоторые разновидности глинистых грунтов испытыва-
ют пучение, что проявляется в основном по стенам внешнего кон-
тура здания. Это приводит зачастую к некоторому подъему на-
ружных стен, главным образом по их углам, что вызывает по-
явление трещин в зданиях. Поэтому под такими стенами
удельное давление на грунт стремятся увеличивать до предель-
ных значений, отвечающих его несущей способности по прочно-
сти при сдвиге. Однако эта мера предосторожности является лишь
466
их заделки в
частичной, так как давление набухания некоторых глин оказы-
вается весьма высоким. Отсюда возникает необходимость над-
лежащего отвода воды с приданием отмостке вокруг зданий не-
которого уклона и использованием водонепроницаемого покры-
тия на ней, а также других подобных мероприятий. В случае
возведения крупных зданий иногда активный (набухающий) слой
глинистых грунтов прорезают опускными колодцами (см. п. 15.12)
с расширенными кожухами для
и надлежащим образом арми-
рованными для восприятия
растягивающих усилий.
Лёссовые и лёссовидные
грунты в условиях их природ-
ного залегания (см. п. 2.6) в
период первого после заверше-
ния строительства дождливого
сезона могут вызывать боль-
шое беспокойство за прочность
возведенных на них сооруже-
ний. Мелкие вертикальные ка-
налы, оставшиеся в лёссе после
разложения корневой системы
трав, по всей вероятности, при
этом замыкаются под совмест-
ным воздействием нагрузки от
фундамента и влияния ин-
фильтрующей в толщу воды, в
результате чего может возник-
нуть значительная просадка
новых сооружений. Чтобы оце-
нить степень опасности такого
рода, перед началом строи-
тельства могут быть проведе-
ны опыты с пробной нагрузкой
штампов.как без замачивания поверхности грунта под ними, так
и с его замачиванием. В южных районах Сибири, чтобы уплот-
нить лёсс перед строительством и замкнуть в нем открытые ка-
нальцы, с успехом применяют песчаные сваи (см. п. 11.4). Это
устраняет в последующем беспокойство за судьбу новых
зданий1.
Нередко неравномерное вспучивание при промерзании грун-
тов в основании холодильников вызывает их повреждение. По-
видимому, самая тщательная изоляция не может надолго пред-
Рис. 14.20. Способ предотвраще-
ния замерзания и пучения грунта
под фундаментом склада рефри-
жератора в СССР путем устрой-
ства под изолированным полом
подвального помещения вентиля-
ционных ходов для нагретого
воздуха
1 — помещение рефрижератора; 2 — чис-
тый цементный пол толщиной 1";
3 — армированный бетон слоем толщи-
ной 2,4"; 4 — толь; 5 — легкий шлако-
бетон слоем толщиной 2,4"; б — шлак
(слоем 20"); 7 — песок (слоем 1,2");
8 — армированный бетон слоем 4";
9 — кирпичные опоры; 10 — вентиляцион-
ные ходы для нагретого воздуха;
11 — верх фундамента
1 Причина просадочных явлений в лёссовых грунтах трактуется специали-
стами СССР более широко и связывается с общей избыточной пористостью та-
ких грунтов и резким падением при замачивании присущей им в сухом состоя-
нии связности. (Прим, ред.)
30*
467
отвратить такое промерзание. Этот вывод был подтвержден об-
следованиями, проведенными в Великобритании, о результатах
которых сообщили Л. Ф. Кулинг и У. X. Уорд (1944 г.). В СССР,,
согласно данным М. Штаермана (1936 г.), оказалась успешной
защита грунтов под холодильниками от промораживания нагне-
танием в полость между тщательно изолированным их полом
и верхом фундаментной плиты теплого воздуха (рис. 14.20). Ана-
логичный метод изоляции грунтов от тепла печей с помощью воз-
душной вентиляции, был предложен У. X. Уордом и И. С. Сьюел-
лом (1950 г.). Они приводят также многочисленные данные
о значимости различной толщины изолирующего слоя. Зарегист-
рировано несколько случаев, когда из-за отсутствия таких мер
предосторожности тепло от печей передавалось через фундамент
подстилающим его пластичным глинистым грунтам, что приво-
дило к их неравномерному высушиванию и усадке. В результате
наносился серьезный ущерб всему сооружению.
ПРИМЕРЫ ИЗ СТРОИТЕЛЬНОЙ ПРАКТИКИ
14.1. Намечалось возведение здания шириной 6=70 футов и длиной L=
= 100 футов на участке, грунт которого вплоть до глубины 100 футов был
представлен достаточно однородной по своим свойствам глиной. Объемный
вес глины у = 120 фунт[фут*=Ъ№ т{фут3\ ее прочность на сжатие в одноос-
ном напряженном состоянии <7tt=O,7 т(фут\ коэффициент структурной проч-
ности (чувствительности) —средний по величине (5=2,3). Эти значения были
получены путем осреднения данных по испытаниям 30 образцов, отобранных
по всей глубине толщи. Определить: а) глубину котлована с надежно устой-
чивыми вертикальными бортами при отсутствии его крепления; б) то же, но
котлована, имевшего крепления; в1) допускаемое давление на грунт под сплош-
ной фундаментной плитой при отсутствии подвального помещения и глубине
заложения фундаментной плиты 5 футов; г) то же, но в случае устройства
под зданием подвального помещения и увеличения глубины заложения плиты
до 20 футов.
Ответ. Исходя из данных табл. 14.4 примем следующие значения коэффи-
циентов запаса: Fs=2 для временного котлована и Fs=2,7 для самого здания.
а) Критическая высота вертикального борта котлована без крепления в
этой глине будет равна (см. выражение 8.10):
, 1,29?я 1,29-0,7
= —— = = 15,1 фута.
Следовательно, при соответствующем коэффициенте запаса
ЙО = 4/fs = 15,1/2 = 7,5 фута.
б) Исходя из выражения (14.9) для Нтах и Fs=2 при b<D и подстанов-
ке в выражение (14.9) вместо D величины b найдем безопасную глубину кот-
лована по всей его площади:
0,7/ 2’70—100\
:,57-М 1+0,44 —--
2 \ 100 /
-----------------------— =22,5 фута
0,7/J_ 2.70-100
’ 2 \140 + 70-100 /
468
л 0,7
Используя в приведенном выражении вместо — , получим пре-
дельную глубину котлована:
# тах=36 футов.
в1) Вес 5 футов вынутого из котлована грунта почти полностью компенси-
руется весом фундаментной плиты. При этом условии расчетная нагрузка на
грунт не снизится. Исходя из выражения (9.28) получим
ртах = 2,76-0,7(1 + 0,38-5/70 + 0,44-70/100) = 2,6 т/фут*
Ро = Р-~ = 77 = о,97 т/фут2.
rs Z,l
г) Вес 15 футов дополнительно вынутого из котлована грунта будет от-
части компенсироваться весом колонн, стен и полов. Поэтому только 85%
(приблизительно) веса удаленного грунта следует учитывать в качестве фак-
тора, определяющего эффективное снижение нагрузки по сравнению с пре-
дыдущим случаем. Без этого снижения
ртах = 2,76-0,7(1 +0,38-20/70 + 0,44-70/100) = 2,74 т!фут\
При учете снижения расчетная нагрузка равна:
= +0,06-15-0,85 = 1,01 +0,76 = 1,77 т/фут*.
Fs
Таким образом, устройство под зданием подвального помещения высотой
15 футов приводит к увеличению допускаемой нагрузки на грунт на 80%.
Еще большего увеличения допускаемой нагрузки можно достичь при устрой-
стве под зданием двухэтажного подвального помещения, но отрывку требу-
емого для этого более глубокого котлована оказывается возможным произ-
водить только узкими секциями (см. рис. 14.8, а также п. 13.6).
14.2. Установить исходя из гидродинамической сетки, изображенной на
рис. 14.11, степень перехода песка в состояние плывуна в зумпфе.
Ответ. Общая потеря напора равна 40 футам. На рис. 14.11 показаны
10 эквипотенциальных линий. При этом условии потеря напора между ними
составляет Д h=4 фута. Расстояние L между двумя последними эквипотен-
циалями, т. е. между помеченной цифрой 9 и дном зумпфа, может быть заме-
рено путем построения сетки в более крупном масштабе. Оно оказалось рав-
ным: L=l,9 фута. В соответствии с выражением (5.18) гидравлический гра-
диент в зоне под дном зумпфа будет равен:
S = ДА/£ = 4/1,9 = 2,1.
Переход песка в состояние плывуна оказывается в данном случае неиз-
бежным, так как наибольшее возможное значение критического гидравлическо-
го градиента SCT для весьма плотного песка равно 1,05 (см. п. 5.4). Очевидно,
что коэффициент запаса окажется значительно меньше единицы:
с
= •~ = 1,05/2,1 =0,5.
14.3. Определить величину коэффициента запаса устойчивости днища тол-
щиной d дока, показанного на рис. 14.16, в, при осушении котлована, если
трубка для разгрузки противодавления выведена на d/2 выше верха днища d.
Ответ. Максимальное противодавление, которое может воздействовать на
пол, pw= 1,5 d- 62,4=93,7 d. Воспринимающий его бетонный пол имеет вес:
=d-140.
469
Коэффициент запаса равен:
Fs= (140 d)/(93,7 d) = 1,49.
14.4. Перед осушением котлована (рис. 14.1 Г), огражденного перемычкой,
его дно было прикрыто надлежаще подобранным фильтром. Поверх фильтра
был уложен слой бетона толщиной 5 футов. Из слоя фильтра через бетон
было выведено несколько дренажных трубок. Оценить величину коэффициента
запаса устойчивости бетонного слоя против всплывания.
Ответ. Из примера 14.2 следует, что в пределах верхних 1,9 фута грун-
та напор падает на 4 фута. Гидродинамическая сетка, соответствующая ус-
ловию данной задачи, будет несколько (но немного) отличаться от приведен-
ной на рис. 14.11. Если исходить из наиболее неблагоприятного предположе-
ния, что напор в 4 фута будет восприниматься только весом бетонного слоя,
то соответствующий коэффициент запаса его устойчивости будет равен:
Fs= (5.140)/(4.62,5) = 2,8.
ГЛАВА 15
СВАЙНЫЕ ФУНДАМЕНТЫ
И КЕССОНЫ.
ШПУНТОВЫЕ ОГРАЖДЕНИЯ.
УКРЕПЛЕНИЕ ФУНДАМЕНТОВ
15.1. Типы свай и оборудования для их забивки. Сваи, пред-
назначаемые для' передачи нагрузки от фундаментов на более
глубоко залегающие слои грунтов, могут изготовляться из де-
рева, бетона или металла. Для изготовления свай находят также
применение комбинации этих трех материалов.
Бетонные сваи изготовляются заранее (до забивки) или же
набиваются, т. е. формуются на месте (набивные сваи). Метал-
лические сваи могут быть или так называемого Н-типа, т. е. со-
ставляться из проката с широкой полкой, или трубчатыми.
В зависимости от характера передачи нагрузки на грунт
в выбранном месте сваи можно подразделить на сваи-стойки
и сваи трения. Иногда сваи трения называют также висячими.
Большая часть свай погружается в грунт с помощью забивки, но
некоторые бетонируются на месте в скважинах, пробуренных
таким же способом, как и скважины, предназначаемые для раз-
ведки грунта. Большая часть свай устанавливается вертикально,
но, когда необходимо, чтобы сваи воспринимали горизонтальные
нагрузки (см. пример 16.7), их можно забивать под углом к го-
ризонту. Такие сваи называются откосными. Максимально допус-
каемый наклон свай зависит от конструкции имеющегося в на-
личии оборудования для забивки свай и может достигать 45°.
Существуют три основных типа молотов для забивки свай:
свайная баба, паровой молот одинарного действия и паровой мо-
лот двойного действия. Свайные бабы представляют собой тя-
желый металлический груз, который поднимается на некоторую
высоту с помощью троса и лебедки и затем освобождается на
этой высоте специальным автоматическим приспособлением.
Свайная баба малопроизводительна и в настоящее время при
строительстве важных объектов используется редко. В паровых
молотах одинарного действия энергия пара используется толь-
ко для поднятия груза. Следовательно, энергия, расходуемая на
забивку, определяется весом падающего груза. В молотах двой-
ного действия пар вначале используется для подъема груза, ко-
торый перемещается вверх по жестким направляющим. На по-
следующем этапе пар действует в противоположном направле-
нии. При этом условии давление пара способствует возрастанию
скорости падения груза и тем самым увеличивает энергию его
471
удара. Эффективность молотов различных типов обычно сопо-
ставляют исходя из футо-фунтов энергии, развиваемой ими при
одном ударе. В настоящее время имеется множество молотов раз-
личных типов и размеров, вплоть до 5-тонных, которые могут
производить 90 ударов в 1 мин при энергии одного удара
55000 фут-фунт (Челлис, 1944 г.). Большинство молотов двой-
ного действия можно легко приспособить для специальных ра-
бот, например при извлечении из грунта свай, при котором дей-
ствие молота прямо противоположно (см. рис. 16.24), или для
забивки свай под воду. Деревянные сваи для временных опор
на строительных площадках или для военно-инженерных целей
могут быть быстро забиты в грунт с помощью молотов малого
веса с двигателем внутреннего сгорания, несколько напоминаю-
щих механизм для уплотнения грунта, показанный на рис. 11.8.
Такие молоты не требуют тяжелых копров.
Чтобы избежать повреждения головы сваи в период забивки,
используют специальные наковальни, прокладки и наголовники.
Это особенно важно в случае применения деревянных и заранее
заготовленных железобетонных свай.
Производительность свайной бойки может быть резко повы-
шена за счет большей «маневренности» установки для забивки
свай, т. е. за счет сокращения времени, необходимого для ее пе-
ребазирования с места, на котором произведена забивка, на но-
вое. На рис. 15.10 показан низ копра устаревшего типа на по-
лозьях с трубчатыми катками. Для изменения направления дви-
жения такого копра требуется много времени. В случае
использования современных типов копров на гусеничном ходу
это время сильно сокращается (см. рис. 15.11). Стрелы копра
должны быть достаточно прочными, чтобы обеспечить правиль-
ное направление сваи и молота при их движении вниз. Помимо
этого они рассчитываются специально на восприятие значитель-
ных сжимающих усилий при выдергивании из толщи грунта
оболочек набивных свай (см. рис. 15.9) после их формования на
месте.
15.2. Нарушение структуры глинистых грунтов при забивке
свай. Условия взаимодействия между сваями и окружающим
их грунтом являются одним из важнейших вопросов, рассмат-
риваемых при проектировании свайных фундаментов, особенно
когда сваями прорезываются пласты глинистых грунтов. Струк-
тура таких грунтов в непосредственной близости от свай, как
показано на рис. 15.1, сильно нарушается. Общее смещение сло-
ев грунта не может быть при этом столь значительным, как
в случае весьма глубокого котлована (рис. 14.6); тем не менее
оно обычно оказывается достаточным, чтобы вызвать вредную
осадку структурных глин. Подобное явление наблюдалось при
возведении здания, к которому относится рис. 15.1. Сваи в виде
стальных труб были забиты здесь до пласта ортштейна через
472
толщу ленточной глины мощностью более 100 футов. Вокруг зда-
ния в результате смещения грунта произошел выпор. При этом
траншеи под фундаментом оказались заполненными грунтом. Ко-
эффициент структурной прочности таких глин является значи-
тельным и в среднем достигает S>5 (см. п. 7.22 и табл. 14.4).
В здании проектировалось устройство подвального помещения,
причем его полы и внутренние
стены должны были распола-
гаться непосредственно на
грунте. Очевидно, предполага-
лось, что он достаточно для
этого надежен, так как при
отрывке котлована под подвал
был удален слой естественного
грунта мощностью около 6 фу-
тов. Однако вскоре в полах и
перегородках появились тре-
щины. Положение трещин по-
казало, что центральная часть
полов осела вместе с располо-
женным под ними грунтом,
в то время как краевые части
полов, опиравшиеся 'на насад-
ки свай, были от такой осадки
застрахованы. Тщательные на-
блюдения за осадкой специ-
альных реперов, заложенных
в толще нарушенной в своем
залегании глины, показали,
Рис. 15.1. Нарушение природных ус-
ловий залегания глины вблизи куста
стальных трубчатых свай с заделан-
ными нижними концами
что ее повторная консолида-
ция под действием собственного веса продолжалась здесь в те-
чение нескольких лет. Для поддержания пола на заданном уров-
не было проведено нагнетание под него глинистого раствора.
Не до конца консолидированная глина или глина с нару-
шенной структурой может вызывать перегрузку свай-стоек из-за
влияния так называемого отрицательного трения. Этот термин
применяется для обозначения сил трения, действующих по по-
верхности свай и направленных книзу, в противоположность
обычному положению, когда окружающий сваи грунт обеспечи-
вает по крайней мере некоторую для них опору за счет сил тре-
ния, направленных вверх. Особенно опасное состояние может
возникнуть, когда сваи забиваются через свежеуложенную на-
сыпь, например, из шлака или гравия и подстилающую ее пла-
стичную глину до лежащего на некоторой глубине слоя прочного
грунта. В подобных случаях при консолидации глинистого слоя
на сваи может передаться за счет отрицательного трения полный
вес насыпи, что в некоторых случаях может приводить к полом-
473
ке свай. При таких условиях следует избегать устройства свайных
фундаментов, особенно если некоторые сваи забиваются с на-
клоном.
Отношение инженеров к использованию свай в глинистых
грунтах в последние десятилетия существенно изменилось.
В предшествующий период большой популярностью пользовал-
ся лозунг: «Когда сомневаешься, забивай сваи». А. Казагранде
(1932 г.) привлек внимание специалистов к вредным влияниям,
которые оказывает забивка свай на глинистые грунты. Однако
позже было показано, что не все его первоначальные обобщения
справедливы. Так, например, оказалось, что не все глины при
нарушении их структуры теряют прочность (см. п. 7.22). Проч-
ность некоторых разновидностей глин, снижающаяся на началь-
ном этапе, со временем восстанавливается в результате их есте-
ственного упрочнения (см. п. 4.1). Удаление грунта при устрой-
стве котлованов для ячеистых фундаментов глубокого
заложения не всегда является положительной альтернативой ис-
пользованию свай (см. п. 14.6).
Взгляды по этому вопросу коренным образом изменились
после того, как в 1949 г. А. Е. Каммингс, Дж. Д. Керков
и Р. Б. Пек сделали попытку показать, что забивка свай в гли-
ну не только не вредна, но даже приносит пользу. Их выводы
основывались на косвенных рассуждениях. При испытаниях, на
которые они ссылались в поддержку своего утверждения, не бы-
ло выполнено никаких замеров осадки поверхности грунта. Это,
а также и другие недостатки в их исследованиях были отмечены
большинством специалистов, принявших участие в обсуждении
их статьи. При этом были приведены конкретные данные, опро-
вергающие выдвинутые ими обобщения.
Исходя из имеющихся в настоящее время данных могут быть
предложены следующие рекомендации. Структурную прочность
глинистых грунтов следует определять испытаниями на сжатие
в одноосном напряженном состоянии (см. п. 7.22). Если будет
установлено, что грунт не обладает структурной прочностью или
если она выражена в слабой степени (см. табл. 14.4), то забивка
в него свай не должна вызывать какого-либо беспокойства в от-
ношении возможного ослабления грунта. С другой стороны, если
грунт относится к глинам с высокими значениями коэффициента
структурной прочности, то на него нельзя полагаться как на над-
лежащую опору для висячих свай, полов или других элементов
сооружения в тех случаях, когда при забивке свай-стоек, опираю-
щихся на более прочный подстилающий пласт, структура гли-
нистых грунтов нарушается. Глины, занимающие в этом среднее
положение, образуют промежуточную группу. Применительно
к ним пока не имеется достаточных данных для приведения
конкретных рекомендаций. Некоторые полезные в этом отноше-
нии сведения можно получить при проведении испытаний свай
пробными нагрузками.
474
15.3. Несущая способность свай. Испытания пробными на-
грузками. Интерпретируя результаты испытания одиночных
свай пробными нагрузками, следует всегда помнить, что они от-
вечают данным, касающимся оценки несущей способности толь-
ко одной испытываемой сваи. Поэтому такие испытания выяв-
ляют условия работы данного типа сваи в рассматриваемом
грунте, но только при одновременном испытании нескольких
свай. Прежде чем сделать выводы о возможных условиях работы
Рис. 15.2. Схема, поясняющая невозможность исполь-
зования результатов испытания пробными нагрузками
одиночной сваи для предсказания поведения всего со-
оружения в целом
1 — торф и разжиженный ил; 2 — песок; 3 — эона напряженного
состояния; 4 — глина; 5 — валунная глина
свай в кусте с большим числом свай, чем их было при испыта-
нии, тем более самого здания, следует подвергнуть тщательному
рассмотрению геологический профиль, характеризующий строи-
тельную площадку. Это требование вызывается теми же причи-
нами, которые ограничивают эффективность испытаний пробны-
ми нагрузками грунтов под малые фундаменты мелкого зало-
жения (см. пп. 9.1, 9.8 и 12.10). Это соображение иллюстрируется
рис. 15.2. При испытании пробными нагрузками одиночной сваи
напряженное состояние от приложенного усилия захватывает
в грунте только небольшой объем, непосредственно прилегаю-
щий к испытываемой свае. Под самим зданием напряженное со-
стояние равной интенсивности будет на гораздо более значитель-
ной глубине. Может оказаться, что на больших глубинах, как это
показано на рис. 15.2, будет залегать более слабый пласт. При
испытании одиночной сваи благодаря распределению нагрузки
в толще покровного слоя песка в этом пласте будут возникать
только ничтожно малые напряжения. Однако в случае реального
сооружения напряжения, действующие в подстилающем слое гли-
ны, будут значительными (ср. с примерами 15.2 и 15.3; см. также
пояснение к рис. 13.13 в пп. 13.3 и 15.4).
475
Рис. 15.3. Результаты испытаний
пробными нагрузками для двух бе-
тонных свай типа «Симплекс» при
различных грунтовых условиях
В качестве иллюстрации по этому вопросу приведем пример
осадки здания суда в Каире (Египет), фасад которого показан
на рис. 13.11. Сооружение было обосновано на набивных сваях
системы «Симплекс» (см. п. 15.7) длиной 28 футов. Сваи были
заложены в покровную толщу бесструктурных бурых глин. Ис-
пытания одиночных свай пробными нагрузками, результаты ко-
торых для сваи II представ-
лены кривой, приведенной
на рис. 15.3, выявили только
малую осадку сваи, варьи-
рующую в пределах 716 и 74
дюйма при нагрузке на
сваю 40—60 т. Такие наг-
рузки являются максималь-
ными для любой сваи, несу-
щей здание. Эта осадка
меньше 0,01 дюйма на 1 т
нагрузки зачастую прини-
мается в качестве критерия
удовлетворительного пове-
дения испытываемой сваи.
Тем не менее само здание,
возведенное на этих сваях,
претерпело осадку, в 50 раз
большую, чем испытывае-
мая свая. Иначе говоря, его
осадка при значительной ее
неравномерности превысила
1 фут. Это произошло из-за
того, что под покровным вы-
ветрелым слоем бурой жест-
кой глины, в котором бы-
ли заложены сваи, залегал
слой мягкой пластичной
глины с более темной окрас-
кой. Осадка здания была вызвана уплотнением именно этой бо-
лее глубоко залегающей глины.
Явление, весьма схожее с поведением здания на р. Ниле,
имело место в дельте р. Миссисипи в г. Нью-Орлеан. Располо-
женное здесь здание благотворительного заведения испытало
максимальную осадку в 21 дюйм при неравномерности осадки
7,5 дюйма (Р. Ф. Бленд, 1950 г.). В ряде самых различных райо-
нов были зарегистрированы подобные же случаи.
Свая I (рис. 15.3), представлявшая собой сваю-стойку систе-
мы «Симплекс» длиной 35 футов, была подвергнута испытанию
в другом месте. Она была опущена до мощного слоя песка. Гра-
фик, построенный по данным ее испытания, подобен графику
для сваи II. Однако здание, возведенное на участке расположения
476
сваи Z, получило осадку меньше 1 дюйма, т. е. примерно только
в 5 раз большую, чем испытываемая свая при той же нагрузке.
Часть осадки сваи-стойки могла быть при этом отнесена за счет
упругого сжатия бетона самой сваи (см. рис. 15.3).
Отсюда очевидна необходимость тщательного изучения
свойств всех слоев грунта, подстилающих свайные фундаменты.
При учете этих оговорок испытание свай пробными нагрузками
может быть полезным средством для оценки несущей способно-
сти свай различных типов, особенно свай-стоек. Так, согласно
сообщению Дж. X. Торнли (1949 г.), новые строительные прави-
ла г. Нью-Йорка при испытании свай пробными нагрузками до-
пускают нагрузку на сваи, почти в 2 раза большую, чем для тех
же типов свай без проведения таких испытаний.
Ввиду необходимости приложения к испытуемым сваям зна-
чительных нагрузок одновременное испытание нескольких свай
проводят редко. Существуют два способа проведения опытов
с пробной нагрузкой свай. Первый из них иллюстрируется
рис. 15.2. На голове сваи закрепляется специально сконструи-
рованная платформа, которая и загружается. Замеры осадки
сваи производятся нивелировкой с определением уровня головы
сваи относительно исходного репера, заложенного на расстоянии
15—20 футов от испытываемой сваи. При другом методе испыта-
ния свай пробными нагрузками на сваю устанавливают гидрав-
лический домкрат, упирающийся в размещенную выше него тя-
желую стальную балку. Балку анкеруют в грунте с помощью
двух или большего числа примыкающих к установке свай. Этот
метод несколько более прост и требует меньших затрат по срав-
нению с использованием для опыта загрузочной платформы. Од-
нако истинная природа взаимодействия между испытываемой
и анкерными сваями, которые работают на растяжение, остается
при этом несколько неопределенной. Некоторые подробности, ка-
сающиеся методики проведения испытаний свай пробными на-
грузками, излагаются в примере 15.5.
Несущая способность висячих свай, заложенных в толщу гли-
нистых грунтов, приблизительно равна величине боковой поверх-
ности сваи, умноженной на сопротивление грунта сдвигу s = c =
=qJ2 (см. пример 15.1). Согласно результатам испытания проб-
ными нагрузками кустов свай, о которых сообщил Фрэнк
А. Местерс (1943 г.), нарушение прочности глинистых грунтов
в результате сдвига вдоль боковых поверхностей начинается в уг-
ловых сваях. Природа этого явления отчасти подобна причинам
наблюдаемых меньших осадок углов фундаментов мелкого за-
ложения и большей концентрации реактивных контактных напря-
жений по краям и углам таких фундаментов, обоснованных на
толще глинистых грунтов (см. п. 9.4). Другими словами, нару-
шение прочности грунта по боковой поверхности угловых свай
возникает в связи с тем, что здесь сдвигающие напряжения до-
стигают своей предельной величины в первую очередь.
477
Предельная несущая способность свайного фундамента, за-
ложенного в толще глинистых грунтов, может быть оценена с по-
мощью выражения (9.28), причем величина ртах> определенная
по этому выражению для плоскости АВ (рис. 15.4), может быть
уменьшена исходя из величины касательных усилий s, действую-
щих вдоль внешнего периметра всего куста свай (см. пример
15.3).
Так называемые «формулы статической несущей способности
свай» основываются на величинах угла внутреннего трения ф
грунта и бокового давления, действующего на сваи (см. п. 10.1),
в свою очередь зависящего от величины ф. Использование таких
формул представляет-
ся наименее надежным.
Иногда оказывает-
ся важным оценить не-
сущую способность
свай только за счет со-
противления в их кон-
цах. Эту величину мож-
но найти, проводя сна-
чала испытание сваи
пробными нагрузками
обычным порядком.
Величина несущей спо-
собности сваи будет оп-
ределяться совместным
сопротивлением грунта
и сопротивлением тре*
Рис. 15.4. Схема к определению несущей
способности фундамента с висячими свая-
ми в толще глинистого грунта с малой
структурной прочностью
ния. После этого проводится испытание сваи на выдергивание,
причем замеряется только величина сопротивления трения. Раз-
ность величин, полученных при первом и втором испытании, бу-
дет отвечать сопротивлению грунта под концом одиночной сваи.
Некоторое время сомневались в том, что сопротивление вы-
дергиванию сваи, погруженной в песчаную толщу, будет таким
же, что и сопротивление трения по боковой поверхности нормаль-
но нагруженной сваи. Маломасштабные испытания, проведенные
в нескольких лабораториях различных стран на моделях свай,
конструкция которых была подобна свае, приведенной на
рис. 12.17,6, во всех случаях показали намного меньшее сопро-
тивление за счет трения при извлечении цилиндрической на-
ружной оболочки сваи 7, чем при ее опускании.
Однако представляется, что этот эффект ограничивается только
несколькими верхними дюймами или футами в покровной зоне
песка. Во всяком случае Чеботарев (1949 г.) получил совершен-
но одинаковое сопротивление трения F при перемещениях вверх
и вниз на всю глубину толщи песка мощностью от 20 до 50 фу-
тов наружной цилиндрической, оболочки сваи Т с наконечни-
ком дельфтского типа (см. рис. 12.17, в). Эти испытания были
478
проведены во второй период исследований, результаты которых
приведены на рис. 12.18 и помечены на этом графике кружками
и пунктирными линиями.
Практика показала, что не существует никакой опасности
продольного изгиба вертикальных свай-стоек с осевой нагруз-
кой в зонах ниже поверхности грунта и что даже наиболее сла-
бые разновидности глинистых грунтов обеспечивают достаточное
боковое опирание свай для предотвращения какого-либо их из-
гиба. Это положение, конечно, не относится к верхним частям
свай, выходящим из грунта в воздух или воду, как это бывает
в сваях, несущих портовые причалы или пристани, а также
в сваях, образующих часть нежестких рамных опор эстакад. Та-
кие сваи вплоть до глубины 5 футов от поверхности грунта, в ко-
торый они забиты, следует рассматривать как обычные колонны.
Ниже этой глубины они, как правило, будут уже поддерживать-
ся сбоку самим грунтом. Однако это положение теряет справед-
ливость в тех случаях, когда толща грунта имеет тенденцию
к смещению и скольжению под некоторым углом к оси сваи; сваи-
стойки могут оказывать лишь весьма малое сопротивление тако-
му смещению и поэтому могут быть сильно поврежденными.
15.4. Динамические формулы по оценке несущей способности
свай. Документация. Уже более ста лет назад предпринимались
попытки оценивать несущую способность свай исходя из данных,
полученных при их забивке. Для этой цели одна из групп инже-
неров приравнивала энергию падающего молота работе, затра-
чиваемой на забивку сваи, т. е.
WH = RS + Zf (15.1)
где W— вес падающего молота (или бабы);
Н — высота падения
R — предельное сопротивление грунта погружению в него
сваи;
S — погружение сваи в грунт за один удар (отказ);
Z — сумма всех потерь энергии, вызванных различными
причинами.
Определение величины Z связано с большими практическими
трудностями, так как при забивке свай потеря энергии удара
может быть вызвана многими причинами. Укажем некоторые из
них: упругое сжатие грунта, самой сваи или головы сваи, вклю-
чая ее оголовок; отдача молота на свае и упругие деформации
самого молота.
Другая группа ученых, например Эйтельвейн (1820 г.), обо-
сновала свои формулы ньютоновской теорией удара, хотя, как
показал позже А. Е. Камингс (1940 г.), Ньютон правильно огра-
ничил предложенные им законы удара оговорками, которые
исключают их использование при решении проблем, подобных
забивке сваи.
479
Основное различие между двумя подходами к решению рас-
сматриваемой задачи не всегда бывает правильно понято. На-
пример, многие из предложенных для этой цели формул пред-
ставляют собой модификации так называемой полной динами-
ческой формулы, которая, согласно А. Е. Каммингсу, была
впервые получена Редтенбекером (1859 г.) и имеет вид
R = Г-s + + , (15.2)
L L ~ V Т (W + P)AE J '
где W, И, R и 5 имеют те же значения, что и в выражении (15.1);
Е — модуль упругости материала сваи;
А — площадь поперечного сечения сваи;
Р — вес сваи;
L — длина сваи;
п — коэффициент восстановления.
В формуле Редтенбекера не учитываются потери энергии от
упругого сжатия грунта, которые зачастую имеют важное значе-
ние, и принимается во внимание главным образом энергия, рас-
ходуемая на сжатие самой сваи. В то же время, как показал
А. Е. Каммингс, некоторые виды потерь энергии, которые уже
были включены в ньютоновский коэффициент восстановления и,
в этой формуле учитываются дважды. Это только один из приме-
ров путаницы, которая существует в этом вопросе.
При обосновании формул, касающихся свай, среди инженеров
до сих пор господствуют два направления. Поэтому комиссия по
несущей способности свайных фундаментов американского об-
щества гражданских инженеров не могла достигнуть соглашения
по этому вопросу и опубликовала в 1943 г. два варианта своего
отчета. В отчете А признается большинство ограничений, свя-
занных с использованием динамических формул, но тем не менее
выражается надежда на возможность применения таких формул
на практике при надлежащем учете отмеченных положений. Док-
лад В приводит к логическому выводу о необходимости призна-
ния этих недостатков, утверждая, что «все формулы динамиче-
ского сопротивления свай содержат определенные недостатки
и любая из них является не более чем мерилом, помогающим
инженерам обеспечить достаточную надежность и однообразные
результаты на весь период работы свай. Не рекомендуется ис-
пользовать усложненные формулы, так как степень их точности
не превосходит точность более простых формул».
Автор этой книги разделяет взгляды, приведенные в док-
ладе В.
Простой формулой, основанной на полевой практике и на-
ходящей широкое распространение в Соединенных Штатах, яв-
ляется так называемая формула «Энджиниринг Ньюс», предло-
женная Веллингтоном (1888 г.):
^ = 12ТО (15.3)
S + c
480
Здесь с — коэффициент; другие обозначения те же, что
и в выражении (15.1). Множитель 12 вводится из-за того, что
Н принимается в футах, aS — в дюймах. При коэффициенте за-
паса Fs=6 допускаемая нагрузка Rs на сваю при использова-
нии копровых баб и паровых молотов одинарного действия
равна:
^=4=1x7’ (15-4)
а для паровых молотов двойного действия
2(W + AP)H_ (15.5)
s S-f-c
где А — площадь поршня молота;
р — давление пара на поршень.
Для коэффициента с принимаются следующие значения: 1 для
баб копров; 0,1 для паровых молотов; 0,1 (Р/W) для паровых
молотов при учете инерции и веса сваи.
Следует отметить, что формула (15.5) дает довольно удов-
летворительные результаты при забивке свай в зернистые грун-
ты, но не учитывает возможной отдачи свай при их погружении
в толщу водонасыщенных связных грунтов, т. е. значительного
количества энергии, которая может быть затрачена на времен-
ное сжатие некоторой разновидности этих грунтов. Этот вопрос
может оказаться весьма важным.
Впервые интерес к механике грунтов у автора этой книги
пробудился около 40 лет назад (1926 г.), когда он работал в ка-
честве проектировщика по железобетону в европейской строи-
тельной компании в Египте и проектировал новые фундамент-
ные плиты для трех правительственных зданий в дельте Нила,
возведенных на свайном основании из висячих свай, которые
были в конце концов забракованы. Статические испытания проб-
ными нагрузками показали, что сваи могли нести менее одной
трети нагрузки, на которую они рассчитывались в соответствии
с нормами и данными расчета по динамической формуле, исполь-
зуемой для контроля при забивке свай. Проведенное исследова-
ние показало, что водонасыщенная глина на этом участке ведет
себя подобно резине, так что в конце концов свая проникала
в грунт от одного удара на весьма небольшую величину, причем
наблюдалась значительная отдача. Возможность такого поло-
жения не учитывается формулой, и потому люди, проводящие
работу, не были поставлены об этом в известность. Вера дгн
ректора компании в динамические формулы по забивке свай бы-
ла сильно подорвана таким инцидентом; этот урок обошелся его-
фирме в солидную сумму денег.
Сравнительно простой и все же рациональной формулой, ко-
торая позволяет оценить в полевых условиях потерю энергии
с помощью фактических замеров., является формула Хайли
31—277
48Е
(1930 г.), получившая широкое распространение в Великобрита-
нии. Она имеет следующий вид:
kWH
S-f-C/2 ’
(15.6)
Обозначения R, W, Н и S имеют тот же смысл, что и в вы-
ражении (15.1); Н принимается в дюймах; k — коэффициент,
всегда меньший единицы, который определяет эффективность
удара молота, т. е. долю его первоначальной энергии (WH), фак-
тически передаваемую на сваю; С=С14-С24-С3 представляет со-
бой потерю энергии, вызванную временным сжатием головы сваи
и ее оголовка (Ci), самой сваи (С2) и грунта (С3).
Рис. 15.5 Экспериментальный метод определения упругого сжатия
сваи и грунта в процессе забивки свай
/ — карандаш; 2 — свая; 3 —зажим; 4 — упругое сжатие сваи и грунта (С2+С3);
5 — осадка S
Величины S, С2 и С3 могут быть определены на любой строи-
тельной площадке с помощью устройства, приведенного на
рис. 15.5. Вдоль направляющей доски с постоянной скоростью
двигают рукой слева направо карандаш, как показано на
рис. 15.5, а. Так как в это же время свая перемещается вниз
под действием удара молота, а затем испытывает частично воз-
вратное смещение (вверх), на листке бумаги, прикрепленном
к свае, получают диаграмму, показанную на рис. 15.5, б.
Согласно рекомендациям Ассоциации портландцементной
промышленности, величина k может изменяться в пределах от
0,15 для тяжелой сваи, легкого молота и прокладки из сырой
древесины до 0,68 для легкой сваи, тяжелого молота и хорошо
уплотненной старой прокладки; эти значения включают коррек-
тивы на к. п. д. оборудования. Значения С] также основывают-
ся на эмпирических данных, опубликованных этой ассоциацией.
Так как формула Хайли позволяет довольно точно учесть все
потери энергии, то при ее использовании может быть принято
более низкое значение коэффициента запаса, чем в случае при-
менения формулы «Энджиниринг Ньюс», а именно: Fs=2, так что
482
допускаемая нагрузка на сваю будет равна: /?s=— , где —
величина, полученная из выражения (15.6).
В толще некоторых разновидностей связных грунтов сваи
после паузы в забивке могут «замораживаться», т. е. при по-
следующей забивке они будут оказывать уже большее сопротив-
ление погружению в грунт, чем до остановки. Природу этого яв-
ления пока еще не удалось пол-
ностью выявить, особенно приме-
нительно к физическим характе-
ристикам грунтов, в которых оно
обнаруживается.
Подводя итог нашему анали-
зу, укажем еще раз на необходи-
мость большой осторожности и
учета ряда условий при оценке ре-
альной несущей способности свай
с помощью динамических фор-
мул. Тем не менее данные, полу-
ченные исходя из этих формул,
весьма полезны, так как при их
использовании возможно ограни-
читься проведением дорогостоя-
щих статических испытаний проб-
ными нагрузками в лучшем случае
только на очень небольшой части
общего числа забиваемых свай.
Вместе с тем можно довольно
просто получить данные по несу-
щей способности свай исходя из
анализа условий по забивке каж-
дой из свай, участвующих в рабо-
те, и тем самыде связать их рабо-
Рис. 15.6. Графический метод
обработки данных наблюдений
по свайной бойке, облегчаю-
щий сравнительную оценку не-
сущей способности грунтовой
толщи
с высоко®
2 — катего-
прочностщ.
1 — категория 1 — грунт
несущей способностью:
рия 2 —грунт средней „„________
3 — категория 3 — грунт с низкой
несущей способностью; 4 — кривая
погружения сваи № 44 F; 5 — кри-
вая погружения сваи № 44 Е
ту с результатами нескольких
статических испытаний свай, про-
веденных на том же участке. На
рис. 15.6 приведен хороший спо-
соб документации таких данных.
На кальке отпечатывают ряд гра-
фиков с изображением трех кривых, выражающих предельное
сопротивление свай забивке в зависимости от различных глубин
их погружения в грунт в соответствии с типом свай и молота^
используемых при строительстве. Эти кривые строятся приме-
нительно к трем категориям грунтов: 1-я категория — твердые;
2-я категория — средней плотности и 3-я категория — мягкие.
В частном случае эти три предельные кривые на приведенном
графике строятся по данным практического использования фор-
мулы Хайли применительно к различному оборудованию и раз^.
31*
483
личным грунтам. В случае, к которому относится рис. 15.6, ис-
пользовался молот одинарного действия с IF=2 т с ходом
поршня //=48 дюймов для сваи № 44Er и Я=36 дюймов для
сваи № 44F. В обоих случаях сваи были деревянные длиной
50 футов и сечением 14X14 дюймов. Величина отказа S для пер-
вой из этих двух свай была принята равной 0,29 дюйма, а для
второй 0,23 дюйма. Фактические данные, относящиеся к каж-
дой из забитых свай и характеризующие их несущую способ-
ность при той или иной величине их погружения в грунт, мог-
ли быть легко установлены с помощью этих данных и других
показателей, входящих в формулу Хайли и характеризующих ис-
пользуемое оборудование, и нанесены на отдельные листы гра-
фика. При желании с таких графиков может быть получено лю-
бое количество светокопий. Поведение каждой из забитых свай
в процессе их погружения в грунт можно легко сопоставить, об-
ратившись к картотеке таких графиков. Любые ослабленные мес-
та, неизбежно остающиеся нераспознанными в период разведки
грунтов, проводимой перед началом строительства, в связи с от-
носительно редким расположением скважин немедленно выяв-
ляются с помощью графической документации, выполняемой по
методу, приведенному на рис. 15.6. Эти данные могут служить
хорошим пособием для сопоставления условий забивки свай по
всему строительному участку. Используя такие данные, можно
быстро привести в соответствие глубину забивки отдельных свай
с фактическими грунтовыми условиями под каждой из свай.
Однако это положение относится только к нескольким футам
грунта, расположенного у конца данной конкретной сваи и обес-
печивающего ее опору. Все ограничительные замечания, приве-
денные в п. 15.3 и касающиеся значения результатов испытаний
пробными нагрузками одиночных свай по отношению ко всему
свайному фундаменту, остаются в равной степени в силе и в дан-
ном случае. Другими словами, при разведке грунтов с помощью
скважин следует устанавливать характер и свойства грунтов,
залегающих значительно ниже уровня, до которого будут опу-
щены сваи. Это замечание весьма существенно, так как в ином
случае, как уже показано на рис. 13.13, сооружение на свайном
фундаменте может претерпеть значительную осадку. Сваи пока-
занного на этом рисунке моста были все забиты в грунт на
глубину, достаточную для обеспечения требуемой их несущей
способности исходя из расчетов по динамическим формулам.
