Справочник. Основания и фундаменты - Швецов Г.И.

Author: Швецов Г.И.
Tags: подземное строительство земляные работы фундаменты строительство тоннелей строительство основания
ISBN: 5-06-001827-Х
Year: 1991
Similar
Примеры расчета оснований и фундаментов
Основания и фундаменты
Справочник проектировщика. Основания фундаменты и подземные сооружения
Справочник проектировщика. Основания, фундаменты и подземные сооружения
Text
                    м
Основания
и фундаменты
Под редакцией проф. Г. И. ШВЕЦОВА
ЛЮСКВ4 "ВЫС11ИЯ ШК(Ж 1991
ПРЕДИСЛОВИЕ
Настоящий справочник по проектированию оснований и фун-
даментов подготовлен в соответствии с программой курса «Меха-
ника грунтов, основания и фундаменты» и предназначен для
подготовки инженеров по специальности 29.03 «Промышленное
и гражданское строительство».
В связи со значительным сокращением объема аудиторных
лекционных занятий и передачей части учебного материала на
самостоятельное изучение студентами возникает необходимость
в издании учебной литературы, способствующей освоению курса
во внеаудиторных условиях. Данный справочник по проектиро-
ванию оснований и фундаментов является попыткой восполнить
пробел отсутствия такой литературы.
Особенность этого справочника заключается в том, что в каж-
дой главе наряду с кратким изложением теоретической части
курса даются примеры расчета оснований и фундаментов как
закрепляющие изучение конкретного раздела.
Авторы настоящего справочника не ставили своей целью при-
вести примеры расчета оснований и фундаментов на все случаи
жизни и таким образом лишить студента возможности самостоя-
тельно принимать решения по проектированию оснований и фун-
даментов в конкретных инженерно-геологических условиях.
Поэтому в 12 главах справочника отражены основные вопросы
проектирования оснований и фундаментов в соответствии с прог-
раммой дипломного и курсового проектирования.
Справочник подготовлен коллективом авторов под редакцией
проф., канд. техн, наук Г. И. Швецова. Главы 1, 2, 7, 11, пре-
дисловие написаны проф., канд. техн, наук Г. И. Швецовым,
главы 4, 8, 10 — доц., канд. техн, наук Г. С. Госьковой, главы
3, 6, 12, п. 4.6, п. 5.4 — доц., канд. техн, наук А. Д. Слободяном,
главы 5, 9 — доц., канд. техн, наук И. В. Носковым.
Авторы
Основные положения
по проектированию
оснований фундаментов
В соответствии со СНиП 2.02.01—83 проектирование оснований
и фундаментов состоит из обоснованного соответствующим рас-
четом выбора типа основания (естественное или искусственное),
фундамента (конструкции, материала и размеров, мелкого или
глубокого заложения, ленточного, столбчатого, плитного и др.),
мероприятий по уменьшению влияния деформаций здания или
сооружения на эксплуатационную пригодность [39].
1.1. Предельные состояния оснований
фундаментов, принципы их проектирования
Основания рассчитываются по двум группам предельных
состояний: первая — по несущей способности, вторая — по де-
формациям.
К первой группе предельных состояний оснований относятся
деформации неустановившейся ползучести, чрезмерные пласти-
ческие деформации, резонансные колебания, потеря устойчивости
формы и положения, вязкое или хрупкое разрушение.
Ко второй группе предельных состояний относятся такие
состояния оснований, при которых затрудняется нормальная
эксплуатация здания или сооружения или снижается его долго-
вечность в результате недопустимых осадок, прогибов углов по-
ворота, а также колебаний, трещин и т. д.
Следует иметь в виду, что потеря несущей способности осно-
вания приводит чаще всего конструкции здания или сооружения
в предельное состояние первой группы. В этом случае предельные
состояния основания и конструкций здания или сооружения сов-
падают. Что касается деформаций основания, то они могут при-
вести конструкции здания или сооружения в предельные состоя-
ния как второй, так и первой групп. В связи с этим предельные
деформации основания могут ограничиваться прочностью, устой-
чивостью и трещиностойкостью, а также требованиями архитек-
турного, эксплуатационно-бытового и технологического характера.
Расчет основания по деформациям производится с соблюде-
4
нием следующих условий (исходя из совместной работы основа-
ния и сооружения):
s^su; s^su,	(1.1)
где 5 — абсолютные значения осадки отдельных фундаментов,
определяемые расчетом, исходя из наиболее неблагоприятных
грунтовых условий; 5 — средняя осадка фундаментов, рассчиты-
ваемая как среднее значение абсолютных осадок отдельных
фундаментов:
“__ 5|Л1 4~ ^2^2 4~   Н~ $гЛи	/1 2")
Д | "р Д 2 “р  •  ~р Д п
где 51, 52, ••• , Sn — абсолютные осадки отдельных фундаментов
или лент; At, Аг, ..., Ап — суммарные площади подошвы фунда-
ментов с одинаковыми размерами, аналогичными грунтовыми
условиями оснований и близкими по влиянию загружения сосед-
ними фундаментами; su и su — предельные значения соответ-
ственно абсолютных и средних осадок, устанавливаемых СНиП
2.02.01—83.
Расчет оснований только по условию (1.1) является недоста-
точным. Основным расчетом оснований зданий и сооружений
по деформациям является проверка по относительной неравно-
мерности осадки:
(A5/L)	(A5/L)u или	(1-3)
где (A5/L) и i — соответственно относительная неравномерность
осадок и крен, определяемые расчетом; (A5/L)u и iu — предель-
ные (соответственно) относительная неравномерность осадок и
крен, рекомендуемые СНиП 2.02.01—83.
По второй группе предельных состояний (по деформациям)
основания рассчитываются во всех случаях, по первой группе —
в следующих случаях: 1) основание подвержено действию значи-
тельных горизонтальных нагрузок (подпорные стены, фундамен-
ты распорных конструкций и т. д.) с учетом сейсмических;
2) здание или сооружение расположено на откосе или в не-
посредственной близости от него; 3) основание сложено скальны-
ми грунтами.
Если основание сложено медленно уплотняющимися пыле-
вато-глинистыми грунтами со степенью влажности S, 0,85 и
коэффициентом консолидации сц^107 см2/год, силу предельно-
го сопротивления основания следует определять с учетом воз-
можного нестабилизированного состояния основания в резуль-
тате избыточного порового давления в грунте и. В этом случае
соотношение нормальных и касательных напряжений определяет-
ся следующей зависимостью:
Т = (ст — tt)tgcpi + Cl,	(1.4)
где ф1 и Ci — угол внутреннего трения и удельное сцепление
грунта в стабилизированном состоянии.
5
Избыточное поровое давление можно определять методами
фильтрационной консолидации грунтов, при этом обязательно
учитывается скорость приложения нагрузки на основание. В слу-
чае возведения зданий и сооружений высокими темпами, отсут-
ствия в основании дренирующих слоев грунта или дренирующих
устройств и т. д., при соответствующем обосновании допускается
в запас надежности принимать избыточное поровое давление,
равное нормальному напряжению по площадкам скольжения
(м==ст), или использовать в расчетах угол внутреннего трения
Ф1 и удельное сцепление Ci для нестабилизированного состояния
грунтов основания. Для водонасыщенных глинистых грунтов
с показателем текучести JL 0,5 можно не учитывать возмож-
ности возникновения нестабилизированного состояния грунта и
не определять коэффициент консолидации.
При проектировании оснований и фундаментов необходимо
учитывать взаимодействие здания или сооружения со сжимае-
мым основанием. Состояние основания можно считать предель-
ным в том случае, если оно приводит к одному из предельных
состояний здания или сооружения.
Расчет деформации основания производится с использова-
нием расчетной схемы в виде линейно деформируемого полу-
пространства с ограничением глубины активной (сжимаемой)
зоны или линейно деформируемого слоя. Анизотропию прочност-
ных и деформационных характеристик, а также развитие дефор-
маций во времени рекомендуется учитывать при расчете основа-
ний из водонасыщенных пылевато-глинистых грунтов и илов.
При расчете конструкций зданий и сооружений на сжимаемом
основании могут применяться также расчетные схемы с исполь-
зованием коэффициентов постели или коэффициентов жесткости,
представляющих собой отношение удельного давления на грунт
основания к его расчетной осадке. Такие расчетные схемы
приемлемы в случае необходимости учета неоднородности грун-
тов, слагающих основание, а также при расчете зданий и соору-
жений на подрабатываемых территориях и т. д.
Нелинейность деформирования грунтов рекомендуется учиты-
вать при расчете пространственно-жестких зданий и сооружений
во взаимодействии со сжимаемым основанием, допуская при
этом использование упрощенных методов с заменой фундаментов
нелинейно деформируемыми опорами.
Проектирование оснований осуществляется по следующим
основным принципам:
1.	Проектирование оснований зданий и сооружений по пре-
дельным состояниям независимо от типа фундамента.
2.	Учет совместной работы системы — основание, фундамент
и надземные несущие конструкции здания или сооружения.
3.	Комплексный подход при выборе типа фундамента и оцен-
ке работы грунтов основания на основе совместного рассмотре-
ния: инженерно-геологических условий территорий строительной
площадки; чувствительности несущих конструкций здания или
6
сооружения к неравномерным деформациям основания; методов
производства строительно-монтажных работ по устройству осно-
ваний фундаментов и особенностей эксплуатации зданий и
сооружений.
Перечисленные факторы свидетельствуют о сложности выпол-
нения задачи по проектированию оснований и фундаментов.
Поэтому зачастую невозможно определить рациональные типы
оснований и фундаментов, не рассмотрев предварительно не-
сколько возможных, конкурирующих вариантов. Окончательное
решение следует принимать на основе технико-экономического
сравнения рассматриваемых вариантов оснований и фундаментов
[49]. При этом необходимо учитывать стоимость конструкции
фундамента, ее долговечность, индустриальность изготовления,
трудоемкость, возможность выполнения строительно-монтажных
работ в зимнее время. Особое внимание обращается на сохра-
нение естественной структуры грунтов основания во время произ-
водства земляных работ.
Вариантное проектирование оснований и фундаментов реко-
мендуется выполнять в такой последовательности:
1.	Наметить возможные, конкурирующие варианты оснований
и фундаментов с учетом инженерно-геологических условий строи-
тельной площадки, конструктивных особенностей здания или
сооружения и действующих нагрузок.
2.	Рассчитать выбранные варианты оснований и фундаментов
в стадии технического проекта, отобрав наиболее нагруженные
фундаменты.
3.	Произвести технико-экономическое сравнение вариантов
и выбрать из них наиболее рациональный.
1.2.	Основные типы зданий и сооружений
по жесткости и формы их деформаций
Все здания и сооружения по жесткости и характеру деформа-
ции подразделяются на абсолютно жесткие, абсолютно гибкие
и обладающие конечной жесткостью [49].
Абсолютно жесткие здания и сооружения характеризуются
равномерной осадкой при симметричном загружении и сравни-
тельно однородной сжимаемостью  грунтов основания. В случае
развития неравномерных осадок основания в конструкциях
возникают дополнительные напряжения, однако они не опасны
для таких зданий и сооружений вследствие значительного запаса
прочности на изгиб. Неравномерные деформации вызывают крен
без изгиба конструкций (дымовые трубы, доменные печи и т. д.).
Такие здания и сооружения взаимодействуют с грунтами основа-
ния следующим образом: в местах большой податливости основа-
ния давление по подошве фундаментов уменьшается и, наоборот,
на участках с меньшей податливостью — увеличивается.
Абсолютно гибкие сооружения характеризуются тем, что во
всех точках контакта с поверхностью грунта они следуют за
7
перемещениями грунтов основания. В случае развития нерав-
номерных деформаций в конструкциях абсолютно гибких соору-
жений не возникают дополнительные напряжения. Примером
таких сооружений являются земляные насыпи. Во время стро-
ительства и эксплуатации неравномерная осадка насыпи устра-
няется путем подсыпки ее на величину ожидаемой осадки.