При забивке свай было отмечено их погружение в слой доволь-
но жесткой глины. Только позже здесь были заложены глубокие
скважины, обнаружившие наличие под этим слоем значительно
более слабых слоев глинистого грунта и торфа, которые яви-
лись источником значительных осадок сооружения. Осадка со-
оружения достигала при этом 6 футов 4 дюйма.
Не всегда возможно производить забивку свай, особенно ес-
ли они изготовлены из дерева, через плотные слои песка без серь-
484
езного их повреждения. В то же время часто необходимо, чтобы
сваи достигали более глубокого горизонта, например, когда су-
ществует опасность размыва грунта или подмыва фундамента
текучей водой. В этих случаях прибегают к «погружению свай
с подмывом». При этом способе песок у конца сваи взвешивает-
ся и размывается струей воды под напором, что в результате
способствует погружению сваи в грунт. Когда будет достигнут
желаемый уровень погружения сваи, подача воды к ее концу
прекращается, и свая забивается до отказа, т. е. до получения
желаемого, минимального ее погружения за один удар.
15.5. Деревянные сваи. Деревянные сваи относятся к наи-
более старому из используемых типов свай. Они применялись
людьми еще в доисторические времена, например для так на-
зываемых свайных построек на озерах. Деревянные сваи, пол-
ностью погруженные в грунт, не подвергаются гниению и сохра-
няются неповрежденными в течение многих столетий. Так,
например, при отрывке котлована после падения венецианской
кампанилы (колокольни) (см. рис. 13.6, б) было обнаружено, что
деревянные сваи, которые были забиты для фундамента под
башню больше чем за тысячу лет до аварии, все еще оставались
в настолько хорошем состоянии, что были оставлены в качестве
фундамента под колокольню при ее восстановлении, и только для
того, чтобы увеличить общую площадь подошвы фундамента, во-
круг старых здесь был забит ряд дополнительных свай.
Вместе с тем деревянные сваи будут быстро терять прочность
при переменном их увлажнении и высушивании. Обработка крео-
зотом и другие виды пропитки всей массы дерева сваи различны-
ми химическими предохраняющими веществами могут несколько
задержать процесс гниения свай, но не могут исключить его со-
вершенно. По этой причине деревянные сваи свайных фунда-
ментов под постоянные сооружения должны быть опущены до
такой глубины, при которой головы свай будут находиться по-
стоянно ниже возможного наиболее низкого уровня грунтовых
вод. Следует учитывать при этом возможность постепенного сни-
жения уровня грунтовых вод в городах, вызванного отводом ру-
сел потоков, дренажем и использованием грунтовых вод в целях
водоснабжения, так как при гниении уже существующих дере-
вянных свай может возникнуть необходимость в дорогостоящих
мероприятиях по укреплению фундаментов и судебная ответ-
ственность за недоучет этого явления.
Верхняя часть деревянных свай, выходящая из грунта и омы-
ваемая водой в водоемах, может подвергаться нападению мор-
ских древоточцев различного вида. Большинство из них обитает
в соленой воде. Древоточцы-моллюски, к которым относятся
свайный червь и разные корабельные черви, развиваются в теле
древесины, в то время как древоточцы из группы ракообразных,
например морской шашень, обычно повреждают дерево с его
поверхности. В некоторых случаях деревянные сваи причалов
485
и пристаней быстро разрушались такими древоточцами. Загряз-
нение воды обычно уменьшает опасность появления древоточцев,
но существует множество других факторов, различных для раз-
ных районов, от которых зависит их развитие.
Прежде чем приступать к решению вопроса о целесообраз-
ности использования деревянных свай в тех или иных открытых
водоемах, следует заручиться советом специалиста в этой об-
ласти. Древоточцы не могут проникать через поры грунтов, да-
же песка. При этом условии деревянные сваи в грунте под раз-
грузочными платформами, огражденными со стороны воды
стальным или железобетонным шпунтовым рядом, оказываются
защищенными от древоточцев (см. рис. 16.31 и 16.33).
Кора создает некоторую естественную защиту деревянных
свай от воздействия древоточцев. Однако она должна удаляться
с части сваи, контактирующей своей боковой поверхностью
с грунтом и удерживаемой в нем трением.
Обычно не вызывает затруднения получение деревянных свай
длиной вплоть до 60 футов. Есть примеры использования свай
еще большей длины — до 135 футов. Однако получение их свя-
зано уже с осложнениями, особенно на восточном и южном по-
бережье Соединенных Штатов; на западном побережье древес-
ные стволы обычно имеют большую длину.
Чтобы избежать поломки деревянных свай при попытках
пройти твердый слой при их бойке, следует проявлять большую
осторожность. Излом свай может легко произойти в плотном
песке. Небольшая постоянная осадка S сваи, отмечаемая на по-
верхности после удара, может означать не только некоторое по-
гружение сваи в песок, но и быть вызванной изломом самой
сваи, связанным со смятием и разрывом волокон в зоне излома.
Если возникает подозрение, что явления такого рода возможны,
желательно для контроля извлечь из грунта одну или несколько
свай. При действительном изломе свай следует или изменить
технические условия и ограничить глубину забивки свай против
первоначально намеченной, или же прибегнуть к погружению
свай с помощью их подмыва.
Допускаемая предельная нагрузка на деревянные сваи обыч-
но не превышает 12—18 т.
15.6. Железобетонные сваи заводского изготовления. В за-
висимости от их размеров сваи этого типа могут нести намного
большие нагрузки, вплоть до 50 т на сваю, и способны перено-
сить без вреда для себя довольно тяжелый режим забивки. Так
как сваи изготовляются на поверхности, возможно осуществ-
лять тщательный контроль и наблюдение за их изготовлением.
Этому типу свай присущи, однако, некоторые недостатки. Не-
обходимая длина сваи окончательно определяется в ходе строи-
тельства. Это не всегда оказывается допустимым. Изменение
длины сваи после ее забивки — дело трудоемкое и требует,
следовательно, больших затрат.
486
При необходимости укорочения слишком длинных свай необ-
ходимо провести следующие операции. Сначала на свае от-
калывают защитный слой бетона и обнажают стальную арма-
туру. Сталь перерезают с помощью автогена. Только после этого
можно сбивать бетон с избыточной части сваи. Увеличение дли-
ны сваи также сопряжено с большими трудностями. Для этого
Рис. 15.7. Расчетная схе-
ма для проверки проч-
ности железобетонной
сваи при ее перевозке
и установке на изгиб под
действием собственного
веса
Рис. 15.8. Железобетонные сваи после сня-
тия боковой опалубки на полигоне в Гол-
ландии. Концы свай расширены, чтобы обе-
спечить бдльшую площадь опирания и сни-
зить «отрицательное трение» по стволу
сваи
необходимо сначала нарезать дополнительные стальные стерж-
ни требуемой длины и срастить их с арматурой самой сваи. Час-
то это требует скалывания бетона сваи на длину порядка 3 фу-
тов, чтобы получить требуемую длину выпусков арматуры для
ее сращивания. Затем над первоначальной головой сваи уста-
навливают вертикальные щиты опалубки, а после твердения
бетона наращиваемой части их удаляют. Забивку сваи можно во-
зобновлять только после того, как вновь уложенный бетон на-
берет достаточную прочность.
Иногда предусматривают выпуск из головы сваи стальных
стержней арматуры, чтобы облегчить в последующем их сращи-
вание с арматурой насадок на сваи (см. рис. 15.12). В этом
случае для фиксации стержней в период изготовления свай,
а также для защиты бетона сваи при ее забивке используют
специальные перфорированные шаблоны.
Для изготовления и хранения железобетонных свай на строи-
тельном участке требуется значительная по размерам площадка.
Наибольшие напряжения, которые испытывают заранее из-
готовленные сваи, возникают в период их транспортировки
и подъема еще до выполнения самой забивки. Так, например,
как это показано на рис. 15.7, свая, поднимаемая тросом, за-
487
крепленным в верхней части стрел копра, в положение для
забивки, будет работать как балка на двух опорах под нагруз-
кой собственного веса. Расчет арматуры производят исходя из
этого положения. Длина железобетонных свай заводского изго-
товления может превышать 100 футов. В условиях, показанных
на рис. 15.7, в таких длинных сваях будут возникать при изгибе
очень большие напряжения. Во избежание этого их подъем дол-
жен производиться с помощью системы тросов и блоков для
передачи веса сваи на несколько точек опор.
Иногда сваи для повышения их несущей способности изго-
товляют с расширенным концом (см. рис. 15.8, на котором пока-
заны четыре такие сваи). Такие сваи предпочтительно применять
в качестве свай-стоек чистого вида в тех случаях, когда выше
слоя, на который они опираются, залегает весьма слабый грунт.
Их часто используют в Голландии, где обычно песчаная толща
перекрывается мягкой глиной и торфом в качестве покровных
отложений мощностью порядка 50—60 футов (см. рис. 16.13).
15.7. Набивные бетонные сваи с металлической обсадной тру-
бой и без нее. Набивные сваи наиболее старого типа, формуе-
мые непосредственно в толще грунта, изготовлялись путем за-
полнения бетоном скважины большого диаметра или колодцев.
Такие буровые сваи все еще находят применение в Европе, где
обсадные трубы погружают в грунт обычным порядком, исполь-
зуемым при бурении скважин, т. е. с помощью наконечников или
промывки (см. п. 12.6). Трубу заполняют на некоторую высоту
бетоном и надевают на нее специальный колпак. После этого
для уплотнения бетона в обсадной трубе и в то же время для ее
подъема из грунта в трубу под давлением нагнетают воздух или
воду. Этот метод несколько напоминает способ, применяемый
при устройстве песчаных дренажных колодцев. Верхняя часть
обсадных труб может иногда оказаться зажатой в толще набу-
хающими плотными глинами. В этих случаях для подъема труб
может потребоваться весьма высокое давление. В подобных усло-
виях возникает опасность, что цементное молоко будет из бетона
отжато в подстилающие слои.песка, если они здесь имеются. Для
того чтобы гарантировать хорошее качество работ по устройст-
ву описываемых свай, приходится преодолевать и другие подоб-
ные трудности практического характера.
В Соединенных Штатах этот тип свай применяется редко.
Здесь больше распространен способ устройства набивных свай
путем забивки в грунт обсадных труб с извлечением их после
заполнения бетоном. При изготовлении некоторых свай этого
вида, например свай типа «Симплекс», забивку обсадных труб
производят с помощью обычных молотов, ударяя по верхнему
торцу трубы, которая в данном случае является как бы полой
сваей, снабженной понизу башмаком из металла или из бетона.
После извлечения обсадной трубы из толщи грунта башмак
488
оставляют в грунте. На рис. 15.9 показан несколько отличный
метод изготовления свай системы «Франки», при котором баба
для забивки обсадной трубы используется в последующем для
трамбовки заложенного в нее бетона. При этом исключаются
расходы на башмак. Оказалось, что погружение в грунт всей
обсадной трубы может быть достигнуто благодаря арочному
эффекту пробки из жесткого бетона и его трению вдоль внут-
Рис. 15.9. Этапы устройства набивной (изготовляемой на мес-
те) бетонной сваи типа «Франки»
ренних стенок трубы при условии, что бабой-трамбовкой будут
производиться только легкие удары. С этой целью ее подни-
мают после каждого удара лишь на незначительную высоту.
Когда желаемый уровень погружения обсадной трубы будет до-
стигнут, бабу-трамбовку весом 2 т поднимают на максимально
возможную высоту и сбрасывают отсюда. Бетонная пробка при
этом в той или иной степени из нижней части обсадной трубы
выталкивается в грунт. После этого формование свай «Франки»,
«Симплекс» и других подобных им систем продолжается, в ос-
новном следуя этапам 3, 4 и 5 по рис. 15.9.
Практика показала, что при выполнении этих работ необ-
ходимо принимать следующие меры предосторожности.
Величина Н не должна превышать более чем в 2 или в край-
нем случае в 3 раза внутренний диаметр обсадной трубы, так
как иначе возникнет серьезная опасность того, что удар трам-
бовки окажется недостаточным для выталкивания бетонной сме-
си из трубы, которую одновременно с каждым ударом несколь-
ко приподнимают с помощью тросов. Величина Н контролирует-
ся на поверхности грунта оператором, отвечающим за работу,
который постоянно наблюдает за относительным положением
марок на тросах, подсоединенных к обсадной трубе и трамбовке.
489
В то же время представляется опасным недостаточное количест-
во бетона в обсадной трубе или подвергаемого трамбованию
ниже ее конца, так как в этом случае может произойти переме-
шивание бетона с грунтом или даже расчленение сваи по ее
длине за счет образования в бетонном теле прослоек грунта.
Это говорит о том, что надлежащее качество свай такого типа
в значительной степени зависит от тщательного и неусыпного
контроля лица, отвечающего за работу. После завершения ра-
бот качество свай не поддается никакому контролю, за исклю-
чением испытания пробными нагрузками, которые из-за высокой
стоимости могут проводиться только на весьма ограниченном
числе свай (см. п. 15.3). В силу этого изготовление бетонных
свай такого типа далеко нельзя назвать простым.
Кроме того, такие сваи нельзя использовать при наличии
в толще прослоев очень мягких песчанистых глин и илов, а также
песчаных линз, несущих воду под большим напором, так как
в последнем случае бетонная смесь, а за ней и грунт будут
вдавливаться водой в трубу. Другими словами, при таких ус-
ловиях этот метод попросту непригоден. В подобных условиях
могут с успехом применяться сваи другого вида, в том числе
вибросваи. Для изготовления свай этого вида обсадная труба
снабжается башмаком и забивается до заданного уровня уда-
рами молота по ее верхнему торцу, для чего используется молот
специального типа, при котором обеспечивается возможность
обратного действия. Затем труба заполняется на всю ее длину
бетонной массой в достаточно жидкой консистенции. Далее об-
садная труба подвергается ударам, направленным вверх. При
этом она извлекается из толщи грунта и испытывает вибрацию.
В жидкой бетонной массе возникает значительный напор. При
всех этих условиях схватывание бетонной массы со стенками
обсадной трубы предотвращается и обеспечивается ее непре-
рывность по всей высоте сваи, даже если последняя пересекает
слои мягкой глины или водоносного песка со значительным на-
пором. Сваи типа «Вибро» относятся, по существу, к сваям-стой-
кам. Они не обладают столь большой неровностью боковой по-
верхности, присущей сваям «Симплекс» или «Франки»
(см. рис. 15.9) и увеличивающей несущую способность послед-
них за счет сопротивления трения по этой поверхности. Однако
это не всегда является недостатком (ср. с рис. 15.8), а зачастую
имеет очень малое значение. Вибросваи забивались на глубину
до 65 футов.
Все три рассмотренных типа набивных свай — «Симплекс»,
«Франки» и «Вибро», а также другие, им подобные, обладают
еще одним недостатком. Сваи, в особенности сваи-стойки, обыч-
но используются в кустах для восприятия нагрузки от колонн
с размещением их на расстоянии в несколько футов друг от
друга. Копер может за день забить несколько свай последова-
тельно одну за другой. Поэтому до того как производится за-
490
бивка соседней сваи, бетон предшествующей сваи не имеет вре-
мени для твердения и иногда даже для схватывания. Переме-
щение копров — операция длительная и дорогостоящая. При
этом оказывается практически нецелесообразным передвигать
копер для работы на другом месте, пока происходит твердение
бетона первой сваи куста, а затем возвращать его для изготов-
ления второй сваи. В районах, где встречаются валуны, может
случиться так, что первая свая куста минует валун. Обсадная же
труба одной из соседних свай в период ее последующей забивки
может ударить своим краем по валуну и сместить его в сторону
ранее забитых свай с еще не затвердевшим бетоном, что может
повредить их или даже разрушить. По этой причине строитель-
ные правила многих городов Соединенных Штатов запрещают
использовать такие набивные бетонные сваи, если их бетон не
защищен стальной обсадной трубой, навсегда оставляемой
в грунте (ср. с п. 15.10).
Следует указать, что указанный запрет распространяется
лишь на бетонные, но не на песчаные сваи (см. п. 11.4). Сваи
типа «Франки» представляют весьма эффективное средство для
уплотнения глубоко залегающих пластов рыхлого песка, и в осо-
бенности пылеватого песка.
Одним из наиболее известных типов американских набивных
бетонных свай с постоянной защитной оболочкой является свая
«Реймонд». На рис. 15.10 отображены три последовательных
этапа изготовления стандартной конической сваи «Реймонд».
С левой стороны показан первый этап, заключающийся в забив-
ке в грунт наружной оболочки с помощью сердечника или свай-
ного стержня. Оболочка изготовляется из листовой стали сек-
циями длиной 4 и 8 футов. С помощью спиральной проволоки
с шагом 3 дюйма оболочке придают надлежащую прочность
и жесткость. Диаметр сваи в конце составляет 8 дюй-
мов и увеличивается кверху с приращением 0,4 дюйма
на каждый фут длины сваи. Сердечник используется для
придания оболочке большей прочности и предотвращения
ее коробления в период забивки. Он изготовляется раз-
борным и состоит из трех частей, отвечающих полной
длине сваи. После * окончания забивки оболочки в грунт
сердечник можно легко отделить от оболочки и извлечь
на поверхность. В период же забивки три части сердечника рас-
клиниваются посредством специального устройства и в это время
плотно придавливаются к внутренней стенке оболочки. Второй
этап изготовления свай этого типа после извлечения из обо-
лочки ее сердечника отображен на рис. 15.10 в его централь-
ной части. Чтобы получить уверенность в сохранности оболочки,
на этом этапе производится осмотр ее внутренней поверхности.
На последнем этапе оболочку заполняют бетоном.
Сваи «Реймонд» стандартного типа изготовляют длиной 15—
37 футов. Для больших длин — до 100 футов — применяют бо-
491
Рис. 15.10. Этапы изготовления бетонной стандартной сваи типа
«Реймонд». Копер устаревшего типа на полозьях
лее массивный тип свай «Реймонд» — так называемый ступен-
чато-конический. На рис. 15.11 показана свая «Реймонд» состав-
ного типа. Такие сваи дают некоторую экономию стали. Ниж-
няя часть сваи изготовляется из дерева. Естественно, что эта
часть сваи должна постоянно находиться ниже уровня воды.
492
Верхняя часть является ступенчато-конической. Обе части заби-
ваются в грунт одновременно.
В зависимости от характера местных грунтовых условий
и действующих в данном районе строительных правил нагрузка
на набивную бетонную сваю может назначаться от 30 до 60 г.
Рис. 15.11. Этапы изготовления составной сваи
типа «Реймонд» из бетона и дерева. Копер на
гусеничном ходу современного типа
15.8. Проектирование насадок на сваи. Описание методики
определения необходимой глубины заложения и армирования
свайных фундаментов, предназначенных для восприятия сосре-
доточенных нагрузок от колонн зданий, можно найти в любом
руководстве по проектированию железобетонных конструкций.
Некоторые же специальные вопросы, связанные с проектирова-
нием насадок на сваи под кирпичные стены здания, заслуживают
отдельного рассмотрения.
493
Как показано на рис. 15.12, сваи следует располагать в плане
с некоторым их смещением относительно оси насадки с тем,
чтобы обеспечить их повышенное сопротивление любым боковым
усилиям, которые могут быть переданы стеной на фундамент.
Насадки на сваи рассчитываются как неразрезные балки. Сле-
дует при этом иметь в виду, что в случае жестких кирпичных
стен они не несут веса кладки стены на всю ее высоту над про-
летом, который может приниматься равным расстоянию между
центрами соседних свай. Кирпичная стена, как правило, обла-
дает достаточной прочностью, чтобы воспринимать свой вес
Рис. 15.12. Схема, иллюстрирующая сопряжение свай с под-
держиваемой ими стеной с помощью насадки
/ — слой гидроизоляции; 2 —стена; 3 —насадка на сваи
в пределах между двумя соседними сваями и даже более. По-
этому, если над расчетным пролетом не имеется никаких окон
или других проемов, обычно достаточно рассчитывать насадки
на нагрузку от веса кладки в треугольнике АВС, показанном на
рис. 15.12, который образуется пересечением линий с наклоном
к вертикали в 30°. Однако если непрерывность такой кирпичной
стены нарушена проемами, что ведет к ослаблению ее как балки,
то при расчете насадок следует принимать большие нагрузки.
Железобетонные насадки должны армироваться одинаково по-
верху и понизу; для восприятия косых напряжений рекоменду-
ются хомуты.
При проектировании свайных фундаментов висячего типа,
т. е. когда сваи удерживаются в связных грунтах лишь трени-
ем, желательно обеспечить совместную работу насадки и рас-
положенной на ней кирпичной кладки для того, чтобы обеспе-
чить выравнивание неравномерности осадки здания. С этой же
целью для предотвращения повреждения сооружения, подобно-
го показанному на рис. 13.11 и описанного в п. 13.3, следует ис-
ключить возможность скольжения рядов кладки по тем или
'494
иным гидроизоляционным прокладкам. Этого можно достичь,,
как показано на рис. 15.12, при помощи уступов в кладке по
уровню гидроизоляционного слоя, так как это создает перевяз-
ку рядов кладки, расположенных над и под этой прослойкой.
В этом случае вся кирпичная стена будет работать совместно
с бетонной насадкой как одна составная балка гигантских раз-
меров с высокой прочностью, в том числе и по восприятию рас-
тягивающих напряжений.
15.9. Стальные сваи и пробуренные кессоны. Стальные сваи,,
получившие наибольшее распространение в практике строитель-
ства, имеют форму массивных двутавровых балок с широкими
полками. Такие сваи обычно принято называть сваями из!-ба-
лок, или Н-сваями. В «Справочнике изделий из стали» приводят-
ся данные по торговым сортаментам таких балок. Согласно ка-
талогу (1949 г.), Н-сваи начали применять с 1908 г. Удавалось
с успехом поднимать и забивать такие сваи длиной более 200
футов. По сравнению с железобетонными сваями они обладают
преимуществом, выражающимся в большой простоте работы
с ними. До начала забивки нет необходимости придавать им
строго определенную длину, так как выявившийся при бойке
избыток длины может быть быстро удален автогеном, а наращи-
вание сваи по длине в случае необходимости может быть легко
осуществлено с помощью сварки. При благоприятных грунтовых
условиях Н-сваи в зависимости от принятого сечения могут ис-
пользоваться для восприятия нагрузок, не превышающих как
максимум 48—120 т на сваю-стойку и 48—70 т на висячую сваю.
Как правило, для Н-свай, погруженных в грунт, не существует
никакой опасности постепенного их ржавления и разрушения,
если только грунт не является водопроницаемым и если поток
воды через его поры не будет непрерывно доставлять к поверх-
ности сваи все новые и новые порции вредных растворенных
в ней веществ. Не защищенные грунтом части сваи, находящие-
ся в воздухе или в воде, могут подвергаться или не подвергать-
ся коррозии в зависимости от местных условий (см. о шпунто-
вых сваях п. 15.1 L). Может возникнуть необходимость в защите
свай на уровне уреза воды бетонной рубашкой.
Некоторые инженеры склонны ставить под сомнение поведе-
ние Н-свай-стоек, забитых до прочной скалы, так как ее поверх-
ность может оказаться неровной. Представляется возможным,
что Н-свая может опираться на скалу только некоторой частью
своего конца и в результате подвергаться значительным напря-
жениям изгиба в ее концевой части, что не может быть выявле-
но без проведения испытания пробной нагрузкой. При проходке
котлованов иногда обнаруживается, что Н-сваи могут быть при
их забивании перенапряжены, а концы их смяты и расщеплены
при встрече с валунами.
Сваи в виде стальных труб не имеют указанных недостатков,
так как они могут подвергаться осмотру по всей их длине перед
495
бетонированием подобно тому, как это показано на рис. 15.10
применительно к бетонной свае «Реймонд». Однако в этом слу-
чае стенки трубы должны быть достаточной толщины, чтобы
обеспечить возможность ее забивки в грунт без использования
временно упрочняющего сердечника; это увеличивает стоимость
таких свай. Трубчатые сваи могут забиваться в грунт при закры-
том или открытом их нижнем конце. К трубам с закрытым ниж-
ним концом приваривают стальной конический наконечник. Та-
кое соединение настолько прочно, что описываемые сваи могут
забиваться через каменную наброску мощностью во много фу-
тов и подстилающие ее материалы, которые иногда находятся
поверх пластов мягкой глины по берегам рек и озер в районе
заброшенных скальных карьеров. Такая обстановка создает
сложную проблему при возведении фундаментов в период пос-
ледующего строительства. При достижении коренной породы на-
грузка на сваю передается на породу через стальной наконеч-
ник. Сваи в виде труб с закрытым концом отжимают в сторону
грунт в количестве, соответствующем их объему. Следователь-
но, такие сваи не должны применяться, когда это может прине-
сти вред (см. рис. 15.1 и 13.16 и пояснение к ним). Тогда сле-
дует прибегать к сваям в виде трубы с открытым концом; их за-
бивают на несколько футов за один прием. Затем забивку при-
останавливают и грунт из трубы тем или иным способом удаля-
ют. Это замедляет работу и делает ее более дорогой, чем забив-
ка свай с закрытым концом. Удаление грунта из трубы проще
всего выполняется промывкой, такой же, как и в случае буровых
скважин с обсадными трубами (см. п. 12.6). В городах это не
всегда возможно, так как обычно запрещается сбрасывать в ка-
нализацию содержащую грунт воду во избежание заиливания
коллекторов глинистыми и илистыми продуктами при их осажде-
нии из воды. В этих случаях можно прибегнуть к продувке труб
сжатым воздухом. В грунт, заполняющий трубу, забивают на
глубину нескольких футов трубку для подачи сжатого воздуха.
Одновременно поверх грунта заливают на несколько дюймов
воду. В ресивере компрессора создается максимальное давле-
ние, которое затем мгновенно сбрасывают. Возникающий при
этом воздушный удар выбрасывает грунт из трубы (X. Т. Им-
мерман, 1943 г.).
Трубчатые сваи-стойки с толщиной стенки !/2 дюйма и диа-
метром 20 дюймов способны воспринимать нагрузку на сваю до
150 т. Трубы обычного бесшовного типа, которые используются
в Соединенных Штатах в качестве свай, в Европе могут быть
получены только с трудом. Как сообщил автору Пауль Лейм-
дорфер, вместо них в стокгольмском порту были с успехом при-
менены шпунтовые сваи типа «Ларсен», сечения которых были
подобны американским DP-1 и DP-2 (см. рис. 15.15), сваренные
попарно в продольном направлении и снабженные приваренным
наконечником.
496
Для восприятия значительных сосредоточенных нагрузок от
колонн в Соединенных Штатах была разработана конструкция,
представляющая сооои стальную
трубу большого диаметра с поме-
щенной внутри нее стальной
Н-сваей (рис. 15.13), известная
под названием свай, пробуренных
в опускном колодце (Чарльз
Б. Спенсер, 1941 г. и Роберт
Е. Уайт, 1943 г.). Цилиндриче-
скую оболочку опускного колодца
диаметром 30 дюймов со стенка-
ми толщиной 1Л дюйма опускают
до скалы через толщу, сложен-
ную глинами и песками, мощ-
ность которой достигает иногда
100 футов. Затем неоднократны-
ми ударами тяжелого долота со
скалывающими гранями в виде
звезды по поверхности скалы уже
внутри опускного колодца доби-
ваются образования углубления
5—9 футов. После этого возмож-
но с помощью нескольких ударов
еще немного опустить оболочку
колодца, чтобы обеспечить водо-
непроницаемость на ее контакте
со скалой. Обычно оказывается
возможным освободить колодец
от воды и опустить туда в люль-
ке инженера для обследования
характера скальной породы.
После этого в колодец опускают
сердечник в виде Н-сваи, кото-
рый полностью заделывается в
бетон. Если удаление из колод-
ца воды невозможно, то прибе-
гают к подводной укладке бето-
на с помощью хобота (см.
п. 14.10). Благодаря пробуренно-
му в скальной породе углубле-
нию часть нагрузки, падающая
на опускной колодец, будет рас-
пределяться через ее боковую по-
верхность на гораздо большую
площадь, чем в случае обычного
опирания колодца на поверхность
можным передать на опускные к
Рис. 15.13. Опускной колодец,
забуриваемый в скалу под ко-
лонны со значительной нагруз-
кой; сопряжение с полом пер-
вого этажа здания
/—бетонная колонна здания; 2—пол;
3 — стыковые стержни; 4 — балки,
идущие в обоих направлениях, вы-
сотой 4 фута; 5 — стальной двутав-
ровый сердечник с максимальным
весом 466 фунт/фут-, 6 — стенка ко-
лодца толщиной >/а" при его диа-
метре 30"; 7 — спиральная армату-
ра; 8 — стык стенки колодца (бу-
гель 12Х3/8"); 9 — стык сердечника;
10 — бетон; // — башмак колодца
высотой 18" и толщиной РА" из ин-
струментальной стали; 12 — заделка
в скале на 5—9 футов; 13 — сварной
шов; 14 — схема, используемая при
допускаемом отклонении колодца 6"
скалы. Поэтому оказалось воз-
элодцы в основании реальных
32—277
497
сооружений весьма значительные нагрузки, колеблющиеся в пре-
делах от 220 до 1420 т.
15.10. Выбор соответствующего типа свай. Ни один из ти-
пов свай не может полностью отвечать всем чрезвычайно разно-
образным требованиям и условиям, встречаемым при возведении
фундаментов. Выше было показано, что каждый тип свай обла-
дает своими достоинствами и недостатками. Зачастую может
оказаться, что техническим требованиям на определенную рабо-
ту отвечает несколько типов свай. Решающим фактором будет
являться наличие в данном месте того или иного материала,
а также его стоимость.
Типы свай, в наименьшей степени зависящие от качества про-
изводства работ и позволяющие осуществлять постоянные над-
лежащие инспекцию и контроль при их забивке, обычно гораздо
дороже, чем сваи, менее надежные в этом отношении. Как пра-
вило, они требуют также большего расхода стали. Это обстоя-
тельство не представляет особой сложности в мирное время для
страны, подобной Соединенным Штатам, где производится боль-
шое количество стали, но может создать известное ограничение
в использовании таких свай в странах, которые испытывают за-
труднения с импортом стали, даже необходимой им для более
важных целей. Работающие там инженеры вынуждены иногда
жертвовать некоторой гарантией качества работ в пользу эконо-
мической целесообразности, особенно когда существующие при-
родные инженерно-геологические условия позволяют поступать
так без особого риска. Так, например, в столице Египта Каире,
расположенном в дельте Нила, имеется много зданий высотой
10—14 этажей с железобетонным каркасом. Практически все
фундаменты этих зданий возведены с использованием набивных
свай типа «Симплекс», «Франки», «Вибро» и им подобных (см.
п. 15.7). В целом работа этих фундаментов признана удовлетво-
рительной, хотя ни одна из свай не имеет постоянной наружной
защитной оболочки из стали, как это требуют в случае приме-
нения набивных свай строительные правила Нью-Йорка и мно-
гих других городов Соединенных Штатов. Таким образом, на
выбор типа сваи в каждом случае может влиять множество фак-
торов, включая общую структуру экономики, инженерный опыт
за предшествующий период и традиции данной страны.
15.11. Шпунтовые ряды. Как видно из самого названия, об-
разующие их сваи забиваются на весьма близком расстоянии
друг от друга, так что они создают непрерывную стенку или ряд.
Назначение такой шпунтовой стенки может заключаться или
в создании преграды потоку воды в грунте, или в удерживании
воды и в поддержании грунта, что необходимо для обеспечения
устойчивости вертикальных бортов глубоких выемок без приме-
нения крепления.
Шпунтовые сваи могут изготовляться из стали, железобето-
на или дерева.
498
Обратимся сначала к стальным шпунтовым сваям. На рис.
15.14 приведены сечения нескольких таких типичных свай, а в
табл. 15.1 —наиболее важные характеристики некоторых из них.
При воздействии на шпунтовые сваи бокового давления во-
ды или грунта они работают как вертикальные балки, удержи-
ваемые отбойными брусьями и распорами (см. рис. 14.11 и
16.13), первостепенное значение приобретает их сопротивление
Рис. 15.14. Некоторые типы и размеры стальных шпунтовых
свай, используемых в США
SMS *
изгибу, определяемое величиной момента сопротивления. В по-
добных условиях применяют шпунтовые сваи с профилем сече-
ния значительной высоты, например, типов ZP или DP, показан-
ных на рис. 15.14. Шпунтовые сваи DP или U-образные являют-
ся наиболее старыми типами и соответствуют сваям, известным
в Европе под названием свай типа «Ларсен». Следует отметить,
что замки шпунтин этого типа совпадают с нейтральной осью
балки. Напомним также, что, как это указывается в курсе «Соп-
ротивление материалов», касательные напряжения на нейтраль-
ной оси балки достигают своего максимального значения. По-
этому шпунтовые сваи типа DP не позволяют полностью исполь-
зовать сечение стенки на всю его высоту и работают подобно
32*
499
Таблица 15.1
Важнейшие характеристики некоторых стальных шпунтовых свай,
используемых в Соединенных Штатах
Фирма Площадь в дюймах3 Ширина в дюймах Вес в фунт! фут2 стенки Момент со- противления в дюйм?! пог. фут Прочность1 шпунтового соединения в фунт!дюйм
.Юнайтед Стейтс Стил** .Бетлехем Стил"
№ сечения стенки
MZ 38 ZP-38 16,77 18 38 46,8 8 000
MZ 32 ZP-32 16,47 21 32 38,3 8 000
MZ 27 11,91 18 27 30,2 8 000
MZ 22 11,86 22 22 19 8 000
Ml 10 DP-1 12,56 16 32 15,3 8 000
М116 DP-2 10,59 16 27 10,7 8 000
М115 АР-3 10,59 19s/8 22 5,4 8 000
М112 SP-4 8,99 16 23 2,4 12000
МПЗ SP-5 10,98 16 28 2,5 12 000
SP-6a 10,29 15 28 2,4 16 000
SP-7a 11,76 15 32 2,4 16 000
М117 АР-8 11,41 15 31 7,1 10 000
SP-9 4,38 8^2 21 1,4 8000
1 Дополнительную информацию см. в каталогах соответствующих фирм.
прямоугольным балкам, когда они уложены одна поверх дру-
гой. Если не предотвращено смещение двух балок по плоскости
контакта, то момент сопротивления такой системы будет равен
только сумме моментов сопротивления двух балок, т. е. 2bh2!&=
= bh2l%. Однако в случае устранения возможности смещения с по-
мощью заклепок или иными средствами обе балки будут рабо-
тать как одна с высотой 2h. Очевидно, что такая балка будет
обладать в 2 раза большим моментом сопротивления, а именно:
b(2h)2lb=2bh2IZ.
Таким образом, эффективность шпунтовых свай типа DP,
т. е. отношение момента сопротивления сечения стенки на 1 фут
ее ширины к весу ее квадратного фута, как это показывает ли-
ния, связывающая помеченные крестиками точки на рис. 15.15,
слишком мала.
В случае предотвращения смещения шпунтовых свай эффек-
тивность их может возрасти в 2 раза. Это положение иллюстри-
руется линией, связывающей точки, помеченные крестиком внут-
ри кружка. Выполнение этого условия у некоторых европейских
шпунтовых свай достигается их плотным соединением в замках.
После прокатывания они попарно подвергаются спрессовыва-
нию по всей их длине, образуя, по существу, большую Z-образ-
ную шпунтину. Чтобы избежать кумулятивного эффекта круче-
ния, свойственного всем асимметричным сечениям, после 10 та-
ких «левосторонних» спаренных U-образных шпунтин в ряду ус-
500
танавливают одиночную сваю, а затем 10 «правосторонних» спа-
ренных. Но даже в этом случае их эффективность ниже, чем
у европейских Z-образных шпунтин, например крупповских, по-
меченных на рис. 15.15 буквой К, или американских, обозна-
ченных буквами ZP или MZ. Эффект кручения Z-образных шпун-
тов аннулируется действием каждой их пары.
Стальные шпунтовые сваи с невысоким сечением типа SP
(см. рис. 15.14) оказываются полезными главным образом, ког-
Рис. 15.15. Сравнение эффектив-
ности шпунтовых стен различных
типов
да они испытывают растяжение
в замках (по горизонтали) при
отсутствии изгиба в вертикаль-
ной плоскости или при слабом
его проявлении, как это имеет,
например, место в шпунте ячеис-
тых перемычек (см. рис. 16.37).
Интенсивность коррозии
стальных шпунтовых свай зави-
сит от местных условий. Она раз-
вивается наиболее легко в «ув-
лажняемой зоне» непосредствен-
но над наиболее низким уровнем
грунтовых вод, где подсыхание
грунта сменяется периодически
его новым замачиванием.
В Англии было установлено,
что потеря толщины шпунтовых
свай за счет коррозии составляет 0,003 дюйма в год в морской
и 0,002 дюйма в год в пресной воде. Эти цифры в других местах
могут существенно изменяться.
В некоторых районах, где истирающее действие развеваемых
ветром песчаных дюн сочетается с корродирующим действием
соленой морской воды, наблюдалось намного более быстрое раз-
рушение.
При коррозии в толще грунта или под водой в шпунте возни-
кают электрические токи. Было установлено, что коррозию в та-
ких случаях можно предотвратить, возбуждая искусственно элек-
трический ток большей интенсивности и противоположно на-
правленный по отношению к токам, возбуждающим коррозию.
Этот способ известен под названием катодной защиты.
В табл. 15.2 приводится характеристика некоторых специаль-
ных типов рифленой стали небольшого веса, используемой в ка-
честве шпунта при проходке неглубоких траншей или в других
подобных случаях.
Существуют и другие типы листовой стали, но уже без зам-
ков; они обладают меньшим весом.
Как деревянные, так и железобетонные шпунтовые сваи не
могут быть сконструированы так, чтобы обеспечить надежное
восприятие сколько-нибудь существенного растяжения в их зам-
501
Таблица 15.2
Характеристика рифленой листовой стали АРМКО небольшого веса
(с замками)
Тип Вес в фунт!фут* стенки Момент сопротив- ления в дюйм3!пог.м стенки
калибр дюймы
8 0,1719 11,7 1,28
10 0,1406 9,7 1,04
12 0,1094 7,5 0,82
Вертикальный разрез
Последобательность очередности заВибко
Рис. 15.16. Схема, иллюстрирующая неко-
торую трудность устройства длинных не-
прерывных шпунтовых стенок, особенно
при использовании деревянных и железо-
бетонных шпунтовых свай
ках, и в силу этого они работают только как отдельно верти-
кально стоящие балки. По этой причине они непригодны для ис-
пользования в ячеистых перемычках (см. рис. 16.37) и подобных
сооружениях. При использо-
вании деревянных или же-
лезобетонных шпунтовых
свай всегда возникает проб-
лема их надлежащего сты-
кования. Выше поверхности
грунта правильное направ-
ление отдельных шпунтовых
свай обеспечивается стрела-
ми копра; некоторого успе-
ха в этом отношении ниже
поверхности грунта можно
достичь скашиванием кон-
цов каждой сваи, как это
показано на рис. 15.16. При
этом условии пассивное дав-
ление грунта Ер будет
прижимать каждую после-
дующую сваю к забитой
ранее. Однако этот способ не всегда оказывается эффективным.
Шпунтовые сваи для лучшего их стыкования имеют пазы и греб-
ни. Пазы железобетонных шпунтовых свай после забивки обычно
цементируются (см. рис. 16.31). Однако практика использова-
ния этого мероприятия (см. п. 16.15) показывает, что для пре-
дотвращения просачивания водонасыщенного песка через зазо-
ры, которые могут оставаться между отдельными шпунтовыми
сваями в ряду, зачастую необходимы особые меры предосто-
рожности.
При забивке непрерывной шпунтовой стенки большой длины
возникает некоторая специальная проблема. Как показано на
рис. 15.16, верхняя часть стенки может быть выполнена в пла-
не по прямой линии путем надлежащего направления отдельных
шпунтовых свай при их погружении в грунт с поверхности. Од-
нако шпунтовые сваи всех типов при их забивке неизбежно не-
сколько отклоняются от вертикальной плоскости, встречая на
•502
своем пути небольшие камни и другие препятствия, которые
смещают их с первоначального направления.
При экскавации котлованов часто удается наблюдать, что
нижняя часть шпунтовых стенок описывает волнистую линию,
как показано на плане рис. 15.16 пунктирной линией DD'. Так
как прямая А'В между двумя точками короче, чем волнистая
линия D'Dt нижний конец шпунтов D не может лежать на одной
вертикали со своим верхним концом, и через некоторое время
Рис. 15.17. Вид сверху колодца под бык, опущенного до скалы,
с креплением из шпунтовых свай
шпунтовые сваи начинают все больше наклоняться, как это по-
казано на рис. 15.16 для свай ABCD, В этих случаях для обес-
печения дальнейшего правильного погружения свай может ока-
заться необходимым ввести в ряд специально изготовленную
шпунтовую сваю ABC"D трапецеидальной формы. Когда шпун-
товый ряд образует замкнутую цепь, рекомендуется не забивать
до конца первые шпунтовые сваи, а погрузить их в грунт лишь
частично. Таким же образом нужно поступать с последующими
сваями до тех пор, пока не будет достигнуто надлежащее сты-
кование последней шпунтовой сваи с первой. После этого забив-
ка свай продолжается и завершается за один или несколько
этапов при той же последовательности выполнения работ.
15.12. Крепление колодцев для столбчатых фундаментов.
Стальные шпунты могут с успехом использоваться для крепле-
ния колодцев под столбчатые фундаменты в условиях, подобных
503
показанным на рис. 15.17, т. е. когда существует возможность
опустить шпунт до скалы и, следовательно, пресечь подток грун-
товой воды к выработке и тем самым избежать необходимости
откачки из нее воды полностью или значительно сократить ее.
Крепление такого рода по существу представляет собой легкую
перемычку (см. п. 16.17). В случае, иллюстрируемом рис. 15.17,
для достижения указанной цели оказалось достаточным приме-
нить легкое крепление и плоские стальные шпунтовые сваи, что
объясняется главным образом малыми размерами и глубиной
колодца.
Рис. 15.18. Типы колодцев
а — колодец чикагского типа, опущенный через толщу глины
средней прочности до морены; . б — колодец типа «Гоу», опу-
щенный через толщу пластичной глины с расширенным концом
в твердой глине
На рис. 15.18 показаны два других способа легкого крепле-
ния колодцев, которые находят применение при работах в гли-
нистых грунтах. Чикагский способ крепления применяется в
большинстве случаев в глинах средней твердости, что обеспечи-
вает устойчивость вертикальных стенок колодца в виде цилин-
дрического ствола на глубину Л, которую обычно принимают
равной 5 или 6 футам. Размер колодца должен быть таким, что-
бы человек мог работать внутри колодца. Стенки ствола обли-
цовывают вертикальными досками длиной на несколько дюймов
короче L, удерживаемых в поперечном направлении двумя па-
рами стальных полуколец, которые расклиниваются и тем са-
мым придавливаются к деревянной обшивке колодца. Таким
путем колодец постепенно доводится до слоя ортштейна или
скалы. При этом неизбежно возникает некоторая потеря грунта,
т. е. из колодца извлекается больший объем грунта, чем объем,
занимаемый самим колодцем. Это вызывается тем, что в про-
цессе выемки грунта из пока еще не закрепленного колодца про-
504
исходит некоторое выпирание в него глины, как это показано
на рис. 15.18, а пунктирной линией. Это может привести к про-
садке поверхности грунта вблизи колодца (ср. с рис. 16.45 и
пояснением к нему).