Здания и сооружения конечной жесткости имеют наибольшее
распространение. Характеризуются они тем, что в процессе раз-
вития неравномерных деформаций получают искривления. Одна-
ко такие здания и сооружения частично уменьшают неравно-
мерность осадок за счет некоторого перераспределения давления
по подошве фундамента. Неравномерные осадки вызывают
развитие дополнительных усилий, которые зачастую не учиты-
ваются в полной мере при проектировании конструкции и обус-
ловливают появление трещин.
Поэтому для таких зданий и сооружений надо уделять особое
внимание учету совместной работы грунтов основания и несущих
конструкций (железобетонный каркас, несущие стены и т. д.).
В некоторых случаях здания и сооружения обладают незна-
чительной жесткостью (невысокие одноэтажные здания с разрез-
ными балками покрытия и др.) и их можно считать практически
гибкими.
Деформации основания подразделяют на две основные груп-
пы: осадки и просадки. Осадки развиваются в результате
уплотнения грунта или от собственного веса грунта под влиянием
внешних нагрузок, при этом коренного изменения структуры
не происходит. Просадки происходят в результате уплот-
нения грунта под воздействием внешних нагрузок и собственного
веса грунта, сопровождаются коренным изменением структуры
грунта. Просадки чаще всего происходят под влиянием дополни-
тельных факторов, таких, как замачивание просадочного грунта,
оттаивание мерзлого грунта и т. д.
В зависимости от причин возникновения деформации основа-
ния подразделяют на два вида: 1) деформации от внешней
нагрузки на основания — осадки, просадки, горизонтальные пе-
ремещения; 2) деформации, проявляющиеся в виде вертикальных
и горизонтальных перемещений поверхности основания, не свя-
занные с внешней нагрузкой (просадки грунтов от собственного
веса, оседания, подъемы и др.).
Формами деформаций и смещений оснований как характе-
ризующими совместную деформацию основания и сооружения
являются: абсолютная осадка отдельного фундамента, средняя
осадка сооружения, относительная неравномерность осадок двух
фундаментов, прогиб, выгиб, перекос, крен, кручение, горизон-
тальные смещения фундаментов. Они возникают в зависимости
от характера развития неравномерной осадки и от жесткости
сооружения (рис. 1.1).
Прогиб и выгиб, как правило, возникают в протяжен-
ных зданиях и сооружениях, не обладающих большой жесткостью.
8
Рис. 1.1. Формы деформаций зданий и сооружений
(по Б. И. Далматову)
При развитии прогиба (рис. 1.1, а) наиболее опасная зона
растяжения находится в нижней части здания или сооружения,
при выгибе (рис. 1.1, ж) —в верхней. В зависимости от степени
неравномерности деформирования грунтов основания и жест-
кости здания или сооружения в его конструкциях развиваются
растягивающие усилия. При большей жесткости здания или
сооружения на одних и тех же грунтах эти усилия больше.
В зависимости от этих факторов уменьшается или увеличивается
величина прогиба или выгиба.
Относительный прогиб или выгиб рассматривается как отно-
шение стрелы прогиба или выгиба к длине однозначно изгибае-
мого участка здания или сооружения:
f/L = (2s2 - st - s3)/2L,	(1.5)
где si и 5з — осадки концов рассматриваемого участка однознач-
ного искривления; $2 — наибольшая или наименьшая осадка на
том же участке; L — расстояние между точками с осадками
S1 и S3-
Перекос зданий и сооружений (рис. 1.1, б, е)
характерен при резком проявлении неравномерности осадок на
участке наибольшей протяженности при сохранении относитель-
ной вертикальности несущих конструкций (перекосы в каркасных
зданиях и др.).
Крен фундамента здания или сооружения (рис. 1.1,
в, д) представляет собою поворот относительно горизонтальной
оси и проявляется при несимметричной загрузке основания или
несимметричном напластовании грунтов относительно вертикаль-
ной оси. Крен фундаментов рассматривается как отношение
разности осадок крайних точек фундамента к ширине или длине
фундаментов. Он характерен для жестких фундаментов зданий
и сооружений, при этом осадки основания в любом направлении
изменяются по линейному закону.
Крен представляет наибольшую опасность для высоких соору-
жений — дымовых труб, узких зданий повышенной этажности
9
Рис. 1.2. Схема осадок основания при
кручении 0 = (Pi + р2)/£
Рис. 1.3. Схема прогиба (выгиба) со-
оружения:
fi/Li — относительный прогиб на участке L\\
fz/Lz — относительный выгиб на участке L2;
р~ 1//? — наибольшая кривизна
и др. Для них крен приводит к появлению дополнительного
момента, способствующего увеличению крена, и может привести
к потере устойчивости.
Вследствие неравномерной осадки крен могут получать также
колонны и стены, не связанные жестко с остальными конструк-
циями (рис. 1.1, д). Если исключено их перемещение в горизон-
тальном направлении, то в процессе развития неравномерной
осадки под отдельными фундаментами в колоннах, перекрытиях
возникают дополнительные усилия. Они определяются на основе
рассмотрения совместной работы конструкций сооружения и
грунтов основания.
Кручение имеет место при неодинаковом крене здания
или сооружения по длине, при этом происходит развитие крена
в двух сечениях сооружения в разные стороны (рис. 1.1, г).
Пространственную работу здания или сооружения характери-
зует относительный угол закручивания (рис. 1.2).
При кручении дополнительные усилия развиваются в элементах
стен и конструкциях перекрытия, последние могут изгибаться
в горизонтальном направлении.
Горизонтальные перемещения фундаментов зданий и соору-
жений имеют место при действии на основания горизонтальных
нагрузок (например, у распорных конструкций). Они возможны
также при выполнении подземных выработок и развитии ополз-
ней откосов.
Совместная деформация основания и сооружения характе-
ризуется также кривизной изгибаемого участка сооружения
(рис. 1.3). Она представляет собой величину, обратную радиусу
искривления, и характеризует напряженно-деформированное
состояние относительно жестких протяженных сооружений. Кри-
визна изгибаемого участка используется для установления
предельных деформаций основания по прочности и трещино-
стойкости конструкций зданий и сооружений.
10
1.3.	Нагрузки и воздействия
при расчете оснований и фундаментов
Основные положения и правила по определению и учету всех
видов нагрузок и воздействий, а также их сочетаний определяют-
ся по СНиП 2.01.07—85 «Нагрузки и воздействия» [40].
При проектировании оснований зданий и сооружений необ-
ходимо учитывать нагрузки, которые возникают при их строи-
тельстве и эксплуатации, а также при изготовлении, хранении
и перевозке строительных конструкций.
Основными характеристиками нагрузок являются их норма-
тивные значения, устанавливаемые СНиПом по нагрузкам и
воздействиям. Расчетные величины действующих нагрузок опре-
деляются как произведение нормативных значений на коэффи-
циенты надежности по нагрузке у/, которые должны соответство-
вать рассматриваемому предельному состоянию и учитывать
возможные отклонения нагрузок в неблагоприятную сторону от
нормативных значений.
При расчете оснований зданий и сооружений по первой
группе предельных состояний коэффициент надежности прини-
мается:
1.	Для веса строительных конструкций — по табл. 1.1.
Таблица 1.1. Значения коэффициентов надежности для всех строительных
конструкций
Конструкции сооружений и вид грунтов	Коэффициент надежности по нагрузке у^
Конструкции	
Металлические	1,05
Бетонные (со средней плотностью свыше 1600 т/м3)	1,10
Железобетонные, каменные, армокаменные, дере-	
вянные, бетонные (со средней плотностью 1600 кг/м3	
и менее), изоляционные, выравнивающие и отделоч-	
ные слои (плиты, материалы в рулонах, засыпки,	
стяжки и т. д.), выполняемые:	
в заводских условиях	1,2
на строительной площадке	1,3
Грунты	
Природные	1,1
Насыпные	1,15
Примечания: 1. При проверке конструкций на устойчивость положе-
ния против опрокидывания, а также в других случаях, когда уменьшение веса
конструкций и грунтов может ухудшить условия работы конструкций, следует
произвести расчет, принимая для всех конструкций или ее части коэффициент
надежности по нагрузке у/=0,9. 2. При определении нагрузок от грунта следует
учитывать нагрузки от складируемых материалов, оборудования и транспортных
средств, передаваемые на грунт. 3. Для металлических конструкций, в которых
усилия от собственного веса превышают 50 % общих усилий, следует принимать
у;= 1,1.
11
2.	Коэффициенты надежности по нагрузке у/ для веса обору-
дования принимают по табл. 1.2.
Таблица 1.2. Значения коэффициентов надежности
Наименование	Коэффициент надежности по нагрузке у/
Стационарное оборудование	1,05
Изоляция стационарного оборудования Заполнители оборудования (в том числе резервуары и трубопроводы):	1,20
жидкости	1,0
суспензии, шлаки, сыпучие тела	1,1
погрузчики и электрокары (с грузом)	1,2
3.	Для равномерно распределенных нагрузок величина yf при-
нимается: 1,3 — при полном нормативном значении до 2,0 кПа
(200 кгс/м2); 1,2 — при полном нормативном значении 2,0 кПа
(200 кгс/м2) и более.
4.	В случае передачи крановых нагрузок у; = 1,1
5.	Для снеговой нагрузки у/=1,4; если отношение норма-
тивной величины равномерно распределенной нагрузки от веса
покрытия к нормативной величине снегового покрова менее 0,8,
значение коэффициента надежности следует принимать рав-
ным 1,6.
6.	Для ветровой нагрузки у; — 1,4.
7.	Для температурных климатических воздействий yi = 1,1.
При расчете оснований зданий и сооружений по второй
группе предельных состояний (по деформациям) коэффициент
надежности принимается равным единице.
Все нагрузки в зависимости от продолжительности их дей-
ствия подразделяют на постоянные и временные.
К постоянным относятся нагрузки, которые при строитель-
стве и в процессе эксплуатации зданий и сооружений действуют
и проявляются постоянно. К ним относятся: вес частей зданий
и сооружений, в том числе вес несущих и ограждающих кон-
струкций; вес и давление грунтов; горное давление и др.
Временные нагрузки подразделяют на:
длительные — вес временных перегородок, стационарного
оборудования (станков, аппаратов, моторов, емкостей, трубо-
проводов с арматурой, опорными частями и др.), давление
газов, жидкостей и сыпучих тел в емкостях и трубопроводах,
нагрузки на перекрытия от складируемых материалов, нагрузки
от людей, животных на перекрытия, вертикальные нагрузки от
мостовых и подвесных кранов и др.;
кратковременные — нагрузки от оборудования в пускооста-
новочном, переходном и испытательном режимах, веса людей и
ремонтных материалов в зонах обслуживания и ремонта обору-
дования, нагрузки от подвижного подъемно-транспортного
оборудования, снеговые нагрузки с полным нормативным значе-
нием, ветровые, гололедные нагрузки и др.;
12
особые — статические, взрывные воздействия, нагрузки, вы-
званные резкими нарушениями технологического процесса,
временной неисправностью или поломкой оборудования, воздей-
ствия, вызванные деформациями основания с коренным измене-
нием структуры грунта (при замачивании лессовых просадочных
грунтов) или оседанием его в карстовых районах или районах
горных выработок.
Расчет оснований зданий и сооружений по предельным
состояниям первой и второй групп должен выполняться с учетом
наиболее неблагоприятных сочетаний нагрузок.
В зависимости от учитываемого состава нагрузок различают
следующие сочетания:
1) основные сочетания нагрузок, состоящие из постоянных,
длительных и кратковременных;
2) особые сочетания нагрузок, состоящие из постоянных,
длительных, кратковременных и одной из особых нагрузок.
Если учитываются сочетания, включающие постоянные и не
менее двух кратковременных нагрузок, расчетные значения
временных нагрузок необходимо умножать на коэффициенты
сочетаний: а) в основных сочетаниях для длительных нагрузок
ф1 = 0,95, для кратковременных фг= 0,9; б) в особых сочетаниях
для длительных нагрузок ф1 = 0,95, для кратковременных
фг = 0,8.