В более слабых глинах потеря грунта при проходке таких
колодцев может оказаться настолько большой, что возникает
опасность для близрасположенных сооружений. При проходке
очень слабых глин возможно даже полное заполнение грунтом
незакрепленного сечения колодца. В подобных случаях для ве-
дения работ прибегают к другому методу, иллюстрируемому
Рис. 15.19. Укрепление фундамента (см. рис. 15.21)
и шурфы в песке с креплением коробчатого типа
рис. 15.18, б. Он известен под названием способа Гоу или бостон-
ского способа. В этом случае в толщу мягких глин забивают
стальные кольца малой высоты, но большого диаметра. В их
пределах разрабатывают грунт, оставляя слой A L над нижней
кромкой цилиндра нетронутым. Величина A L зависит от твер-
дости глины и принимается достаточно большой, чтобы предот-
вратить выпирание внутрь стального кольца значительного объ-
ема грунта. Затем в ствол опускают другую цилиндрическую
секцию несколько меньшего диаметра, чем предыдущая, и по-
гружают ее в грунт ударами. В результате получают ствол ко-
лодца телескопического вида. При достижении более твердого
неводоносного пласта последняя секция колодца может быть
расширена с приданием ей колоколообразной формы и разра-
боткой грунта вручную или просто расширена понизу, чтобы
создать горизонтальную площадку большего диаметра D в по-
дошве колодца на контакте с грунтом.
Способ, иллюстрируемый рис. 15.19, применяется при отрыв-
ке^ креплении неглубоких шурфов в слое сырого чистого песка.
Такой песок обычно не может держать вертикальный откос вы-
сотой более нескольких футов. В таких случаях сбивают из де-
ревянных досок, укладываемых горизонтально и скрепляемых
гвоздями, короб, прочность которого зачастую оказывается до-
статочной для восприятия бокового давления грунта, располо-
женного вокруг шурфа (см. п. 10.16), без какого-либо дополни-
505
тельного крепления. Для того чтобы обеспечить возможность
уплотнения обратной засыпки в пазухах между коробом и есте-
ственным грунтом, здесь при установке короба оставляется не-
которое свободное пространство. После завершения уплотнения
грунта щели в пазухах между досками затыкают небольшими
жгутами из сена для предотвращения выноса через них сухого
песка внутрь шурфа.
Рис. 15.20. Выемка на строительстве метрополитена. Бетонные стойки
для укрепления фундамента под колонны существующего здания, при-
мыкающего к выемке
15.13. Усиление фундамента. Иногда оказывается необходи-
мым передать нагрузку, воздействующую на существующие фун-
даменты, на более глубоко залегающие горизонты. Такое поло-
жение обычно возникает в случаях, когда в непосредственной к
ним близости закладываются глубокие подвальные помещения
или туннели метро (см. рис. 13.16 и 15.20). Связанные с этим
работы известны под названием «усиление фундаментов». Для
этой цели могут быть использованы столбы или сваи.
В обоих случаях под старым фундаментом отрывают ряд ко-
лодцев. Отрывку нового колодца не начинают до тех пор, пока
не завершатся работы по усилению фундамента в уже отрытом
соседнем колодце. Обычно существующий фундамент и стена,
506
расположенная над ним, достаточно прочны для того, чтобы пе-
рекрыть вначале проем над колодцем для подводимого столба,
а позже — расстояние от подведенного столба к соседнему. В
противном случае стена может быть усилена, как это показано
на сечении I—I на рис. 15.19 пунктиром, за счет железобетонных
балок ABEF и CDGH по обеим сторонам стены, взаимно связан-
ным через отверстия в стене.
На рис. 15.20 показан в качестве примера один из случаев
усиления фундаментов в период строительства метро на Шестом
авеню в Нью-Йорке. Под зданиями до поверхности скалы за-
кладывались колодцы сечением 3X4 фута с расстоянием между
их центрами 10 футов. Способ их проходки несколько напоми-
нает показанный на рис. 15.19. Перед бетонированием колодцев
в их наружных углах устанавливались вертикально стальные
уголки. Эти уголки были использованы впоследствии в качестве
опор для обделки стенок котлована метрополитена деревянны-
ми досками, уложенными горизонтально (см. рис. 15.20). На-
грузка от существующих зданий передавалась через их фунда-
менты на забетонированные в колодцах столбы, подводимые с
помощью стальных стоек и клиньев.
По мере проходки котлована он крепился через каждые 10
футов по длине стальными распорками. С помощью стальных
пластин и клиньев в распорках создавалось предварительно на-
пряженное состояние. Стальная насадка по верхнему ряду стоек
использовалась в качестве укрепляющего горизонтального эле-
мента. Позднее непосредственно по горизонтальной обшивке и
бетонным подведенным столбам была выполнена подготовка из
бетона толщиной 4 дюйма. Щиты из горизонтальных досок были
оставлены навсегда там, где они находились. Назначение подго-
товки состояло в защите гидроизоляции туннеля. Кроме того,
она обеспечивала ровную поверхность для укладки гидроизоля-
ции. В данном случае была использована так называемая трех-
слойная гидроизоляция мембранного вида, представленная трех-
кратно перемежающимися слоями горячей битумной мастики и
пропитанной ею ткани. По гидроизоляции была произведена бе-
тонировка стен туннеля.
Когда скала под усиляемым фундаментом находится на зна-
чительной глубине, для его усиления вместо бетонных столбов
применяют сваи. Чтобы предотвратить последующую неравно-
мерную осадку укрепляемого здания, особенно если дополни-
тельные сваи опускаются только до слоев песка или гравия, за-
частую оказывается важным провести предварительное нагру-
жение каждой сваи полной нагрузкой, которую ей предстоит
нести. Вначале, как показано на рис. 15.19, под существующим
фундаментом отрывается неглубокий приямок. Затем в грунт с
помощью домкратов, опертых о существующий фундамент, вдав-
ливаются с небольшим шагом сваи в виде отрезка стальной тру-
бы длиной L с открытым нижним концом. На каждом этапе по-
507
гружения трубы из нее удаляют грунт, используя специально
сконструированные приспособления, например особый многоче-
люстной грейфер. Работа его подобна работе двухчелюстного
грейфера, но вместо двух движущихся створок он имеет четыре.
При достижении такой сваей-трубой требуемой глубины она за-
полняется бетоном, которому дают время для твердения. На
верхний торец сваи укладывается стальная пластина; другая
такая же пластина располагается и заделывается раствором в
подошве существующего фундамента. Затем между двумя пла-
о) $) У)
Рис. 15.21. Запатентованный метод включения в работу подве-
денных элементов при укреплении фундамента (расклинка)
стинами, как показано на рис. 15.21, а, помещаются два гидрав-
лических домкрата. Домкраты передают на сваю нагрузку, рав-
ную той, которую она будет воспринимать позже от здания. Эту
нагрузку поддерживают до тех пор, пока не произойдет затуха-
ние осадки сваи (см. пример 15.6). Затем между сваей и сущест-
вующим фундаментом устанавливают стальной брусок. Как по-
казано на рис. 15.21,6, его установку следует производить еще
до снятия домкратов, так как иначе произойдет подъем сваи, по-
казанный на рис. 15.3 линией CD для сваи I, а при повторном
нагружении она снова осядет (пунктирная линия DE на рис.
15.3).
После удаления домкратов (рис. 15.21, в) и завершения пред-
варительного испытания остальных свай можно заполнить при-
ямок бетоном. Таким образом удается передать полную нагруз-
ку от тяжелого сооружения на новый фундамент без какой-либо
его дополнительной осадки.
15.14. Фундаменты мостов. Опускные колодцы и кессоны.
Очень часто возникает необходимость заложения быков мостов,
располагаемых на глубоководных участках, значительно более
глубокого, чем наземных сооружений (см. рис. 15.22). Пролеты
моста у берегов значительно короче и, следовательно, нагрузки
на быки здесь меньше. Меньше также опасность размыва, так
508
как скорость текущей воды на мелководье меньше, чем в основ-
ном русле реки. По этой причине береговые быки часто оказы-
вается возможным возводить в котлованах, ограждаемых шпун-
Рис. 15.22. Геологический профиль по оси моста через р.. Миссисипи,
Нью-Орлеан, Луизиана
1 — лигнит; 2 — гумбо; 3 — средний уровень высоких вод; 4 — меженный уровень;
5 — песок и ил; 6 — серый песок; 7 — уплотненный песок; 8 — опесчаненный глини-
стый сланец
товыми перемычками типа изображенных на рис. 14.11 и 16.35, а,
где иногда в пределах огороженного котлована при необходи-
мости еще более глубокого заложения фундаментов быков про-
изводят забивку свай.
Для возведения быков
на глубоководных участ-
ках применяют опускные
колодцы или кессоны
больших размеров. Кес-
соны опускают в грунт
с применением сжатого
воздуха (рис. 15.23).
В опускных колодцах ра-
бота ведется открытым
способом (рис. 15.24).
Особые проблемы возни-
кают в отношении обес-
Рис. 15.23. Схема производства работ в кес-
соне со сжатым воздухом
/ — воздушный шлюз для материалов; 2 — пасса-
жирский прикамерок; 3— отвал глинистого грунта;
4 — желоб
печения необходимой пла-
вучести кессона до его
опускания на грунт на
дне водоема и последую-
509
щей разработки грунта под ним для погружения кессона на тре-
буемую глубину. С этой целью было разработано множество
различных приемов. К описанию нескольких из них мы теперь
и переходим.
При использовании наиболее старого приема монтаж кессона
осуществляется прямо на месте его опускания на платформе,
которая подвешивалась стальными тягами к временной свайной
рамной опоре или к опорам на баржах, стоящих на якорях. По-
сле сборки кессона платформу с помощью тяг опускали. В шах-
Рис. 15.24. Схема, иллюстрирующая способы обеспечения пла-
вучести опускных колодцев для быков моста и извлечения
из них грунта
те кессона предусматривалось устройство камер-шлюзов сжато-
го воздуха, которые можно было использовать для уменьшения
нагрузки на тяги после погружения платформы с кессоном ниже
уровня воды. Прежде для сооружения кессона применяли дере-
во и кирпичную кладку, но в настоящее время они в значитель-
ной мере вытеснены стальными и железобетонными ячеистыми
конструкциями. Теперь принято собирать рабочую камеру кес-
сона на берегу, доставлять ее на плаву на место производства
работ, закреплять здесь якорем и, ведя работы на плаву, как
это показано на рис. 15.24, надстраивать ее до тех пор, пока не
будет достигнут грунт, достаточно прочный, чтобы нести собст-
венный вес кессона.
Для обеспечения плавучести кессона до этого момента ис-
пользуются несколько способов. При способе «фальшивое дно»
в каждой ячейке кессона устраивают временный деревянный
пол — дно. Для сохранения плавучести кессона, необходимой до
установки его на твердый грунт, вода из этих ячеек откачивает-
ся до некоторого уровня. В дальнейшем фальшивое дно, чтобы
510
обеспечить возможность выемки грунта в каждой ячейке, сни-
мается. Это не всегда легко сделать, так как доски дна под дей-
ствием значительного противодавления вспучиваются и защем-
ляются в такой степени, что иногда приходится выбивать их по-
очередно с помощью длинных Н-свай. Поэтому способ «фальши-
вого дна» пригоден только при проведении работ на небольших
глубинах.
Наибольшая глубина воды, на которую когда-либо погру-
жался кессон, доходила до 120 футов (работы по опусканию мо-
реновского кессона при возведении одного из быков моста Сан-
Франциско, Окленд-Бей, описаны Карлетоном С. Проктором,
1936 г.). Для обеспечения плавучести этого кессона был исполь-
зован сжатый воздух. Каждая ячейка кессона имела цилиндри-
ческую форму, стальную обшивку и стальной полусферический
купол (полукупол). В каждую из ячеек мог подаваться сжатый
воздух для того, чтобы под его давлением понизить в ней уро-
вень воды до требуемой степени. Лишь некоторая часть ячеек,
необходимая для обеспечения плавучести, находилась под дав-
лением; остальные ячейки могли в это время наращиваться, пе-
рекрываться полукуполами и, в свою очередь, ставиться под
давление сжатого воздуха. При этом условии можно было сре-
зать в определенное время автогеном полукупола тех ячеек,
которые до того обеспечивали плавучесть кессона, и произво-
дить их наращивание. Такой процесс наращивания ячеек ступе-
нями продолжался до тех пор, пока кессон не сел на грунт. За-
тем были сняты все полукупола и во всех ячейках была начата
подводная разработка грунта. Этот кессон был погружен на об-
щую глубину 240 футов. У некоторых мостовых кессонов стенки
отдельных ячеек, т. е. пространство, обозначенное на рис. 15.24
через GHFKEA, для обеспечения плавучести кессона делаются
полыми. Временные помосты на деревянных сваях или на бар-
жах нередко используются и в настоящее время (см. рис. 15.23)
под вспомогательное строительное оборудование, даже если при-
меняются наиболее современные виды кессонов. Иногда их ис-
пользуют для фиксации положения кессонов и только в редких
случаях — для поддержания их при погружении через водную
толщу.
При быстром течении в водотоке не всегда возможно приме-
нить способ обеспечения плавучести и фиксации положения кес-
сона на месте якорями (рис. 15.24). В некоторых случаях прибе-
гали к так называемому способу устройства песчаных островов,
который, например, был применен при погружении кессонов мо-
ста через р. Миссисипи у г. Нью-Орлеан (см. рис. 15.22) и для
кессонов моста подобного типа у Бетон Руж более поздней по-
стройки (Эриксон, 1940 г.). На дно реки с временного дощатого
помоста на деревянных сваях был опущен стальной цилиндр
диаметром ПО футов, в который был загружен песок. Таким об-
разом была создана ограниченная стенками цилиндра большая
511
песчаная подушка, подобная островку. На островке можно было
смонтировать насухо нож железобетонного опускного колодца,
а затем постепенно возводить и опускать сам колодец, извлекая
из его ячеек сначала песок искусственного островка, а потом
подстилающий его грунт. По завершении работ это временное
сооружение могло быть разобрано.
Таблица 15.3-
Выдержки из правил техники безопасности производства работ
в условиях сжатого воздуха1
Максимальное манометрическое давление в фунтах Соответст- вующий на- пор воды в футах Продолжи- тельность рабочей смены в ч Общая про- должитель- ность работы в ч Перерыв на отдых в ч Время деком- прессии в мин
18 41 4 8 0,5 9
26 60 3 6 1 18
33 76 2 4 2 33
43 99 1 2 4 43
50 115 0,5 1 6 50
1 Labor Departament of the State of New York. Industrial Code Bulletin,
22, 1938.
В настоящее время редко прибегают к разработке грунта в
кессонах, как показано на рис. 15.23, с применением сжатого
воздуха. Причины этого становятся ясными из данных табл. 15.3.
При давлении воздуха, соответствующем напору воды в 115 фу-
тов, рабочему за 1 ч работы в камере кессона засчитывается пол-
ный день. При значительно более высоких давлениях всякий че-
ловеческий труд становится физически совершенно невозмож-
ным. Следует, однако, отметить, что приведенные в табл. 15.3
данные по величине напора воды, соответствующие некоторому
манометрическому давлению в рабочей камере кессона, спра-
ведливы только для условий работы в водопроницаемых песча-
нистых грунтах.
В таких случаях может даже оказаться необходимой укладка
вокруг кессона понура из глины, как это показано на рис. 15.23,
для того чтобы предотвратить прорыв воздуха через грунт или
его избыточную утечку через поры песка или гравия, что обна-
руживается по появляющимся в этих случаях пузырькам. Вме-
сте с тем при проведении работ в практически водонепроницае-
мых глинистых грунтах может оказаться достаточным маномет-
рическое давление в камере, меньшее, чем отвечающее фактиче-
скому столбу воды. Так, например, при достижении кессоном I
(см. рис. 12.1) глубины 100 футов ниже зеркала воды для воз-
можности разработки грунта в рабочей камере кессона вручную
было необходимо манометрическое давление, равное только
18 фунтам. После того как кессон будет достаточно глубоко по-
512
гружен в толщу глинистых грунтов, приток воды через них в
рабочую камеру кессона станет фактически очень небольшим, и
эту воду можно легко откачать. Даже при очень незначительном
притоке воды будет происходить некоторая потеря части гидро-
статического напора вдоль линий тока. Гидродинамическая сет-
ка будет при этом напоминать показанную на рис. 14.11. Тогда
давление воздуха в рабочей камере может быть сравнительно
малым, но вместе с тем величина его должна быть достаточной
для предотвращения пластического выпора глинистого грунта в
камеру из окружающего ее пространства. Эта проблема отчасти
подобна той, которая возникает при проходке открытых котло-
ванов (см. п. 14.6).
Кессоны со сжатым воздухом могут оказаться весьма полез-
ными при особо сложных инженерно-геологических условиях,,
подобных приведенным на рис. 12.1.
При подводной разработке грунта в отдельных ячейках опу-
скных колодцев, как это показано на рис. 15.24, наиболее часто
прибегают к помощи грейферных ковшей.
Для разрыхления грунта вокруг ножа размывом чаще всего
используют показанные на этой схеме инжекционные трубки /,
которые можно перемещать на любой требуемый участок. Для
той же цели, а также для уменьшения трения по наружной по-
верхности колодца при его опускании такие трубки и сопла Г
могут заделываться в его стенки (см. рис. 15.24). Это трение по
боковой поверхности иногда оказывается настолько большим,
что колодец как бы «вмерзает в грунт». Такое положение осо-
бенно присуще кессонам, опускаемым с применением сжатого
воздуха. При этом его дальнейшее погружение прекращается
(см. пример 15.7). Некоторому снижению трения по поверхности
кессона может способствовать уступ, располагаемый непосред-
ственно над корпусом ножа. Практика показала, что ширина
уступа b (см. рис. 15.24) не должна превышать нескольких дюй-
мов, иначе он окажется неэффективным.
После завершения выемки грунта дно каждой ячейки колод-
ца заделывается бетоном, укладываемым под воду с помощью
хобота (см. п. 14.10). В стенках всех ячеек при строительстве
для лучшего сопряжения с бетоном предусматривают пазы RT
(рис. 15.24). Заполнение бетоном обычно производят не на всю
высоту ячейки, а только до некоторого уровня CD, выше которо-
го находится вода, чтобы уменьшить давление на грунт по по-
дошве колодца. Затем весь колодец выше уровня воды накры-
вается тяжелой бетонной плитой.
Глубина, на которую должны опускаться кессоны или опуск-
ные колодцы, определяется рядом соображений. Прежде всего
она должна быть достаточной для предотвращения размыва
грунта на дне водотока, выражающегося в подмыве кессона
и колодца или в уменьшении веса пригрузочного слоя грунта во-
круг них в степени, представляющей опасность. Быки моста
33—277
513
и их фундаменты создают стеснение живого сечения потока. При
этом условии около них происходит концентрация линий токов,
подобная показанной на рис. 16.35 для наружных углов перемы-
чек. В результате непосредственно у стенок быка скорость тече-
ния будет резко увеличиваться, особенно в период паводка. Из-
за возросшей скорости в основном русле даже при отсутствии
его стеснения может происходить некоторый размыв дна реки.
В рассматриваемом отношении некоторую пользу могут прине-
сти придание кессонам и быкам обтекаемой формы, а также раз-
личные виды защиты дна реки вокруг быка, подобные массив-
ной каменной наброске или фашинным тюфяком, пригруженным
камнем и опущенным на дно реки перед кессонными работами.
Известны случаи, когда несмотря на такие меры предосто-
рожности вокруг ряда мостовых быков, возведенных в основном
русле водотока, происходил размыв грунта на глубину более
20—30 футов.
Другое соображение исходит из того, что кессоны должны
покоиться на наиболее прочном из имеющихся на данном участке
слое грунта, с тем чтобы этот слой мог быть использован для
перераспределения давления на все подстилающие его более
слабые слои. При строительстве моста через р. Миссисипи, пока-
занного на рис. 15.22, колодцы были опущены до слоя плотного
песка мощностью почти 100 футов, ниже которого залегал пласт
гумбо — высококоллоидной глины. Возможность теоретического
обоснования практической оценки несущей способности песка,
залегающего на такой глубине, крайне ограничена из-за множе-
ства пока еще неопределимых факторов (см. Терцаги, 1943 г.).
Поэтому при установлении допускаемых нагрузок на грунт в по-
добных условиях полагаются главным образом на положитель-
ный опыт практики строительства. Эти нагрузки оказываются
значительно выше приведенных в табл. 14.1. Так, например, в
случае моста Бетон Руж через р. Миссисипи, который был опи-
сан Эриксоном (1940 г.), при учете всех взвешивающих факто-
ров, веса удаленного из колодцев грунта, ветровых и всех дру-
гих усилий было решено принять удельное давление на грунт
в подошве колодцев до 10 т!фут2.
В практике строительства получило распространение боль-
шое количество всевозможных комбинаций различных способов
возведения кессонов и опускных колодцев, описанных выше. На-
пример, возможно, как показано на рис. 15.25, вначале в дно
водотока забивать под воду с баржи пустотелые железобетон-
ные (или деревянные) сваи. Затем на них опускают и насажи-
вают подобно ростверку железобетонные кессоны. Они построе-
ны на суше, облицованы по верхней части тесаным гранитным
камнем, отведены на мёсто, затоплены и затем забетонированы с
применением сжатого воздуха. Перед забивкой свай на дне во-
доема подводным способом выбирается траншея частично для
удаления покровного слоя разжиженного ила, частично для пе-
514
счаной подушки, которая в подобных случаях необходима в ка-
честве подготовки (см. п. 16.16) для устраиваемой позже камен-
ной наброски, защищающей опоры от размыва.
Для мостов используется множество специальных типов
опор. Следует упомянуть два из них. Для рамной опоры приме-
няется большое количество железобетонных заводского изготов-
Рис. 15.25. Этапы возведения в Дании мостового быка особого
типа .
а — забивка свай с помощью подбабка; б — кессон был доставлен на
плаву и опущен на сваи; для проведения работ насухо в рабочую ка-
меру подавался сжатый воздух
ления или стальный свай (для времен-
ного сооружения — деревянных). Го-
ловы этих свай выводятся выше уров-
ня воды в реке и скрепляются друг
с другом. Рамные опоры используются
под балочные мосты с малыми проле-
тами и, следовательно, облегченного
типа. Такие свайные опоры обладают
особым преимуществом для мостов,
RhmwhJ
перекрывающих широкие поймы или неглубокие несудоходные
реки, живое сечение которых нежелательно стеснять телом на-
сыпи, а также при наличии слабых грунтов в их основании.
В этих условиях нагрузка от моста распределяется по весьма
значительной площади, что дает возможность избежать фунда-
ментов глубокого заложения, необходимых при больших проле-
тах, и связанных с ними высоких удельных нагрузок.
Реже в качестве временных сооружений используются пон-
тонные мосты. Они возводятся по преимуществу на пересечени-
ях широких, относительно глубоких протоков со слабым течени-
ем при наличии на дне водотока мощной толщи грунтов с низ-
кой несущей способностью. Показательным примером такого
сооружения является мост, построенный вблизи г. Ситтл.
33*
515
При возведении этого моста ячеистые железобетонные пон-
тоны монтировались в сухих доках. По изготовлении они были
отбуксированы на место и поставлены здесь на якоря. Понтоны
были связаны друг с другом специально спроектированными
упругими связями.
ПРИМЕРЫ ИЗ ПРАКТИКИ
15.1. При нагрузке 70 т (метрических) или 70 (2205/2000) =77 т США
свая II (см. рис. 15.3) начала давать значительную осадку. Диаметр сваи
50 см= 1,635 фута, длина 8,5 ти=27,8 фута. Свая была забита в толщу глины
в твердой консистенции, подстилаемой пластом глины в пластичной консис-
тенции. При этом условии несущая способность сваи определялась почти ис-
ключительно сопротивлением сдвигу по ее боковой поверхности. Оценить
удельную величину этого сопротивления.
Ответ. Боковая поверхность цилиндрической сваи равна
А = Л • 1,635 • 27,8 = 143 фут2.
Предельное удельное сопротивление сдвигу по боковой поверхности
s = 77/143 = 0,54 т/фут2.
Рис. 15.26. Схема размеще-
ния свай (к примеру 15.1)
Соответствующая прочность грунта на сжатие в одноосном напряжен-
ном состоянии будет в этом случае равна: <7tt=2c=2s=l,08 т!фут2. Эта вели-
чина соответствовала в действительности приближенным значениям нижнего
предела прочности образцов глинистого грунта, отобранных из этой формации.
15.2. Сопоставить величину снижения сред-
него удельного давления на горизонтальную
плоскость, которая расположена непосредст-
венно ниже концов висячих свай длиной 30
футов и диаметром d=l,5 фута, погруженных
в глинистую толщу, вследствие сопротивления
сдвигу s=c вдоль боковой поверхности одиноч-
ной сваи и фундамента, покоящегося на девя-
ти сваях (рис. 15.26), со снижением давления
при фундаменте в 4 раза большего размера с 36
сваями. Расстояние между центрами свай L
составляет 4 фута.
Ответ. Сопротивление сдвигу по боковой
поверхности одиночной сваи равно:л-1,5 • 30X
Хс=1,43 с; соответствующая площадь опирания
сваи по ее подошве на грунт л- 0,752= 1,76 фут2.
В этом случае снижение давления на 1 фут2
площади подошвы сваи составит 143с/1,76=
= 80,5 с. При фундаменте с использованием де-
вяти свай (рис. 15.26) соответствующие значе-
ния будут равны 4(4+ 44-1,5) 30с=1140 с для всего куста из девяти свай, или
126 с на сваю; средняя площадь опирания сваи будет равна 9,52/2=10 фут2, и
снижение давления на 1 фут2 площади опирания составит 12,6 с. В случае
фундамента с использованием 36 свай получим:
4 [(5-4)+1,5] 30с = 2580 с
для всего куста, или 72 с на сваю; соответствующая площадь опирания
(21,5)2/36=12,8 фут2 на сваю и удельное снижение 72 с/12,8=5,6 с на 1 фут2
площади опирания.
Отсюда следует, что влияние сопротивления сдвигу по боковой поверхно-
сти свай в кусте на величину снижения давления на грунт под их концами
быстро снижается с увеличением числа свай в кусте, особенно при их близ-
ком взаимном расположении. Это обстоятельство объясняет тот факт, что
кусты свай претерпевают более значительную осадку, чем одиночная свая при
5 Гб
одной и той же удельной нагрузке на сваю. Увеличение общей площади опи-
рания куста свай под их концами оказывает на осадку сооружения то же
влияние, что и увеличение размеров любого фундамента (см. п. 9.1); однако
помимо этого с увеличением числа свай мы сталкиваемся с увеличением
удельного давления на этом горизонте.
15.3. Сопоставить величину возможного повышения допускаемой нагрузки
на глинистый грунт, связанного с отрывкой котлована, с соответствующим
влиянием в этом же плане висячего свайного фундамента.
Решение. В качестве примера для этого сопоставления обратимся в со-
ответствии с задачей 14.1 к оценке условий работы грунта в основании зда-
ния при его ширине 70 футов и длине 100 футов. Снижение сопротивляемости
сдвигу глины со средней структурной прочностью (5=2,3), вызванное нару-
шением ее структуры при забивке свай, если оно имеет место, может быть
оценено только путем испытания грунта пробными нагрузками. Однако при
малой структурной прочности глин, например при 5=1,2, для оценки умень-
шения давления по плоскости АВ в уровне концов свай (см. рис. 15.4) может
приниматься полная величина s=c=qu/2=0,7/2=0,35 т/фут2.
Предположим, что длина сваи А'=25 футов и что расстояние от поверх-
ности грунта до концов свай А=30 футов. Тогда сопротивление сдвигу, кото-
рое может действовать по внешней поверхности (по периметру) свайного
фундамента здания, будет [2(100+70)25)0,35=2980 т и соответствующее сред-
нее снижение давления в плоскости АВ определится в этом случае величиной
2980/7000 =0,425 т/фут2.
Исходя из выражения (9.28) и рис. 15.4 предельная величина допускае-
мой нагрузки на грунт в уровне АВ от веса здания без учета веса грунта, за-
легающего выше этого уровня, и с учетом сопротивления сдвигу по внешне-
му периметру или массива грунта по глубине свайного фундамента опреде-
лится величиной
Ртах— [2,76-0,7(1 + 0,38-80/70 _|_ 0,44-’о/юо)] +
4-0,425 = 2,77 4- 0,425 = 3,195 т/фут*.
В случае наличия в основании сооружений глин с низкой структурной
прочностью при оценке допустимой нагрузки на грунт может быть использо-
ван коэффициент запаса F5=2,5 (см. табл. 14.4). Однако в целях обеспечения
однообразных условий сопоставления с данными примера 14.1 примем вели-
чину Г5=2,7. Для компенсации влияния некоторого нарушения в рассматрива-
емом случае структуры грунта представляется целесообразным при расчете
пренебречь давлением ps (см. рис. 15.4). При этих условиях допускаемая на-
грузка на грунт при свайном фундаменте будет равна
Ро == PmaxlFs — 3,195/2,7 = 1,18 т/фут*.
Эта величина меньше 1,77 т/фут2, полученных для котлована глубиной
15 футов (см. п. «г» примера 14.1). Кроме того, следует отметить, что допу-
скаемая нагрузка на грунт в основании сплошной фундаментной плиты, зало-
женной на 5 футов ниже поверхности грунта, определялась величиной р0=
=0,97 т/фут2. Отсюда следует, что применение 25-футовых свай позволяет
увеличить ро на 0,21 т/фут2, в то время как при заложении фундамента в кот-
ловане глубиной 15 футов эта нагрузка возрастает до 0,8 т/фут2. Таким об-
разом, при благоприятных гидрогеологических условиях последний вариант
оказывается более целесообразным.
15.4. Оценить инженерно-геологические условия, отвечающие девяти раз-
личным схемам, приведенным на рис. 15.27, и установить, будет ли в каждом
из этих случаев оправдано использование свай.
Ответ. В случаях 1, 2 и 3 использование свай несомненно оправдывается.
В случае 4 в сваях нет необходимости, но только при условии, что отсутству-
ет опасность размыва или эрозии толщи плотного песка, как это может быть,
например, на побережье океана. В таких случаях погружение свай должно
производиться с размывом песка. Использование шпунта в случае 6 несколько
более оправданно по сравнению со случаем 5 в связи с увеличением возмож-
517
ной поверхности скольжения при выпоре грунта. Случай 7 исключает воз-
можность прямого ответа ввиду отсутствия необходимых данных с оценкой
структурной прочности глинистого грунта. При значительной структурной
прочности глин использование свай будет приносить вред. При глинах со сред-
ней структурной прочностью вопрос остается открытым, исключая дополни-
тельные расходы, связанные с устройством свайного фундамента, и лишь при-
менительно к глинам с низкой структурной прочностью применение свай име-
ет некоторое преимущество (ср. с примером 15.3). Использование свай, как
это показано на рис. 15.27 для случаев 8 и 9, окажется наверняка пагубным.
Сваи не следует забивать так глубоко и пронизывать при этом песчаный пласт.
Рис. 15.27. Возможные случаи удачного и нецелесо-
образного использования свай (к примеру 15.4)
В случае 8 забивку свай следует прекращать еще в верхней части песчаного
пласта, так как он способствует перераспределению давления на подстилаю-
щую глинистую толщу. Это положение сохраняет справедливость и для слу-
чая 9, исключая, однако, возможность полного отказа от свай при отсутствии
опасности размыва песчаной толщи (ср. со случаем 4).
15.5. В одном музее демонстрировалась доставленная туда модель для
того, чтобы показать надлежащие условия проведения опыта с пробной на-
грузкой сваи. Осадка сваи замерялась при помощи индикатора с точностью
Viooo дюйма. Ножка индикатора упиралась в металлическую скобу, закреплен-
ную на свае, а сам он удерживался с помощью стойки, располагаемой на
грунте на первоначальном расстоянии 4 дюйма от боковой поверхности сваи.
Одобрите ли вы использование такой схемы замера осадки сваи при работе,
за которую вы несете ответственность?
Ответ. Нет. Грунт, расположенный вблизи испытываемой сваи, будет
также испытывать осадку, образуя вокруг нее «кратер осадки». Поэтому
стойка с индикатором будет также испытывать осадку и сам индикатор от-
метит только некоторую часть фактической осадки сваи. Индикатор следует
устанавливать на горизонтальной балке, имеющей две опоры, каждая из ко-
торых должна быть удалена на расстояние в несколько футов от боковой по-
верхности сваи.
15.6. Фундамент под существующим зданием был усилен методом, пред-
ставленным на рис. 15.18. Под фундамент был подведен столбчатый фунда-
518
мент, заглубленный до пласта очень плотной водонасыщенной глины. Пред-
полагалось испытать его предварительной нагрузкой. Изложите ваши замеча-
ния по этому вопросу.
Ответ. Если отсутствует возможность держать столб под нагрузкой дом-
кратов в течение ряда суток до отмеченного наблюдениями полного затухания
его осадки, проведение такого испытания не имеет большого смысла. Подоб-
ное предварительное испытание оказывается более эффективным при наличии
в толще основания зернистых грунтов, уплотнение которых происходит очень
быстро.
15.7. Для речного быка моста через толщу глинистых грунтов был опущен
до песчаного слоя на некоторую глубину, предусмотренную техническими усло-
виями, кессон. Не доходя 5 футов до этого намеченного уровня, кессон, до-
стигший уже слоя песка, «замерз». Его дальнейшее погружение приостанови-
лось главным образом из-за трения по его боковой поверхности, связанного
с давлением на нее перекрывающей песок плотной глины набухающего типа.
Снять это сопротивление не удалось ни дополнительной нагрузкой кессона
с использованием всех имевшихся под руками средств, ни размывом грунта
под давлением по его боковым поверхностям. Подрядчик возбудил вопрос
о согласии надзора на прекращение дальнейшего погружения кессона ниже
достигнутого уровня. Однако это ходатайство было отклонено главным ин-
женером по техническому надзору. Тогда подрядчик отозвал всех людей из
рабочей камеры кессона и резко снял в ней давление воздуха. При этом с кес-
сона оказалось снятым взвешивающее его давление воздуха, и он сразу же
дополнительно сел приблизительно на 7 футов. Когда в камеру кессона был
вновь подан сжатый воздух, обнаружилось, что его рабочая камера заполне-
на песком. В дальнейшем песок из камеры был извлечен, а сама камера была
забетонирована. Каковы ваши соображения по поводу этой операции?
Ответ. Внезапное снижение давления воздуха в рабочей камере кессона
вызвало мгновенный переход песка в основании кессона в состояние плывуна
(см. пп. 5.4 и 14.9). Увеличение эффективного веса кессона повело к дальней-
шему его погружению, причем был даже пройден намеченный уровень. Однако
одновременно рабочая камера кессона высотой 12 футов оказалась заполнен-
ной массой разжиженного песка. Это повело к разрыхлению песка на значи-
тельную глубину ниже уровня, достигнутого дном заполненной бетоном рабо-
чей камеры. Таким образом, требование, выдвинутое техническими условия-
ми, было формально выполнено. Однако условия работы кессона в связи
с отмеченным явлением в его основании оказались далеко не удовлетворитель-
ными. Было бы гораздо более целесообразным согласиться с предложением
подрядчика, несмотря на то, что это привело бы к нарушению самих техниче-
ских условий.
ГЛАВА 16
ПОДПОРНЫЕ СТЕНКИ.
ПЕРЕМЫЧКИ.
ТУННЕЛИ И ТРУБОПРОВОДЫ
16.1. Общие положения. В главе 10 было показано, что рас-
четы, выполненные по так называемым классическим теориям
давления грунта (Кулона, Ренкина), дают хорошо согласующие-
ся с полевыми наблюдениями результаты только в том случае,
когда подпорные стенки могут отклоняться вперед с некоторым
поворотом относительно своей подошвы, а засыпка за ними вы-
полнена из сыпучего грунта. Это объясняется тем, что класси-
ческие теории базируются как на исходных положениях на до-
пущениях, что устойчивость грунта в обратной засыпке наруше-
на полностью в результате сдвига, что по всей поверхности
скольжения одновременно достигается максимально возможное
сопротивление грунта сдвигу и что, наконец, характер деформа-
ций подпорного сооружения не оказывает влияния на условия
распределения и величину бокового давления. Эти допущения
справедливы только для наиболее простого случая.
Между расчетными величинами бокового давления, опреде-
ленными исходя из предельной прочности грунта, и фактически
наблюдаемыми существуют значительные расхождения, особен-
но в тех случаях, когда выемки закладываются в толще пластич-
ной глины.
В силу этого рекомендации по проектированию подпорных
стенок, излагаемые в настоящей главе, будут базироваться
главным образом на данных, полученных непосредственно
в результате проведенных замеров давления, и на наблюдениях
за натурными сооружениями. Для сравнения здесь будут осве-
щены также предложения по проектированию этих сооружений,
рекомендуемые другими авторами. Во всех случаях, когда будут
иметься данные, достаточные для указаний в количественном
их выражении, будут приведены применительно к рассматривае-
мым случаям конкретные величины бокового давления. В иных
случаях по возможности будут указываться в целях уменьшения
диапазона возможных ошибок предельные значения этих вели-
чин. Эпюры бокового давления приводятся ниже с выражением
давления в долях от веса yh грунтовой толщи, перекрывающей
данный горизонт.
16.2. Проектирование подпорных стенок. Как уже было по-
казано на рис. 10.15, значительное большинство подпорных
520
О
Рис. 16.1. Допущения, ис-
пользуемые при проекти-
ровании гравитационных
подпорных стенок
стенок в период своей работы слегка отклоняется вперед с неко-
торым поворотом относительно своей подошвы. Чисто горизон-
тальное смещение стенок (см. рис. 10.1, в) является исключени-
ем. Отсюда следует, что подобные подпорные стенки должны
проектироваться исходя из закона гидростатического распреде-
ления давления, как это показано на рис. 16.1 применительно
к гравитационной подпорной стенке. Для зернистых и не обла-
дающих сцеплением грунтов значения коэффициента КА могут
быть взяты из табл. 10.1 и 10.2. При горизонтальной по-
верхности грунта за стенкой и вертикальной задней грани стенки
для рыхлого песка КА = 0,3, для плотного песка КА = 0,25.
Указанная величина КА для плотного песка сохраняет свое
значение при возможности некоторого смещения стенки в период
или после его уплотнения, что, по-видимому, имеет место во всех
случаях возведения подпорных стенок гравитационного типа.
Если обратная засыпка содержит глинистый грунт, эпюра
давления будет носить, по-существу, как
это показано на рис. 16.1, характер тре-
угольника. Однако величина бокового
давления способна варьировать в весьма
широких пределах в зависимости от сте-
пени увлажнения глинистого грунта, ко-
торая может сильно изменяться в раз-
личные сезоны года. Ввиду неопределен-
ности, присущей этому вопросу, некото-
рые авторы, например Терцаги и Пек
(1948 г.), рекомендуют проектировать
стенки, для обратной засыпки которых
применяется глина, при боковом давле-
нии, соответствующем объемному весу
разжиженного грунта 100—120 фунт!фут3,
при полном исключении возможности
проникания в период паводков в обрат-
ную засыпку воды. Эта рекомендация
равносильна допущению, что величина
К а будет находиться в пределах 0,8—1.
В настоящее время не имеется никаких реальных оснований
предполагать, что значение КА будет превышать 0,5 в тех слу-
чаях, когда глина полностью консолидирована и даже при до-
полнительном ее увлажнении водами прошедшего паводка, но
при условии, что глина не является сильно набухающей. Когда
же глина склонна к набуханию, то давление набухания, кото-
рое будет воздействовать на подпорную стенку, может привести
к величинам КА значительно выше единицы. В результате этого
стенка может оказаться разрушенной или подверженной крипу
(ползучести), т. е. в период влажных сезонов стенка под давле-
нием набухающей глины начнет слегка смещаться во внешнюю
521
сторону. В сухие периоды года на поверхности глины могут об-
разоваться трещины (см. п. 8.2), которые еще до того, как
новое набухание глины не приведет к их замыканию, могут быть
заполнены обломочным материалом, привнесенным в них водой.
При этом условии давление набухания глины может снова пол-
ностью воздействовать на стенку, что приведет к некоторому
новому ее. смещению. Это явление, связанное с деформацией
ползучести, может продолжаться многие годы. Подобный же
эффект может оказывать и воздействие мороза на обратную за-
сыпку (см. п. 5.7).
Рис. 16.3. Железобетонные подпор-
ные стенки
/ — стенка; 2 — контрфорс; 3 — носок
плиты днища; 4 — плита днища стенки;
5 — упор
Рис. 16.2. Специальные меры для от-
вода воды из обратной засыпки, вы-
полненной из глинистых грунтов
/ — отверстия для спуска воды; 2 — водо-
отводящий лоток; 3 — водонепроницаемое
покрытие; 4 — обратная засыпка из глини-
стого грунта; 5 —дрена; б —дренажный
слой из песка
Проблема давления, возникающего в обратных засыпках из
глинистого материала, представляет собой в целом объект систе-
матического ее изучения в региональном масштабе. Если не бу-
дет получено дополнительных экспериментальных данных, стен-
ки, обратная засыпка которых выполняется из смеси песчаных
и глинистых грунтов, должны проектироваться в соответствии
с рис. 16.1 при значении 7Сл=0,5, учитывающем неблагоприят-
ные условия водонасыщения грунта в обратной засыпке (см.
п. 10.17). В стенках должны быть предусмотрены отверстия или
за ними должен быть уложен дренажных слой из отсортирован-
ного гравия (см. п. 17.7) для выпуска скапливающейся там воды
и для пресечения действия на стенку с этой стороны полного
гидростатического давления (см. п. 10.11). Они должны быть
защищены от промерзания.
Для отвода воды с поверхности обратной засыпки еще до ее
инфильтрации в грунт должны предусматриваться водоотводя-
щие лотки. Следует избегать использования в качестве материа-
ла обратной засыпки глины, подверженной набуханию. На
рис. 16.2 показана схема, предложенная А. Казагранде (1936 г.)
для обеспечения дренирования обратной засыпки и снижения ее
522
тенденции к увеличению объема вследствие набухания или мо-
розного пучения. Однако пока еще не имеется достаточных дан-
ных, полученных в полевых условиях, чтобы судить об эффектив-
ности таких мер в различных климатических условиях.