Основания зданий и сооружений рассчитывают по деформа-
циям на основное сочетание нагрузок, по несущей способности —
на основное сочетание, а при наличии особых нагрузок — на
основное и особое сочетание.
Нагрузки на перекрытия и снеговые нагрузки могут относить-
ся как к длительным (при расчете по деформациям), так и
к кратковременным (при расчете оснований по несущей способ-
ности) .
Нормативные значения равномерно распределенных времен-
ных нагрузок на плиты перекрытий, лестницы и полы на грунтах
приведены в СНиПе по нагрузкам и воздействиям.
При определении продольных усилий для расчета фундамен-
тов, которые воспринимают нагрузки от двух перекрытий и более,
полные значения нормативных нагрузок следует снижать умно-
жением на коэффициент сочетания фп:
1. Для квартир жилых зданий, общежитий и гостиниц, палат
больниц и санаториев, служебных помещений, бытовых помеще-
ний промышленных предприятий:
= 0,4 +	~ °’4	(1.6)
уп
2. Для читальных, обеденных, торговых залов, участков об-
служивания и ремонта оборудования в производственных поме-
щениях:
13
1.4. Схема к сбору
нагрузок на фундаменты
Рис.
тин (гидроизоляционный
ковер, кровельный настил
^1 = °’4 +vBr-
(1.8)
где А — грузовая
площадь рассчиты-
ваемого элемента;
А > Ai = 9 м2 к фор-
муле (1.6):
= °'5 + ТВ= ’
(1.9)
А > Дг = 36 м2 к
формуле (1.7);
п — общее число
перекрытий, от кото-
рых рассчитываются
нагрузки фунда-
мента.
ф Пример 1.1. Опре-
делить нагрузку на фун-
даменты наружных стен
здания с подвалом (рис.
1.4). Стены здания кир-
пичные, толщина наруж-
ных стен первого этажа
64 см, внутренних —
51 см; толщина стен ос-
тальных этажей: наруж-
ных — 51 см, внутрен-
них — 38 см. Высота эта-
жа 3,0 м. Междуэтажные
и чердачные перекрытия
из крупноразмерного же-
лезобетонного настила,
кровля — плоская из же-
лезобетонных плит по
строительным балкам с
техническим чердаком.
Сбор нагрузок произ-
водят в такой последова-
тельности. Определяют
постоянные нормативные
нагрузки от: веса покры-
и балки) — 1,50 кПа; веса
чердачного перекрытия с утеплителем — 3,8 кПа; веса междуэтажного перекры-
тия— 3,6 кПа; веса перегородок — 1,0 кПа; веса карниза — 2,0 кН; веса 1 м3
кирпичной кладки — 18 кН (1800 кг).
По СНиПу устанавливают временные нормативные нагрузки: снеговая на
1 м2 горизонтальной проекции— 1,5 кПа; временная на чердачное перекрытие —
14
0,7 кПа; временная на междуэтажное перекрытие — 2,0 кПа (200 кгс/м2).
С учетом постоянных и временных нагрузок определяют нагрузки на
фундамент наружной стены на уровне планировочной отметки грунта.
Предварительно выделяется грузовая площадь, которая в данном случае оп-
ределяется следующими контурами: расстоянием между осями оконных проемов
вдоль здания и половине расстояния в чистоте между стенами — поперек здания:
А = 2,53-2,80^7 м2.
Эту грузовую площадь принимаем постоянной, пренебрегая ее уменьшением
на первом этаже за счет увеличения ширины наружной и внутренних стен.
Постоянные нагрузки:
1.	Вес покрытия 1,5-7 = 10,5 кН.
2,	Вес чердачного перекрытия 3,8-7 = 26,6 кН.
3.	Вес шести междуэтажных перекрытий 3,6-7«6= 151,5 кН.
4.	Все перегородок на шести этажах 1,0-7-6 = 41 кН.
5.	Вес карниза и стены выше чердачного перекрытия (2,0 + 6,0-0,51-1,8) X
X 2,53 = 19,8 кН.
6.	Вес цоколя и стены первого этажа за вычетом веса оконных проемов
на длине 2,53 м:
0,64-(4,05-2,53 — 1,58-1,22)-18 = 96 кН.
7.	Вес стены со второго этажа и выше за вычетом веса оконных проемов
на длине 2,53 м:
0,51-(3-2,53 — 1,58-1,22)-5-18 = 260 кН.
Итого постоянная нагрузка составила 596,4 кН.
Временные нагрузки:
1.	Снеговая 1,5-7= 10,5 кН.
2.	На чердачное перекрытие 0,7-7 — 4,9 кН.
3.	На шесть междуэтажных перекрытий с учетом снижающего коэффици-
ента 0,7:
2,0-7.6-0,7 = 58,8 кН.
При этом коэффициент сочетания фП1 = 0,7 определялся по формуле (1.6).
Итого временная нагрузка на 2,53 м длины стены составила 74,2 кН. Тогда
нормативная нагрузка на 1 м наружной стены будет равна
(596,4 + 74,2)/2,53 = 265 кН.
Аналогично можно определить нагрузку на фундамент на уровне планировки
земли под внутреннюю стену здания.
Оценка инженерно-
геологических условий
строительной площадки
Инженерно-геологическая оценка территории и естественных
условий строительной площадки приобретает особое значение в
условиях интенсивно развивающегося капитального строитель-
ства. С учетом расчета оснований зданий и сооружений по
предельным состояниям точность его во многом определяется
достоверностью используемых физико-механических характери-
стик грунтов. С другой стороны — недостаточно определить ха-
рактеристики физико-механических свойств грунтового массива в
естественной обстановке, необходимо прогнозировать изменение
этих свойств в зависимости от различных факторов.
2.1.	Инженерно-геологическая оценка
территории строительной площадки
Для исследования инженерно-геологических условий террито-
рии строительной площадки проводятся инженерно-геологические
изыскания. Они выполняются, как правило, в два этапа.