Размеры гравитационной подпорной стенки определяются
следующим образом: ширина b подошвы стенки должна быть
такой, чтобы удерживающий момент от веса W стенки относи-
тельно ребра 1 был больше, чем опрокидывающий момент от
давления грунта Е относительно того же ребра; равнодействую-
щая R должна проходить в пределах средней трети подошвы,
чтобы ребро 2 оказывалось все же прижатым к грунту; давление
Pi под ребром 1 не должно превышать допускаемое давление
на грунт (см. п. 14.1); сопротивление сдвигу вдоль плоскости
1—2 подошвы должно быть больше давления грунта Е, так как
иначе может произойти ее сдвиг. Пассивным давлением грунта
на переднюю часть стенки, как правило, пренебрегают (см. при-
мер 16.1). Окончательные размеры стенок устанавливают обыч-
но подбором. В качестве первого приближения можно принимать
b=0,4ft.
Для глинистых грунтов в основании стенки сопротивляемость
сдвигу вдоль плоскости 1—2 подошвы может быть принята рав-
ной половине величины сопротивляемости глины на сжатие
в одноосном напряженном состоянии qu. Если эта величина ока-
зывается низкой, можно прибегнуть к забивке свай (включая
наклонные). С целью определения нагрузок, которые должны
быть восприняты сваями, для удобства можно использовать
графические приемы, подобные приведенным на рис. 16.51, г.
Зачастую вместо массивных гравитационных стенок приме-
няют железобетонные подпорные стенки (облегченного типа).
На рис. 16.3 в качестве примера приведены два из наиболее рас-
пространенных типов таких стенок. Распределение бокового дав-
ления вдоль плоскости 0—2 и все основные размеры стенок опре-
деляются тем же путем, что и для гравитационных. При расче-
тах, связанных с оценкой общей устойчивости стенок, учитывают
вес грунта, находящегося выше передней части плиты основания
стенки. Этот вес следует учитывать в расчетах, если отсутствует
опасение, что грунт в последующем будет отсюда удален. После
того как определены боковое давление и реакция грунта, при-
ступают к такому же детальному конструированию отдельных
элементов стенки, как для всяких других элементов железобетон-
ных конструкций, работающих на изгиб (см. примеры расчета
в любом справочнике, например, Данхема, 1944).
Иногда применяют гравитационные подпорные стенки в виде,
ряжей. Такая стенка показана на рис. 16.4. Стенки этого типа
были созданы по образцу деревянных ряжевых перемычек (см.
п. 16.17). Они обычно возводятся из соединяющихся в замок от-
дельных элементов сборного железобетона двух типов А и В
(рис. 16.15). Образуемая этими элементами клетка заполняется
523
грунтом. Требуемая ширина b ряжа определяется таким же об’
разом, как это описано выше применительно к обычной гравита-
ционной стенке. Размеры элементов сборного железобетона сле-
дует выбирать так, чтобы f > 2е, иначе засыпка из сухого зер-
нистого грунта не будет удерживаться внутри ряжа. Элементы
Рис. 16.4. Сборная ряжевая подпорная стенка из железобетонных эле-
ментов (общий вид)
типа В конструируют исходя из условий их работы на изгиб как
балок на двух опорах с пролетом а. Действующее на них макси-
мальное полное боковое давление принимают равным (d +
+ е)а*0,5у&, где у —объемный вес грунта. Элементы В должны
Деталь разрезЗН
Рис. 16.5. Конструкция ряжевой
подпорной стенки. Сборные желе-
зобетонные элементы
также воспринимать половину об-
щего вертикального давления, оп-
ределяемого описываемым ниже
способом для элементов А. Это
боковое давление, соответствую-
щее давлению, которое воз-
Рис. 16.6. Боковое давление со сто-
роны обратной засыпки на стенки
с большой жесткостью
524
никает в силосах (см. п. 10.15), имеет место в ряжевых стенках,
когда ряж засыпается грунтом еще до производства обратной
засыпки. После засыпки изгибающие моменты за счет активного
давления не будут больше указанной величины. Для обоих эле-
ментов следует применять симметричную арматуру, работаю-
щую как на растяжение, так и на сжатие. Элементы А надлежит
армировать с учетом восприятия ими растяжения как результата
действия на элемент В общего бокового усилия. Вместе с тем
оголовок элемента А следует конструировать исходя из возмож-
ности его скола под действием этого усилия. Кроме того, эле-
менты А должны работать на изгиб как балки на двух опорах
с пролетом Ь. При этом предполагается, что полная вертикаль-
ная нагрузка передается на них за счет трения по обеим стенкам
клетки и равна (d+e)b • 0,5уа«0,58, где первая часть выражает
величину полного бокового давления (К’п = 0,5), а коэффициент
трения о стенку tg6 принят равным 0,58 (6=30°).
Ряжевые стенки такого типа обеспечивают некоторую эконо-
мию бетона и могут быть возведены весьма быстро при условии,
что имеется достаточный запас описанных элементов сборного
железобетона. Они обеспечивают также превосходное дрениро-
вание обратной засыпки.
В тех случаях, когда подпорное сооружение характеризуется
жесткой и неподатливой стенкой, находящейся в контакте
с грунтом, можно ожидать, что боковое давление грунта, воздей-
ствующее на нее, значительно возрастет и достигнет значений
«давления в состоянии покоя» (см. п. 10.17). В этом смысле
жесткими и неподатливыми могут считаться стеновые панели
зданий с подвальными помещениями в несколько этажей (см.
рис. 13.16,6), а также опоры жестких рамных мостов (рис. 16.6).
Распределение давлений будет в подобных случаях оставаться
по существу гидростатическим, как и показано на рис. 16.1.
Однако при этом нужно принимать следующие значения КА.'
для рыхлого песка Кл = 0,5 и для плотного песка Л’л = 0,7 или
выше в зависимости от степени уплотнения обратной засыпки.
Пока еще мы не располагаем точными данными о соотноше-
ниях между усилием, затрачиваемым на уплотнение обратной
засыпки из песка, и ее боковым давлением.
Имеется мало оснований предполагать, что уплотнение гли-
ны в обратной засыпке укаткой будет увеличивать ее боковое
давление выше значений, соответствующих Кл = 0,5. Так как
в засушливые сезоны боковое давление может значительно сни-
жаться, при определении изгибающих моментов в центре А ри-
геля рамы моста, показанного на рис. 16.6, его влиянием прене-
брегают. Их максимальное значение следует принимать во вни-
мание при конструировании опор ВС и угла В фермы.
Давление, возникающее в случае намыва за стенку чистого
песка, можно принимать отвечающим давлению рыхлого песка
525
в естественных условиях его залегания, которое приводилось
выше. При значительном содержании в грунте засыпки глини-
стых частиц вызываемое им боковое давление будет отвечать
рис. 16.1, но может изменяться в пределах, соответствующих
/(л = 1 и /<л=0,5, в зависимости от интенсивности намыва и сте-
пени уплотнения грунта (см. п. 6.8 и рис. 10.8). Оценка обосно-
ванного значения Кл, которое используется в таких случаях для
Рис. 16.7. Некоторые типы крепления бортов открытых выемок
проектирования, оказывается затруднительной и может быть
произведена только квалифицированным инженером-грунто-
ведом.
16.3. Крепление открытых выемок. Основные способы. На
рис. 16.7 приведены некоторые из способов крепления стенок
котлованов. Каждый элемент крепления следует устанавливать
сразу после того, как котлован достигнет соответствующей глу-
бины. Это положение не так важно в случае неглубоких выемок
(10—12 футов), закладываемых в плотных связных грунтах
(рис. 16.7,г), но при таких же выемках в более слабых грунтах
и при любых грунтовых условиях в случае глубоких выемок име-
ет большое значение для предотвращения аварий, подобных по-
казанной на рис. 8.4.
Имеются два основных типа крепления стенок глубоких кот-
лованов. Они приведены на рис. 16.7,бив. При первом из них
до начала разработки котлована в грунт забивают на расстоя-
нии 5—6 футов между их центрами металлические сваи двутав-
рового профиля с широкими полками. Затем, по мере отрывки
котлована за полками Н-свай закладывают горизонтальные дос-
526
ки, образующие сплошную дощатую обделку с стенки. Иногда
между смежными досками для дренирования грунта оставляют
зазоры с раскрытием V2—1 дюйм. Для предотвращения возмож-
ного просыпания песка после его осушения через эти щели по-
следние забивают сеном. При вскрытии котлована до назначен-
ного уровня установки распорок b на Н-сваи устанавливают
горизонтально схватку е и к ней тщательно приваривают рас-
порки или подкосы Ь. Расстояние между распорками по гори-
зонтали обычно принимают кратным интервалу между Н-свая-
ми. Это расстояние может изменяться от ряда к ряду, и обычно
в верхних рядах оно меньше, чем в нижних. Как схватки, так
и распорки могут выполняться из прочной древесины при их по-
перечном сечении до 12—14 дюйм2 или из двутавровых металли-
ческих балок.
При креплении котлованов по второму способу (рис. 16.7, в)
в грунт вместо Н-свай забивают непрерывный ряд f металли-
ческого шпунта (см. п. 15.11). В этом случае отпадает необхо-
димость в горизонтальной дощатой обшивке стенок котлована.
Однако при этом способе крепления требуется значительно боль-
ше металла, что в результате ведет к повышению стоимости
крепления по сравнению со способом, приведенным на
рис. 16.7,6. Применение таких непрерывных шпунтовых рядов
становится необходимым при работе в мягких пластичных гли-
нах, особенно если последние переслаиваются тонкими водонос-
ными прослоями, с трудом поддающимися осушению. В этом
случае шпунтовый ряд будет пересекать подток воды в котлован,
но крепление следует проектировать с учетом полного на него
давления воды (см. п. 10.20). Непрерывный шпунтовый ряд
обладает еще одним достоинством: при его использовании зна-
чительно снижается или даже полностью исключается выпира-
ние мягкой глины с боков и со дна котлована, т. е. так называе-
мая потеря грунта. Под этим термином подразумевается такое
положение, когда из котлована извлекается объем грунта, боль-
ший, чем тот, который соответствует объему выемки. Любое
перемещение крепления внутрь котлована вызывает осадку при-
мыкающей к нему поверхности грунта (см. рис. 10.25) с воз-
можностью повреждения находящихся здесь зданий. Именно
по этой причине стыки элементов крепления необходимо тща-
тельно заваривать, а в особых случаях даже применять их в пред-
варительно напряженном состоянии (см. п. 15.13). Потеря грунта
может привести к подобным же отрицательным явлениям. Она
может быть предотвращена при использовании для крепления
шпунтового ряда, особенно при возможности заделки концов
шпунтов в пласт более прочной подстилающей породы.
Как Н-сваи, так и шпунты в стенке работают как неразрез-
ные балки на нескольких упругих опорах, представленных
в рассматриваемом случае распорками. На величину изгибаю-
щих моментов в таких балках, а также на реакцию этих опор
527
оказывает сильное влияние неравномерная деформация самих
опор. Когда величина возможного перемещения каждой опоры
известна, ее влияние на величину моментов и реакций может
быть оценено обычными методами строительной механики. Од-
нако когда дело касается крепления открытых котлованов, чис-
ленно оценить величину перемещения этих опор заранее (до
строительства) оказывается практически неосуществимым, так
как она зависит главным образом от качества сварки каждого
стыка, т. е. от неопределенного фактора — мастерства рабочих
и требовательности руководства.
Рис. 16.8. Приближенная расчет-
ная схема для определения усилий
Р в элементах крепления выемки
исходя из заданной эпюры боко-
вого давления грунта (1—2—3—4)
Рис. 16.9. Эпюра бокового давле-
ния грунта ОаЪс, используемая при
проектировании крепления бортов
выемки в песке
При этом условии не имеет смысла выдвигать какие-либо
теоретические предложения по рекомендации методов прогноза
величины этих перемещений для их использования при трудоем-
ких расчетах рассматриваемых конструкций как неразрезных
балок на упругих опорах. Вместо этого следует использовать
упрощенный способ, предложенный Терцаги (1941 г.), нашед-
ший отражение на рис. 16.8.
По существу, этот способ базируется на допущении, по кото-
рому эффектом перераспределения нагрузки, вызванного непре-
рывностью шпунтины, можно пренебречь. С этой целью при
расчете принимается, что на всех опорах, за исключением самой
верхней, имеются шарниры. Как это показано на рис. 16,8,
задача становится статически определимой, и давление на рас-
порки может быть определено исходя из величин реакций не-
скольких не зависящих друг от друга балок на двух опорах
Пример такого расчета приведен в задаче 16.2.
16.4. Величины бокового давления, принимаемые при проек-
тировании крепления котлованов в песчаных грунтах. На
рис. 16.9 приведена эпюра бокового давления Oabc, которую
следует использовать при проектировании крепления котлова-
нов, проходимых в песчаных грунтах. Эта эпюра базируется
в основном на результатах натурных полевых наблюдений (см.
рис. 10.13, 10.21 и 10.22) и представляет собой дальнейшее упро-
528
щение способа Терцаги (см. п. 10.17 и рис. 10.21). Эпюра Тер-
цаги позволяет оценивать величину бокового давления, разви-
ваемого песком, в зависимости от величины показателей его
внутреннего трения. Трапеция Odbc, показанная на рис. 16.9,
соответствует, по рекомендации Терцаги — Пека, случаю плот-
ного песка, а трапеция Oefc — рыхлого, причем обе эти эпюры
отвечают одному и тому же объемному весу у песка, принятому
при построении эпюры рис. 16.9. Объемный вес песка в рыхлом
состоянии приравнивался приближенно к 100 фунт!фут\ в то
время как объемный вес для плотного песка принимался при-
Рис. 16.10. Искусственное понижение уровня грунтовых
вод в период строительства метрополитена в Нью-Йорке
1 — коллектор; 2 — начальный уровень грунтовых вод; 3—6 — тун-
нели разного направления; 7 — основание туннелей; 8 — положе
ние уровня грунтовых вод при понижении
ближенно 120 фунт!фут2. Таким образом, согласно Терцаги—
Пеку, действительное боковое давление рыхлого и плотного пес-
ка будет почти идентичным, так как снижение величины КА для
плотного песка компенсируется увеличением его объемного веса.
Однако все же предлагаемая эпюра Oabc на рис. 16.9 отвечает
более высоким значениям давления для плотного песка в верх-
ней зоне котлована. Это находится в соответствии с общими
выводами теории арочного эффекта (см. п. 10.19), влияние
которого наряду с более высоким давлением в верхней
зоне котлована, очевидно, возрастает с плотностью песка (см.
рис. 10.22 и наблюдаемое снижение давлений после обрушения
откоса, связанного с разуплотнением плотного песка).
Величины бокового давления, установленные этими различ-
ными методами, не отличаются друг от друга более чем на 20 % •
Таким образом, принятые при строительном проектировании
коэффициенты запаса вполне достаточны для того, чтобы при
34—277
529
вскрытии котлованов в песчаных грунтах компенсировать имею-
щуюся пока в этом вопросе неопределенность.
При заложении дна выемки в толще песка ниже уровня грун-
товых вод наиболее удобным средством для снижения этого>
уровня служат колодцы (см. п. 14.9), как это показано на
рис. 16.10 для одного из участков выемки под Нью-Йоркский
метрополитен. В некоторых случаях исключают промежуточные
ряды вертикальных Н-свай. Это ведет к увеличению свободной
длины распорок. В таких случаях приходится применять рас-
Рис. 16.11. Эпюра боко-
вого давления грунта,
предложенная Терцаги—
Пеком для проектирова-
ния крепления бортов
выемок в толще пластич-
ных глин исходя из пре-
дельной прочности глини-
стых грунтов
Рис. 16.12. Метод, основанный на использо-
вании коэффициента бокового давления
грунта в состоянии покоя. Эпюра давления
грунта для проектирования крепления бор-
тов выемок в толще пластичных глин
а — временное крепление для глин в твердой кон-
систенции; б — постоянное крепление для глин
в тугопластичной консистенции
Примечание. Для глин в мягкопластнчной
консистенции во всех случаях d=0
порки более тяжелого профиля, но при этом по дну котлована
остается больше свободного места, что дает возможность про-
изводить с помощью бульдозеров, экскаваторов и автомашин
выемку и удаление грунта из котлована более быстро и удобно.
16.5. Величины бокового давления, принимаемые при проек-
тировании крепления котлованов в пластичной глине. Эпюра
распределения бокового давления Терцаги—Пека, приведенная
на рис. 16.11, основывается частично на результатах натурных
наблюдений, выполненных в чикагском метрополитене (см.
п. 10.20). Однако главным образом ее построение базируется
на следующих общих соображениях. Предполагается, что мак-
симально возможная величина сопротивления грунта сдвигу,
равная половине его прочности на сжатие в одноосном напря-
женном состоянии qut достигает своего полного значения, со-
гласно уравнению Ренкина — Резаля (10.3), при угле внутрен-
него трения, равном нулю, по всей поверхности ’ скольжения..
В этом случае, в соответствии с общей теорией клина Терцаги
(см. п. 10.19) предполагается, что по глубине котлована имеет
место перераспределение величин бокового давления, при кото-
ром у самого дна они сильно уменьшаются, и что теоретически
530
установленная Ренкиным зона растяжения у верха котлована
не только полностью исчезает, но даже заменяется здесь более
высокими сжимающими напряжениями, чем оставшиеся в ниж-
ней зоне. В то же время в этом анализе полностью исключается
возможность передачи сдвигающих напряжений от части боко-
вого давления на глину, залегающую ниже уровня дна котло-
вана, так как общее боковое давление все еще предполагается
соответствующим тому же значению по Ренкину—Резалю.
В приведенных рассуждениях множество сомнительных
и противоречивых предположений. В п. 10.20 было показано,
что соответствие между расчетными величинами, полученными
по указанной выше методике, и данными, замеренными в нату-
ре, существует в действительности только на некоторых опре-
деленных глубинах котлованов. Вместе с тем использование
с рассматриваемой целью метода, иллюстрируемого рис. 16.11,
для меньших глубин приводит к опасным решениям, а для боль-
ших глубин — к неэкономичному проектированию.
По этой причине взамен эпюры по рис. 16.9 предлагается
эпюра распределения бокового давления, показанная на
рис. 16.12. Она предназначается как для пластичных глин в их
естественном состоянии, так и для глин, которые по своей при-
роде обладают некоторой структурной прочностью, а отсюда
и хрупкостью (см. табл. 7.1). Было установлено, что пластич-
ным глинам в консолидированно-равновесном состоянии отве-
чают в широком диапазоне условий как приближенные значе-
ния /Сп=0,5 (см. пп. 10.9 и 10.20). Чеботарев (1949 г.) рассмат-
ривает консолидированно-равновесное состояние пластичных
грунтов как состояние, отвечающее началу нарушения его проч-
ности и исключающее возможность применения для анализа
теории прочности твердых тел.
Вместе с тем структурные хрупкие глины на начальном этапе
своей работы ведут себя подобно твердым телам, но в результате
деформации, связанной со строительными работами, структура
их нарушается и они становятся пластичными. Для таких струк-
турных глин значения, полученные при использовании метода
проектирования исходя из величины давления грунта в состоя-
нии покоя, отвечают их максимальным возможным пределам.
До сих пор не удалось получить данных натурных наблюдений,
которые свидетельствовали бы о реальном проявлении в пла-
стичных глинах арочного эффекта, подобного показанному на
рис. 10.23, и об увеличении связанного с ним давления грунта
на верхнюю часть стенок котлована, что имеет место в песках
(ср. рис. 10.26, 10.29 и 10.30 с рис. 10.13, 10.21 и 10.22). По этой
причине рекомендации, представленные на рис. 10.12, основы-
ваются на постоянном значении коэффициента бокового дав-
ления грунта в состоянии покоя, принимаемом равным —Кп =
= 0,5 (в п. 10.13 они отвечают значениям Ks), и на частичной
передаче бокового давления сдвигающими напряжениями на
34*
531
грунт, расположенный ниже уровня дна котлована. Действие
этого эффекта в случае мягких пластичных глин несколько не*
определенно (см. п. 7.21), отсюда и ограничения, приведенные
на рис. 16.12. Предполагают, что действие этого эффекта прояв-
ляется в полной мере только при устройстве временного ограж-
дения в твердых глинах. Его влияние должно несколько сни-
жаться применительно к постоянным ограждениям в глинах
с полутвердой консистенцией. При глинах с пластичной консис-
тенцией им полностью пренебрегают (d=0), подобно тому как
поступили, согласно рекомендации Бруггена (1941 г.), голланд-
ские инженеры при проектировании роттердамского туннеля.
Допускаемые напряжения в элементах рассматриваемой конст-
рукции не должны сколько-нибудь превосходить значения, при-
нятые для таких постоянных сооружений.
Рис. 16.13 иллюстрирует очередность работ, принятую на
подходах к роттердамскому туннелю. Вначале экскаваторы
вскрыли широкую траншею вплоть до уровня залегания грунто-
вых вод, что снизило затраты, облегчив разработку этой части
выемки и уменьшив требуемое количество шпунта. Затем в ка-
честве искусственного основания бетонного тела туннеля в толщу
грунта были опущены до песчаного слоя и забетонированы на-
бивные сваи системы Франки (см. п. 15.8) —этап 1. Скважины
для свай на уровнях выше отметки—41 фут были заполнены
песком (на схеме не показаны).
Затем был забит до песчаного слоя металлический шпунт
Ларсена нового профиля IV — этап 2. После этого выемка грун-
та из котлована была продолжена. По достижении намечен-
ного уровня производилось крепление стенок котлована с обес-
печенной жесткостью системы распорок в поперечном направле-
нии (этапы 3—8). Тем временем со стороны реки у шпунтовой
стенки в песке были установлены колодцы (см. п. 14.9)
(на схеме не показаны) и была начата откачка из грунта воды
для снятия противодавления на слой глины, уложенный между
шпунтовыми стенками (см. пример 16.3 и п. 14.10). Вслед за
завершением работ этапа 8 было начато бетонирование самого
туннеля с прямоугольным сечением. Ряды распорок, по мере
того как бетон достигал их уровня, удалялись один за другим.
Другие сведения об этих работах см. в п. 10.20 и на рис. 10.29.
16.6. Котлованы в грунтах иного вида. На рис. 16.14 (ср.
с рис. 10.27) приведены данные по сопоставлению результатов
определения бокового давления грунта расчетом по обоим мето-
дам, упомянутым в п. 16.5. На некоторой глубине Н котлована,
которая увеличивается с повышением прочности глины, а именно:
порядка 25 футов при #ц=0,5 т/фут2', при #ц=0,7 т/фут2— 30
футов и при <7ц = Ю т/фут2— 40 футов, оба метода дают при-
близительно одинаковые значения общего бокового давления.
Для меньших глубин более осторожные результаты по сравне-
нию с прочностным методом дает метод коэффициента давления
532
Рис. 16.13. Последовательные этапы строительства при заложении открытой выемки подхода к туннелю под р. Маас,
Роттердам, Голландия (см. рис. 10.29, в)
А—глина в мягкопластичной консистенции и торф; Б — песок
8
грунта в покое; для больших глубин имеет место обратное по-
ложение.
Следует заметить, что в случае мягкой глины под Роттерда-
мом, которая подвергалась при забивке свай нарушению струк-
туры (см. п. 10.20, а также рис. 10.29 и 16.13), для всех глубин
котлована было получено хорошее соответствие между величи-
нами бокового давления, полученными расчетом с помощью ме-
тода «коэффициента давления грунта в покое», и фактически
замеренными. С другой стороны, проведенные еще до заверше-
ния выемки наблюдения за боковым давлением в толще ненару-
Рис. 16.14. Сопоставление эпюр бокового давления грунта, ис-
пользуемых при проектировании крепления открытых выемок
в толще пластичных глин. Сплошные линии —исходя из пре-
дельной прочности глин; штрих-пунктирные линии — исходя из
предельных значений коэффициента бокового давления грунта
в состоянии покоя
а— глина в мягкопластичной консистенции, 7=120 фунт/фут\ q и=
=0,5 т/фут2’, б — глина в тугопластичной и полутвердой консистенции,
7=120 фу нт/фут3, qu=0,7 т/фут2-, в —то же, Q и =\ т/фут2
шейных в своем залегании чикагских глин средней плотности
показали полное несоответствие замеренных величин бокового
давления с их расчетными значениями, определенными проч-
ностным методом. Однако в начале разработки котлована эпюра
фактического бокового давления соответствовала коэффициенту
К.( =0,1. С увеличением глубины котлована давление постепен-
но возрастало, и когда была достигнута наибольшая для этого
случая его глубина, стала отвечать (см. рис. 10.26) /С^=0,45.
Таким образом, для малых глубин котлована в условиях, суще-
ствовавших в Чикаго, метод «коэффициента давления грунта
в покое», отвечавший значению /Сп=0,5, приводил к несколько
завышенным результатам. Для больших же глубин к чрезмер-
ным запасам приводил прочностный метод.
Возможно, что аналогичная .тенденция будет проявляться
также применительно к грунтам, характеризуемым значительной
534
прочностью, особенно когда они отличаются в связи с цемента-
цией или по другим причинам ненарушенной хрупкой струк-
турой. Характер увеличения бокового давления на крепление
котлована с его глубиной в этих условиях может оказаться не-
сколько схожим с поведением образцов суглинка, иллюстрируе-
мым рис. 7.20, при их испытании в стабилометре. До тех пор-
пока деформации, связанные с увеличением глубины котлована,,
не окажутся достаточными для нарушения структуры, боковое
давление в грунте в его бортах будет весьма малым. По мере
хода нарушения структуры грунта боковое давление будет по-
степенно возрастать и в конце концов достигнет величины, соот-
ветствующей активному давлению, которое применительно
к сцементированным зернистым грунтам может характеризо-
ваться меньшим коэффициентом, чем /(п=0,5 для грунтов в со-
стоянии покоя. Следовательно, для таких жестких грунтов
(включая трещиноватые глины) при малых глубинах котлова-
нов может оказаться удовлетворительной прочностная теория.
Во всей этой области имеется еще обширное поле для очень
важных по своему значению новых экспериментальных работ.
При проектировании очень глубоких котлованов вероятные
пределы возможного изменения величин бокового давления
грунта по их глубине следует оценивать на основе приведенных
выше теорий. При этом в контракте должны быть предусмотре-
ны соответствующие примечания, допускающие возможность
уточнения проекта крепления котлована на основе использова-
ния результатов измерений, проведенных на уже пройденных
первых его участках. Крепление для этих же участков, разра-
батываемых в первую очередь, надлежит проектировать исходя
из наиболее неблагоприятных условий. В связи с наличием
в этой области пробелов в наших знаниях только эксперимен-
тальный подход к решению рассматриваемой задачи, несмотря
на трудности такого проектирования «по ходу строительства»,,
может обеспечить как надежность, так и экономичность состав-
ляемого проекта.
16.7. Влияние пригрузок. Равномерно распределенную при-
грузку ps принято представлять в виде некоторого слоя грунта,,
имеющего плотность у подстилающей породы и вес, равный
пригрузке ps. Тогда толщина этого слоя будет равна: hs = pjy,.
и боковое давление на стенку, вызванное им ниже поверхности
грунта, как это показано на рис. 16.15, а, будет равно:
Phs=hsyK=psK. (16.1)
Коэффициент Кв выражении (16.1) должен иметь ту же ве-
личину, которая была принята для оценки бокового давления, вы-
зываемого самой подстилающей породой. Прямоугольная эпюра
бокового давления от пригрузки, приведенная на рис. 16.15,я,
должна слагаться, как это показано на рис. 16.15, б и в, с соот-
535
ветствующей эпюрой бокового давления грунта треугольного или
трапецеидального очертания.
Боковое давление, возникающее от приложения сосредоточен-
ных нагрузок, может быть установлено расчетом исходя из вы-
ражения (10.38) и рис. 10.32, в соответствии с пояснениями, при-
веденными в п. 10.21. Иначе говоря, в подобных случаях можно
применять уравнение Буссинеска для оценки величины горизон-
тального давления при коэффициенте Пуассона v =0,5. Для того
чтобы учесть влияние максимально возможного ограничения пе-
Рис. 16.15. Учет при определении бокового дав-
ления грунта равномерно распределенной при-
грузки, приложенной к его поверхности
ремещений грунта в горизонтальном на-
правлении, налагаемого возведением
жесткой стенки, величины бокового дав-
ления, полученные с помощью этого
уравнения или диаграммы Ньюмарка
(см. п. 9.6), должны быть удвоены. Ре-
комендуемая методика должна приво-
'Зровень воды € oS-
ратной засыпке
Рис. 16.16. Дополни-
тельное боковое дав-
ление на шпунтовый
ряд, возникающее в
результате запаздыва-
ния изменений уровня
воды в обратной за-
сыпке при приливах и
отливах в море
1 — изменение уровня во-
ды в море при приливах
и отливах; 2 — отстава-
ние снижения уровня во-
ды в засыпке
дить пусть к несколько завышенным, но зато надежным резуль-
татам.
16.8. Влияние приливов и отливов. Уровень воды при отливе
понижается быстрее, чем ее уровень в обратной засыпке за шпун-
товым ограждением. В результате такого запаздывания в указан-
ных фазах при отливе (см. рис. 16.16) боковое давление на шпун-
товую стенку может значительно возрасти. Этот эффект имеет
некоторое сходство с воздействием на боковое давление пригруз-
ки, которое необходимо учитывать при проектировании. Величи-
на указанного запаздывания изменяется в зависимости от мест-
ных приливно-отливных условий, и от характера грунта обратной
засыпки. Это запаздывание следует оценивать экспериментально
еще до начала строительства, например наблюдая за изменениями
уровня воды в перфорированных трубках, заложенных в грунт
вблизи существующих берегозащитных сооружений.
16.9. Метод проектирования свободно заделанных в грунте
гибких шпунтовых стенок с анкером. I. Несвязный грунт. Ме-
536
тод проектирования таких стенок основывается на предположе-
нии, что грунт, в который забит нижний конец шпунтовой стенки,
не способен обеспечить защемление в нем стенки в степени,
необходимой для возникновения здесь отрицательных изгибаю-
щих моментов. На рис. 16.17 приведена эпюра распределения
давления в сыпучем грунте, которая соответствует этому предпо-
ложению при минимальной глубине заделки ТУ, отвечающей рав-
новесному состоянию, т. е. положению, когда коэффициент запаса
по отношению к предельному значению пассивного сопротивле-
ния грунта, находящегося перед стенкой, равен единице (Fs = 1).
Рис. 16.17. Метод расчета гибких шпунтовых стенок с анкером
со свободной заделкой в толще песка
а — расчетная схема при глубине заделки, соответствующей величине
коэффициента запаса, равной единице; б — эпюра изгибающих момен-
тов; в — характер эпюры давлений при других глубинах заделки стенки
На рис. 16.17, а приводится условие, при котором глубина за-
делки шпунта точно соответствует состоянию предельного рав-
новесия при полной мобилизации максимально возможного в дан-
ном случае пассивного сопротивления грунта. Тогда усилие,
воспринимаемое анкером, может быть определено исходя из ус-
ловия, что сумма горизонтальных сил равна нулю:
Ар=ЕА- Ер, (16.2)
где
а
Еа = Ш^ууКА] + \y(a+b)KA +
+ [72y' +
(16.3)
Ep = ^D'2Kp. (16.4)
В приведенных выражениях у относится к объемному весу
зернистого грунта в невзвешенном состоянии, а у' — во взвешен-
ном состоянии [см. выражения. (4.7) — (4.11)]; все остальные обо-
537
значения приведены на рис. 16.17,а. Первая часть выражения
(16.3), взятая в квадратные скобки, представляет собой площадь
def эпюры бокового давления грунта (рис. 16.17,в), вторая
часть —площадь efgh, а третья — emh. Выражение (16.4) опи-
сывает площадь ngO. Глубина заделки D', которая будет соответ-
ствовать предельному равновесию, может определяться из усло-
вия, что сумма моментов относительно точки, в которой анкер со-
прягается со стенкой, должна быть равна нулю:
ЕАе1~Ере2*
(16.5)
Еа^ = ~ [/* (aW чКА - б)] +
+ [у (а+Ь) КА (Нш+Р') + б)] +
+7,/ [7« (Ет+1У) + &], (16.6)
ЕР е2=Кр (На+Ь+^31У). (16.7)
При реальном проектировании все величины, входящие в вы-
ражения (16.6) и (16.7), в числовом их выражении известны, за
исключением самой глубины заделки D'. Таким образом, после
подстановки соответствующих величин выражение (16.5) может
быть представлено в виде:
С^'ЧС^'2 — C3D' — С4 = 0, (16.8)
где Ci, С-2, С3 и С4 — числовые коэффициенты.
Величина D' может быть найдена из этого выражения. Дан-
ное кубическое уравнение (16.8) наиболее просто решается под-
бором. Например, допустим, что после рассмотрения всех возни-
кающих вопросов мы остановили свой выбор на следующих зна-
чениях: КА =0,3; Лр=3, у=П5 фунт/фут3, у' =69 фунт!фут\
Hw =28 футов, а=15 футов и Ь = 2 фута. Подставив эти величи-
ны в выражения (16.6) и (16.7), можно написать кубическое
уравнение приведенного выше вида. Решая его подбором, найдем
величину /)'=18 футов, соответствующую отношению D/H—
= 18/(28 + 2+15) = 18/45=0,4.
Поскольку величина D' стала известной, из выражений (16.3)
и (16.4) могут быть определены ЕА и Ер, а из выражения
(16.2) —усилие, действующее в анкере Ар . Таким образом уста-
навливаются числовые значения всех сил, воздействующих на
стенку. Изгибающие моменты, вызванные этими силами, могут
быть определены с помощью обычных приемов, используемых
в сопротивлении материалов. На рис. 16.17,6 приведена эпюра
изгибающих моментов, полученная с помощью таких расчетов.
538
Для того чтобы обеспечить получение желаемого коэффициента
запаса устойчивости грунта перед стенкой, а также устойчи-
вости всего сооружения в целом, проектную глубину D принима-
ют большей, чем D'. С этой целью иногда задаются коэффициен-
том запаса, равным даже 2 (Fs =2). Один из наиболее распрост-
раненных методов расчета подобных сооружений, как это видно
из рис. 16.17, в, исходит из предположения, что эффективно мо-
билизуемая часть пассивного сопротивления грунта перед стен-
кой отвечает площади эпюры в виде трапеции nu/i, равной
половине площади треугольной эпюры теоретически максималь-
но возможного давления nwv. Такое предположение в неоправ-
данной мере усложняет проведение описываемых расчетов по
этому методу, основные положения которого и без того исходят
из целого ряда других допущений. По этой причине датские нор-
мы (см. п. 16.12) позволяют определять требуемую глубину за-
делки шпунтов D из соотношения
D=V~2D'=l,42D'. (16.9)
Приведенная зависимость основывается, по-видимому, на том
факте, что, как видно из рис. 16.17, в, площадь треугольника ngO
окажется равной половине площади треугольника nst, если в со-
ответствии с выражением (16.9) ng принять равной D', a ns=D.
При этом упускается из внимания, что полное активное давление
увеличивается теоретически в соответствии с площадью tngsr
эпюры. При этом условии выражение (16.9) будет обеспечивать
величины коэффициента запаса не 2, как это предполагается,
а приближенно равные: Fs=l,7. Для получения Fs=2 D должно
приниматься равным:
D=1JD'. (16.10)
Как показано в табл. 16.1 и в п. 16.13, метод «свободной за-
делки стенки в грунт» приводит к результатам с неоправданным
запасом.
16.10. Метод проектирования свободно заделанных в грунте
гибких шпунтовых стенок с анкером. II. Связной грунт.
Рис. 16.18 отражает исходные предпосылки условно принимаемо-
го метода проектирования стенок при свободной заделке концов
шпунтов в глинистых грунтах. В соответствии с выражением
(10.10) активное давление в этом случае определяют путем
вычитания из общей величины давления, установленной по гидро-
статическому закону (Ку=1), величины 2s, принимаемой рав-
ной 2с. Ниже линии fda, соответствующей углублению дна, тре-
угольники эпюры активного давления abc и def равны и компен-
сируют площадь треугольника эпюры пассивного давления fgh,
отвечающего гидростатическому давлению. Непогашенная таким
образом величина удельного пассивного давления hj тогда будет
равна:
p" = pP-pA=4s-yH. (16.11)
539
Выражение (10.15) представляет собой основу для определе-
ния рр. Предпосылкой для соблюдения равновесия является сле-
дующее условие:
5=0^- (16.12)
или
^>0,5уЯ. (16.13)
Другими словами, в соответствии с выражением (16.11) при
любой глубине заделки перед стенкой не должно существовать
никакой положительной величины непогашенного удельного пас-
сивного давления. Или, иначе говоря, существует критическая
высота стенки
Hcr=^!L. (16.14)
Y
Эта зависимость уже отмечалась ранее [см. п. 8.1 и выраже-
ние (8.4)].
Приведенный метод расчета представляется весьма рацио-
нальным, поскольку он связывается с определением максималь-
но возможного пассивного сопротивления грунта. При этом
вполне логично обосновывать такое сопротивление грунта пре-
дельной его прочностью. Однако в отношении активного давления
этот метод содержит в себе ряд противоречий, подобных тем, ко-
торые отмечались нами применительно к котлованам в глинистых
грунтах (см. п. 16.5 и в этой связи также п. 10.20). При уже
установленной глубине заделки стенки, исключающей возмож-
ность нарушения устойчивости грунта здесь и выше «линии дна»,
величина активного давления будет определяться уже деформа-
цией самой стенки, а не предельной прочностью глинистого
грунта.
Метод, иллюстрируемый рис. 16.18, приводит к следующим
правилам проектирования рассматриваемых стенок. Если эпюра
бокового давления грунта принята в соответствии с изображен-
ной схемой, минимальная глубина заделки D' стенки, отвечаю-
щая условию равновесия, находится так же, как это описывалось
применительно к пескам в п. 16.9, исходя из условия равенства
нулю суммы моментов сил относительно точки приложения силы
APj действующей на анкер. Однако фактическая глубина задел-
ки D в данном случае принимается равной D'FS. При коэффи-
циенте запаса Fs=2 D — 2D'..
16.11. Метод проектирования гибких защемленных нижним
концом шпунтовых стенок с анкером. Несвязные грунты. Этот
метод основывается на предположении, что прогибы стенки у
таковы, что ее упругая линия будет соответствовать по форме
пунктирной линии, показанной на рис. 16.19, а. Эта линия изме-
няет свою кривизну в точке перегиба. Это эквивалентно тому
540
предположению, что грунт, расположенный ниже «линии дна»,
накладывает эффективное ограничение на деформацию стенки.
В результате стенка работает подобно балке с частично защем-
ленным концом под воздействием изгибающих моментов, эпюра
которых имеет вид, приведенный на рис. 16.19,6.
Классический метод расчета рассматриваемых стенок связан
с множеством произвольных упрощающих допущений. Пассив-
ное сопротивление грунта за стенкой у ее нижнего конца заме-
Рис. 16.18. Метод расчета
гибких шпунтовых стенок
с анкером и со свобод-
ной заделкой в глини-
стую толщу исходя из
. предельной прочности
грунта
Рис. 16.19. Метод расчета гибких стенок с
анкером, защемленным в песчаной толще
няется сосредоточенной силой RD, приложенной на расстоянии ti,
равном 0,2Л', выше этого конца. Упругая линия стенки в точке/
предполагается касательной к вертикали.
Затем, как показано на рис. 16.19, а, определяется графиче-
ским построением эпюры путем вычитания активного давления из
пассивного непогашенная часть пассивного давления. С этой
целью расстояние st принимается равным От и проводится линия,
соединяющая точки v и 0. Затем принимают произвольное зна-
чение D' и определяют применительно к заданным условиям за-
грузки стенки линию ее прогиба, называемую иначе упругой ли-
нией стенки, касательной к вертикали в точке t.
В этой связи для проектирования предпочтительнее примене-
ние графических методов. Если установленная таким образом
упругая линия не пересекает на уровне заделки анкера вертикаль
(предпосылка: в этом месте боковое смещение t/=0), это свиде-
тельствует о том, что глубина заделки стенки D' принята непра-
вильно и несовместима с накладываемыми на решение условиями
равновесия. В этом случае задаются новым значением £>', и весь
процесс построения упругой линии выполняется для уже новой
глубины заделки. Эта операция повторяется до тех пор, пока не
541
будет найдена величина D't при которой обеспечивается пересе-
чение упругой линией вертикали в уровне заделки анкера. Этот
метод называется методом упругой линии. Он весьма трудоемок
и потому редко применяется на практике, в силу чего в этой книге
он не будет подвергаться дальнейшему рассмотрению.
Однако использование метода упругой линии позволило
X. Блюму (1931 г.) разработать намного более упрощенный
прием, который известен как метод заменяющих балок. Проведя
соответствующий подбор различных значений ср исходя из вели-
чин КА по выражению (10.7) и приняв Кр равным %1КА, Блюм
установил теоретическую зависимость между <р и расстоянием х
от «линии дна» до точки перегиба с. На рис. 16.19, д эта зависи-
мость приводится в графической форме при выражении ср исхо-
дя из значений КА. В этой связи следует отметить, что удваива-
ние значений Кр по сравнению с величинами, получаемыми из
выражения (10.7), было принято Блюмом исходя из результатов
предшествующих испытаний, проведенных Франциусом (1927 г.)
в Ганновере, а не из учета благотворного влияния трения грунта
по стенке (см. п. 10.5). В период этих испытаний Франциус полу-
чил весьма высокие значения пассивного сопротивления и реко-
мендовал удваивать величины такого сопротивления при исполь-
зовании для их определения бывшего обычным для того времени
выражения (10.14а). При этой рекомендации совершенно не
учитывалось влияние трения по стенкам ящика (см. п. 10.5), по-
этому ею следует пользоваться с известной осторожностью. Уста-
новка в виде ящика, которая была использована Франциусом
для опытов, имела ширину 3,3 фута и высоту 4,9 фута. При этом
условии трение грунта по боковым стенкам ящика могло оказать
весьма большое влияние на увеличение замеренного пассивного
сопротивления грунта в ящике, возникавшего при перемещении
передней стенки под искусственным давлением в нем. Сомнитель-
но, чтобы результаты такого испытания можно было бы просто
переносить на обычную длинную стенку, работающую в полевых
условиях.
Метод «заменяющих балок» Блюма базировался на предполо-
жении о существовании шарнира в точке перегиба с стенки, где
изгибающий момент равен нулю. Часть стенки выше шарнира
могла в этом случае рассматриваться как показанная на
рис. 16.19, в отдельная свободно опертая консольная балка. Ее
реакции (натяжение анкера Ар и поперечная сила RB в точке
перегиба) и изгибающие моменты могут быть найдены обычным
способом.
Нижняя часть стенки, расположенная ниже точки перегиба с,
рассматривается при этом так же,..как отдельная свободно опер-
тая балка на двух опорах. Все усилия, действующие на эту балку,
за исключением реакции RD, известны, так как К" задается.
Длина (£>'—х) этой балки, вытекающая из условия ее равнове-
542
сия, также остается пока еще неизвестной. Однако эта величина
может быть легко определена из уравнения моментов сил, пока-
занных на рис. 16.19,г, относительно точки приложения силы RD.
После определения (D'—x) окончательная глубина заделки D
находится из выражения
D=1,2(D' — x+x)=1,2D'. (16.14а)
Иногда метод расчета с учетом защемления нижнего конца
шпунтов подвергается критике в связи с использованием в нем,
якобы, сомнительных допущений. Однако более тщательные экс-
периментальные исследования показали, что эти допущения
применительно к условиям работы рассматриваемых стенок с об-
ратной засыпкой весьма близки к действительности (см. рекомен-
дации по проектированию, приведенные в п. 16.14).
16.12. Метод проектирования подпорных стенок, применяемый датскими
инженерами. Этот метод носит чисто эмпирический характер. Он был предло-
жен при следующих обстоятельствах. Около 50 лет назад при возведении
набережных использовались почти исключительно деревянные сваи и шпунты.
В итоге опыта строительства таких стенок, исчислявшегося десятилетиями, как
выразился датский инженер Бринч Хансен (1946 г.), «были разработаны не-
которые эмпирические правила, которые дают возможность получать надлежа-
щие размеры этих сооружений». В 1898 г. датский профессор Теллер сделал
категорическое заявление о том, что «на практике стенки набережных никогда
не рассчитывались, а возводились в соответствии с установленными техниче-
скими условиями». Поверочные расчеты существовавших старых сооружений
.на основе теории Кулона показали, что действительные напряжения в элемен-
тах конструкций были «в 3—4 раза больше, чем обычно допускаемые для де-
ревянных сооружений». Это приписывалось тому, что величины изгибающих
моментов, действующих на шпунтовую стенку, были фактически меньшими,
чем определенные расчетом, «из-за несоответствия характера давления грун-
та и его распределения по стенке в реальных условиях принятым расчетным
допущениям».
Возможность того, что полученные результаты наблюдений можно было
объяснить, используя величины коэффициентов запаса, меньшие, чем обычные,
но тем не менее еще достаточные для обеспечения предельной устойчивости,
по-видимому, формально не была оценена. Однако такую возможность нельзя
не учитывать, так как обычно для деревянных конструкций принимают допу-
скаемые напряжения с коэффициентом запаса, равным 5 или 6, причем при
обычно используемых коэффициентах запаса 1,25—2 предельные напряжения
остаются все же в 3—4 раза выше реально действующих в сооружениях. Та-
кой коэффициент запаса будет все же достаточным для обеспечения устойчи-
вости в таких сооружениях. Следует иметь в виду, что их устойчивость обес-
печивается при достаточной средней прочности всех деревянных шпунтовых
•свай и не может быть потеряна при нарушении прочности только одной от-
дельной сваи.
Когда в начале настоящего столетия стали применять железобетон, усло-
вия, которые соответствовали принятым для деревянных стенок набережных,
по выражению Бринча Хансена, «отвечали возможности определения надле-
жащих размеров железобетонных сооружений исходя из расчета стенок с уче-
том величины давления грунта, полученной по теории Кулона, но при допу-
скаемых напряжениях, в 3—4 раза превосходящих принятые для обычных
железобетонных конструкций». Такая аналогия между деревом и железобето-
ном представляется несколько рискованной, так как устанавливая для бетона
и стали допускаемые напряжения, применяют обычно меньший коэффициент
запаса, чем для дерева. Тем не менее в 1906 г. датской фирмой «Христиани и
Нельсен» на основе этой аналогии был построен железобетонный причал
543
в Аальборге, что явилось смелым экспериментом и в свете наших современных
представлений довольно рискованным предприятием. Однако опыт оказался
удачным — причал после более 40 лет удовлетворительной работы все еще
находится в хорошем состоянии. В задаче 16.4 приводится поверочный расчет
причала по методике, изложенной в п. 16.14 и основанной на результатах экс-
периментов на моделях, которые были проведены в Принстоне (см. п. 10.23).
Из решения задачи 16.4 следует, что напряжения в шпунтовом ряду, пока-
занном на рис. 16.20 слева (толщина 8,3 дюйма), весьма высоки, но тем не
менее не исключают возможную
устойчивость сооружения. Однако
напряжения в правом шпунтовом
ряду по рис. 16.20 оказываются в
этом случае настолько высокими,
что отсутствие разрушения можно
объяснить только за счет некото-
Причал 6 разрезе
ЖёЛёзйб&тюйныё сваи
Рис. 16.20. Конструкции причала
Рис. 16.21. Схема, поясняющая
гипотезу Эйлерса (1910 г.)
о рели арочного эффекта в со-
хранности старых перенапря1-
женных деревянных шпунтовых
свай в конце ростверка (Гам-
в Аальборге, Дания бург)
рых дополнительных благоприятных факторов, смягчающих напряженное со-
стояние в конструкции. К числу таких факторов могут быть отнесены:
1) разгружающее влияние деревянных свай, удерживающих анкеры; 2) воз-
можность проявления незначительного «силосного» эффекта (см. п. 10.15) в
горизонтальном направлении, т. е. горизонтально направленного арочного эф-
фекта, особенно в условиях пригрузки (ср. с рис. 16.26 и объяснением к нему);
3) разгружающее влияние естественного уплотненного грунта в толще склона
за шпунтовой стенкой.
Следует отметить, что аальборгский причал является «недопроектирован-
ным» даже с точки зрения последних официальных датских норм для подоб-
ных сооружений. Эти нормы разработаны на основании соображений, отобра-
женных на рис. 16.21. Эйлерс (1910 г.) при проверке устойчивости некоторых
старых существующих причалов в Гамбурге (Германия) обнаружил, что в де-
ревянной шпунтовой стенке АВ, расположенной за давно существующими мас-
сивными разгрузочными платформами, напряжения, определенные с учетом
закона распределения бокового давления грунта по Кулону, достигают
6000 фунт!дюйм2. Эйлерс объясняет это образованием двух плоскостей сдвига
АС и BD вместо одной плоскости BD, отвечающей теории Кулона. В резуль-
тате между этими двумя плоскостями может возникнуть в толще песка ароч-
ный эффект, причем часть давления «по Кулону» будет передаваться от шпун-
товой стенки АВ к расположенной над ней разгрузочной платформе. В свете
наших современных знаний (см. п. 10.23) эта концепция представляется ре-
альной, так как шпунтовая стенка по типу, изображенному на рис. 16.21,
544
имеет практически несмещаемые опоры, и большая часть грунта обратной
засыпки, расположенной над верхней точкой опоры А, будет оставаться на
месте до тех пор, пока на нее не приложится полная нагрузка. Эйлерс не
пытался оценить возникающее при этом изменение в характере распределения
бокового давления грунта, но предложил принимать в таких случаях более
высокие величины допускаемых напряжений.
Такая попытка была предпринята позже при составлении официальных
технических условий Датского общества инженеров, что нашло отражение
в рекомендованной форме эпюры распределения давления по стенке, показан-
ной на рис. 10.38, а. Следует помнить, что эта эпюра получена не на основе
данных каких-либо фактических измерений. Судя по заявлению, сделанному
одним из авторов датских технических условий проф. Бреттингом (1948 г.),
эта рекомендация для шпунтовых стенок с анкером базировалась на результа-
тах наблюдений за проявлением арочного эффекта, проведенных применительно
к туннелям, шахтам и котлованам с жестким недеформируемым креплением
как в полевых, так и в лабораторных условиях. Как показал Чеботарев
(1948 г.’), такой подход к решению задачи ошибочен, так как шпунтовые
с анкерами стенки не обладают, если только они не связаны с разгрузочными
платформами (см. п. 16.15), опорами, остающимися строго на месте. Датские
технические условия не ограничивают возможность использования заключен-
ных в них предложений применением только шпунтовых стенок с разгрузоч-
ными платформами типа, изученного Эйлерсом и показанного на рис. 16.21.
Фактически не накладывается никаких ограничений в отношении как особен-
ностей конструкций, так и условий воздействия рассматриваемых сооружений,
хотя многие явились бы несомненно важными и полезными (см. п. 10.23).
Основные величины для шпунтовых стенок с анкерами в соответствии
с датскими техническими условиями и данными рис. 10.39, а устанавливаются
из приводимых ниже эмпирических зависимостей.
Ордината q эпюры давления, приведенной на рис. 10.39, а, определяется
по выражению
_*[4-|-(10Л/£)]
4 5+(W)hlL) Рп"
(16.15)
где q — величина отрезка (на рис. 10.39);
L — длина шпунта в пределах АВ на том же рисунке;
h — мощность эквивалентного слоя, включающего пригрузку и вес грун-
та, расположенного выше уровня заделки анкера, при его объемном
весе;
Рт—удельная равномерно распределенная нагрузка, эквивалентная по вы-
зываемому ею изгибающему моменту в шпунте нагрузке от трапе-
ции ADFB-,
0,01, /~{\-\-п)Еа
sin ср У La
(16.16)
где п — отношение изгибающих моментов — отрицательного в уровне анкера
к положительному в свае, действующему ниже этого уровня;
Е— модуль Юнга для материала шпунта;
а — толщина стенки или для стального шпунта расстояние между край-
ними волокнами;
о—допускаемое напряжение при изгибе;
<р— угол естественного откоса грунта.
Исходя из теоретических соображений минимальная глубина t0 заделки
шпунта в грунт оказывается равной 0,3 или 0,35 глубины Hw воды у стенки.
Практически же эта глубина заделки D при коэффициенте запаса Fs=2 при-
нимается: О=/2 1».
35—277
545
Применительно к эпюре распределения давления, указанной выше, изги-
бающие моменты и усилие в анкере Ар при предварительном проектировании
определяются из следующих приближенных зависимостей:
+ ^2 = Mq — %~ 1924 ’ (16.17)
Ар = Ао + А1 (16.18)
В — Ер — Bq • ~т“- (16.19)
где -j-Mz — максимальный положительный изгибающий момент, исходя из
которого рассчитывается шпунтовая стенка;
Мо, Ло, Во—изгибающий момент и две реакции балки пролетом L, свободно
опертой на опоры Л и В и нагруженной по закону трапе-
ции ЛВВВ;
— отрицательный изгибающий момент в уровне анкера;
Л1 — составляющая реакции, равная площади эпюры выше уровня
анкера;
q — ордината снижения давления, определяемая по выражению
(16.15).
В одной из публикаций Датского общества инженеров (1940 г.) И. А. Рим-
штад сделал следующее заявление, касающееся всей методики с использова-
нием выражений (16.15) — (16.19): «...этот метод, несмотря на значительную
его сложность, должен рассматриваться как высосанный из пальца».
Строгое решение по перераспределению давления грунта, вызванному де-
формацией шпунтовой стенки, было предложено Одэ (1938 г.). Как показали
испытания шпунтовой стенки, проведенные в Принстоне (см. п. 10.23), полу-
ченная таким образом эпюра распределения давления (рис. 10.39, в) оказы-
вается справедливой только для тех случаев, когда возможность смещения
точки опоры анкера полностью исключена. Такое положение обеспечить в по-
левых условиях практически невозможно, за исключением шпунтовых стенок
у задней части разгрузочных платформ (рис. 16.21). Помимо этого метод
справедлив только при минимальном заглублении D, приводящем к состоя-
нию, близкому к нарушению устойчивости стенки. Этот метод сопряжен со
сложными расчетами и не будет описываться далее.
16.13. Сопоставление приведенных методов проектирования
шпунтовых стенок с анкером. В табл. 16.1 приводятся данные
по сопоставлению глубин заделки D, соответствующих отно-
шений D/Н, усилий в анкерах Ар и максимальных положи-
тельных моментов Мтах в шпунтовой стенке, определенных рас-
четом с помощью описанных выше пяти методов проектирования
стенок. Это сопоставление было произведено Римштадом (1940 г.)
для некоторой заданной стенки, размеры которой, величина при-
грузки и данные по запаздыванию приливно-отливных явлений,
а также соответствующая характеристика свойств грунта обрат-
ной засыпки приведены на рис. 16.22.
Расчеты производились с использованием трех -различных
значений угла трения о стенку: 6 =0, 6 = ф/2 и 6=<р, где <р—
угол внутреннего трения грунта. Из табл. 16.1 следует, что из-
менения в принятых величинах угла трения о стенку 6 оказыва-
ют весьма существенное влияние на все ее основные конструктив-
546
547
Таблица 16.1
Сравнение величин, полученных с помощью различных способов проектирования заанкеренной стенки,
* показанной на рис. 16.22 ______________
Расчетная схема Условия работы стенки Коэффициент запаса для глубины заделки Fs Углы трения в град Глубина заделки D в футах D Н Усилие в анкере Ар в фунт/фут Максималь- ный положи- тельный из- гибающий момент Мтах в футо- фунт/фут
пассивные активные
ф О <р для слоя ' S
А в с
Защемленный ниж- ний конец. Упругая линия Полное защемление заглубленной части стенки 2 35 0 17,5 35 35 30 35 0 ф/2 Ф 21,3 14,5 11,3 0,92 0,63 0,49 6400 5000 4140 39100 27 600 21200
Защемленный ниж- ний конец. Заменяю- щая балка х=0,1 Н 2 35 0 17,5 35 35 30 35 0 Ф/2 ? 23,6 14,6 10,7 1,02 0,64 0,46 5700 5070 4480 31 800 28 200 27 600
Свободная заделка в грунт Частичное защемле- ние заглубленной ча- сти стенки 2 35 0 17,5 35 35 30 35 0 ф/2 <Р 16,7 10,3 7,6 0,73 0,45 0,33 7380 5880 4960 51 600 37 100 30 000
Датские нормы железобе- тон строитель- ная сталь высокопроч- ная сталь 2 30 22,5 35 30 35 0 6,5 6,5 6,5 0,28 0,28 0,28 5220 5200 5160 18 400 17 800 16 950
По Одэ 2 35 19,5 35 30 35 ф/2 9,3 0,41 8320 19 500
ные размеры и величины. Как было показано в п. 10.5, это
вызывается не снижением активного давления, а увеличением при
более высоких значениях 6 пассивного сопротивления грунта.
Используя для каждого из пяти методов расчета различные зна-
чения 6, можно получить основные величины для проектиро-
вания— D, Ар и Мтах, изменяющиеся в широких и перекрываю-
щих друг друга пределах.
Рис. 16.22. Схема к табл. 16.1 с
данными по сопоставлению разме-
ров стенок различного типа в раз-
ных грунтах и несущих различную
нагрузку
Р3=205фунт/фут2; слой A— y'=
=113 фунт/фут3; Ф=35°; слой В — Т'=
=69 фунт!фут3', Ф=30°; слой С— у'=
=69 фу нт!фут2, ф =35°
Взгляды на то, какая из возможных расчетных схем, приве-
денных в табл. 16.1, должна использоваться при реальном проек-
тировании, сильно расходятся. Испытания со стенкой, проведен-
ные в Принстоне (см. п. 10.23), обеспечили накопление конкрет-
Рис. 16.23. Упрощенный метод расчета стенок с анкером по способу
«эквивалентных балок»
а — в чистом песке; б — в глинистых грунтах
ных данных, способствовавших разъяснению большого количества
неясных положений, существовавших до того времени по этому
вопросу.
16.14. Рекомендуемый способ проектирования шпунтовых сте-
нок с анкером, основанный на результатах испытаний в Прин-
стоне и натурных наблюдений в полевых условиях. На рис. 16.23
548
представлена эпюра бокового давления грунта, рекомендуемая
для проектирования гибких шпунтовых стенок с анкером в случае
песчаного грунта (Чеботарев, 1949 г.). Она согласуется с резуль-
татами испытаний на моделях таких стенок, проведенных в Прин-
стонском университете, которые показали, что защемление ниж-
ней части стенки оказалось уже эффективным и полным при
отношении D/Я, равном 0,43, когда при обычном порядке выпол-
нения обратной засыпки точка перегиба упругой линии оказыва-
лась приблизительно на уровне линии дна водоема (х=0).
В соответствии с положениями п. 16.9 эта глубина заделки D
обеспечивает коэффициент запаса по меньшей мере Fs =2, так
как в случае проведения испытаний при отношении DIH=$21
была отмечена еще полная устойчивость стенки.
Предлагаемый способ расчета представляет упрощение ме-
тода «заменяющих балок» Блюма (см. п. 16.11). Глубина задел-
ки принимается £> = 0,43/7; при этом предполагается, что шарнир
находится в, уровне «линии дна». Активное давление ph толщи
грунта выше уровня «линии дна» определяется с помощью вы-
ражения:
^=(1-7^)°’ЗЗГ:
Рн = ^аУН'
(16.20)
(16.21)
В этих выражениях h измеряется вниз от поверхности обрат-
ной засыпки; у соответствует объемному весу грунта в обратной
засыпке, а произведение yh представляет собой вес грунта в пла-
сте, перекрывающем горизонт в уровне глубины h. Коэффициент
f'" отражает влияние на уменьшение активного давления грунта
его трения по задней грани стенки. Он может быть принят рав-
ным: f,,z=0,9. Назначение коэффициента fz состоит в учете не-
определенности, связанной с величиной пассивного давления
грунта выше уровня анкера и прочности на растяжение песка,
насыщенного капиллярной влагой в слое выше уровня в водоеме.
Величина этого коэффициента может варьировать от f'=l,5 до
f'=3,5. Рекомендуется до проведения дальнейшего изучения и на-
блюдений принимать при проектировании величину этого коэф-
фициента: f'=3,5 (Чеботарев, 1949).
Максимальный положительный изгибающий момент, опреде-
ленный расчетом исходя из рис. 16.23, а и выражения (16.20),
может быть использован при проектировании сооружений с од-
новременным увеличением на 33% допускаемых напряжений на
сталь от 18 000 до 24000 фунт!фут2. Полагают, что в связи с пла-
стичностью материала стенки, а также наблюдаемым при увели-
чении ее прогиба снижением активного бокового давления грунта
на стенку коэффициент запаса Fs = l,4, который имеет при этом
место относительно предела текучести стали, является достаточ-
ным даже при учете вибрации и других нежелательных факторов
549
воздействия на шпунтовую стенку, заложенную в чистом песке
(Чеботарев, 1949 г.). Откосы многих земляных сооружений, вклю-
чая плотины и насыпи, часто не обладают коэффициентом запаса
устойчивости выше Fs = 1,5. С другой стороны, допускаемые для
стали напряжения относятся к пределу ее текучести, причем от-
носительно предела прочности коэффициент запаса обеспечивает-
ся величиной, равной по меньшей мере Fs =3. Для того чтобы
привести в соответствие условия работы этих частей сооружения
по прочности, некоторые проектировщики (например, Эпштейн,
1949 г.) предлагают увеличить допускаемое для материала шпун-
товой стенки напряжение до предела упругости. По-видимому,
датские инженеры осуществляют это предложение на практике
(см. примеры в конце главы).
Вместе с тем совершенно недопустимо снижение коэффициен-
тов запаса при проектировании анкеров, а также их опорных ча-
стей и соединений, особенно при наличии некоторой неуверен-
ности относительно свойств грунтов, залегающих ниже «линии
дна». Чрезмерная податливость грунта перед стенкой может быть
в известной мере нейтрализована за счет повышенной прочности
анкерного устройства (Чеботарев, 1949 г.). По этой причине ре-
комендуется во всех случаях увеличивать для расчета воздей-
ствующего на анкер усилия при определении его по эпюре из
рис. 16.23 путем деления этого усилия на величину:
(16.22)
Если ниже «линии дна» залегает не вызывающий сомнений
зернистый грунт, коэффициент f" может быть принят равным
единице. Любая неопределенность в отношении свойств этого
грунта и, следовательно, в отношении необходимой величины бе-
зопасной глубины заделки стенки может быть частично компен-
сирована уменьшением значения f".
Однако использование для анкеров чрезмерно жестких опор,
особенно для «ныряющих» стенок, не ведет к каким-либо преи-
муществам, так как при этом в песчаном грунте возникает напря-
женное состояние, подобное изображенному на рис. 16.9, что при-
водит к последствиям, показанным на рис. 16.24. В этом случае
анкерные тяги были короткими (длиной порядка 20 футов) и же-
стко заделывались в бетонную плиту дорожного покрытия, при-
чем возможность какого-либо смещения плиты исключалась. При
этих условиях в анкерах возникало перенапряжение, что в ре-
зультате повлекло за собой аварию. Наиболее слабым элементом
системы оказались стяжные муфты анкерных тяг, которые сдали.
По другую сторону той же автодорожной выемки такие же анке-
ры работали удовлетворительно. Они были длиннее и крепились
к анкерным плитам, надежно заделанным в грунт. Анкерные пли-
ты по типу, показанному пунктиром на рис. 16.23, а, обеспечива-
ли податливость опор. Помимо этого на той стороне, где не про-
550
изошло аварии, была обеспечена лучшая заделка стенки в грунт
на дне выемки.
Анкерные плиты должны быть размещены на таком удалении
от стенки, чтобы можно было использовать в достаточной мере
отпор (пассивное давление) грунта, расположенного выше веро-
ятной плоскости скольжения тп, показанной на рис. 16.23, а
штрих-пунктиром, и вне плоскости скольжения гО, связанной
с возможной активной призмой обрушения, действующей на стен-
ку (см. п. 10.2). Эпюра бокового давления, приведенная на
Рис. 16.24. Разрушение шпунтовой стенки, вызванное вы-
ходом из строя стяжных муфт коротких анкеров, жестко
заделанных в бетонное покрытие автострады
рис. 16.23,6, рекомендуется для проектирования заанкеренных
стенок в глинистых грунтах. Указанная здесь глубина заделки
D стенки отвечает пределу прочности глины, залегающей ниже
«линии дна», при коэффициенте запаса Fs =2. Следовательно,
D = 2D', где D' определяют исходя из моментов относительно
точки приложения усилия в анкере Ар (см. п. 16.10). Эпюру ак-
тивного давления строят исходя из максимальных нейтральных
показателей для глинистых грунтов и данных, аналогичных при-
веденным в п. 16.5. Если пласты 2 и 3 представлены глиной в пла-
стичной консистенции, величина d, показанная на рис. 16.23,6,
должна быть принята равной нулю. Вместе с тем глинистый грунт
в обоих пластах перед стенкой и за ней может быть упрочнен
с помощью песчаных свай или дрен (см. п. 6.10).
До сих пор еще существуют некоторые невыясненные вопро-
сы относительно характера работы в обратной засыпке песчано-
глинистых грунтов. При проведении испытаний в Принстоне было
551
обнаружено, что обратная засыпка при содержании в ней 70%
песка, 20% пыли и 10% глинистых частиц, уложенная намывом,
после консолидации ведет себя в основном подобно глине. Когда
же в ней содержалось 85% песка, 10% пыли и 5% глины, засыпка
работала в основном как песок, нормально уложенный за стенку.
Однако при этом грунт, подвергнутый сильной вибрации, разви-
вал весьма высокое боковое давление (Чеботарев, 1949 г.).
Рис. 16.25. Предлагаемая конструкция набережной, проектируемой в толще
глинистых грунтов в мягкопластичной консистенции. Конструкция включает
стенку с анкером без разгрузочной платформы при ограниченном объеме
чистого песка, необходимого для обратной засыпки
1 — естественный откос; 2 — глина в мягкопластичной консистенции: 3 — чистый песок;
4 — заложение не менее 1 : 2 или естественный откос; 5 — глубина, равная 0,6 Н
(минимальная) или бдльшая в зависимости от результатов оценки степени устойчи-
вости конструкции расчетом по методу круглоцилиндрических поверхностей скольжения
В этом отношении примесь глины к песку без его уплотнения про-
изводит обратный эффект по сравнению с поведением тщательно
уплотненных смесей песка с глиной. Испытание земляного полот-
на на вибрацию, проведенное в Принстоне, показало, что при
добавлении к песку небольшого количества глины грунт стано-
вится менее чувствительным к вибрации.
В настоящее время нельзя еще дать никаких надежно обо-
снованных рекомендаций относительно проектирования стенок,
когда обратная засыпка представлена естественными песчано-
глинистыми грунтами. До тех пор пока не будут проведены даль-
нейшие исследования, все расчеты, связанные с такими проекта-
ми, должны включать некоторый «коэффициент незнания» (Че-
ботарев, 1950 г.). При проектировании заанкеренных стенок
552
в соответствии с рис. 16.23,а в любом случае не следует прини-
мать допускаемые напряжения для тех или иных конструктивных
элементов стенки выше обычно употребляемых величин. Коэф-
фициент f" по выражению (16.22) следует принимать равным 0,7
или даже в крайних случаях при слабых грунтах в основании
стенки 0,5. В качестве альтернативы при подобных обстоятельст-
вах может рассматриваться конструкция по типу, показанному
на рис. 16.25. Сначала в естественном слабом грунте вскрывают
траншею под водой. Затем заполняют ее подобранным чистым
Рис. 16.26. Формы проявления арочного эффекта, имевшие, возмож-
но, место на причале С в порту Лонг Бич после консолидации на-
мытого грунта
По /М
песком, предпочтительно выше окончательной «линии дна».
Шпунтовую стенку и анкерные сваи забивают в песок, после чего
за стенку намывают песок так, чтобы он укладывался с откосом,
соответствующим углу естественного откоса. Наконец, после это-
го можно с помощью намыва уложить остальную часть обратной
засыпки из любого имеющегося под рукой грунта, за исключе-
нием верхнего несущего слоя, который должен укладываться из
подобранного материала с его уплотнением (см. п. 11.3). Устрой-
ство песчаной отсыпи за шпунтовой стенкой позволяет проекти-
ровать ее, исходя из бокового давления на нее в соответствии
с рис. 16.23, а и принимая, что вся обратная засыпка представ-
лена чистым песком (см. п. 10.23). Во избежание глубокого сдви-
га и разрушения сооружения, подобного изображенному на
рис. 8.6, степень устойчивости всего сооружения в целом должна
быть проверена с помощью шведского метода круглоцилиндриче-
ских поверхностей скольжения. На рис. 16.25 показан только один
из таких необходимых пробных кругов. Указания по проектиро-
ванию анкерных свай приводятся в задаче 16.7.
553
Пластовое строение грунтовой толщи с перемежающимися
в ней слоями песка и глины может создавать значительные труд-
ности при решении рассматриваемой задачи, особенно если глина
в пластичной консистенции подстилает песчаный слой или камен-
ную наброску. Примером того, к каким трудностям может вести
это положение, служат результаты тщательных натурных иссле-
дований работы заанкеренных стенок причала «С» в порту Лонг
Бич, находящемся в Калифорнии, которые были выполнены
и опубликованы проф. С. Мартином Дьюком (1950 г.), а также
проанализированы Чеботаревым (1950 г.). Основные размеры
этой стенки даны на ее поперечном разрезе (рис. 16.26). Поверх-
ность грунта, уложенного с помощью намыва (см. п. 17.3), после
его уплотнения осела на 1 фут. Большая часть этой осадки могла
быть отнесена за счет уплотнения пылеватой глины, отложив-
шейся здесь слоем толщиной 5—6 футов прежде самого песчано-
го материала из воды, удаляемой с карты намыва, которой была
представлена возможность протекать до ее сброса вдоль причала
на расстоянии 2365 футов. Такого положения при этих работах
следует избегать и сбросные сооружения располагать только на
небольших расстояниях от выпуска пульповодов. Консолидация
слоя этой мягкой глины повлекла за собой просадку перекры-
вающего его песка, причем его вес передавался, как это видно из
рис. 16.26, на анкерные тяги и наклонные сваи. Следует отметить,
что тяги диаметром 3 дюйма располагались на расстоянии 6 фу-
тов друг от друга, а расстояние . между центрами наклонных
деревянных свай было только 3 фута.
Боковое давление грунта замерялось с помощью приборов
Карлсона, помеченных на рис. 16.27 (этап 1) буквами Р и соот-
ветствующей цифрой. Замеренные величины давления грунта
приведены здесь в килофунт/фут2. Величины усилий в анкерных
тягах определялись с помощью тензометров Карлсона
(см. п. 13.8). Результаты этих замеров приведены на рис. 16.27
в килофунт/фут.
Из рис. 16.27 (этап 2) следует, что после завершения намыва
распределение бокового давления отвечало по существу гидро-
статическому закону, причем не было получено никаких данных
о возможности проявления в вертикальном направлении арочно-
го эффекта (см. п. 10.14 и рис. 10.6,в). Это положение подтверж-
дает результаты модельных испытаний в Принстоне по этому во-
просу. Выше уровня анкера на этапе 2 боковое давление соответ-
ствовало приблизительно величинам, полученным в Принстоне
при проведении испытаний на модели (№ 59) с использованием
пылеватого песка, близкого по своему гранулометрическому со-
ставу к грунту, который намывался при сооружении причала
в Лонг Биче. Среднее значение =0,44 (Чеботарев, 1949 г.).
Однако ниже уровня анкера боковое давление было намного
больше — в среднем Кт=0,7. Показание датчика Р8 было, ве-
роятно, слишком завышенным, так как обнаружилось, что он сме-
554
Мныная
Рис. 16.27. Анализ данных, полученных при испытании стенки причала С в Лонг Бич. Наблюдавшееся перерас-
пределение бокового давления после консолидации грунта в обратной засыпке, уложенного с помощью намыва,
объясняется перегрузкой анкеров, что вызвало тенденцию к смещению отбойного бруса внутрь с дополнитель-
ным воздействием арочного эффекта в горизонтальной плоскости над уровнем по рис. 16.26
стился с первоначального положения — заподлицо с внутренней
стороной стенки — и несколько вошел в толщу намытого грунта.
Однако никаких оснований сомневаться в достоверности осталь-
ных показаний не было. Превышение бокового давления в зоне
ниже уровня анкера причала в Лонг Биче на втором этапе иссле-
дований на 60% по сравнению с соответствующими величинами
по данным исследования № 59 на моделях в Принстоне может
быть объяснено двумя причинами. Во-первых, можно предполо-
жить, что на сооружение влияла легкая непрерывная вибрация,
Рис. 16.28. Консолидация подстилающей глинистой тол-
щи под весом штабелей железной руды, вызвавшая не-
равномерную осадку поверхности грунта с разностью
до 3 футов и деформацию 375-футовых анкерных тяг.
Стойка подкранового пути мостового крана сместилась
на 57/i6 дюйма к стойкам, составлявшим часть разгру-
зочной платформы
1 — стойка кранового пути; 2 — исходный уровень площадки;
3 — начальное положение стяжки; 4 — окончательное положение
стяжки; 5 — штабеля железной руды; 6 — стойка разгрузочной
платформы; 7 — разгрузочная платформа шириной 44 фута;
8 — шпунтовый ряд
вызванная воздействием волн, которая привела к повышению
бокового давления на 60%. Это подтверждается испытанием
№ 59, проведенным в Принстоне, которое показало, что уже за-
клиненная обратная засыпка очень чувствительна к такого рода
воздействиям, что привело к возрастанию бокового давления
в 4 раза против его значения в статических условиях. Во-вторых,
это возрастание могло быть вызвано арочным эффектом, действо-
вавшим в горизонтальной плоскости вдоль линии сс, как это по-
казано на рис. 16.26 (см. также рис. 10.23 и объяснение к нему).
Однако можно не сомневаться в причинах последующего пере-
распределения давления на стенку и перегрузки анкеров, про-
грессировавших по мере консолидации намытого материала
и подстилающего слоя глины (см. этапы 3, 4 и 5 на рис. 16.27).
Ниже приводятся два других примера, где описываемые яв-
ления получили более ясное выражение. Рис. 16.28 отвечает
первому из них. Бетонная разгрузочная платформа на сваях, по-
строенная в 1929—1930 гг., была связана с кустами свай сталь-
556
ними тягами диаметром 2 дюйма и длиной 375 футов, размещен-
ными через каждые 5 футов. С другой стороны анкеры были под-
соединены к наружной стойке подкранового пути на причале.
На некоторой глубине ниже анкеров залегал слой мягкой глины.
Вплоть до уровня размещения анкерных тяг был намыт гранули-
рованный шлак, а выше них был уложен слой холодного шлака.
Поверхность законченной обратной засыпки была загружена
отвалами железной руды, что создало нагрузку на причал, рав-
ную 3 т!фут2. Первым признаком неблагополучного положения
явилось обнаруженное смещение внутрь причала на 5,5 дюйма
наружной столбчатой стойки подкранового пути мостового кра-
на. После разгрузки причала от руды было установлено наличие
на поверхности засыпки впадин с максимальной просадкой по их
центрам в 3 фута. Анкеры были откопаны, причем оказалось, что
они сместились от своего начального положения на ту же величи-
ну и таким же образом (см. рис. 16.28).
Нечто подобное должно было обнаружиться, правда, в значи-
тельно меньшей степени и на причале «С» в Лонг Биче. Анкеры
были здесь пригружены частью веса засыпки. Это заставило их
несколько сместиться и оттянуть отбойный брус и стенку внутрь
причала. Даже незначительное их смещение в этом направлении,
не превышающее и доли дюйма, должно было по мере продолже-
ния консолидации намытого материала оказаться достаточным,
чтобы проявился арочный эффект в горизонтальной плоскости,
как это показано на рис. 16.26 линиями аа, bb и сс. Возникшее
при этом распределение бокового давления приобрело форму,
которая имела только внешнее сходство с обычной формой про-
явления арочного эффекта в вертикальной плоскости
(см. рис. 10.39). Из рис. 16.27 (этапы 3, 4 и 5) следует, что ниже
уровня анкера давление равнялось нулю. Обычные предположе-
ния о роли арочного эффекта, действующего в вертикальной
плоскости (см. рис. 10.39), предусматривают, наоборот, возмож-
ность значительного возрастания давления непосредственно ниже
уровня анкеров, так как полагают, что проявление арочного эф-
фекта возникает в результате начального прогиба шпунтовой
стенки. Однако после этапа 2 исследования (см. рис. 16.27) на
причале «С» в Лонг Биче замерами не было обнаружено никакого
дополнительного прогиба стенки.
Помимо этого из рис. 16.27 следует, что в рассматриваемом
случае на этапах 2—5 наблюдалось в соответствии с показаниями
датчика Р5 прогрессирующее снижение пассивного давления (от-
пора) со стороны внешней каменной призмы. Это исключает воз-
можность любого проявления арочного эффекта в вертикальной
плоскости, так как в противном случае каменная призма рабо-
тала бы как внешняя пята любой такой вертикально расположен-
ной арки и обеспечивала бы возрастающее сопротивление их
нагрузке. Наблюдаемое здесь снижение пассивного сопротивле-
ния, однако, полностью согласуется с объяснением, данным
557
к рис. 16.26, так как арочный эффект, действующий в горизон-
тальной плоскости выше уровня анкера, увеличивает нагрузку на
него и испытываемое им натяжение, передавая, таким образом,
через него нагрузку на стенку и уменьшая, следовательно, пас-
сивное сопротивление верха внешней призмы. Обычные допуще-
ния (см. табл. 16.1), касающиеся действия арочного эффекта
в вертикальной плоскости и принятые датскими нормами, не
приводят к какому-либо увеличению усилия в анкерных тягах
Рнс. 16.29. Анкеры причальной стенки в Стокгольмском порту (Шве-
ция), укрытые в полых бетонных коробчатых кожухах, чтобы защи-
тить их от перегрузки весом каменной наброски
по сравнению с методами, учитывающими свободную заделку или
защемление нижнего конца стенки. В этом отношении метод Одэ
представляется более приемлемым, так как приводит к увеличе-
нию усилия в анкерах приблизительно на 60%. Однако в случае
причала «С» в Лонг Биче между этапами наблюдений 2 и 4 уве-
личение усилия в анкере достигло 85%, или в сравнении с обыч-
ными представлениями более 140%. В этом случае анкеры нагру-
жались вплоть до предела упругости, причем некоторые болты
и другие менее значительные связующие элементы оказались
фактически сорванными. Отсюда очевидно, что нужно избегать
перегрузки анкерных тяг весом грунта засыпки.
Согласно информации, полученной автором от д-ра Пауля
Леймдорфера, руководителя инженерно-строительного отдела
Управления стокгольмского порта, необходимость такой рекомен-
дации признана в Швеции. На рис. 16.29 отражены специальные
мероприятия, которые были предприняты в стокгольмском порту
558
Рис. 16.30. Возможный
способ защиты анкерных
тяг от перегрузки при по-
следующей осадке
насыпи
1 — бетонная труба; швы уп-
лотняются пластичным за-
полнителем; стыковка произ-
водится при осадке до ука-
занного уровня; 2 — стальной
анкер диаметром 3"
для защиты определенной части анкеров от их перегрузки весом
каменной наброски, подстилаемой в некоторых местах линзами
глинистых грунтов. Анкерные тяги были помещены в полые бе-
тонные коробчатые кожухи, подобные показанным на рис. 16.30.
Там, где не были приняты эти меры, некоторые анкерные тяги
оказались порванными. Подобные же меры использовались в слу-
чае необходимости защиты анкеров при проведении модельных
испытаний в Принстоне, например, во время опыта, показанного
на рис. 10.42.
Во втором из упомянутых случаев
в порту Дюнкерк, Франция, внезапно
сползла в море на длине 200 футов
шпунтовая стенка набережной с анке-
ром. Было установлено, что в данном
случае произошло нарушение проч-
ности анкеров. Анкерные тяги были
выполнены из прокатной швеллерной
стали с некоторыми признаками тре-
щин. Трещины были, возможно, вызва-
ны взрывными воздействиями во время
войны. В дальнейшем в них появилась
ржавчина, еще более ослабившая се-
чение швеллеров. В Европе рассматри-
вался вопрос о возможности использо-
вания для анкеровки подпорных сте-
нок стальных тросов вместо более
жестких профилей. Конечно, такие анкерные тяги из троса долж-
ны быть надежно защищены от коррозии. Однако даже при этих
условиях все еще сохраняется опасность того, что вдоль линий сс
(см. рис. 16.26) в горизонтальной плоскости найдет свое выра-
жение арочный эффект, и внешний ряд наклонных свай анкерной
опоры окажется значительно перегруженным. Во время работ по
вскрытию, произведенных в других районах, иногда обнаружи-
вают серьезное повреждение деревянных свай этого типа
(А. Агатц и Е. Шульц, 1936 г.). Это повреждение свай может быть
связано или с чрезмерной перегрузкой при их забивке (см. п. 15.5)
в подстилающую толщу песка, или с их изломом под действием
веса перекрывающей толщу глины, подвергающейся осадке. По-
этому желательно рассмотреть условия возможного использо-
вания в качестве замены обычного типа причальной стенки со
свайной анкерной опорой, показанной на рис. 16.25 и 16.26. Одно
из таких возможных решений заключается в закреплении анкер-
ной тяги, идущей от отбойного бруса, в точке В в уровне при-
родного дна водоема, как это показано на рис. 16.26 пунктиром.
Короткие наклонные сваи, не выходящие за этот уровень, могут
обеспечить здесь надежную заделку анкера и значительно сни-
зить стоимость сооружения за счет длины используемых свай.
Эти сваи могут быть забиты в грунт способом, показанным на
559
рис. 15.25, а. Однако такой тип анкерной опоры был бы чрезмер-
но жестким, что, как было показано выше со ссылкой на рис. 16.24,
нежелательно. Поэтому лучшее решение вопроса могло бы быть
получено при использовании в точке В анкерных плит. Такие пли-
ты могли быть заготовлены заранее и в последующем опущены
на дно с барж краном или забетонированы на месте во вскрытой
землечерпанием траншее методом подводного бетонирования.
Заранее изготовленные анкерные плиты использовались в пор-
ту Рио-де-Жанейро для другой цели. Они сочетались здесь со
сборными железобетонными анкерными тягами. Такое решение
не обладает видимыми преимуществами. Однако сочетание зара-
нее изготовленных анкерных плит, закладываемых в точке В по
рис. 16.26, наклонных стальных анкерных тяг, соединяющих точ-
ку В и отбойный брус, показанных на той же схеме пунктиром,
и призмы из каменной наброски или из чистого песка с гравием,
соответствующей по уровню и наклону откоса анкерной тяге,
во многих случаях при сомнительных качествах грунта обратной
засыпки может обеспечить рациональное решение. При проведе-
нии работ по варианту с подводной разработкой и отсыпкой
грунта, показанному на рис. 16.25, представляется возможным от
внешней защитной призмы отказаться. На одном из тихоокеан-
ских островов при других инженерно-геологических условиях
был получен результат, совершенно отличный от случая с при-
чалом «С» в Лонг Биче.
Здесь с помощью тензометров типа Карлсон замерялись уси-
лия в анкерных тягах стальной «ныряющей» шпунтовой стенки.
При проведении работ прежде всего производились забивка
в грунт шпунтов и установка анкера. Только после этого грунт
с внешней стороны стенки удалялся замлечерпанием. Грунт пред-
ставлял собой плотный коралловый песок, который, по всей ве-
роятности, и был несколько сцементирован, хотя это никак не
обнаруживалось при извлечении из толщи образцов с нарушен-
ной структурой. Оказалось, что натяжение в анкерах лежало
в пределах только от 5900 до максимального значения
8100 фунт/фут2. Таким образом, в данном случае оно составляло
менее 48% натяжения, которое ожидалось исходя из расчетов
по обычному методу. Нагрузка 0,6 т)фут2 на причале по площади
свыше 200 фут2 увеличила усилие в анкерах только на 4%.
Отсюда, несмотря на уже достигнутый значительный прогресс
в данном вопросе, вытекает очевидная необходимость проведе-
ния дальнейшего систематического регионального изучения с рас-
сматриваемой стороны различных возможных комбинаций
грунтов.
16.15. Стенки с разгрузочными платформами. Причальные
стенки этого типа используются в тех случаях, когда даются на
них большие нагрузки, способные при определенных обстоятель-
ствах вызывать чрезмерное боковое давление грунта на шпунто-
вые стенки. Массивная платформа в этих сооружениях поддер-
560
живается системой из деревянных или железобетонных свай
и разгружает шпунтовую стенку от бокового давления, вызывае-
мого нагрузкой на платформе. Отсюда произошло название при-
чальных стенок этого типа.
На рис. 16.21 приведен пример конструктивного решения стен-
ки с платформой из монолитного бетона на деревянных сваях,
находившего применение до внедрения в практику строительства
Рис. 16.31. Массивная разгрузочная платформа на деревянных сваях
с железобетонной заанкеренной шпунтовой стенкой «утопленного»
типа. Через зазоры между отдельными шпунтами высачивался мел-
кий песок, что вызвало до начала восстановительных работ просадку
грунта
/ — область распространения просадки грунта (ширина развития 62 фута);
2 — верх насыпи перед началом строительства; 3 — поверхность грунта в период
строительства; 4 — линия распространения просадки № 2; 5 — то же, просадки
№ 3; 6 — то же, просадки № 1; 7 —то же, просадки № 4; 8 — деревянные сваи;
9 — железобетонный шпунт; 10 — поверхность грунта после окончания земле-
черпательных работ на втором этапе; 11 — то же, на первом этапе; 12 — до-
стигнутый уровень землечерпания
полвека назад железобетона. Шпунтовая стенка, размещенная
с берегового конца платформы (см. рис. 16.21), иногда распола-
гается подобным образом и в современных сооружениях, так как
при этом условии поверхности грунта под разгрузочной платфор-
мой можно придать от «линии дна» некоторый откос. При проек-
тировании такой подвижной стенки в песке в соответствии
с рис. 16.23 точка перегиба может приниматься в уровне на поло-
вине высоты откоса ht (Чеботарев, 1949 г.). Глубина заделки
стенки ниже этой точки должна определяться, однако, без какого-
либо учета благоприятного влияния трения грунта о стенку, так
как возможность в этом случае некоторого наклона платформы
36—277
561
наружу может вызвать некоторую тенденцию к выдергиванию
шпунтов из толщи грунта (см. п. 10.5).