На первом этапе проводится комплекс работ для выбора
участка строительства будущего здания или сооружения, на вто-
ром — детальные инженерно-геологические исследования с опре-
делением прочности и деформируемости грунтов основания, их
устойчивости с учетом действующих нагрузок и конструктивных
особенностей зданий и сооружений. Важным составным элемен-
том изысканий является геологическая характеристика строи-
тельного участка, особенно вызывающего сомнения в достаточ-
ной освещенности [41].
Зачастую проектирование зданий и сооружений осуществляют
в одну стадию, называемую рабочим проектом. В этом случае
производят предварительные изыскания по выбору участка, от
которых сразу же переходят в стадию рабочего проекта.
Результаты инженерно-геологических изысканий отражают в
инженерно-геологических отчетах, в которых в зависимости от
стадии проектирования даются с определенной степенью детали-
зации инженерно-геологические условия территории проектируе-
мого здания или сооружения.
16
В отчетах отражаются:
местная природная обстановка;
основные данные об инженерно-геологических явлениях на
территории строительства, обнаруженных или возможных во
время строительства, или в процессе эксплуатации зданий и
сооружений;
рекомендации по преодолению инженерно-геологических яв-
лений, представляющих опасность для объектов строительства,
изучение опыта строительства зданий и сооружений;
геологическое строение и тектоническая структура района;
литологическое строение основания будущего здания или со-
оружения;
гидрогеологическая характеристика района строительства;
результаты определения физико-механических свойств грун-
тов основания и рекомендуемые расчетные характеристики.
К отчету об инженерно-геологических исследованиях терри-
тории строительной площадки прилагаются табличные и графи-
ческие материалы. К таким относятся геологические и гидрогеоло-
гические карты и инженерно-геологические разрезы толщи грунта
и инженерно-геологические колонки скважин.
Геолого-литологический разрез строят для ряда створов в це-
лях освещения геологического строения грунтовой толщи, лито-
логического состава слагаемых пород, их возраста, показателей
состава и положения уровней подземных вод (рис. 2.1). Для
каждой выработки по инженерно-геологическим колонкам строят
геологические профили, на которых помимо указанных выше
данных наносят£я места отбора проб грунта (рис. 2.2).
Скв.1
nt-ц.,8
Qf-Q? 9
gi-o Y//A Ю
it
j	f2
d-Q
at-Qij.
at-Q3
ai-Q3
at-Q3
Рис. 2.1. Геолого-литологический разрез
2—1040
17
Отметка устья 85,4 м
Начальный 0=127мм
Конечный 0=89 мм
Геологический возраст	Глобина подошвы слоя, м		Отметка подо- швы слоя, м	Мощность слоя, м	Литологи- ческий разрез-, водонос- ность		Уровень подзем- ных вод			Место отбора проб грунта	Описание пород
						1 £ § с:	Хэ £CR			
Or 1	7		2		* • 1 "  , « V	84,6	84,6		Д д о □ □ о □ д д □ о	Песок пылеватый
						75				
	4,4	81	2,4		у//'		82 1	,2		Суглинок мягкоплостич- ной консистен- ции
ем сзг 1 Ch	10,4	73	2	у/Р//' // '/'о/	//О', 'о/Р/, II					Морена-сугли- нок тяжелый с включениями голвия, гальки и валунов, туго- пластичный
Csl с» 1 ел	*2,4	73	2	И						Песок разнозер- нистый с грави- ем и галькой
	16	69,4	3,6		-						Глина черная слюдистая полутвердой консистенции
					• • • 						
				—						
	16,5	68,9	0,5							Песок мелкий
Рис. 2.2. Инженерно-геологическая колонка
Для расчета оснований и фундаментов по предельным состоя-
ниям необходимо располагать расчетными характеристиками
всех обнаруженных разновидностей грунтов.
Очень важно установить механические свойства (прочность,
деформируемость) с учетом привязки к проектируемому зданию
или сооружению. В противном случае потребуется большой
объем неоправданных исследований или необходимые исследо-
вания могут оказаться не проведенными.
Расчетные характеристики механических свойств грунтов
должны определяться на образцах грунтов с ненарушенной
структурой. Нарушение естественного состояния образцов при
отборе их из толщи грунтов, как правило, приводит к значи-
тельному искажению показателей деформируемости и прочности.
Не менее важным является соотношение объема полевых и
лабораторных испытаний. Как известно, полевые опыты имеют
18
ряд преимуществ перед лабораторными испытаниями. Главное
из них заключается в том, что они проводятся в условиях есте-
ственного залегания грунтов и их результаты являются более
точными по сравнению с лабораторными данными. В то же время
полевые опыты очень дороги, трудоемки и требуют большего
времени на проведение, поэтому полевые исследования грунтов
проводятся как контрольные.
2.2.	Классификация грунтов
В соответствии с ГОСТ 25100—82 классификация грунтов
производится по комплексу признаков и выделяет классы, груп-
пы, подгруппы, типы, виды и разновидности. Наименования грун-
тов должны содержать сведения об их геологическом возрасте.
Все грунты подразделяют на два класса: класс скальных
грунтов — грунтов с жесткими кристаллизационными или цемен-
тационными связями и класс нескальных грунтов без жестких
структурных связей.
Скальные грунты отличаются практически несжимаемостью
при нагрузках, наиболее распространенных под фундаментами
зданий и сооружений. Они подразделяются на группы: магмати-
Таблица 2.1. Основные разновидности скальных грунтов
Разновидности скальных грунтов
А. По пределу прочности на одноосное сжатие в
водонасыщенном состоянии /?с,МПа:
очень прочные
прочные
средней прочности
малопрочные
Полускальные:
пониженной прочности
низкой прочности
Б. По коэффициенту размягчаемости в воде:
неразмягчаемые
размягчаемые
В. По степени засоленности полускальных грунтов,
%:
незасоленные
засоленные
Г. По степени растворимости в воде для осадочных
сцементированных грунтов, г/л:
нерастворимые
труднорастворимые
среднерастворимые
легкорастворимые
Показатели
/?с > 120
120> /?с>50
50> Яс> 15
15> /?с>5
/<М>0,75
Ksof <0,75
Менее 2
2 и более
Менее 0,01
0,01...1
1...10
Более 10
Примечания: 1. Ksof — коэффициент размягчаемости в воде, представ-
ляющий отношение пределов прочности на одноосное сжатие в водонасыщенном
и воздушно-сухом состояниях.