Если для опирания разгрузочной платформы в водах, где
в большом количестве водится морской древоточец (см. п. 15.5) г
используются деревянные сваи, то шпунтовая стенка при обяза-
тельном ее выполнении из железобетона или стали должна раз-
мещаться со стороны платформы, обращенной к воде. За ней сле-
дует предусматривать обратную засыпку из песка, так как дре-
воточцы не могут проникать в его поры.
На рис. 16.31 приведен пример такой конструкции. Это соору-
жение представляет собой массивную разгрузочную платформу
для шпунтовой стенки «утопленного» типа без обратной за ней
засыпки, с предварительным погружением стенки в толщу грун-
та и с последующей его разработкой со стороны акватория зем-
снарядом. В случае, показанном на рис. 16.31, причальная стенка
длиной 3000 футов спрямила береговую линию порта, образовав
некоторую западину, которая была засыпана грунтом, чтобы
можно было расположить здесь пристань и, вообще, увеличить
за ней площадь суши. С этой целью вначале по линии причальной
стенки была возведена до отметки +11 футов, как это показано
на рис. 16.31, широкая дамба из песка. Начальный уровень пес-
чаного дна акватории находился здесь в среднем на отметке
—20 футов. Дамба намывалась из мелкого однородного песка
с разработкой его со дна бухты земснарядом. Затем в песок до
намеченной отметки были погружены с помощью размыва и за-
бивки сваи из деревянных стволов и железобетонный шпунт.
Затем с опорой на них была сооружена железобетонная разгру-
зочная платформа. Все стыки между шпунтами были очищены
струей воды от песка и уплотнены нагнетанием цементного рас-
твора. Часть песчаной дамбы, расположенная с внешней стороны
шпунтовой стенки (со стороны акватории), была удалена затем
с помощью земснаряда.
На первом этапе строительства разработка грунта земсна-
рядом производилась почти на полную требуемую глубину. Од-
нако в последующем выяснилось, что при этом условии возника-
ет чрезмерный изгиб линии обнажаемой шпунтовой стенки отно-
сительно шпунта на прилегающих соседних участках, пока еще
полностью погруженных в песок. Вследствие этого нарушалось
уплотнение раствора в стыках между шпунтами, причем в щели
просачивался мелкий песок (см. рис. 5.10). Возникшая в резуль-
тате этого просадка грунта за разгрузочной платформой, пока-
занная на рис. 16.31, вышла далеко за пределы заложения обыч-
ного естественного откоса для такого песка 1 : 2. Это могло явить-
ся следствием воздействия гидродинамических сил, вызванных
работой землесоса. На втором этапе строительства производство
работ было организовано иначе. Разработка грунта велась усту-
пами. Стыки осматривались водолазами и при необходимости
подвергались новому уплотнению. Фреза всасывающего патрубка
562
земснаряда не приближалась к шпунтовой стенке ближе чем на
25 футов. При этом не возникало никаких новых трудностей.
Шпунтовая стенка была спроектирована с несколько повышен-
ным запасом (см. пример 16.6 и ср. с примером 16.7).
На рис. 16.32 показана набережная облегченного типа, выпол-
ненная из железобетона. Конструкция разработана датской
фирмой «Христиани и Нельсен». Боковое давление на шпунтовую
стенку в данном случае было определено в соответствии с дат-
скими нормами (см. п. 16.12). Конструкция набережной такого
типа имеет преимущество в том,
что железобетонная шпунтовая
стенка несёт часть веса разгру-
зочной платформы, что является
достоинством стенок этого типа.
Возникающее при этом осевое
усилие уменьшает растягиваю-
щие напряжения в арматуре, вы-
званные их изгибом под влияни-
ем бокового давления грунта.
Другое преимущество таких сте-
нок заключается в том, что на-
грузка от разгрузочной платфор-
Рис. 16.32. Схема конструкции
набережной в Копенгагене, раз-
работанной фирмой «Христиани
и Нельсен» («С и N»)
мы, переданная на задние анкер-
ные сваи, вызывает уменьшение
растягивающего усилия, которое
воспринимается сваей Т, пока-
занной на рис. 16.32. За послед-
ние годы было построено много причальных стенок этого типа.
Примером проведенных контрольных расчетов по оценке проч-
ности и устойчивости причальной стенки по рис. 16.32 исходя из
величины бокового давления, определенного в соответствии
с данными испытаний стенки в Принстоне и рекомендациями по
проектированию в п. 16.14, может явиться расчет, приведенный
в задаче 16.7. Определенные таким образом направления лишь
незначительно превышают обычные; использование их при про-
ектировании набережной полностью обеспечивает устойчивость
сооружения и безопасность его эксплуатации. Сравнение с ре-
зультатами подобного расчета (пример 16.6), проведенного для
массивных набережных обычного типа (рис. 16.31), показывает
возможность получения значительной экономии в этой области
проектирования и строительства при полной гарантии безопас-
ности, что подтверждают исследования самого последнего вре-
мени. Следует отметить, что облегченная набережная по типу,
разработанному фирмой «Христиани и Нельсен», которая приве-
дена на рис. 16.32, обладает рядом достоинств, вытекающих из
расчета по задаче 16.7. Она была первоначально запатентована
в Дании, Норвегии, Швеции, Германии и России. Однако, по-ви-
димому, срок действия этих патентов уже давно истек.
36*
563
На рис. 16.33 показана причальная стенка на деревянных сва-
ях с массивной железобетонной разгрузочной платформой ячеи-
стого типа. Сваи под стенку были забиты через слой весьма
слабых глин (<7м = О,15 т!фут2) в пласт глины средней плотности
(с/и =1 т!фут2). В состав сооружения входила металлическая
шпунтовая стенка. Ячейки разгрузочной платформы были запол-
нены грунтом, чтобы снять растягивающие усилия с деревянных
свай с различным наклоном. Однако пространство под настилом
примыкающего к стенке навеса было оставлено не заполненным
грунтом с тем, чтобы уменьшить боковое давление от пласта сла-
Рис. 16.33. Схема конструкции причальной стенки
и грузовой платформы в Бангкоке, Таиланд
1 — набережная; 2 — круговая платформа; 3 — засыпка;
4 — свободная полость; 5 — глина в текучепластичной кон-
систенции; 0и“О,15 т/фут?-, 6 —глина в тугопластичной кон-
систенции; Qu~i т/фут1--, 7 — стальные шпунтовые сваи (типа
Крупп № К-1П)
бой глины на эти сваи. Предполагалось, что боковое давление,
вызываемое этой глиной, будет частично восприниматься сталь-
ной шпунтовой стенкой и частично деревянными сваями, находя-
щимися под платформой. Определенный расчетом изгибающий
момент был распределен между ними в пропорции к их относи-
тельной жесткости, выраженной значениями EI для стали и де-
рева, где Е — модуль Юнга материала, а / — момент инерции
поперечного сечения свай и шпунта. Длина, которая, является
третьим фактором, определяющим гибкость этих элементов, бы-
ла в обоих случаях одной и той же и поэтому могла при расчете
не учитываться. Указанный выше способ представляется оправ-
данным и может быть использован в других подобных случаях
при глинистых грунтах в качестве первого приближения при от-
сутствии более точных данных.
564
Однако метод, который был использован А. Е. Бреттингом
в этом случае для определения бокового давления, является спор-
ным. Он базировался на допущении, что поверхности скольже-
ния образуют углы с горизонталью 45°. Уравнения равновесия
для каждой такой призмы грунта с наклонными гранями были
составлены, учитывая их деформацию, связанную с прогибом
стенки. Таким образом, получилась система совместных уравне-
ний, в которую входили показатели, характеризующие предель-
ное сопротивление глин сдвигу и отвечающий им модуль упру-
гости при сдвиге. Однако достаточно точная оценка последнего
представляется для грунта практически невозможной. Опреде-
ление в лабораторных условиях истинного предела прочности
глины является уже сложной операцией. Получение в этом плане
надежных значений модуля упругости при сдвиге, которые фак-
тически соответствовали бы условиям залегания грунта in situ,
оказывается неизмеримо более сложным. При этом следует пом-
нить, что забивка большого количества свай, для разгрузочной
платформы (см. рис. 16.33) ведет в неопределенной степени к на-
рушению структуры глинистого грунта. Однако из примера 16.8
видно, что расчет шпунтовой стенки в соответствии с рекоменда-
циями, приведенными в п. 16.14, приводит к значительным в ней
напряжениям, которые тем не менее с точки зрения ее устойчи-
вости при учете разгрузочного влияния деревянных свай оказы-
ваются приемлемыми.
Было предложено несколько методов для оценки распределе-
ния осевых усилий среди отдельных наклонных свай в кусте при
разном или одинаковом их наклоне. Большинство из этих мето-
дов являются графическими. При наличии разгрузочной плат-
формы все усилия, действующие на сваи, должны быть осевыми,
так как окружающий их грунт не может обеспечить им никакой
боковой опоры. Проблему, отчасти сходную с рассматриваемой,
представляет анкерная опора висячего моста при ее обосновании
на сваях. Передний ряд наклонных свай получает достаточную
поддержку со стороны грунта, расположенного перед ним, не
меньшую, чем предельное сопротивление изгибу свай в этом ря-
ду или прочность грунта на сдвиг. Интенсивность, с которой по-
следующие ряды свай будут поддерживаться сбоку грунтом,
зависит от его характера. В том случае, когда грунт представ-
лен глиной, ее роль в поддержке внутренних рядов свай может
оказаться по сравнению с внешним рядом незначительной и ею
следует пренебрегать, так как структура глины, расположенной
вокруг свай, при их забивке, по всей вероятности, нарушена и,
следовательно, ослаблена. Такое же ослабление глинистого грун-
та может возникнуть при его набухании и разуплотнении во вре-
мя отрывки котлованов для анкерного блока.
. В любом случае неверно и опасно определять общее сопротив-
ление свайного фундамента боковому изгибу и его смещению
исходя из суммирования сопротивления или смещения, показан-
565
> ftaKS. kff.
Рис. 16.34. Причальная
стенка из массивов гиган-
тов
ных при испытании одиночными сваями или их небольшими кус-
тами, как это принято делать в опытах с вертикальной нагрузкой
(см. п. 15.3).
16.16. Подпорные сооружения из массивов-гигантов. Соору-
жения такого типа обладают значительными достоинствами для
портовых и прибрежных сооружений. Железобетонный каркас
массива-гиганта ячеистой конструкции изготовляется в удобном
месте, спускается на воду и буксируется к месту возведения со-
оружения, после чего заполняется водой для его погружения
точно на заданное место. Затем рядом с ним таким же образом
устанавливаются другие массивы, которые образуют непрерыв-
ную стенку или представляют собой опоры для перекрывающих
пролет между ними пустотелых балок
(см. рис. 13.18).
Нередко предварительно произво-
дят подготовку основания под массив,
удаляя на некоторую глубину с по-
верхности дна слабый грунт и запол-
няя образовавшуюся прорезь песком.
Таким образом, как это показано на
рис. 16.34, под сооружением создается
песчаная подушка efgi для распреде-
ления нагрузки от массива на подсти-
лающий грунт. Если этот грунт пред-
ставлен разжиженным илом, такая подушка делается в некото-
рых случаях толщиной до 20 футов. Кроме того, иногда прибе-
гают к устройству временной песчаной отсыпи высотой, превыша-
ющей проектный уровень верха причальной стенки, чтобы весом
отсыпи несколько уплотнить ил на месте будущей набережной и
тем самым повысить сопротивление этого грунта сдвигу. Такое
мероприятие было с успехом проведено в Роттердаме (Голлан-
дия), а также в Индонезии (б. Нидерландской Индии) в Сура-
байе, Белаване и Самаранге (Стройер, 1937 г.).
Обычно оказывается целесообразным использовать под мас-
сивом-гигантом тонкую песчаную подушку даже при ложе, пред-
ставленном более плотной глиной, при условии, что она чувстви-
тельна к нарушению своей структуры (см. п.7.22). Обычно сначала
при посадке массива-гиганта на дно он касается дна одним своим
краем. В этом месте возникает хотя и кратковременная, но очень
значительная концентрация давления, достаточная для того, что-
бы нарушить структуру глины и тем самым резко снизить ее
сопротивляемость сдвигу. Такое местное, но прогрессивно, рас-
пространяющееся нарушение структуры глинистого грунта мо-
жет также возникать при сбрасывании на дно камней наброски
при возведении молов. Песчаная подушка выравнивает путем
распределения все неравномерности давления по ее поверхности
и, таким образом, обеспечивает сохранность естественной струк-
туры подстилающего подушку глинистого, грунта.
566
Массивы-гиганты обычно сооружаются из железобетона на
суше и спускаются на воду по слипам так же, как и суда. Они
должны проектироваться с учетом остойчивости на всех этапах.
Стенки массивов-гигантов надлежит рассчитывать на напряже-
ния, возникающие при их спуске на воду и буксировке. В не-
скольких известных случаях массивы-гиганты сооружались в су-
хих доках и после окончания работ спускались на воду. При
возведении описываемой стенки в порту Гдыня, Польша (Строй-
ер, 1937 г.) была достигнута значительная экономия благодаря
сооружению массивов-гигантов непосредственно на грунте вдоль
кромки песчаного бара, который был в дальнейшем снят земле-
черпанием в целях расширения порта. В результате удалось из-
бежать использования дорогостоящих сооружений для спуска
массивов на воду, так как в данном случае перевод массивов
в плавучее состояние осуществлялся путем удаления песка во-
круг массивов и под ними с помощью всасывающего патрубка
землесоса.
Толщина стенок ячеек массива-гиганта принимается в пре-
делах 6—12 дюймов. Помимо напряжений, возникающих при спу-
ске. на воду и буксировке, стенки массива-гиганта должны
воспринимать безболезненно боковое давление песка, которым
заполняются его ячейки после установки массива на место. Кро-
ме того, эти стенки должны воспринимать с наружной стороны
давление, вызванное ударами волн и судов. Волновое давление
оказывается весьма различным для разных районов. При наблю-
дениях, проведенных на Британских островах, максимальное вол-
новое давление 3,5 т!фут2 было отмечено в Банбаре и наимень-
шее 1 т/фут2 — в сравнительно защищенном Пензансе. На Ве-
ликих озерах (США) максимальное давление волн намного пре-
вышает 1 т!фут2. Метод оценки интенсивности и распределения
волнового давления по глубине водоема был дан Молитором
(1935 г.).
Необходимость устройства более толстой наружной стенки
массива-гиганта, обозначенной на рис. 16.34 ас, вызывается на-
личием в нем второй тонкой стенки тп. После установки массива-
гиганта на место пространство между этой и внешней стенкой ас
заполняется бетоном. Возможен целый ряд вариантов конструк-
ций верхнего строения массивов-гигантов (Стройер, 1937 г.).
После того как массив-гигант установлен на место, заполнен
песком или бетоном и произведена обратная его засыпка, он ра-
ботает в основном как массивная гравитационная подпорная
стенка.
16.17. Перемычки. Перемычками называют многие различные
по конструкции временные сооружения, которые предназначены
для ограждения котлованов, закладываемых при возведении по-
стоянных сооружений, от воды или грунта.
На рис. 16.35, а показан один из наиболее простых типов пере-
мычек. Эта перемычка образуется одиночным шпунтовым рядом,
567
ограждающим некоторое пространство, внутри которого возмож-
но возводить фундамент при откачке воды из этого пространства
насухо. Этот рисунок относится к конкретному случаю возведе-
ния мостовых быков при небольших (30—35 футов) глубинах
в реке. Распорки и схватки в этой перемычке проектируются на
восприятие полного бокового давления воды. Нижний ряд распо-
рок 3 иногда выполняется из железобетона и заделывается впо-
следствии в тело фундамента быка. Обычно применяется метал-
лический шпунт с широкими полками (см. п. 15.11) с сечением,
Рис. 16.35. Некоторые типы перемычек
назначаемым из расчета на изгиб как вертикально расположен-
ной балки с пролетом, определяемым расстоянием между схват-
ками двух соседних рядов распорок. После возведения быка
шпунтовая стенка удаляется или выдергиванием из грунта, или ее
срезом в уровне дна АА. Если хотя бы на части длины шпунта
возникло его сцепление в бетоном, выдергивание шпунта на всю
его длину для целей повторного использования удается редко.
Срез шпунтовой стенки под водой выполняют водолазы, исполь-
зуя специальные горелки.
Глубина d, на которую забивается шпунт в грунт ниже уров-
ня С С дна котлована в пределах перемычки, должна быть до-
статочной для обеспечения его устойчивости. Если котлован за-
кладывается на значительную глубину в песчаной толще, может
возникнуть серьезная опасность перехода песка в дне котлована
в состояние плывуна (см. п. 14.9).
Возможность появления такой опасности будет уменьшаться
с увеличением длины d, так как при этом длина пути фильтра-
568
ции воды соответственно возрастает. Требуемая величина d мо-
жет быть определена путем подбора при построении для каждой
такой попытки гидродинамической сетки (см. п. 5.3). Инфильт-
рация воды в пространство, огражденное перемычкой, может ока-
заться значительно сниженной при наличии в уровне ВВ конца
шпунтов, слоя хотя бы несколько менее водопроницаемого грун-
та. Если вся толща грунта на .значительную глубину представ-
лена пластичной глиной, то возникает необходимость рассмотре-
ния вопроса о степени устойчивости дна котлована на сдвиг
и выпор (см. п. 14.6). Если на доступной глубине залегает более
плотный слой, может оказаться целесообразным обоснование бы-
ка на сваях. В таких случаях сначала забивают шпунты стенки
перемычки, а затем в пределах последней еще до осушения кот-
лована забивают с использованием подбабок (см. п. 15.14) сваи
на такую глубину, чтобы их головы оказывались на уровне обыч-
но несколько ниже кровли разжиженного грунта. После этого
устанавливают распорки и схватки внутреннего крепления пере-
мычки, производят осушение и отрывку котлована несколько ни-
же головок свай и уже после этого — бетонирование тела быка.
В случае большой глубины воды применение таких перемычек
может оказаться неэкономичным. Тогда фундаменты быков за-
кладывают с использованием кессонов различных типов
(см. п. 15.14).
Часто ширина котлована задается настолько большой, что
практически оказывается невозможным раскрепить одну стенку
перемычки упором в противоположную. Тогда необходимо при-
бегать к свободно стоящим перемычкам, некоторые типы кото-
рых показаны на рис. 16.35, б, в и г. Когда строящимся сооруже-
нием является плотина, перекрывающая реку, и когда оказывает-
ся невозможным временно пропускать весь расход реки по вновь
созданному каналу, что практически осуществимо лишь на не-
которых небольших реках, прибегают к способу, показанному
на рис. 16.36. Сущность этого способа, применяемого при строи-
тельстве на больших реках, заключается в его осуществлении
по очередям. Сначала, как показано на рис. 16.36, а, перемычка
сооружается у одного из берегов реки. Отгороженное простран-
ство осушается, что позволяет заложить здесь котлован на тре-
буемую глубину. Затем в пределах отгороженной территории
возводится насухо часть плотины. После завершения этих работ
перемычка разбирается и сооружается заново на другом берегу
(рис. 16.36,6), где весь цикл работ повторяется. Иногда, чтобы
обеспечить для пропуска расхода реки до завершения работ по
возведению плотины достаточно большое сечение, оказывается
необходимым прибегать к строительству плотин более чем в две
очереди (рис. 16.36, в).
Перемычки временно сужают живое сечение потока, что уве-
личивает скорость течения в оставшейся его части, особенно
вблизи перемычки, где линии тока, как это показано на рис. 16.36,
569
сближаются. При этом условии возможен размыв дна реки, осо-
бенно вблизи углов перемычек, обозначенных на рис. 16.36 бук-
вами Л, В, F и G. В силу этого углам перемычек следует прида-
вать обтекаемую форму (по линиям тока) (Уайт, 1950 г.).
Перемычка, поперечное сечение которой изображено на
рис. 16.35, б, является по существу небольшой плотиной и пото-
му должна проектироваться на основе тех же принципов
(см. п. 17.5). Такие перемычки непригодны для использования
на реках с быстрым течением или с высоким уровнем при павод-
ках, которые могут вызвать перелив воды через перемычку, что
неизбежно приведет к их размыву. С другой стороны, ряжевая
Рис. 16.36. Использование перемычек при возведении пло-
тины на большой реке в несколько очередей
1 — берег реки; 2 — осушенное пространство; 3 — перемычка
перемычка, показанная на рис. 16.35, в, может с успехом исполь-
зоваться на таких реках с большой скоростью течения и оказы-
вается особенно целесообразной на реках с каменистым дном.
Нижняя часть ряжа рубится на суше и может «выкраиваться»
в соответствии с контуром поверхности скалы. После опускания
на воду стены ряжа рубятся на полную высоту, буксируются на
место, которое они должны занимать в перемычке, и затопляются
загрузкой камнем и грунтом, предназначенным для уменьшения
фильтрации через ряж. Иногда при ряжах дополнительно ис-
пользуется шпунт. Законченная ряжевая перемычка работает как
гравитационная плотина, степень ее устойчивости на опрокиды-
вание и сдвиг оценивается так же, как для гравитационных под-
порных стенок (см. п. 16.2). При возведении высоких перемычек
ряжи рубятся с несколькими клетками. Конструкция каждой
клетки ряжа проектируется исходя из действия на его стенки бо-
кового давления засыпки. Величина давления оценивается по
тому же методу, как и при проектировании бункеров (см. п. 10.15).
При строительстве плотины Бонневилль (Уайт, 1950 г.) макси-
мальный размер отдельных ряжей достигал 12X12 футов. Мак-
симальная высота Н бонневилльской перемычки была равна
570
65 футам, а ее наибольшая ширина b составляла 60 футов,
т. е. 0,977. По-видимому, в практике строительства это наиболее
высокая перемычка такого типа.
На рис. 16.35, г приводится сечение так называемой двухряд-
ной перемычки. Такую перемычку применяют, когда дно реки
сложено песчаными или глинистыми грунтами. В этом случае
забивают параллельно друг другу два ряда стального шпунта,
которые скрепляют тяжами и схватками. Каждый ряд шпунтов
работает подобно одиночной заанкеренной шпунтовой стенке.
Однако шпунтовые стенки оказываются при этом под воздейст-
вием не только активного давления грунта засыпки, помещаемой
между ними, но и опрокидывающего усилия от давления воды,
возникающего после осушения отгороженного перемычками
пространства. При возведении таких перемычек на песчаном
грунте на их устойчивость могут оказать большое влияние фильт-
рационные силы (Уайт, 1950 г.). В подобных случаях рекомен-
дуется проводить полный анализ с оценкой степени устойчивости
перемычек путем построения гидродинамической сетки.
К значительному снижению фильтрации может привести
устройство по дну реки с внешней стороны перемычки понура из
глинистого грунта. Однако он может оказаться ненадежным при
возможной опасности ее размыва. Для ликвидации другой опас-
ности, связанной с разжижением песка с внутренней стороны пе-
ремычки, всегда полезно, если это позволяет место, закладывать
здесь дренажные призмы и у их подошвы для отвода профильт-
ровавшейся воды — канавы с, как это показано на рис. 16.35, г.
Иначе ширину b двухрядной перемычки приходится принимать
почти равной ее высоте Н. Глубина забивки D шпунтовой стенки
может в этом случае назначаться равной 0,6577. При глинистом
грунте в основании перемычки оценка ее устойчивости должна
включать определение имеющегося запаса против возможного
ее сдвига по тем или иным криволинейным поверхностям сколь-
жения, подобным кривой ае на рис. 16.35, г.
Метод расчета шпунтовой стенки, который обычно исполь-
зуется в Европе, был предложен Пекшоу (1945 г.). Испытания
стенок на модели были проведены Римштадом (1940 г.). Одна-
ко до настоящего времени многое в части фактических условий
работы до конца не вскрыто. Поэтому перемычки этого типа пока
еще в значительной мере проектируются на основе данных пред-
шествующего опыта. Это положение сохраняет справедливость
и по отношению к двухрядным ячеистым перемычкам, которые
разработаны в Соединенных Штатах. На рис. 16.37 приведена
такая перемычка с ячейками круглого сечения, которая была
использована при возведении плотины Кентукки администрации
долины Теннеси. Эта перемычка — самая высокая из построен-
ных до сих пор; ее общая высота равна 98 футов. Устройство
с внутренней стороны перемычки призмы из грунта позволило
в данном случае принять малый диаметр ячеек, равный 0,5977.
57!
План
Для свободно стоящих перемычек этого типа обычно принимают
диаметр ячеек, равный 0,85 Н—\Н,
Первая ячеистая перемычка описываемого типа было соору-
жена в 1910 г. для подъема со дна гаванского порта при глу-
бине воды 35 футов военного корабля «Мейн». Грунт дна был
представлен глиной, которая была использована для засыпки
ячеек перемычки. При снижении уровня воды в котловане на
15 футов перемычка начала опасно наклоняться. Осушение кот-
лована было успешно за-
вершено благодаря пред-
варительному упору пере-
мычки в корпус корабля
(Терцаги, 1945 г.).
Построенные до на-
стоящего времени ячеи-
стые перемычки в подав-
ляющем большинстве слу-
чаев были обоснованы на
скале или заглублены в
песок. Засыпка для них
обычно подбирается из
зернистого и несвязного
грунта. Радиальное боко-
вое давление засыпки в
ячейках, направленное на-
ружу, создает в шпунте,
растягивающие напряже-
ния. В связи с этим для
ячеистых перемычек ис-
пользуется шпунт с пря-
мой стенкой и высокопроч-
ным соединением в зам-
ках, подобный сорту Ml 12
(см. п. 15.11), в то время как для обычных двухрядных перемы-
чек (см. п. 16.35, г), где шпунт работает на изгиб, применяют
шпунт с изогнутой стенкой и с большим значением момента со-
противления.
Ячеистую перемычку, заложенную на скале, рассчитывают,
как правило, так же, как и гравитационную подпорную стенку,
особенно в отношении устойчивости ее на сдвиг по основанию
и на опрокидывание. Инженеры администрации долины Теннеси
и Терцаги (1945 г.) показали, что при этом следует дополнитель-
но учитывать возможность нарушения устойчивости грунта за-
сыпки со сдвигом по вертикальной плоскости, так как в неко-
торых случаях это обстоятельство может оказаться решающим
фактором. Сопротивление отдельных шпунтов сдвигу в местах
их соединения а, b и с (см. рис. 16.37) следует прибавлять к
сопротивлению грунта сдвигу вдоль вертикальной плоскости de.
Рис. 16.37. Ячеистая перемычка, использо-
ванная при строительстве плотины Кентук-
ки администрации долины Теннеси
1 — подошва упорной призмы; 2 — гребень пере-
мычки; 3 —уровень воды; 4 — упорная призма;
5 — кривая депрессии; 6 — наносы; 7 — кровля ко-
ренной породы
572
Трение в замках шпунтов является функцией действующего
здесь растяжения. По Терцаги (1945 г.), оно может увеличивать
общее сопротивление сдвигу в вертикальной плоскости прибли-
зительно на 50%. Это обстоятельство следует считать важным
преимуществом перемычек ячеистого типа по сравнению с плос-
кими, имеющими два шпунтовых ряда. Смазку замков соедине-
ний допускать не следует, несмотря на то что она облегчает
выдергивание шпунтов для повторного их использования. Приме-
нение контрфорсных призм может несколько уменьшить растяже-
ние в замках шпунтов вдоль плоскости de, а следовательно, воз-
никающее в них трение и сопротивление сдвигу вдоль этой пло-
скости. Однако по этому вопросу, касающемуся преимуществ
совместного использования таких призм и ячеистых перемычек,
мнения расходятся.
Когда перемычка устанавливается на песчаную толщу, на-
правленное вверх фильтрационное давление, связанное с вос-
ходящим потоком воды, может уменьшить пассивное сопротив-
ление песка вдоль внутренней грани sB' (см. рис. 16.35, г и 14.9)
и заднего ряда шпунта. Такое положение может возникнуть в
том случае, если для ячеистых перемычек, а также для обычных
двухрядных перемычек, показанных на рис. 16.35, г, не исполь-
зуются дренажные призмы с водоотводными канавами сг для
удлинения и уположения путей фильтрации или другие подоб-
ные им меры. Уайт и Прентис (1940 г.) опубликовали некоторые
данные об авариях с перемычками на р. Миссисипи, вызванных
отсутствием мер по устранению опасного воздействия фильтра-
ционных сил. Особенно опасны в этом отношении внутренние
углы по контуру перемычек, так как здесь сближаются линии
токов, сходящиеся в двух перпендикулярных друг другу направ-
лениях, что приводит в этих местах к возрастанию скорости филь-
трационного потока (см. п. 5.4).
Приведенные данные касаются в кратком изложении только
наиболее важных вопросов, возникающих при проектировании
ячеистых перемычек. В этой области может быть выполнено еще
много полезных экспериментальных работ. Иногда в процессе
строительства обнаруживается необходимость усиления перемы-
чек. В таких случаях в конструкцию перемычек вносятся изме-
нения, подобные вспомогательным контрфорсным призмам из
грунта, банкетам из камня, использованию анкеров и тросов
и т. д. С этой точки зрения во всех случаях необходимы тщатель-
ные непрерывные наблюдения за состоянием перемычек со сто-
роны органов полевого контроля. Ячейки перемычек с круглым
сечением обычно работают как отдельные свободно стоящие
элементы. Это обстоятельство связано с многими преимущест-
вами практического характера как в период строительства, так
и при локальных авариях, вызванных нарушением прочности
замков в шпунтах в результате неправильной их забивки в грунт
или другими причинами.
573
16.18. Подземные трубопроводы. Наиболее неблагоприятны
условия работы трубопроводов при действии на них двух сосре-
доточенных диаметрально противоположно направленных сил;
в этом случае стенки труб подвергаются воздействию наиболь-
шего по величине изгибающего момента. С другой стороны, наи-
более благоприятные условия работы трубо-
провода создаются, когда по всему его контуру
приложено радиальное равномерно распреде-
ленное давление. В этом случае изгибающие
Рис. 16.38. Метод
лабораторного ис-
пытания прочности
трубы с опиранием
в трех точках
Рис. 16.39. Возможные способы опирания коллекто-
ров и прочих трубопроводов, закладываемых
в траншеи
а — недопустимое; б — обычное; в — наилучший способ;
г — опирание на бетонную подушку
моменты в стенках равны нулю, и в них возникают только сжи-
мающие напряжения.
При так называемом методе лабораторного испытания «с опи-
ранием в трех точках», иллюстрируемом рис. 16.38, создаются
условия нагружения трубопровода, весьма близкие к наиболее
неблагоприятным, которые, по-видимому, вызывают в трубе на-
пряжения, большие, чем при любом из четырех возможных слу-
чаев опирания, приведенных на рис. 16.39. Увеличение площади
опирания при устройстве основания по типу, показанному на
рис. 16.39,6, несколько уменьшает изгибающие моменты; это
положение в еще большей степени оказывается справедливым
574
для опирания по типу рис. 16.39, в, когда за счет тщательно уп-
лотненной обратной засыпки стремятся увеличить боковое дав-
ление на трубопровод. Это явление объясняется следующим
образом. Под весом засыпки труба сжимается в вертикальном
направлении, и ее первоначально круглое поперечное сечение
приобретает, как показано на разрезе А—А рис. 16.40, эллипти-
ческую форму. Вертикальный диаметр трубы при этом сокра-
щается, в то время как горизонтальный возрастает из-за тен-
денции трубы деформироваться в горизонтальном направлении.
Боковое смещение окружающего трубу грунта, вызванное этой
деформацией, увеличивает боковой отпор грунта, доводя пас-
сивное давление до значений выше активного и статического.
Таким образом создаются условия для проявления пассивного
сопротивления (см. п. 10.1). Пока еще не установлено никаких
надежно обоснованных количественных зависимостей между бо-
ковой податливостью труб и увеличением пассивного сопротив-
ления грунтов различных типов. На основании испытаний, про-
веденных в колледже шт. Айова Спенглером (1948 г.), рекомен-
дуется увеличивать несущую способность трубы в сравнении
с полученной при испытании с опиранием на три точки, умножая
последнюю на величины коэффициента нагружения, приведен-
ные В табл. 16.2.
Для определения вер-
тикальной нагрузки W,
которую. воспринимают
трубопроводы, уложенные
в траншеях при опирании
по типам, приведенным на
рис. 16.38, а и б, следует
использовать выражение
(10.43). При тщательном
уплотнении грунта по обе
стороны трубы в выраже-
нии (10.43) ширину тран-
шеи b можно принять равной
В этом случае получаем
Таблица 16.2
Коэффициенты нагружения для
различных типов опирания трубопроводов
Тип опирания Коэффициент нагружения Ly
По рис. 16.38, а 1,1
» » 16.38,6 1,5
» » 16.38, в 1,9
» » 16.38, г 2,2—3,4
внешнему диаметру трубы 2г.
W=y(2r)2Cd. (16.23)
Для того чтобы трубопровод мог безболезненно воспринять
эту нагрузку, он должен обладать несущей способностью Р, от-
вечающей результатам испытания с опиранием в трех точках и
равной:
р = УЪ , (Гб.24)
Lf
где Fs—принятый коэффициент запаса;
Lf — коэффициент нагружения по табл. 16.2;
Cd— коэффициент, определяемый в соответствии с п. 10.21
и рис. 10.48.
575
Поверхность носы ой
Естественный
грунт
Рис. 16.41. Рекомендуемый способ возведе-
ния насыпей над трубопроводами
Описанный выше метод расчета трубопроводов, предложен-
ный Марстоном и Спенглером, хорошо согласуется с данными
фактических наблюдений и экспериментальными применительно
к толстостенным трубам в траншеях. Однако точность разрабо-
танного этими авторами метода расчета таких труб, уложенных
под насыпями, в количественном отношении оказывается намно-
го меньшей.
Если материал насыпи, находящийся выше и вокруг трубо-
провода, рыхлый, то осадка слоя толщиной 2г за счет его уплот-
нения может оказаться
большей, чем уменьшение
вертикального диаметра
трубы при той же нагруз-
ке. В этом случае карти-
на перераспределения на-
грузки, приведенная на
рис. 10.47 для трубопро-
вода в траншее, может
оказаться обратной, и
трубопровод . будет вос-
принимать не только пол-
ный вес покрывающего
грунта, но и некоторую
часть веса окружающего
грунта, передающегося че-
рез так называемое иногда отрицательное трение. Этот тер-
мин используется при аналогичных условиях применительно
к сваям-стойкам, забитым через толщу мягкого грунта, ко-
торый продолжает еще уплотняться под воздействием собст-
венного веса (см. п. 15.2). Вопрос определения величины усилия
от такого трения, действующего по вертикальным поверхностям
раздела двух материалов с различной сжимаемостью, пока еще
не поддается практически доступной количественной оценке.
В силу этого рекомендуется предотвращать возможность раз-
вития такого нежелательного увеличения нагрузки на трубопро-
вод путем проведения соответствующих строительных операций
по зонам, показанным на рис. 16.41. Труба укладывается на под-
готовленное из уплотненного грунта основание несколько ниже
уровня естественного грунта. По обе стороны трубы, несколько
выше ее верха укладывается и тщательно уплотняется укаткой
специально подобранный зернистый грунт зоны А. Грунт в зо-
не В, непосредственно примыкающей к трубе, уплотняется меха-
ническими трамбовками (см. п. 11.4). Зона С заполняется рых-
лоуложенным грунтом, после чего грунт в зоне D подвергается
уплотнению обычным образом, принятым при возведении на-
сыпей. Тем самым в известной мере воссоздаются условия рабо-
ты трубы в траншее. Маложесткие трубопроводы, по-видимому,
особенно хорошо работают при значительной нагрузке, если они
576
заложены в зернистом грунте. О. К. Пек и Р. Б. Пек (1948 г.)
опубликовали результаты своего исследования работы 18 гиб-
ких водопропускных трубопроводов из рифленой стали под же-
лезнодорожными насыпями под покровом слоя из подобранного
зернистого материала, достигавшего мощности 50 футов. Удов-
летворительное поведение этих трубопроводов доказало, что со-
стояние, весьма близкое к воздействию равного всестороннего
давления, должно достигаться как результат деформации, подоб-
ной показанной на разрезе А —А рис. 16.40. В немногих случаях
при этом исследовании были использованы некоторые из мер по
уплотнению грунта, показанные на рис. 16.41. Замеренное со-
кращение вертикального диаметра этих трубопроводов под на-
сыпями оказалось весьма значительным, но все же не превыша-
ло 7,1% его величины.
Вес покрывающего слоя при его мощности 50 футов может
быть принят равным 50* 120 = 6 000 фунт/фут2.
Предполагая, что на трубопровод диаметром 10 футов, раз-
мещенный под насыпью, воздействует всестороннее равномерное
давление с указанной выше интенсивностью, получим величину
сжимающего усилия на 1 фут длины каждой из двух стенок тру-
бы, равную 6 000* —=30 000 фунтов. Этот метод расчета иден-
тичен используемому для определения растягивающих напря-
жений в стенках котла. Толщина металлических стенок рассмат-
риваемого трубопровода была равна 0,2813 дюйма. Площадь
поперечного их сечения равнялась 3,37 дюйма2, отсюда напря-
жения сжатия в стали 30 000/3,37 = 8 800 фунт!дюйм2. Такой рас-
чет является, конечно, только весьма грубой оценкой возможных
условий распределения нагрузки. Для того чтобы проектирова-
ние таких трубопроводов под насыпями могло быть поставлено
на вполне надежную и рациональную основу, необходимо про-
вести значительно большую работу, и в том числе более тща-
тельные полевые исследования.
В случае, когда грунт под насыпью представлен мягкой гли-
ной, осадка начальной поверхности грунта может быть вызвана
уплотнением этого глинистого слоя под воздействием веса на-
сыпи. Трубопровод будет при этом деформироваться в продоль-
ном направлении, как это показано на рис. 16.40, так как наи-
большая осадка возникает под центром насыпи. В некоторых
таких случаях между секциями труб в продольном направлении
желательно иметь гибкие стыки.
При укладке трубопроводов непосредственно на разжижен-
ный ил или весьма мягкую глину возникает необходимость их
опирания на сваи.
16.19. Туннели. В каждом случае метод проходки туннеля
назначается в зависимости от характера грунтов или скальных
пород, в толще которых он закладывается. Помимо изучения
инженерных свойств грунта существенное значение имеют пред-
37—277
577
варительные геологические исследования Ч Если скальная по-
рода вполне здорова и способна обеспечить отсутствие вывалов
со свода туннеля в период строительства, при проходке туннеля
может не потребоваться никакого специального крепления.
С другой стороны, бывают случаи, когда предварительные гео-
логические исследования свидетельствуют о том, что порода по
Рис. 16.42. Последовательность производства, ра-
бот (I—VI) при проходке туннеля Иерба Буена
1 — штольни 14Х14 футов; 2 — направляющая штольня
8X8 футов; 3 — 16-дюймовые двутавровые балки; 4 — за-
щитная деревянная обшивка; 5 — деревянная распорная
крепь; 6 — коренная порода в ядре; 7 — бетонная стенка;
8 — порода, выработанная при разработке свода; 9 — шар-
нир; 10 — стальная опалубка; 11 — тележка для переме-
щения опалубки
трассе туннеля лишена монолитности и дислоцирована либо о
других особых условиях, которые способны привести к трудно-
стям, и могут потребоваться тщательно разработанные план
и последовательность в проведении работ. Рис. 16.42 иллюстри-
рует способ производства работ, который был применен при со-
оружении короткого (540 футов), но с рекордной шириной
(79 футов по линии пят) туннеля, пройденного в толще разру-
шенных и перемежающихся пластов песчаника и сланца острова
1 Богатый опыт проходки туннелей в СССР свидетельствует об исключи-
тельном и всеопределяющем значении в рассматриваемом вопросе широкого
и полного раскрытия геологической структуры массива и гидрогеологических
его особенностей. {Прим, ред.)
578
Иерба Буена, связывающего два пункта: мост Сан-Франциско-
Окленд Бей. Подобный способ работ используется, когда при
проходке туннелей приходится вскрывать толщу и других ос-
лабленных в своей прочности пород.
При проведении работ по этому способу прежде всего, как
показано на рис. 16.42, а, в толще свода туннеля проходится
направляющая штольня с небольшим сечением («обезьяний
ход»). Эта штольня предоставляет важную возможность геоло-
гам-консультантам, которые всегда должны присутствовать на
значительных работах такого рода, убедиться в процессе про-
изводства работ в правильности предварительной оценки состоя-
ния породы, проведенной путем изучения кернов колонкового
бурения и геологической съемки района строительной площад-
ки. При этом условии могут быть своевременно внесены необхо-
димые коррективы в методы производства работ. После завер-
шения работ по проходке направляющего хода проходятся бо-
ковые штольни.
На следующем этапе строительства (рис. 16.42, б) возводят-
ся боковые бетонные стенки туннеля и разрабатывается порода
в своде туннеля. Стенки временно поддерживаются креплением
с упором на центральное ядро, сложенное оставленной для этой
цели нетронутой породой.
Наконец, как это показано на рис. 16.42, в, бетонируется сам
свод или путем подачи бетона под действием силы тяжести из
центрального направляющего хода, или путем принудительного
его нагнетания. Иногда прибегают к дополнительной инъекции
цементного раствора в пространство между обделкой туннеля
и породой, а в случае необходимости цементируется и сама по-
рода. На последнем этапе работ разрабатывают ядро.
Само собой разумеется, что в зависимости от местных усло-
вий может потребоваться много изменений в деталях описанной
выше очередности проведения работ.
Метод оценки величины давления породы («горного давле-
ния») на обделку туннеля еще до сих пор является объектом
всякого рода предположений и базируется главным образом на
данных предшествующего опыта с изучением поведения обделок
туннелей, пройденных в более или менее аналогичных геологи-
ческих условиях. Вместе с тем следует отметить, что в различное
время делались попытки разработать такой расчетный метод на
базе изучения напряженного состояния породы вокруг туннель-
ной выработки.