2.	Степень засоленности для полускальных грунтов — суммарное содержа-
ние легко- и среднерастворимых солей в % от массы абсолютно сухого грунта.
2*
19
ческие, метаморфические, осадочные сцементированные и искус-
ственные, преобразованные в природном залегании. Основные
разновидности скальных грунтов приведены в табл. 2.1.
Нескальные грунты по ГОСТ 25100—82 подразделяют на
группы осадочных и искусственных грунтов (табл. 2.2).
Таблица 2.2. Основные разновидности осадочных и искусственных грунтов
Группы и подгруппы
нескальных грунтов
Характеристика
Осадочные несцементирован-
ные
Песчаные
Пыл евато-гл инистые
Биогенные
Почвы
Искусственные, уплотненные
в природном залегании, насып-
ные, намывные
Несцементированные грунты, содержащие бо-
лее 50 % по массе обломков кристаллических
или осадочных пород с размерами частиц более
2 мм
Сыпучие в сухом состоянии грунты, содержа-
щие менее 50 % по массе частиц крупнее
2 мм и не обладающие свойством пластично-
сти (грунт не раскатывается в шнур диамет-
ром 3 мм или число пластичности его 1)
Связные грунты, для которых число плас-
тичности
Грунты с относительным содержанием орга-
нических веществ 70Т^ 0,1 (озерные, болотные,
озерно-болотные, аллювиально-болотные)
Природные образования, слагающие поверх-
ностный слой земной коры и обладающие пло-
дородием
Преобразованные различными способами или
перемещенные грунты природного происхожде-
ния и отходы производственной и хозяйствен-
ной деятельности человека
Крупнообломочные и песчаные грунты подразделяют на типы
в зависимости от гранулометрического состава (табл. 2.3).
По степени влажности S, крупнообломочные и песчаные грун-
ты подразделяются на маловлажные (0 < Sr 0,5), влажные
(0,5 < Sr 0,8) и насыщенные водой (0,8 < Sr 1).
Песчаные грунты подразделяют по плотности сложения на
плотные, средней плотности и рыхлые. Плотность сложения
может быть установлена по коэффициенту пористости е, резуль-
татам статического и динамического зондирования (табл. 2.4).
Пылевато-глинистые грунты в зависимости от числа пла-
стичности подразделяют на супеси (1</р^7), суглинки
(7 < JP 17) и глины (17 < /р).
Консистенцию пылевато-глинистых грунтов определяют по
показателю текучести (табл. 2.5).
В подгруппе пылевато-глинистых грунтов выделяются лессо-
вые грунты как обладающие специфическими и неблагоприят-
ными свойствами. Ими могут обладать и нелессовые глинистые
грунты. Чаще всего к ним относят грунты, содержащие более
50 % пылеватых частиц с наличием солей, в основном карбона-
20
Т аб л и ц а 2.3. Основные разновидности крупнообломочных
и песчаных грунтов
Г рунты	Размер частиц d, мм	Масса воздушно- сухого грунта, %
Крупнообломочные		
Валунный (при преобладании неока-		
тайных частиц — глыбовый)	d>200	>50
Галечниковый (при преобладании нео-		
катанных частиц — щебенистый)	d>10	>50
Гравийный (при преобладании неока-		
тайных частиц — дресвяный)	d>2	>50
Песчаные		
Песок гравелистый	d>2	>25
» крупный	d>0,5	>50
» средней крупности	d>0,25	>50
» мелкий	d>0,l	5s75
» пылеватый	d>0,l	<75
Примечание. Для установления наименования грунта последовательно
суммируются проценты частиц исследуемого грунта: сначала — крупнее 200 мм,
затем — крупнее 10 мм, далее — крупнее 2 мм и т. д. Наименование грунта при-
нимают по первому удовлетворяющему показателю в порядке расположения
наименований в таблице.
Таблица 2.4. Классификация песчаных грунтов по плотности
		Плотность сложения	
Вид песков			
	плотные	средней плотности	рыхлые
По коэфф	ициенту порь	сстости	
Пески гравелистые крупные и	е<0,55	0,55^е^0,7	£>0,7
средней крупности			
Пески мелкие	е<0,6	0,6^е^0,75	е>0,75
Пески пылеватые	е<0,6	0,6^<?^0,8	е>0,8
По сопротивлению погружения ко	нуса <?с, МПг	1, при статическом	зондировании
Пески крупные и средней круп-	?с> 15	\5^qQ>5	?с<5
ности независимо от влажности			
Пески мелкие независимо от	<7с> 12	12>4с>4	?с<4
влажности			
Пески пылеватые:			
маловлажные и влажные	qc> Ю	10>^с>3	3
водонасыщенные	<7с>7	7><?с>2	2
По условному динамическому сопротивлению погружению конуса qd, МПа,
при динамическом зондировании
Пески крупные и средней круп-
ности независимо от влажности
Пески мелкие:
маловлажные и влажные
водонасыщенные
Пески пылеватые маловлажные
и влажные
	>12,5	12,55		>3,5	qd<	C3,5
qa^	>11	115		>3	qd<	C3
qd^	>8,5	8,52		>2	qa<	C2
qd'	>8,5	QO СЛ \\ /		>2	qa<	C2
21
Таблица 2.5. Значения показателя текучести в зависимости
от разновидности пылевато-глинистых грунтов
Пылевато-глинистые грунты
Показатель текучести J
Супеси
Т вердые
Пластичные
Текучие
Суглинки и глины
Т вердые
Полутвердые
Тугопластичные
Мягкопластичные
Текучепластичные
Текучие
тов кальция, и обладающие преимущественно макропористой
структурой. Под действием внешней нагрузки или собственного
веса при замачивании эти грунты развивают просадку.