При проходке туннеля в толще твердых глинистых пород
зачастую используется способ производства работ, подобный
показанному для скальных пород на рис 16.42. Такой способ
получил название способа с использованием тюбингов, так как
еще до бетонирования основной обделки для поддержания гли-
нистой породы устанавливаются легкие плиты, усиленные сталь-
ными криволинейными ребрами. Прочность глины на сдвиг и
37*
579
сечение туннеля являются двумя факторами, от которых зависит
успех применения этого способа. Удельное давление по ширине
b основания временной обделки (см. рис. 16.42, где эта величина
относится к основной обделке) возрастает с диаметром d тун-
неля. Если это удельное давление становится здесь по сравне-
нию с прочностью глины на сдвиг чрезмерным (см. п. 9.9), то
может возникнуть значительная осадка опоры крепления и даже
иметь место при разработке центрального ядра туннеля нару-
шение ее прочности с выпиранием вверх подстилающей глини-
УВ.
Рис. 16.43. Продольный разрез подводного
туннеля с показом принципа щитового спо-
соба проходки через разжиженный ил или
мягкопластичную глину
стой породы. В результа-
те такого положения воз-
никает значительная по-
теря грунта, т. е. объем
выработанной породы
окажется больше, чем
объем пройденного тун-
неля. Такая потеря может
сопровождаться неравно-
мерной просадкой поверх-
ности грунта («сдвижени-
ем пород») и разрушени-
ем возведенных на ней
сооружений.
Использование в пе-
риод строительства сжа-
того воздуха может отчасти ослабить давление глины, воспри-
нимаемое временной опорой, и позволит без особых трудностей
возвести основную обделку, которая в таких случаях в ее подош-
ве укладывается по всей ширине туннеля, образуя тем самым
одно целое с боковыми стенками и сводом туннеля.
Опыт возведения туннелей в Чикаго (Терцаги, 1943 г.) по-
казал, что способ с использованием тюбингов может быть успеш-
но применен для проходки под сжатым воздухом небольших ка-
нализационных туннелей. Однако при проходке туннелей метро-
политена с большим сечением на участках, где была встречена
мягкая глина, пришлось прибегнуть к значительно более доро-
гому способу щитовой проходки. К. Терцаги (1943 г.) предло-
жил метод количественной оценки предельных условий, при ко-
торых способ с применением тюбингов может еще использовать-
ся безопасно.
Рис. 16.43 иллюстрирует принцип щитовой проходки при
строительстве подводного туннеля. Специально сконструирован-
ный металлический щит S вдавливается в грунт с помощью 20—
30 гидравлических домкратов /, располагаемых по периметру
щита таким образом, что уже установленные тюбинги могут
служить опорой для домкратов. Шаг домкратов устанавливается
в соответствии с шириной b каждого кольца тюбинга, а число
домкратов должно соответствовать числу стальных сегментных
580
элементов тюбинга. При эгом условии после каждого этапа про-
движения щита можно поочередно снимать давление с домкра-
тов и заменять их стальными сегментами тюбингов, которые
будут на следующем этапе работы снова служить опорой для
домкратов.
При таком способе работ исключается всякая потеря грунта
в радиальном направлении, так как на всех этапах проходки
щит перекрывает своим концом край уже установленного тюбин-
га. При проходке подводного туннеля всякая потеря грунта,
находящегося перед щитом, также исключается. При этом ока-
зывается даже выгодным иметь перед передвигающимся щитом
некоторое количество такого грунта. Выполнение этого условия
может быть обеспечено при устройстве в щите, как показано на
рис. 16.43, весьма небольшого отверстия, через которое грунт
мог бы вдавливаться внутрь уже обделанного туннеля. При этом
способе большие расходы, связанные с удалением грунта из тун-
неля, могут быть сокращены до минимума. В результате выпи-
рания грунта вверх от ствола туннеля под ним образуется не-
которое поднятие высотой Д t. В последующем оно может быть
легко ликвидировано. Подобный способ производства работ мо-
жет быть успешно применен при проходке туннеля в толще
только пластичных глин или разжиженного ила с малым со-
противлением сдвигу. Примером таких работ является сооруже-
ние туннеля Холланд и трубчатого туннеля Линкольн под
р. Гудзон в Нью-Йорке (Кинг, 1939 г.). Для уменьшения до
минимума притока воды в туннель в период строительства во
всех случаях использовался сжатый воздух.
При проходке подводных туннелей в толще песка или других
водопроницаемых грунтов с высоким сопротивлением трению
становится невозможным отдавливать щитом даже некоторую
часть грунта по трассе. Приходится поэтому весь грунт удалять
полностью через отверстия в щите, что требует значительного
мастерства и опыта. Должны быть приняты меры по предотвра-
щению выпуска воздуха из забоя туннеля из-за прорыва сжатого
воздуха на поверхность через щит и перекрывающую туннель
проницаемую породу. С этой целью иногда песчаное дно покры-
вается временно слоем глины, как это делалось в период строи-
тельства туннеля Куинс под р. Ист Ривер в Нью-Йорке (Синг-
стед, 1944 г.).
Щитовой способ проходки подводных туннелей оказывается
особенно целесообразным в портах, где у уреза воды распола-
гается множество сооружений, которые могут быть повреждены
при значительных работах по подводной разработке грунта, не-
обходимых при устройстве туннелей траншейным способом.
Принцип этого способа иллюстрируется на рис. 16.44. Прежде
всего вскрывается на всю требуемую глубину траншея. Небходи-
мое заложение откосов траншеи зависит не только от свойств
материала грунта (см. п. 8.8), но в значительной степени и от
38—277
581
доминирующих скоростей течения перекрывающего траншею
потока. Оболочка туннеля состоит из железобетонных или сталь-
ных секций, торцы которых закрываются временными щитами
для обеспечения их плавучести. Секции поочередно буксируются
на предназначенное для них место, заполняются водой и погру-
жаются на подготовленное песчаное основание. Затем специаль-
ным образом сконструированные торцы отдельных секций сое-
диняются в подводном положении с помощью водолазов спосо-
бом подводного бетонирования (см. п. 14.10) или водолазных
Рис. 16.44. Поперечный разрез подвод-
ного туннеля с показом принципа
траншейного способа проходки
Рис. 16.45. Метод оценки величины
потерь грунта, вызванных отдавлива-
нием масс тугопластичных и мягко-
пластичных глин в туннель
• Продольный разрез по вертикали
колоколов со сжатым воздухом, опускаемых с поверхности воды.
В подстилающий туннель слой песка инъецируется под давлени-
ем раствор, чтобы устранить пустоты между породой и телом
туннеля и обеспечить тем самым равномерное распределение
давления от веса туннеля на грунт. Затем водолазы удаляют
щиты с торцов секций туннеля, после чего вода из туннеля
откачивается. И, наконец, производится обратная засыпка
траншеи.
Минимальную толщину t слоя грунта над верхом подводных
туннелей обоих типов принимают исходя из условия обеспече-
ния безопасного распределения нагрузки от случайно затонув-
шего корабля во избежание повреждения им корпуса туннеля.
Величина t обычно колеблется в пределах от 15 до 20 футов.
В сопряжении концов подводного туннеля обоих типов с су-
шей обычно возводятся вентиляционные башни, располагаемые
на каждом берегу. На рис. 10.29, б показана одна из таких ба-
шен роттердамского туннеля, которая обоснована на кессоне,
опущенном на необходимую и бдлыпую глубину, чем примыка-
ющие к ней секции туннеля траншейного типа, причем по одну
сторону туннель был подводным, а по другую — возведен в от-
582
крытой выемке с креплением. Проходку туннелей щитовым спо-
собом обычно начинают через отверстие в боковой стенке кес-
сона вентиляционной башни.
Использование щитового способа при проходке туннелей на
суше снижает также радиальные потери грунта в штольне тун-
неля до минимума. Однако в этом случае оказывается невозмож-
ным проталкивать какое-либо количество грунта по трассе
строящегося туннеля, как это иногда делают при его проходке
под водой (см. рис. 16.43). Возникающий при этом выпор грунта
может вызвать такое же повреждение зданий, находящихся на
поверхности, как и потеря грунта, или же даже большее. Поэто-
му значительная часть щита при проходке оставляется открытой.
Величина возникающей при этом потери грунта может быть
оценена с помощью способа, показанного на рис. 16.45. На двух-
дюймовую трубу известной длины / свободно насаживается на-
конечник Р и вдавливается в горизонтальном положении в мас-
сив глины, залегающей в забое перед головой туннеля. Измеря-
ется и регистрируется расстояние г от заднего конца трубы до
марки R, закрепляемой на уже выполненной обделке туннеля.
Затем трубу извлекают, оставив наконечник Р в глине. Когда
щит при его продвижении достигнет этой точки, вновь измеря-
ется расстояние Ь2 между наконечником Р и маркой R. Величи-
на s = r+l—L2 будет тогда представлять линейный размер не-
производительно разработанного грунта («потерю») на этом
уровне. Если эта величина окажется значительной и если этот
факт будет подтвержден просадкой поверхности грунта, за ко-
торой во всех случаях следует вести наблюдения, то в этих слу-
чаях для ее уменьшения возникнет необходимость в повышении
давления воздуха.
Как было показано в п. 10.24, на обделку туннеля передается
через некоторое время весь вес перекрывающего слоя, представ-
ленного пластичной глиной. По этой причине основная обделка
должна в подобных случаях проектироваться исходя из необхо-
димости всего восприятия этого полного веса. До настоящего
времени еще не до конца решен вопрос о путях оценки величины
ожидаемого бокового давления и особенно пассивного сопро-
тивления, которое может развивать глина в пластичной консис-
тенции, обеспечивая неизменную по времени поддержку с боков
гибкой обделки туннеля с круглым сечением и погашая таким
образом деформацию, показанную на рис. 16.40, б. Поэтому, если
только не имеется более обоснованных данных [см. работу Ни-»
коле и Ганлока по проектированию и строительству перегонных
туннелей и станций метрополитена (1944 г.)], использование,
как это было принято при проектировании туннелей чикагского
метрополитена, значений коэффициента К в пределах 7з—2/з
представляется при отсутствии пригрузки оправданным. Вслед-
ствие того что были приняты такие значения коэффициента К,
стенки туннелей оказались чрезмерно массивными. Нет сомне-
38*
583
ния, что дальнейшие экспериментальные исследования позволят
облегчить их для будущих сооружений.
При заложении туннелей в песчаной толще и проведении
соответствующих мероприятий на обделку туннелей будет пере-
даваться все время только часть веса перекрывающего туннель
слоя. Уменьшение давления объясняется тем, что часть веса
грунта, расположенного над туннелем, будет передаваться ка-
сательными напряжениями сдвига по вертикальным плоскостям
на примыкающую массу грунта. Этот эффект, как показано на
рис. 10.47, аналогичен условиям снижения давления на трубо-
проводы, проложенные в траншеях. Для оценки общей нагруз-
ки, которую способна нести обделка туннеля, можно использо-
вать выражение (16.23), в котором коэффициент Cd может быть
принят по рис. 10.48 с подстановкой в этом графике вместо ве-
личины Н/b отношения Н[2г, где г — радиус туннеля.
Должно быть проявлено большое внимание в отношении воз-
можности прорыва масс песка в туннель во время его строитель-
ства. Влажный песок, как правило, будет образовывать над не-
большими отверстиями свод и потому не может вызывать тре-
вогу в этом отношении. Однако совершенно сухой песок, который
иногда встречается в природе, способен просачиваться в туннель
даже через мельчайшие зазоры во временной его обделке. Пе-
ремещение песка в толще нарушает большинство (если не все)
сводов, образовавшихся в ней, что ведет в конечном итоге к
увеличению как вертикального, так и горизонтального давления
на обделку туннеля. Такие случаи, вызвавшие значительные
трудности при проведении работ, были отмечены в строитель-
ной практике. Эффективной контрмерой явилась инъекция из
забоя туннеля химикатов в толщу песка, находящегося перед
ним, и его закрепление еще до проходки туннеля на таких сом-
нительных участках, где ожидалось, что песок будет совершенно
сухим (Райт, 1949 г.).
ПРАКТИЧЕСКИЕ ПРИМЕРЫ
16.1. Определить коэффициент запаса устойчивости на опрокидывание и
сдвиг по основанию гравитационной подпорной стенки, показанной на
рис 10.30.
Ответ. До усиления стенки ее вес W составлял:
12 + 10
— 42-140 к; 64 800 фунт/фупт,
16.5-150 13 500
W = 78 300 фунт!фут = 39,15 т!фут.
Момент сопротивления опрокидыванию вокруг наружного ребра подошвы
стенки равен: Afr=39,15-10 =391,5 футо-тонна!фут.
Эпюра максимального бокового давления, отвечающего рис. 10.30, вос-
производится на рис. 16.46 в упрощенном виде, соответствующем условиям,
которые могут предположительно существовать здесь до усиления стенки (см.
584
также рис. 16.12). Тогда полное боковое давление грунта Е на стенку будет:
Е = 0,7-1/2 (26 + 19) = 15,8 т/фут.
Опрокидывающий момент примет значение
Жо = 15,8*21,3 = 336,0 футо-тонна/фут,
а коэффициент запаса от опрокидывания
Mr/MQ = 391,5/336 = 1,16.
Касательное напряжение вдоль подошвы шириной 15 футов
Коэффициент запаса на сдвиг стенки по кровле подстилающей лондонской
серой глины с прочностью на сдвиг s=2,2 т/фут2 составляет: s/r=2,2/0,99=
=2,22. Таким образом, он почти в 2 раза больше, чем коэффициент запаса на
опрокидывание стенки, даже если пренебрегать пассивным сопротивлением
у передней грани ее фундамента. Тем не менее стенка оказалась поврежден-
ной в результате медленного и длительного ее смещения наружу, что вызва-
ло необходимость ее усиления в последующем. Этот случай вновь подтвержда-
ет, что прочность на сдвиг жестких трещиноватых глин определяется сопро-
тивлением сдвигу породы по стенкам трещин, а не прочностью s блоков гли-
нистой породы, не затронутых трещинами и лишь ограниченных ими.
16.2. Подобрать необходимый профиль стальных схваток и распорок креп-
ления, в соответствии с рекомендациями их по проектированию, отображен-
ными на рис. 16.8 и 16.9, борта выемки в песчаной толще, показанной на
рис. 10.22.
Ответ. На рис. 16.47 приведена соответствующая часть эпюры бокового
давления. Удельное боковое давление грунта равно
0,2уН = 0,2.120-28,2 = 676 фунт/фут*.
Нагрузка на схватку составляет
676 (8,4 + 6,3) 1/2 = 4940 фунт/фут.
Предполагая, что схватка перекрывает только два пролета в 20 футов,
образованные рядами крепления, максимальный изгибающий момент, который
должен быть воспринят схваткой, будет равен:
494Q.20M2
8
М =
= 2 960 000 дюймо-фунтов.
При допускаемом напряжении для стали f=20 000 фунт/дюйм2 требуемый
момент сопротивления сечения составит:
585
„ 2960000 _ _ ,
5 = —= 148 дюйм5.
20 000
Подбираем профиль схватки с широкими полками 12X12 дюймов, весом
106 фунтов, имеющий 5 = 144,5 дюйм3. Осевое сжимающее усилие на распор-
ку будет составлять:
Р = 4940-20 ss 99 880 фунтов.
Если мы назначим для распорки профиль с широкими полками ЮхЮ дюй-
мов, весом 49 фунтов, с площадью поперечного сечения 14,4 дюйм2 и радиусом
инерции г=2,54 дюйма, то напряжение сжатия составит:
99 880
f = = 6900 фунт/дюйм2.
При обеспечении поперечного крепления распорок с интервалом 25 футов
наибольшая гибкость при свободной длине I распорки будет равна:
/ 25-12 , Л
— =--------« 120,
г 2,54
а допускаемое сжимающее напряжение
17 000 — 0,485 (120)2 = 10 000 фунт!дюйм2,
что больше, чем определенная выше величина, и, следовательно, намеченный
профиль распорки является приемлемым.
16.3. Определить исходя из рис. 16.13, где показана очередность работ
по выемке на подходах к роттердамскому туннелю, критическую глубину вы-
емки котлована hx ниже уровня воды (±0,0) еще до включения в работу си-
стемы колодцев. Допускается пренебречь дополнительным весом свай
Франки и прочностью на растяжение этих неармированных бетонных свай
в уровне кровли песчаной толщи (—58,5).
Ответ. Как показано на рис. 16.48, вода в толще недренируемого слоя
песка будет создавать на подошву покрывающего пласта глины между двумя
рядами стального шпунта взвешивающее давление
pw = 58,5-62,4 = 3650 фунт!фут2.
Это взвешивающее давление воспринимается только весом пласта водо-
насыщенной глины с мощностью еще не снятого слоя х футов. Слою’ угрожа-
ет опасность прорыва при
3650
х = — = 34,8 фута.
IU5
Критическая глубина выемки тогда будет:
hx = 58,5 — 34,8 =23,7 фута.
586
Поэтому необходимо вскоре после начала закладки выемки снять с гли-
нистого пласта взвешивающее давление воды, используя систему колод-
цев (см. п. 14.9), и на весь период строительства туннеля держать подстила-
ющий песчаный слой осушенным. Это требование и было выполнено в дейст-
вительности (см. пп. 10.20 и 13.9).
16.4. Проверить исходя из рис. 16.20 величины напряжений при изгибе
железобетонной шпунтовой стенки аальборгского причала, которые принима-
лись в соответствии с эпюрой бокового давления, приведенной на рис. 16.49,6.
Ответ. Из выражения (16.20)
к А = (1 - , fi ) 0.33-0.9 = 0,28.
\ 0,0-0(J,0 /
Из выражения (16.21):
р3 = 105-5,9-0,28 = 173 фунт/фут2-,
р4 = 62-24,7-0,28 = 428 фунт!фут2.
При пригрузке, равной р5=210 фунт!фут2, получим из выражения (16.1)
phS2 = 210-0,28 = 59 фунт!фут2.
Площадь 5: 173-1/2-5,9=510 фунтов на 1 фут ширины стенки.
Площадь 6: 172-24,7=4270 фунтов на 1 фут ширины стенки.
Площадь 7:428-1/2-24,7=5280 фунтов на 1 фут ширины стенки.
Площадь 8 : 59 30,6=1780 фунтов на 1 фут ширины стенки.
Растягивающее усилие в анкерной тяге равно:
1 Г /5,9 X 24,7 24,7
Ар = — 510 4- +24,7 + 4270 + 5280 -f- +
ZO, / | \ О / Z О
30,61
4-1780—^-1=5330 фунтов на 1 фут ширины стенки.
Максимальный положительный изгибающий момент М будет приложен на
расстоянии х ниже уровня воды, где перерезывающая сила V равна нулю.
V = 5330 — 510 — 173х — 428 — 59 (5,9 4- х) = 0;
8,7 х2 4- 231 х — 4480 = 0; х = 13,05 футов.
Находим значение М:
4- 5330-14,05 = 4-74 800 футо-фунтов;
(59 \
-у- + 13,051 = — 7650 футо-фунтов;
(13,051 2
— 173-------—- = — 14 750 футо-фунтов;
(13,05) 2
— 428 = — 6420 футо-фунтов;
(13,05 4-5,9)2
— 58 --------------= —10 450 футо-фунтов;
М = 4-[35530 футо-фунтов = 426000 дюймо-фунтов на I фут.
Площади стальной арматуры в растянутой (Л5) и в сжатой (>4's) зонах
равны:
587
(22/25,4)2
Л5 = AS'=2 L 4-’ Л = 1,18 дюйм2
и на сваю при ее ширине 13,8 дюйма
= 1,18 (12/13,8) = 1,02 дюйм2 на 1 фут.
Предположим, что расстояние от крайних волокон бетона до центра ар-
матуры (защитный слой) d'=l,3 дюйма. Тогда d=10,3—1,3=9 дюймов и
d'/d=0,144. Процент армирования равен:
1,02
Р = Р'=]^ = °.°О94-
Считая, что соотношение модулей упругости стали и бетона равно: п=15,
будем иметь рп=р'п=0,141.
При d'/d=0,15 получим значение коэффициента, фильтрации £=0,352 и
фильтрационное давление на единицу объема грунта /=0,846.
Растягивающее напряжение в арматуре будет равно:
М 426 000
f‘ = = 1,02.0,846.9 = 54°00 ^нт'дюйм2
и напряжение сжатия в бетоне
fsk 54 800-0,352
= Л5А64Г = 2000
Если пренебречь влиянием пригрузки (площадь 8 на рис. 16.49), получим
таким же образом следующие значения:
fs = 45 500 фунт!дюйм2} fc = 1750 фунт)дюйм2.
Таким образом, выявилось, что растягивающее напряжение в арматуре
превышает предел текучести; следовательно, шпунтовая стенка принята даже
исходя из датских норм с недостаточной прочностью. Тот факт, что в данном
случае не было аварии, может быть объяснен особыми благоприятными обсто-
ятельствами, отмеченными в п. 16.12.
Подобная проверка прочности противоположной стенки причала в соответ-
ствии с эпюрой активного давления, приведенной на рис. 16.49, о, дает нам
Лр =3410 фунтов на 1 фунт, fs =38 300 фунт!дюйм2 и fc=1375 фунт/дюйм2.
Если мы пренебрежем влиянием пригрузки (площадь 4 на рис. 16.49), то по-
лучим fs =30000 фунт!дюйм2 и /с=1100 фунт/дюйм2. Очевидно, фактические
величины этих напряжений будут несколько выше, так как усилие в анкере
более длинного шпунта, забитого на глубоководном участке (правая сторона
рис. 16.20), Лр=5330 фунтов на 1 фут. Поэтому на короткий шпунт вблизи
уровня размещения анкера будет действовать некоторое пассивное давление.
Если мы выберем для анкера тяги диаметром 13/4 дюйма с площадью се-
чения Л5=2,405 дюйма2 при учете винтовой нарезки на их концах, то при раз-
мещении тяг на расстоянии между их центрами 8 футов напряжения в тягах
будут равны:
5330-8
fs = ——- = 17 700 фунт[дюйм2.
2405
16.5. Проверить величины, приведенные в табл. 16.1, с помощью различ-
ных методов расчета, которые использованы при ее составлении, при нагруз-
ке, указанной на рис. 16.22.
16.6. Проверить с учетом рекомендаций по проектированию, приведенных
в п. 16.14, напряжение в бетонном шпунте применительно к рис. 16.31.
Ответ. Деревянные сваи под разгрузочной платформой воспринимают
всю вертикальную нагрузку и горизонтальное усилие в уровне платформы. Од-
нако нельзя полностью рассчитывать на то, что они приведут к уменьшению
588
бокового, давления на шпунтовую стенку, так как даже самое незначительное
просачивание песка через щели между отдельными бетонными шпунтовыми
сваями, очевидно, вызовет его перемещение у деревянных свай, что, возможно,
приведет к развитию полного активного бокового давления на стенку. Поэтому
при решении задачи должна использоваться эпюра давления, приведенная на
рис. 16.50, даже если она отвечает наиболее неблагоприятным предположениям.
В соответствии с выражением (16.20) при а=0
КА =0,33-0,9 = 0,3
и из выражения (16.21)
р = 62-42-0,3 = 782 фунт/фут*.
Полное боковое давление
Е = 1 /2 (782-42) = 16 400 фунтов.
Максимальный положительный изгибающий момент от нагрузки по тре-
угольнику составляет: М=0,128 • 16 400 • 42=88 200 футо-фунтов=1 058 000 дюй-
мо-фунтов на 1 фут действительной ширины стенки или 1 058000 (22/19) =
= 1 225 000 дюймо-фунтов на 1 фут эффективной ширины стенки.
Рис. 16.51
Принимая d'=2,5 дюйма, d=26—2,5=23,5 дюйма и d'/^=0,106, получим
= Xs, = 4-1,252-12/22 = 3,41 дюйм* на 1 фут эффективной ширины;
Р = Р'=1Й-5 = 0'°121-
Если п=15; ргг=р'п=0,181.
При d'/d=Q,\ получим £=0,365; /=0,888;
1 225 000
fs = -----------— = 17 200 фунт/дюйм*-,
's 3,41.0,888-23,5
17 200-0,365 ' Л ,
fc = .С Л сое = 660 фунт1дюимг.
lo-U,ooo
Следовательно, исходя из рекомендаций, приведенных в п. 16.14, можно
признать, что бетонный шпунт спроектирован с чрезмерным запасом.
16.7. Проверить в соответствии с эпюрой бокового давления грунта, кото-
рая приведена на рис. 16.51, а, предполагаемые величины напряжений в же-
лезобетонной шпунтовой стенке, показанной на рис. 16.32. Учитывая схемы,
589
показанные на рис. 16.51, бив, определить усилия, воспринимаемые свайным
основанием под разгрузочной платформой.
Ответ. Предположим, что объемный вес обратной засыпки, расположен-
ной выше платформы, равен 120 фунт{фу и что объемный вес железобетона
разгрузочной платформы равен 150 фунт {фут2. В этом случае получим для
вертикального усилия на шпунтовую стенку jRs=7050 фунтов на 1 фут шири-
ны, а на две анкерные сваи Rp =17 700 фунтов на 1 фут.
При учете пригрузки, равной 200 фунт)фут2, эти величины возрастут со-
ответственно до 8500 и 21 500 фунт {фут.
Из выражения (16.20) при а=0 Кд =0,3, а из выражения (16.21) опре-
делятся значения:
Pi = 0,3* 115-1 =35 фунт {фут2-,
р2 = 0,3»62«33,1 = 615 фунт[фут2.
Характеристика слоя твердой глины, расположенной ниже уровня —33,1 фу-
та, не была оценена количественно. Поэтому в основу решения задачи были
положены неблагоприятные предположения о том, что точка перегиба С рас-
полагается в уровне кровли известняка и что глинистый грунт, как это пока-
зано на рис. 16.51, а, будет развивать на шпунтовую стенку некоторое актив-
ное боковое давление. С учетом этих допущений были определены: усилие в
анкерной тяге 7?л=5530 фунт [фут-, расстояние ниже уровня воды до точки,
где перерезывающая сила равна нулю, а изгибающий момент достигает мак-
симальной величины, х=22,7 фута; изгибающий момент для свободно опертой
балки в этой точке Л1= 1050 000 дюймо-фунт/фут. Так как шпунтовая стенка
образует с разгрузочной платформой одно целое, допустимо предположить
существование частичного защемления ее верхнего конца и снизить приведен-
ную выше величину изгибающего момента путем ее умножения на величину
отношения 8/12 коэффициентов при формулах для моментов, что даст для
расчета ЛГ=700 000 дюймо-фунтов на 1 фут ширины стенки. При осевом уси-
лии на шпунтовую стенку N, равном Rs, эксцентрицитет составит e=M[N=.
=700 000/7050=99,4 дюйма. Принимая d' = l,7 дюйма, получим d=D—d'=
= 15,7—1,7=14 дюймов. Площадь сечения арматуры, работающей на сжатие,
составит на 1 фут ширины =1,39 дюйм2 и на растяжение Л^=2,11 дюйм2.
Используя приведенные выше значения, получим kd=5,9 дюйма. Подстав-
ляя эту величину, определим растягивающее напряжение в арматуре fs =
=25 000 фунтов {дюйм2 и сжимающее напряжение в бетоне fc —
= 1215 фунт/дюйм2. Обе величины являются допустимыми (см. п. 16.14).
График, приведенный на рис. 16.51,6, подлежит использованию для опре-
деления горизонтального усилия, действующего на разгрузочную платформу.
Влияние пригрузки, расположенной на поверхности грунта вне разгрузочной
платформы; выражается площадью 8. При Кл=0,3 получим р3=ЗОО фунт {фут2,
Р4-Р2=615 фунт[фут2, рsh=0,3 200=60 фунт[фут2 и Я'л = 10 950 фунт{фут.
Полная величина горизонтального усилия R' А будет использоваться при
анализе условий работы наклонных свай. Однако одновременно не будет сов-
сем учтена пригрузка на платформу, и величина вертикальной нагрузки будет
составлять: Rp= 17 700 фунт {фут.
Для дальнейшего расчета используется графический прием, иллюстрируе-
мый рис. 16.51,г. Если мы предположим, что на сваи действует только верти-
кальная нагрузка Rp, то обе наклонные сваи будут воспринимать одинако-
вые сжимающие усилия, равные в масштабе отрезкам ad и de, каждый из ко-
торых соответствует 9200 фунтам на 1 фут ширины стенки. Аналогично, если
бы на платформу воздействовала только горизонтальная сила R'а, то обе сваи
воспринимали бы одинаковые усилия в 17000 фунт[фут, но с противополож-
ным знаком; ае — сжатие и eb — растяжение. Одновременное воздействие на
сваи сил Rp и R'А может быть определено, как это показано на рис. 16.51, г,
алгебраическим суммированием их отдельных составляющих. Сжимающее
усилие на сваю возрастет при этом до С= 17 000+9200=26 200 фунт{фут,
590
а растягивающее сократится до Т=17 000—9200 = 7800 фунт!фут, или до 30%
соответствующей сжимающей нагрузки.
Полученные величины отвечают допустимой пропорции, так как сваи мо-
гут воспринимать при растяжении только часть нагрузки, которую они выдер-
живают при сжатии (см. п. 15.3). В этой связи следует отметить, что высот-
ное положение разгрузочной платформы может быть изменено с целью дости-
жения желаемого соотношения в сваях между усилиями сжатия и растяжения.
При использовании заранее изготовленных железобетонных свай, способ-
ных при сжатии воспринимать нагрузку 40 т на одну сваю (см. п. 15.6), рас-
стояние между ними может быть принято равным: 80 000/26 200=3,05 фута.
Так как сечения свай будут представлять со-
бой квадрат со стороной по меньшей мере
16 дюймов, свободное расстояние между ними
составит только 20 дюймов. Часть разности
между площадями эпюр бокового давления,
приведенных на рис. 16.51, а и б, будет пере-
даваться через касательные напряжения на
твердую глину и скалу по низу разреза. Одна-
ко часть ее будет все же восприниматься за
счет изгиба работающих на растяжение близ-
корасположенных наклонных свай.
До сих пор еще не разработано никакого
надежного способа оценки относительного
значения этой второй составляющей нагруз-
ки; ею зачастую пренебрегают в надежде, что
нарушение устойчивости будет предотвращено
Рис. 16.52
за счет высоких коэффициентов запаса его конструктивных элементов. Поэто-
му желательно усиленное армирование свай, работающих на растяжение (Т).
16.8. Проверить в соответствии с эпюрой бокового давления грунта, при-
веденной на рис. 16.52, величины напряжений, ожидаемых в стальной шпунто-
вой стенке; показанной на рис. 16.33.
Ответ. В соответствии с указаниями п. 16.14 и рис. 16.23 примем Кд =
=0,5 и d=Q. Объемный вес мягкой пластичной глины во взвешенном состоя-
нии примем равным 50 фун.т]фут\ Тогда
р± = 0,5-50.36,8 = 920 фунт!фут?.
Влияние запаздывания уровней воды при приливно-отливной деятельно-
сти (см. п. 16.8) учитываем путем построения на эпюре давлений по рис. 16.52
участков площади 2 и 3, где
р2 = 1 -2,3*62,4 = 143 фунт/фут\
Взяв моменты относительно точки С, получим боковое осевое усилие на
разгрузочную платформу /?А=8180 фунтов на 1 фут ширины стенки. В шпун-
товой стенке перерезывающая сила будет равна нулю на расстоянии х=20,8
фута от верхней опоры. На этом уровне будет действовать максимальный по
своей величине изгибающий момент Af=l 255 000 дюймо-фунтов на 1 фут ши-
рины стенки.
Стальной шпунт Круппа профиля № III, который использовался на этом
объекте, имеет момент сопротивления 30,9 дюйма3 на 1 фут стенки. Следо-
вательно, если стальная шпунтовая стенка будет одна воспринимать полное
боковое давление глины, то при изгибе в ней возникнут чрезмерно высокие
напряжения:
fs = l 255 000/30,9 = 40 600 фунт {дюйм?.
Несомненно, что в восприятии бокового давления, развиваемого мягкой
глиной, наряду со стальной шпунтовой стенкой будет участвовать часть дере-
вянных свай, расположенных под разгрузочной платформой. Поэтому жела-
тельно распределить полный максимальный изгибающий момент между этими
конструктивными элементами пропорционально их относительной жесткости,
определяемой значениями EI при их равной длине L.
591
При значении модуля Юнга для стали Es =29 500 000 фунт{дюйм2 и мо-
менте инерции шпунта Is = 147 дюйм2 жесткость стальных шпунтовых свай
равна: £s/s=4,34 • 109 фунт-дюйм2. Для дерева мы можем принять £w =
= 1 000 000 фунт{дюйм2. В пределах вероятной призмы скольжения в глинистой
толще располагаются по меньшей мере четыре деревянных сваи из каждого
ряда. Эти сваи будут как минимум участвовать в восприятии бокового дав-
ления, развиваемого глиной. Принимая средний диаметр свай равным 12 дюй-
мам и расстояние между их рядами 3 футам, получим следующее среднее
значение момента инерции работающих таким образом свай на 1 фут шири-
ны стенки:
124 4
= л — . — = 1,01 дюйм4,
64 3
а
EWIW = 1,35«109 фунгп’дюйм?.
При этом условии шпунтовая стенка будет воспринимать следующую
часть общего бокового усилия:
Поэтому напряжения при изгибе шпунтовой стенки следует уменьшить до
30 000 фунт!дюйм2\ это значение высокое, но сопоставимое с предельной ве-
личиной.
16.9. Определить величину коэффициента запаса устойчивости подстила-
ющего пласта жесткой глины при глубине заделки шпунтовой стенки, пока-
занной на рис. 16.33.
Ответ. Исходя из рис. 16.33 полное боковое давление грунта £, равное
сумме площадей /, 2 и 3 эпюры давления, приведенной на рис. 16.52, составит
22 060 фунтов на 1 фут ширины стенки. Усилие, передаваемое на жесткую гли-
ну ниже «линии дна», Rb =Е—/?д = 13 800 фунт {фут.
Общая глубина заделки составляет: £=60,8—39,4=21,4 фута. Глина име-
ет прочность на сжатие при одноосном напряженном состоянии qu = \ т!фут2=
=2000 фунт!фут2 и ее действующее предельное пассивное сопротивление будет
равно:
qu — pi — р2 = 2000 — 920 — 143 = 937 фунтIфут2.
Полное предельное сопротивление составляет 937-21,4=20100 фунт!фут.
Коэффициент запаса при этом будет равен: Fs=20 100/13 880=1,45.
ГЛАВА 17
НЕКОТОРЫЕ ВОПРОСЫ
ПРИЛОЖЕНИЯ
ИНЖЕНЕРНОГО
ГРУНТОВЕДЕНИЯ
К ПЛОТИНОСТРОЕНИЮ
17.1. Типы плотин и принципы, определяющие их выбор. Пло-
тины могут возводиться из дерева, стали, бетона или каменной
наброски и грунта. Для того чтобы успешно отвечать своему на-
значению, плотина должна быть спроектирована с учетом не-
обходимости предотвращения значительной или представляющей
опасность фильтрации как через тело самой плотины, так и че-
рез грунт или скалу, залегающие по ее бортам и в основании.
Вместе с тем давление, создаваемое плотиной на ее основание,
должно исключать возможность нарушения устойчивости осно-
вания в результате сдвига или его чрезмерную осадку и дефор-
мацию, способные вызвать повреждение самой плотины и, сле-
довательно, ставить под вопрос самое ее существование.
Отсюда следует, что бетонные плотины наиболее пригодны
для возведения на участках, где их основанием будут служить
прочные и водонепроницаемые породы, т. е. предпочтительно
здоровые скальные породы. Это ограничение не распространяет-
ся на земляные плотины, так как благодаря их значительному
развитию в плане давление, которое они передают на основание,
распределяется на большую площадь. По этой же причине в свя-
зи со значительным удлинением путей фильтрации фильтрацион-
ные потери в основании земляных плотин становятся менее ощу-
тимыми. Уменьшается при этом и опасность нарушения фильтра-
ционной устойчивости грунтов в их основании. Самое тело
земляной плотины может без особых затруднений приспосабли-
ваться к такой деформации ее основания, которая неизбежно
привела бы к повреждению сооружений из гораздо более хруп-
кого бетона.
Деревянные плотины устраивают редко и то лишь в качестве
небольших и временных сооружений. Сталь же используется
в плотиностроении как материал, не играющий основной роли.
Важное значение при выборе, типа плотины имеет характер
материала, имеющегося на месте предполагаемого ее возведе-
ния. Так, плотины из каменной наброски (Галловей, 1939 г.)
предпочтительны в отдаленных горных долинах, где имеется
весьма мало или вовсе отсутствует грунт, пригодный для соору-
жения земляных плотин. Каменная наброска обеспечивает кон-
структивную устойчивость плотины; ее водонепроницаемость
593
достигается с помощью экрана, укладываемого на верховой от-
кос. Для этой цели наиболее подходящим является покрытие из
уплотненной укаткой глины (Пекворс, 1939). Однако в некото-
рых случаях, когда в близлежащих районах отсутствует подхо-
дящий для этой цели грунт, применяют экраны, изготовленные
из железобетона, стали или дерева.
Факторы, определяющие выбор между насыпными, возводи-
мыми насухо с укаткой, и намывными земляными плотинами
рассматриваются в пп. 17.3 и 17.4.
17.2. Некоторые причины аварий плотин. X. В. Хинкли в своей
работе (1944 г.), посвященной анализу причин аварий некоторых
плотин раннего периода, сказал: «Что хорошего в ошибках дру-
гих, если мы не вынесем из них пользы для себя?».
Из аварий, имевших место в прошлом, можно извлечь мно-
гое, что полезно для практики последующего проектирования.
Это положение справедливо для всех областей, связанных с ин-
женерным использованием грунта, но особенно — для плотино-
строения.
Первое требование, выполнение которого обеспечивает воз-
можность удовлетворительной работы любой плотины, состоит
в том, что она должна возводиться на участке, геологические
условия которого позволяют избежать утечки воды из водохра-
нилища, образуемого плотиной. Как было показано на рис. 12.2
и 12,3, а также при соответствующих разъяснениях, приведенных
в п. 12.2, это требование может оказаться неудовлетворительным
при возведении плотин в области распространения закарстован-
ных известняков. Интенсивная цементация может при таких ус-
ловиях явиться возможной защитной мерой. Цементация успеш-
но применялась администрацией долины Теннеси.
Возможность больших потерь на фильтрацию из водохрани-
лища не ограничивается только районами распространения таких
известняков, как это видно из следующего отрывка из письма,
адресованного автору Эдвином Б. Экелем, руководителем отде-
ла инженерной геологии геологической службы Соединенных
Штатов.
Плотина Лоун Пайн в Шоу Лоу Крике, графство Навайо, шт. Аризона, яв-
ляется ярким примером неудачи, связанной с неожиданной утечкой воды через
дно водохранилища. Плотина смешанного типа (укатанная земляная пло-
тина и каменная наброска) длиной 700 футов, высотой 100 футов была по-
строена в 1935—1936 гг. и предназначалась для создания водохранилища на
площади 330 акров 1 с емкостью 11 000 акро-футов. Ее строительство финанси-
ровалось администрацией общественных работ. Вскоре после начала запол-
нения водохранилища по его дну и бортам обнаружились многочисленные
течи. Все усилия прекратить их оказались неэффективными, и потеря воды на
фильтрацию была настолько велика, что не удовлетворялись даже потребно-
сти в воде для целей ирригации.
Геологическое обследование, проведенное после неудачи с заполнением
этого водохранилища, показало, что утечка из него воды происходила через
1 1 акр равен 43 560 фут2.
594
зияющие трещины растяжения в массиве коренной породы, представленной
песчаником. Эти трещины весьма характерны для некоторой части весьма
большой территории в северовосточной части Аризоны. На площади водохра-
нилища трещины в коренной породе, которые, несомненно, простирались в глу-
бину на несколько сотен футов, были полностью скрыты под покровом почвен-
ного горизонта или другого грунта. Напор воды в водохранилище был доста-
точным, чтобы промыть эти трещины. Вследствие этого вся вода из
водохранилища ушла через трещины и в основном пополнила здесь запасы
грунтовых вод.
После исследования геологического обследования мною в 1939 г. района
водохранилища я пришел к выводу, что при обычных исследованиях, прово-
димых для таких небольших плотин, как Лоун Пайн, если эти исследования
ограничиваются только участками плотины и связанного с ней водохранили-
ща, весьма возможно пропустить трещины или не придать им должного зна-
чения. Однако неудача с этим водохранилищем служит великолепным уроком,
Рис. 17.1. Разрез по природной гряде по створу, уда-
ленному на 6000 футов от бетонной плотины Седар
Крик. Зона размыва А А отвечает рис. 17.2
1 — озерные отложения; 2 — бетонная плотина; 3 — направ-
ление фильтрационного потока через дамбу в современных
условиях; 4 — флювиогляциальные отложения (гравий);
5 — направление движения талых вод в период образования
гряды из морены древнего оледенения; 6 — ледниковый тилль
и валунная глина; 7 — дно долины доледниковой эпохи
который говорит о необходимости составления еще До начала строительных
работ региональных геологических карт. Имея надлежащие геологические
карты этого района, почти наверняка можно было бы предвидеть опасные
последствия наличия здесь зияющих трещин растяжения.
Таким образом, оказывается, что систематическое региональ-
ное изучение в инженерной геологии настолько же важно, как
и в инженерном грунтоведении.
Изучение района с точки зрения инженерной геологии и грун-
товедения должно распространяться значительно шире участка
собственно плотины и не только на дно, но также и на естест-
венные борта водохранилища на всем его протяжении. Пренеб-
режение этим обстоятельством может привести к тяжелым по-
следствиям, иллюстрируемым рис. 17.1 и 17.2. Эти рисунки
помимо всего прочего свидетельствуют о возможности сущест-
вования в районах древнего оледенения весьма причудливых
форм напластования грунта (см. п. 2.7). В тот период лед дви-
гался вверх по долине, образовав поперек ее моренную гряду.
По мере роста гряды уровень оз. Седар, расположенного выше
595
языка ледника, возрос от показанного для предшествующего
времени цифрами I—/ до уровня II—II. Этот уровень сохранял-
ся до постройки бетонной плотины, перегородившей послеледнико-
вую долину, обозначенную на рис. 17.1 пунктирной линией В—В.
Долина образовалась вследствие размыва моренной гряды Се-
дар-Крик, в которую сбрасывались воды из оз. Седар.
Возведение бетонной плотины вызвало подъем воды в озере
до уровня III—III и обводнение значительно выше линии В—В
Рис. 17,2. Прорыв естественной гряды, примыкающей к бетонной пло-
тине Седар Крик (1918 г.)
толщи флювиогляциальных гравелистых отложений, слагавших
ядро моренного вала, связанного с плотиной. Вода не имела вы-
хода из толщи гравия, так как низовой откос моренной гряды
был покрыт слоем ледникового тилля и валунной глины с пере-
менной мощностью. Согласно сообщению Дж. Гувера Макина
(1941 г.), это обстоятельство явилось вероятной причиной ава-
рии. Давление воды на внешний водонепроницаемый покровный
слой постепенно возрастало, пока не произошел ее прорыв в од-
ной наиболее слабой зоне. Возникшие отсюда последствия усмат-
риваются из рис. 17.2. Приблизительно за 1 ч из гряды было
вынесено более 1 млн. ярд3 обломочных продуктов. При этом
на склоне гряды образовался амфитеатрообразный кратер на ее
откосе (на рис. 17.1 обозначен линией АА). Было установлено,
что его борта сложены слоистым гравием, в то время как в тол-
ще тилля поток образовал узкую промоину с крутыми бортами,
различимую на рис. 17.2. Поток воды, который обрушился в до-
596
л ину через этот амфитеатр, снес железнодорожные пути, лесо-
пилку и дома небольшой деревни. Сток через этот проран умень-
шался весьма быстро и продолжался при малом расходе в тече-
ние нескольких месяцев до тех пор, пока не снизился существенно
уровень воды в оз. Седар.
Рис. 17.3. Плотина Сент Френеиз до разрушения (снимок 1926 г.)
Тонкие горизонтально залегающие водоносные прослои ха-
рактеризуются другой важной геологической особенностью. При
недостаточном к ним внимании возникающее взвешивающее
противодавление в таких прослоях может существенно умень-
шить сопротивление сдвигу по контуру прослоев за счет внут-
реннего трения в низовом конце подошвы плотины и вызвать
аварию. Геологи могут обнаружить такие особенности строения
грунтовой толщи скорее, чем инженеры. Пренебрежение проти-
водавлением явилось причиной разрушения в 1911 г. бетонной
плотины Остин, шт. Пенсильвания, унесшего свыше 100 жизней.
Опасность таких катастроф может быть снята заложением в
надлежащем месте дренажных скважин, разгружающих проти-
водавление (см. п. 17.7). Плотина была возведена на толще пе-
ремежающихся пластов песчаника и глинистого сланца, и ни-
каких мер по снятию избыточного противодавления принято не
было.
Однако одни геологические исследования без проведения опы-
тов по изучению механических свойств скальных пород и грун-
тов могут оказаться недостаточными. К каким катастрофическим
597
последствиям может привести наличие в основании под плотиной
слабой породы, показывают рис. 17.3 и 17.4, характеризующие
положение до и после аварии.
Согласно официальному отчету о разрушении плотины Сент
Френсиз высотой 205 футов, причиной аварии было недостаточно
надежное основание плотины. Восточная часть плотины была
возведена на слюдистом
Рис. 17.4. Плотина Сент Френсиз после
разрушения
сланце, а западная — на
красноватом конгломерате,
который терял прочность
при замачивании. Такое
свойство конгломератов бы-
ло, по-видимому, установле-
но только после аварии. Оба
береговых крыла плотины
неожиданно обрушились.
Внезапно возникшим при
прорыве бьефа потоком ог-
ромные бетонные глыбы раз-
мером 50—100 футов были
унесены от створа сооруже-
ния вниз по течению на рас-
стояние в полмили. Прорыв
плотины привел к большим
бедствиям в нижнем бьефе.
263 человека утонуло и 200
пропало без вести.
В ряде случаев возника-
ют аварии земляных пло-
тин в связи с недостаточ-
ной прочностью грунтов в
их основании. Обычно та-
кие аварии происходят в период строительства и выражаются
в обрушении одного из откосов плотины в виде оползня по не-
которой кривой скольжения (см. п. 8.7). Было установлено, что,
как правило, обрушению откосов земляных плотин в наиболь-
шей степени способствует наличие в их основании водонасыщен-
ных глинистых грунтов. Аварии плотины Чингфорд в Англии
(Скемптон, 1943) и Маршалл Крик в Соединенных Штатах свя-
заны именно с этим обстоятельством. Уполаживание откосов
этой плотины в порядке ее реконструкции оказалось в этом пла-
не эффективным мероприятием (см. п. 8.12). Рис. 8.11 и данные,
приведенные в пп. 8.10 и 8.11, свидетельствуют об аварии круп-
ной земляной плотины, возведенной намывом. Эта авария про-
изошла, по-видимому, в результате сочетания двух причин: об-
рушения откоса в связи со сдвигом по слабому глинистому про-
слою и оплыва рыхло намытого песка в условиях его полного
разжижения.
598
Наиболее частые случаи аварии земляных плотин связыва-
ются с недостаточной пропускной способностью водосбросов.
При этом условии исключительное значение приобретают тща-
тельные гидрологические исследования по изучению атмосфер-
ных осадков и максимального стока всех притоков реки.
При переливе воды с большой скоростью через гребень земляной
плотины она не может сопротивляться размыву. В силу этого,
если уровень воды в водотоке превысит высоту земляной пло-
тины, она, безусловно, будет выведена из строя. Поэтому водо-
сбросы должны проектироваться с достаточным запасом исходя
из необходимости пропуска наибольшего вероятного паводка.
Водосбросы возводятся из бетона и располагаются обычно в про-
рези в толще естественных пород близ места сопряжения плоти-
ны с одним из берегов (см. п. 17.6). Наиболее тяжелая из из-
вестных аварий земляных плотин, сопровождавшаяся катастро-
фическими последствиями, была вызвана именно недостаточной
пропускной способностью водосброса и переливом воды через
гребень (плотина Саут Форк в Пенсильвании). При прорыве
этой плотины бурный поток, устремившись вниз по долине, снес
все на своем пути. Этот случай известен под названием джон-
стаунского наводнения, так как в наибольшей степени пострадал
район г. Джонстауна. При этой аварии погибло 2280 человек
и 1675 едва избежали гибели. Громадным был и материальный
ущерб.
Заиление водохранилища может вызвать увеличение давле-
ния на плотину и со стороны верхнего бьефа против обычно при-
нимаемого при проектировании гидростатического. При малом
запасе устойчивости такое увеличение давления может предста-
вить для бетонных плотин существенную опасность. С этой при-
чиной была связана авария одной из крупных плотин (Аустин
Дэм, Оклахома, США). Увеличение давления на плотину в свя-
зи, с наносами может быть принято при проектировании равным
половине веса осевшего ила во взвешенном состоянии (см. п.
16.2)*.
Саутворт описывает трудности, возникшие в период строи-
тельства плотины Матилия из-за недостаточного предваритель-
ного изучения геологии района ее возведения. Инженер, кото-
рый пренебрег выполнением этих исследований, был привлечен,
к суду I
17.3. Возведение плотин намывом. В качестве примера, иллю-
стрирующего способ производства работ по возведению земля-
ных плотин гидравлическим способом, обратимся к краткому
описанию строительства плотины Сардис высотой 95 футов, воз-
веденной Инженерным ведомством Соединенных Штатов на
* Описание многих других аварий плотин можно найти в работе Bryan
Kirk. Geology of Reservoir and Dam Sites. U. S. Geol. Survey, WSP, 597.
’Southworth J. S. The Geological Aspects of the Matilija Dam Cont-
roversy. The Mines Magazine, Sept, 1949.
.599
одном из притоков р. Миссисипи. На рис. 17.5 приведено попереч-
ное сечение плотины, а на рис. 17.6—ее план. Методы строитель-
ного производства, используемые для возведения плотин намы-
вом, иллюстрируются схемой (рис. 17.7) и фотографиями (рис.
17.8—17.10).
Прежде всего с помощью земснаряда, подобного используе-
мому для подводного землечерпания (см. п. 14.10), устраивается
12
\ *282,0 28
~2У15 V ~
6"t
г 5
? 235,0 Pfi
1000 100 (руты '1
Рис. 17.5. Поперечный разрез намывной плотины Сардпс
1 — природная поверхность грунта; 2 — уровень грунта после съема покровных отложений;
3 — ядро; 4 — боковые призмы; 5 — подошва водоупорного слоя; 6 — дренажная система
в пяте низовой призмы; 7 — посев трав и (или) покрытие из дерна по почвенному слою
толщиной 12 дюймов; 8 — верхняя часть плотины из укатанного грунта; 9 — ось плотины:
10 — каменная наброска толщиной 3 фута по слою гравия в 12 дюймов; 11 — отметка
гребня плотины; 12 — отметка порога водосброса; /Л — уровень при сработанном водо-
хранилище
Рис 17.6. План плотины Сардис
1 — водослив; 2 — карьер; 3 — подъездная дорога; 4 — замыв русла; 5 — водосбросное
сооружение; 6 — насыпь, выполненная намывом; 7 —территория резервации США
Рис. 17.7. Схема возведения намывной плотины на этапе,
показанном на рис. 17.8
1 — песчаная боковая призма; 2 — отметка уровня воды в прудке; 3 — ядро
из пылевато-глинистого материала; 4 — трубопровод (пульповод)
600
прорезь от реки к карьеру. Пульпа (смесь воды и грунта) после
рыхления грунта в природной залежи фрезой забирается всасы-
вающим патрубком земснаряда и перекачивается по трубам
иногда на расстояние в несколько миль к месту возведения пло-
тины. Трубопровод (пульповод) прокладывается по обеим сто-
ронам плотины, как показано на рис. 17.8. По низу трубопрово-
да на взаимном расстоянии порядка 10 футов предусматривают-
Рис. 17.8. Плотина Сардис, построенная Инженерным ведомством
Соединенных Штатов, в период возведения. Общий вид пульповодов
(по Чеботареву, 1939 г.)
Рис. 17.9. Пульповод и верховой откос плотины Сардис крупным
планом (по Чеботареву)
39—277
601
ся выпуски, которые могут открываться или закрываться вруч-
ную с помощью металлических задвижек. Обычно подача пуль-
пы производится не более чем через 3—4 выпуска, которые для
этого открываются на одно и то же время (см. рис. 17.10). Та-
ким образом, подача пульпы на карты намыва может произво-
диться из любой точки трубопровода, находящегося на плотине.
Трубопроводы размещаются таким образом, чтобы пульпа от
трубопровода стекала к осевой линии плотины. В непосредствен-
ном соседстве с трубопроводом из пульпы будут откладываться
Рис. 17.10. Выпуск пульпы из трубопровода при восстановительных
работах, производимых Инженерным ведомством Соединенных Шта-
тов после оползня на плотине Форт Пек (по Чеботареву)
как более тяжелые песчаные частицы, образуя проницаемые
боковые или упорные призмы. Более мелкие частицы грунта —
пыль и глина, входящие в состав пульпы, стекают к расположен-
ному в центре плотины прудку, где они осаждаются, образуя не-
проницаемое ядро плотины. Мельчайшие частицы коллоидной
глины способны оставаться в воде прудка во взвешенном состоя-
нии длительное время и при современных способах работ обыч-
но откачиваются из прудка вместе с водой с помощью неболь-
шого насоса, смонтированного на плоту в прудке (см. рис. 17.8).
Водопроницаемость ядра плотины, сложенного в основном из пы-
леватых частиц, весьма мала; фильтрационный расход через те-
ло плотины при этом условии незначителен даже и без отложе-
ния мельчайших частиц коллоидного размера в составе ядра.
В то же время скорость консолидации и, следовательно, скорость
повышения сопротивления грунта сдвигу в ядре при удалении
из его состава этих частиц резко возрастают. Во избежание ог-
602
ложения в ядре прослоев песка, которые могут привести к обра-
зованию в нем нежелательных и даже опасных «сквозных труб»
с большой водопроницаемостью пульпа в прудке периодически
взмучивается грейфером (см. рис. 17.8).
Когда укладываемый в тело сооружения песок достигнет
уровня расположения трубопровода, устанавливается новая вре-1 *
менная опорная эстакада. Трубопровод демонтируется и пере*
кладывается на вновь возведенную эстакаду с повышенным
уровнем. Этот этап отражен на рис. 17.9. Таким образом, тру^
бопровод, как это показано на рис. 17.7, последовательными эта-
пами поднимается с начального уровня /—I на уровень V—V
и далее, вплоть до завершения работ по возведению сооружения.
На первом этапе при возведении небольшой дамбы для обвало-
вания места работ используется бульдозер. Способы защиты вер-
хового откоса земляных сооружений указаны на рис. 8.23.
Намывные плотины могут возводиться в любую погоду, и в
этом отношении они имеют значительное преимущество перед на-
сыпными. Однако сам характер процесса намыва, как описыва-
лось выше, ограничивает его применение при возведении земля-
ных плотин наличием в районе сооружения пригодных для намы-
ва грунтов (пылеватые и отчасти глинистые пески)1. При таких
грунтах намыв представляет собой весьма производительный
и относительно дешевый способ транспортировки и укладки в со-
оружения больших масс грунта.
Плотина Форт Пек была построена намывом с укладкой в нее
около 100 млн. ярд3 грунта; таким образом, она представляет
собой одно из самых крупных искусственных сооружений такого
рода.
Существенным недостатком гидравлического способа возве-
дения земляных сооружений является то, что песок при намыве
откладывается сравнительно рыхло и потому при определенных
условиях может с переходом в разжиженное состояние полно-
стью терять свою устойчивость и расплываться (см. пп. 8.10
и 8.11). Некоторого уплотнения свежеуложенного песка можно
добиться укаткой его катком на прицепе гусеничного трактора.
17.4. Возведение насыпных плотин. Уплотнение материала
осуществляется в соответствии с общими принципами, рассмот-
ренными в пп. 11.2 и 11.3 (рис. 17.11). Грунт любого состава мо-
жет разрабатываться экскаваторами в карьерах и перевозиться
на любой намеченный участок плотины тяжелыми самосвалами
на пневматическом ходу. Самосвалы способствуют дополнитель-
ному уплотнению грунта в насыпи специальными катками (см.
1 Гидравлический метод возведения земляных сооружений намывом (пло-
тин, дамб, высоких насыпей и т. д.) с преимущественным использованием для
намыва чистого песка, применяемый как в летнее, так и в зимнее время, достиг
в СССР исключительного развития и производительности. Советскими специа-
листами предложены и с успехом применены в большом масштабе некоторые
особые методы намыва, например безэстакадный. (Прим, ред.)
39*
603
рис. 11.4 и 11.6). Стоимость единицы объема насыпной плотины
значительно выше, чем намывной.
Грунт в теле сооружения по причинам, рассмотренным в п.
17.6, должен укатываться при его влажности по меньшей мере
на 2% ниже оптимальной. Дополнительное увлажнение грунта
при недостаточной его влажности можно производить или на
месте его укладки (см. рис. 11.5), или с помощью механических
Рис. 17.11. Карьер для возведения насыпной плотины (по Чеботареву)
разбрызгивателей (спринклеров) в естественных условиях зале-
гания грунта в карьере. В период обложных дождей работы по
возведению плотин прекращают.
Следует проявлять заботу о том, чтобы на низовом откосе
плотины не был уложен грунт с пониженной водопроницае-
мостью. В противном случае не исключается возможность ава-
рии, подобной показанной на рис. 17.1 и 17.2.
Центральная часть плотины (ядро) обычно возводится из гли-
нистых грунтов с низкой фильтрационной способностью (глины).
В некоторых случаях на верховом откосе плотин используют эк-
раны. Необходимо считаться с тем, что глинистые экраны могут
быть повреждены землеройками. Не исключена также возмож-
ность потери устойчивости экрана и его сползания по откосу или
обрушения по круглоцилиндрической поверхности при неожи-
данной сработке, т. е. при быстром понижении уровня воды
н верхнем бьефе (см. п. 8.10). Чтобы предотвратить такое пов-
реждение экрана, может потребоваться использование более по-
логих верховых откосов плотин.
Во всех случаях очень важно проводить надлежащий непре-
рывный полевой контроль за плотностью и влажностью грунта,
604
укладываемого в насыпь. Методы такого контроля описаны в п.
11.6.
На рис. 17.12 и 17.13 приводятся поперечные сечения двух
насыпных плотин, построенных Бюро мелиорации Соединенных
Штатов. Плотина Дир Крик (рис. 17.12) возведена несколько
позднее (1939 г.), когда уже укоренилась практика тщательного
подбора грунтов для укладки и полевого контроля.
О 100 200 300 фиты
। 1 । । 1
Рис. 17.12. Поперечный разрез насыпной укатанной плотины Диэр Крик,
построенной в 1937 г. Бюро мелиорации Соединенных Штатов. Выемка под
зуб достигает скальной породы. Объем тела плотины 2 195 000 ярд3
/ — укрепление камнем слоем 3 фута; 2 — подобранный грунт повышенного качества;
3 — каменная наброска; 4 — глина, песок и гравий, укатанные слоями 6"; 5 — извест-
^Шонилище шистью
’• ъзбооо ацро-рутов
няк; 6 — песок,
Ж
гравий и валуны
&50Н°
h 2186i 5
g 100 ТОО 300 {руты
Рис. 17.13. Поперечный разрез насыпной укатанной плотины Кли
Элам, построенной Бюро мелиорации Соединенных Штатов в 1931 г.
на мощной толще осадочных отложений. Объем тела плотины
1 365 000 ярд3
1 — гравий слоем 12"; 2 — крепление камнем слоем 2V2 фута по гравию слоем
12"; 3 — грунт, увлажненный и укатанный слоями 8"; 4 — гравий и галька;
5 — упорная призма; б — глина, песок, гравий и валуны; 7 — каменная наброска
Относительно более водонепроницаемый грунт в описывае-
мом случае укладывался в зону /. Зернистый материал исполь-
зовался для низовой призмы II. Водонепроницаемое ядро было
сопряжено с помощью траншеи и зуба из глины со скалой. Бе-
тонная шпонка по низу траншеи заделывалась в скалу и выво-
дилась вверх по бортам каньона. Такое сопряжение делается
для уменьшения опасности фильтрации по поверхности контакта
между естественным грунтом или скалой и укатанным телом пло-
тины, так как эта поверхность контакта всегда является ослаб-
605
ленной. Назначение зуба, как это очевидно, заключается в пре-
дотвращении значительной фильтрации под плотиной. Там, где
траншея закладывается в водоносных песчаных грунтах и где
возможно ее проходить участками (ср. с условиями возведения
перемычек, рис. 16.36), а река временно отводится путем спе-
циально построенных туннелей или другими сооружениями (см.
рис. 17.6), могут быть с успехом применены колодцы (см.
рис. 14.13).
В тех случаях, когда отрывка глубокой траншеи под зуб
практически неосуществима, для сопряжения тела плотины с се
основанием устраивается стальная шпунтовая стенка. Этот спо-
соб был применен при возведении плотины Форт Пек, однако он
оказался недостаточно эффективным (см. п. 17.7). На участках,
где валуны препятствуют забивке шпунта, успешно применялись
с указанной целью кессоны (см. п. 15.14). Этот способ был ис-»
пользован при строительстве плотины Квеббин (1934 г.). Не-
большие железобетонные кессоны опускались последовательно
рядом друг с другом до кровли скалы, залегавшей на глубине
до 100 футов. После их погружения отдельные кессоны соеди-
нялись друг с другом также в условиях подачи сжатого возду-
ха, чтобы создать под плотиной непрерывную стенку, сопряжен-
ную с ядром.
В некоторых случаях скала под плотиной залегает на таких
значительных глубинах, что сопряжение ядра с ней обычными
методами оказывается невозможным. При этом условии возни-
кает необходимость составления проекта плотины с исключени-
ем влияния на ее устойчивость противодавления в связи с филь-
трацией в основании. На рис. 17.13 показана конструкция насып-
ной плотины, возведенной в 1931 г. с учетом этих требований.
17.5. Вопросы устойчивости земляных плотин. Прорыв земля-
ных плотин любого типа в. процессе их эксплуатации приводит
к более тяжелым последствиям, чем аварии сооружений любого
другого вида (см. п. 17.2). Поэтому вопросы устойчивости таких
плотин должны быть всегда предметом особенно тщательных
исследований. Примеры, приведенные в п. 17.2, свидетельствуют
о том, что для обеспечения устойчивости плотин необходимо тща-
тельное изучение как геологической обстановки, так и условий
их строительства. В силу этого при проектировании плотин всех
типов тесное сотрудничество и взаимопонимание между геолога-
ми и инженерами-грунтоведами оказывается еще более важным,
чем при исследовании оснований под сооружения другого вида
(см. п. 12.2).
К области исследований, проводимых инженерами-грунтове-
дами, относятся в основном вопросы, связанные с телом земля-
ных плотин. Они подвергают изучению два основных фактора,
от которых зависит устойчивость и прочность этих сооружений.
Прежде всего должны быть разрешены вопросы обеспечения
надлежащей прочности грунтов в теле самой плотины и в ее ос-
606
новании, достаточной для восприятия сдвигающих напряжений,
которые возникают по любой возможной потенциальной поверх-
ности скольжения. Другими словами, заложение откосов плотин
следует устанавливать в зависимости от характеристик сопро-
тивляемости грунта сдвигу. Второй проблемой, подлежащей рас-
смотрению, является вопрос о фильтрационном режиме соору-
жения и фильтрационных силах, действующих в теле плотины
и в ее основании. При этом следует исходить из необходимости
предотвращения перехода грунта в любой зоне плотины в сос-
тояние плывуна, а также опасности потери плотиной по тем или
другим причинам общей устойчивости.
Степень устойчивости откосов плотин обычно оценивают с по-
мощью шведского метода круглоцилиндрических поверхностей
скольжения, рассмотренного в пп. 8.8 и 8.9. В некоторых случа-
ях интенсивность сдвигающих напряжений, возникающих в теле
плотин, оценивается с помощью методов теории упругости (Юр-
генсон, 1934 г.). При наличии в основании плотины слабых грун-
тов требуется назначать более пологие откосы. В соответствии
с рис. 17.5, 17.12 и 17.13 следует отметить, что, как правило,
заложение откоса должно изменяться по высоте плотины. От-
косы принимаются обычно более крутыми у гребня плотины
и уполаживаются к ее подошве.
Очень важным (особенно для сейсмических районов) с целью
предотвращения аварий, связанных с возможностью разжижения
песка в плотинах (см. п. 8.11), является некоторое его уплотне-
ние в теле сооружения. С другой стороны, возникает вопрос
о значении возможного переуплотнения грунта в теле любых
земляных сооружений при наличии в их основании слабых грун-
тов. Представляется возможным, что такое переуплотнение мо-
жет оказаться вредным, так как сооружение приобретает при
этом некоторую жесткость, которая вызовет перенапряжение со-
оружения при его деформации, связанной с деформацией слабо-
го грунта в основании.
Материал насыпных плотин, подвергаемых укатке, должен
уплотняться при влажности, несколько более низкой, чем опти-
мальная (см. пп. 11.2 и 11.3), так как иначе в плотине может
возникнуть чрезмерное поровое давление. Поэтому большое зна-
чение в этом плане приобретают контрольные наблюдения (см.
п. 17.6), которые в определенных случаях могут указать на не-
обходимость изменения данного варианта проекта. Метод воз-
ведения с проектированием .сооружения «по ходу строительства»
исходя из контрольных наблюдений является частью повседнев-
ной практики бюро мелиорации Соединенных Штатов (Уолкер,
1948 г.). В соответствии с выражением (7.14) развитие чрезмер-
ного порового давления и ведет к снижению в теле насыпной
плотины сопротивляемости грунта сдвигу, определяемой внут-
ренним трением. Оценка возможного значения этого явления
в полусвязных грунтах требует проведения трудоемких испыта-
607
ний в трехосном напряженном состоянии (см. пп. 7.25 и 7.26).
В связных грунтах высокое поровое давление является показа-
телем отсутствия дальнейшей их консолидации и соответствен-
но дальнейшего увеличения плотности и сопротивляемости грун-
та сдвигу (см. п. 7.23).
Вопросы устойчивости намывных плотин в период их возве-
дения (см. п. 17.3) представляют собой специальную проблему.
Боковые или упорные призмы, сложенные зернистым грунтом,
воспринимают боковое, направленное наружу гидростатическое
давление медленно консолидирующегося внутреннего ядра пло-
тины. Решение этой проблемы в аналитической форме было да-,
но Джильбоем (1934 г.). Иногда предпринимаются меры по ус-
корению консолидации глинистого ядра (см. п. 17.3).
В земляных плотинах, находящихся под воздействием филь-
трационных сил, центральная часть плотины возводится из менее
проницаемого грунта или такой грунт укладывается по верхово-
му ее откосу (см. п. 5.3). При этом условии фильтрационные си-
лы в пределах таких зон будут погашаться (см. рис. 5.6, г) на
безопасном расстоянии от низового откоса. Тем самым предот-
вращается опасность перевода здесь грунта в состояние плывуна
(см. п. 5.4) и обеспечивается общая устойчивость низового клина
в условиях достаточной мощности слоя грунта между зоной дей-
ствия фильтрационных сил и низовым откосом. Следует отметить,
что такой метод был использован при возведении обеих плотин,
показанных на рис. 17.12 и 17.13, где грунт был соответствующим
образом подобран и уложен в несколько слоев с прикрытием в
откосе гравия более проницаемой галькой и каменной наброской.
Низовой откос плотины, приведенной на рис. 17.13, в нижней ча-
сти был значительно уположен. Тем самым путь фильтрации под
плотиной был существенно удлинен; одновременно был умень-
шен действующий здесь гидравлический градиент (см. пп. 5.3 и
5.4). Следует отметить, что сопряжение зуба этой плотины со
скалой в данном случае обеспечено не было.
Пологие откосы, свойственные намывным плотинам, хорошо
соответствуют условиям наличия в основании плотин в пределах
значительной глубины толщи фильтрующих грунтов. В этих ус-
ловиях может возникнуть необходимость в использовании до-
полнительных защитных мероприятий (см. рис. 17.5). В данном,
случае подстилающая плотину песчаная толща с большой мощ-
ностью была перекрыта в природных условиях тонким покров-
ным слоем суглинка, т. е. как бы естественным водонепроницае-
мым понуром. Этот понур под большей частью плотины и со
стороны верхнего бьефа находился в ненарушенном состоянии,
за исключением самого верхнего, в последующем снятого слоя
толщиной 6 дюймов, который был значительно ослаблен корня-
ми травы. Плотина была возведена непосредственно по верху это-
го водонепроницаемого слоя, за исключением участка под низо-
вой призмой, где верхний грунт был снят, как это показано на
608
рис. 17.5, вплоть до кровли песчаной толщи и где были уложены
дренажные трубы. Таким образом, для предотвращения возмож-
ности проявления у подошвы низовой призмы чрезмерного про-
тиводавления плотины был применен прием, подобный, но не-
сколько более эффективный, чем тот, который был использован
с помощью более короткой дрены под подошвой модели плоти-
ны, показанной на рис. 5.6, г. Очевидно, что в таких случаях нет
необходимости в специальном подборе материала для обратных
фильтров, так как влияние любой его кольматации будет со вре-
менем компенсироваться благоприятным влиянием возрастания
толщины водонепроницаемого понура с верховой стороны пло-
тины в связи с отложением здесь ила из обычно несущих наносы
вод рек, перекрытых плотиной.
На участках строительства некоторых плотин часто имеется
недостаточное количество дренирующих материалов (песка или
гравия), а в других случаях их вообще нет. В таких условиях
иногда с низовой стороны плотины используют дренажные приз-
мы. Однако при этом, чтобы избежать их быстрой кольматации
(см. п. 17.7), требуется самый тщательный подбор материала для
обратных фильтров.
Таким образом, как и для других видов работ, связанных
с фундаментостроением или с использованием грунта для соору-
жений, необходим для разработки надежного проекта плотин
обоснованный окончательный выбор из огромного числа возмож-
ных вариантов конструктивного решения, наилучшим образом
отвечающего общим геологическим условиям залегания, а так-
же видам и свойствам грунтов, имеющих распространение в рай-
оне предполагаемого строительства.
17.6. Полевые контрольные наблюдения. Полевые наблюде-
ния за величиной порового давления (см. п. 6.1) в различных се-
чениях плотины могут обеспечить получение важных данных, ко-
торые не могут быть получены каким-либо иным путем. В силу
обычно значительной сложности вопроса и нередко случайных
изменений в составе грунтов в различных частях большой пло-
тины чисто теоретическое решение этого вопроса не может быть
выполнено с надлежащей полнотой.
Для замера порового давления в грунтах разработан целый
ряд приборов. На рис. 17.14 показан прибор, который исполь-
зуется Бюро мелиорации Соединенных Штатов (1948 г.) для за-
мера порового давления в основании сооружений. До начала
возведения плотины в ее основании проходят скважины (см. п.
12.6) с их заглублением до уровня, на котором впоследствии бу-
дет замеряться поровое давление. В скважину вставляется пласт-
массовая труба. Применения металлических труб желательно
избегать, так как при их взаимодействии с некоторыми грунта-
ми могут образовываться газы, которые будут увеличивать дав-
ление воды в трубе до значений, намного превышающих
действительное давление в порах грунта у нижнего конца тру-
609
toil дюймы
5
Рис. 17.14. Часть аппаратуры, используемой Бюро мелиорации
Соединенных Штатов для измерения порового давления
1 — уплотненные цементом соединения, испытываемые при давлении
не менее 50 фунтов; 2 — труба, заголненная водой и проницаемым
материалом (зерна размером, соответствующим ситам № 28 — Кв 4):
<3 — уплотнение глинистым раствором; 4 — фильтрующий материал по
высоте 12 дюймов; 5 — закрепленная пластмассовая заглушка; 6 — за-
цементированное соединение; 7 — соединительная трубка; 8 — место для
временного колпака при снятии наконечника; 9 — патентованная пласт-
массовая муфта; 10 — граница выемки; 11 — пластмассовая трубка на-
ружным диаметром 7/в" и толщиной стенки ’/в'7; 12 — скважина с мини-
мальным диаметром отверстия 1,5"; 13 — отверстия диаметром Vie", по
четыре отверстия на одном уровне под углом 90° одно к другому;
14— пластмассовые трубки длиной 12", наружным диаметром s/ie" и тол-
щиной стенок Vie"; 15 — пластмассовый наголовник; 16 — отверстие диа-
метром ®/ie"; 17 — пористый диск диаметром 7/в" и высотой ’А"; 18 — от-
верстие для пластмассовой трубы диаметром 7/б"
610
-бы. Нижний конец труб, как это показано на схеме, перфориру-
ется. Пространство между трубой и стенками скважины в пре-
делах 12 дюймов от ее забоя заполняется зернистым легкофиль-
трующим материалом. Все остальное пространство в скважине
поверх этого фильтра заполняется глинистым раствором. Важ-
но, чтобы эта глинистая «пробка» обладала достаточной водо-
непроницаемостью, так как в ином случае прибор будет регист-
рировать самое высокое поровое давление в каком-либо из
пройденных скважиной пластов вместо замера давления у ниж-
него конца трубы. К верхнему концу пластмассовой трубы, уже
выше естественной поверхности грунта, подсоединяется, как это
показано на рис. 17.14, поставленный на цементном растворе
пластмассовый наконечник пьезометра. Нижняя часть наконеч-
ника защищена пористым диском, а к верхней подсоединена
сдвоенная пластмассовая трубка. Обе ветви трубки затем выво-
дятся через специально отрытые и потом вновь засыпаемые
(с утрамбовкой) траншеи в концевой колодец, располагаемый
на низовом откосе плотины. В траншее шириной 2 фута можно
уложить до 14 трубок такого типа. Использование сдвоенных
трубок объясняется необходимостью периодической контрольной
промывки аппарата для удаления из трубок и наконечника пье-
зометра возникающих здесь пузырьков воздуха или газа.
Аналогичная, но несколько упрощенная установка использу-
ется для замера порового давления в теле насыпных плотин.
При этом отпадает необходимость в вертикальной трубе, а на-
конечник пьезометра укладывается на выбранном месте в уг-
лубление объемом 1 фут3, заполненное дренажным материалом.
Такие наконечники пьезометров «для насыпей» аналогичны по-
казанным на рис. 17.14 для использования «в основании», но из-
готовляются более укороченными (по пунктиру АА на этой
схеме).
Для наблюдения за поровым давлением на новых возведен-
ных плотинах устанавливают целый ряд таких приборов. На-
пример, на плотине Бойзен (1948 г.) поровое давление замеря-
лось отдельными пьезометрами в 40 точках. Все наконечники
с помощью трубок подводились к одному концевому колодцу,
где с помощью латунных трубок и клапанов их подключали
к двум трубчатым манометрам Бурдона, которые использова-
лись для измерения порового давления (Уолкер и Хольц,
1950 г.).
О большой практической ценности контрольных замеров по-
рового давления в подобающих случаях свидетельствуют сле-
дующие факты. Согласно сообщению Ф. С. Уолкера и У. Дж.
Хольца, в 1940 г. в период возведения плотины Грин Маунтейн
высотой 300 футов было замерено поровое давление, доходив-
шее до 65% возникающего от веса вышележащего слоя насыпи,
несмотря на крайне высокий объемный вес скелета уложенного
грунта, достигавший 150 и в среднем 136 фунт} фу т* (ср. с рис.
611
11.3) . Уплотнение грунта в теле плотины производили при соот-
ветствующей ему оптимальной влажности. Несмотря на высокую
плотность, большой вес перекрывающего слоя насыпи тем не
менее вызывал некоторую дополнительную консолидацию грун-
та в теле плотины. Вместе с тем излишняя для нового состояния
плотности грунта вода не могла быстро отойти из большой мас-
сы насыпи, в ней неизбежно должно было возникнуть значитель-
Рис. 17.15. Результаты измерения порового давления,
проведенного Бюро мелиорации Соединенных Штатов при
возведении насыпной плотины Андерсон Ренч
а — ко времени строительства в ноябре 1945 г.; б —то же; на ноябрь
1946 г.; все величины даны в футах вод. ст.
ное избыточное поровое давление, что и произошло в действи-
тельности.
В п. 7.9 было отмечено отрицательное влияние порового дав-
ления на сопротивляемость грунтов сдвигу. Эффективной мерой
против этого в насыпях может служить уплотнение грунта в на-
сыпи при «недоборе» оптимальной влажности, т. е. при влажно-
сти приблизительно на 2% меньшей, чем оптимальная. Рис. 17.15
служит иллюстрацией к этому вопросу.
На плотине Андерсон Ренч вплоть до ноября 1945 г., т. е. до
начала зимних работ, уплотнение грунта в теле плотины катка-
ми осуществлялось в соответствии с существовавшей тогда точ-
кой зрения большинства авторитетных лиц при оптимальной его
влажности. Однако, как об этом свидетельствует рис. 17.15, а,
в теле плотины было замерено значительное поровое давление.
612
В течение следующего сезона грунт на плотине укатывался при
влажности меньше оптимальной. При этом было выявлено, что
поровое давление в толще грунта, уложенного в более сухом
состоянии, ничтожно, в то время как в нижележащем, более
влажном слое отсыпи предыдущего сезона его величины про-
должали увеличиваться (рис. 17.15,6). Подобные данные были
получены в результате наблюдений и на других плотинах
(Уолкер и Ден, 1948 г.). В силу этого Бюро мелиорации Соеди-
ненных Штатов в настоящее время обычно применяет укатку при
«недоборе» влажности до оптимальной в соответствии со специ-
альной методикой контроля, осуществляемого в лабораторных
условиях.
Из-за неясностей, связанных с поведением приборов для за-
мера порового давления при их установке в толще грунта, за-
мер порового давления в грунте в земляных плотинах в настоя-
щее время производится редко.
17.7. Горизонтальные обратные фильтры и дренажные колод-
цы. Некоторые местности оказываются очень бедными легко-
фильтрующими грунтами. В этих случаях возникает необходи-
мость в специальной разрядке избыточного противодавления
у низового клина земляных плотин. Иногда делаются попытки
достичь этого укладкой здесь, как показано на рис. 17.16, об-
ратного фильтра. Под низовым откосом плотины в траншее, па-
раллельной подошве этого откоса, укладывается перфорирован-
ная труба. Труба со всех сторон окружается гравием, затем
крупнозернистым песком, переходящим в более мелкий и, нако-
нец, обычным материалом, образующим тело плотины. Обрат-
ные фильтры такого типа весьма дороги, так как вначале сле-
дует механически просеять довольно значительное количество
зернистого материала, для того чтобы получить массы грунта
с желаемым размером частиц. Очередность последовательно
уменьшаемых размеров частиц в каждом слое грунта фильтра
вокруг дренажной трубы, иногда называемой французской дре-
ной, является существенной с точки зрения предотвращения
кольматации фильтра со временем.
При проектировании дренажных устройств любого типа ис-
ходят из следующих основных принципов. Если дрена, заполнен-
ная крупным гравием, укладывается в траншейную выемку в
глинистом грунте, то гравий будет постепенно заноситься гли-
нистыми частицами до тех пор, пока все его поры не будут ими
заполнены («закольматированы») и дрена перестанет выполнять
свои функции. Исследования Дж. Е. Бертрама (1940 г.) и дру-
гих (Бертрам, 1940 г. и Чекотилло, 1946 г.) показали, что мож-
но рассчитывать на длительную удовлетворительную работу
фильтра, если будут соблюдены следующие условия.- Прежде
всего производится гранулометрический анализ грунтов, пред-
назначенных для фильтра, и строятся, как это показано на рис.
3.1, кривые гранулометрического анализа. С этих кривых для
613
Рис. 17.16. Укладка обратного фильтра вокруг перфорированной дре-
нажной трубы низового клина насыпной плотины, построенной Инже-
Рис. 17.17. Уменьшение опасного противодавления в районе
пяты низовой плотины Форт Пек после устройства дренажных
скважин
1 — максимальный уровень воды в водохранилище (2222) 16 августа
1943 г.; 2 — уровень воды в водохранилище (2173) 21 октября 1942 г.;
3 — верховая призма из песка; 4 — ядро; 5 — песок; 6 — шпунт; 7 —гли-
на; Я —песок и гравий; 9 — глинистый сланец; /0 —низовая призма
из песка; 11 — пьезометрическая линия в песке и гравии на 21 октября
1942 г. после устройства скважин; 12 — поверхность естественного грун-
та; 13 — дренажные скважины; 14 — труба без перфорации; 15— перфо-
рированная труба; 16 — пьезометрическая линия на 29 июля 1942 г.
до устройства скважин; 17 — кривая депрессии на 21 октября 1942 г.
614
каждой разновидности грунтов снимаются размеры частиц, со-
ответствующих 15% Ф15) и 85% (/>85) общего веса навески.
Опасность проникания частиц более мелкого грунта в поры бо-
лее крупнозернистого исключается, если содержание частиц раз-
мером £>85 в более мелком грунте составляет не менее V4—Vs
содержания частиц £h5 в более крупном. Для предотвращения
кольматирования обратного фильтра выполнение этого требова-
ния является обязательным.
Горизонтальные слои таким образом подобранного обратно-
го фильтра могут использоваться также в целях предотвраще-
ния перехода грунта в соответствующих зонах в состояние плы-
вуна (см. п. 5.4). Это так называемые пригрузочные или обрат-
ные фильтры. Фильтры, с одной стороны, пригружают своим ве-
сом взвешенные массы грунта и тем самым повышают их устой-
чивость; с другой стороны, фильтр создает зону, где фильтра-
ционные силы полностью погашаются.
Содержание частиц As в более крупнозернистых покровных
слоях таких фильтров должно быть по крайней мере в 4—5 раз
больше, чем Z)i5 в подстилающих более мелких слоях.
Проведенные недавно наблюдения с замером порового дав-
ления показали, что горизонтальный дренаж типа, показанного
на рис. 17.16, может оказаться не всегда целиком оправданным
(Миддбрукс, 1942 г.). Разрядка вызывающего опасение проти-
водавления даже спустя любое время после возведения плоти-
ны может быть достигнута устройством вдоль низовой подошвы
плотины или дамбы1 ряда дренажных колодцев.
На рис. 17.17 приведен пример, отражающий благоприятное
влияние дренажных скважин. После возведения плотины Форт
Пек в слоях песка и гравия, подстилающих низовой клин плоти-
ны, было измерено противодавление, почти соответствующее на-
пору воды в 40 футов. По-видимому, оказалась не совсем эффек-
тивной стальная шпунтовая стенка, которая использовалась в ка-
честве замка. Однако заложение ряда дренажных колодцев у по-
дошвы низового откоса уменьшило действовавшее здесь проти-
водавление до ничтожных величин. Подобные меры были ис-
пользованы с положительным результатом и на других плотинах.
Для разрядки противодавления иногда могут использоваться
карьеры, из которых добывается грунт, укладываемый в тело
плотины. Поэтому зачастую целесообразно закладывать такие
карьеры в нижнем бьефе плотин. Вместе с тем всегда следует
остерегаться располагать их со стороны верхнего бьефа, если
при этом может оказаться вскрытым водонепроницаемый пок-
ровный слой — естественный понур.
1 Дамба представляет собой насыпь, возводимую вдоль береговой линии
реки для защиты от затопления прилегающих земель паводковыми водами; по
существу дамба является невысокой плотиной.
ОГЛАВЛЕНИЕ
Стр.
Предисловие автора ..............................................
Предисловие редактора ...........................................
Глава 1. Особенности фундаментостроения и возведения земляных со-
оружений ........................................................
Глава 2. Горные породы и грунты. Геология, почвоведение и строи-
тельство ........................................................
Практические примеры..............................
Глава 3. Определения и испытания, относящиеся к свойствам скелетной
части грунта.....................................................
Практические примеры..........................
Глава 4. Определения и методика опытов по оценке плотности и кон-
систенции грунтов. Явление капиллярности.........................
Практические примеры..............................
Глава 5. Водопроницаемость грунтов. Движение грунтовых вод. Воз-
действие мороза..................................................
Практические примеры..............................
Глава 6. Консолидация грунтов....................................
Практические примеры..............................
Глава 7. Сопротивление сдвигу и деформация грунтов при сдвиге ---
Основные исходные положения.......................
Методы и технология испытаний грунтов на сдвиг....
Сопротивляемость сдвигу песков....................
Сопротивление глин сдвигу.........................
Рекомендуемые методы определения сопротивления
грунтов сдвигу для целей проектирования...........
Практические примеры..............................
Глава 8. Устойчивость вертикальных бортов выемок и откосов ......
Практические примеры .............................
Глава 9. Распределение напряжений в грунтах. Несущая способность
грунтов .........................................................
Практические примеры..............................
Глава 10. Боковое давление грунта................................
Практические примеры..............................
Глава 11. Уплотнение и закрепление грунтов.......................
Пр актические примеры.............................
Глава 12. Разведка и классификация грунтов.......................
Примеры из строительной практики..................
Глава 13. Выбор типа фундамента, отвечающего местным условиям ....
Примеры из строительной практики .................
Глава 14. Фундаменты мелкого заложения. Котлованы................
Примеры из строительной практики..................
Глава 15. Свайные фундаменты и кессоны. Шпунтовые ограждения
Укрепление фундаментов .................................
Примеры из практики...............................
Глава 16. Подпорные стенки. Перемычки. Туннели и трубопроводы....
Практические примеры..............................
Глава 17. Некоторые вопросы приложения инженерного грунтоведения
к плотиностроению................................................
5
9
11
20
40
41
59
61
80
85
104
106
130
133
133
141
162
171
184
187
189
220
222
258
260
337
339
358
360
402
405
435
437
468
516
471
520
584
593