Для предварительной оценки к просадочным относят грунты
со степенью влажности Sr 0,8 и соблюдении критерия: величи-
на Jss должна быть меньше значений, приведенных в табл. 2.6:
JSS —	/(1 + ^),
(2-1)
где е — коэффициент пористости грунта в природном состоянии;
еь — коэффициент пористости при влажности на границе теку-
чести:
w р $ / р ш,	(2-2)
где ps и ра — плотности твердых частиц грунта и воды.
Таблица 2.6. Значения показателя Jss
Число пластичности		//J	: ю	10<	- 3	;14	14<	С	;22
Показатель Jss	10			17			22		
К илам относят водонасыщенные современные осадки водое-
мов, происхождение которых связано с наличием микробиологи-
ческих процессов. Они имеют влажность больше влажности на
границе текучести, коэффициент пористости е 0,9 и содержат
органическое вещество в виде гумуса (разложившиеся остатки
растительных и животных организмов) не более 10 %.
По числу пластичности и коэффициенту пористости илы
подразделяют на супесчаные (е^0,8), суглинистые (е^1)
и глинистые (е 1,5).
22
Набухающие грунты выделяются в пылевато-глинистых
грунтах как обладающие свойствами увеличиваться в объеме.
К набухающим относят грунты с показателем Jss > 0,3
и величиной относительного набухания e,sw 0,04
&sw =z {h()sat ho'j/ho,	(2-3)
где hosat — высота образца грунта после свободного набухания
в условиях невозможности бокового расширения при полном
водонасыщении; ho — первоначальная высота образца при
природной влажности.
В зависимости от величины &sw, определенной без нагрузки,
грунты подразделяются на слабонабухающие (0,04 eSffi, 0,08),
средненабухающие (0,08 < e,sw 0,12) и сильнонабухающие
( Cs W ^-> 12).
Подгруппа биогенных грунтов подразделяется на сапропель,
заторфованные грунты и торфы. К сапропелям относят пресно-
водные илы, образовавшиеся при разложении органических,
в основном растительных, остатков на дне водоемов или озер
и содержащие по массе более 10 % органических веществ.
Сапропель характеризуется высокими значениями коэффициента
пористости (е > 3) и показателя текучести (J 1).
К заторфованным относят пылевато-глинистые грунты с со-
держанием по массе органических веществ от 10 до 50 %.
По относительному содержанию органических веществ /от
заторфованные грунты подразделяют на слабозаторфованные
(0,10 </от 0,25), среднезаторфованные (0,25 </от 0,40)
и сильнозаторфованные (0,4 < /от 0,50).
При содержании органических веществ более 50 % органо-
минеральный грунт, образовавшийся при отмирании и неполном
разложении болотных растений в условиях повышенной влаж-
ности и недостатке кислорода, называют торфом.
Группа искусственно насыпных и намывных грунтов состоит
из отсыпанных или намытых грунтов природного происхождения
и отходов производственной и хозяйственной деятельности
человека. По степени уплотнения от собственного веса эти
грунты подразделяют на слежавшиеся, характеризующиеся
окончанием процесса уплотнения, и неслежавшиеся грунты,
у которых процесс уплотнения продолжается. Периоды времени,
необходимые для самоуплотнения насыпных грунтов от их соб-
ственного веса, приведены в табл. 2.7.
По однородности сложения насыпные грунты подразделяют
на планомерно возведенные насыпи, отвалы грунтов и отходов
производств, свалки грунтов, бытовых отходов.
К мерзлым относят грунты, имеющие отрицательную темпера-
туру и содержащие в своем составе лед.
Вечномерзлыми называют грунты, которые находятся в усло-
виях природного залегания в мерзлом состоянии непрерывно
в течение трех лет или более.
23
Таблица 2.7. Периоды времени для самоуплотнения насыпных грунтов
Насыпные грунты	Период времени, необходи- мый для уплотнения грунтов, годы
Планомерно возведенные насыпи (при их уплот- ненности) из грунтов: песчаных пылевато-глинистых Отвалы грунтов и отходов производств из: песчаных грунтов пылевато-глинистых грунтов шлаков, формовочной земли золы, колошниковой пыли Свалки грунтов и отходов производства из: песчаных грунтов, шлаков пылевато-глинистых грунтов	0,5...2 2...5 2...5 10...15 2...5 5...10 5...10 10...30
2.3.	Физико-механические свойства грунтов
и методы их определения
Основными показателями физических свойств грунта, опреде-
ляемыми в лабораторных условиях, являются: плотность грун-
та р, плотность твердых частиц грунта ps и влажность w.
Плотность грунта рассматривается как отношение массы
грунта к его объему в естественном состоянии. Плотность
твердых частиц — отношение массы твердых частиц к их объему
в абсолютно плотном состоянии. Влажностью называют отноше-
ние массы воды к массе минеральной части грунта. Эти три
основных характеристики определяют экспериментально из
монолитов, отбираемых в процессе инженерно-геологических
изысканий.
Остальные показатели физических свойств грунтов определя-
ются расчетом на базе основных показателей.
Плотность сухого грунта р^ рассчитывают по формуле
Pd = р/(1 + «О-
(2-4)
Зная плотность грунта р, можно найти удельный вес грунта,
кН/м3:
У = Pg,	(2.5)
где g = 9,81 — ускорение свободного падения, м/с2.
Аналогично удельный вес твердых частиц грунта и удельный
вес сухого грунта определяют по формулам:
Vs = psg; Vd = pdg.	(2.6)
Коэффициент пористости грунта е представляет собой отно-
шение объема пор к объему минеральных частиц грунта
е = fis/fid — 1.	(2.7)
24
Зная величину е, можно определить пористость грунта п
и объем минеральных частиц в единице объема грунта т:
п = е/(1 + е);	(2.8)
т = 1/(1 + ё).	(2.9)
Полная влагоемкость грунта wsat представляет собой влаж-
ность при полном заполнении под водой:
Wsat = eyw/ys,	(2.10)
где yw — удельный вес воды.
Степень влажности грунта Sr определяется как степень
заполнения пор водой:
Sr=w-^-.	(2.11)
eyw
Удельный вес грунта при учете взвешивающего действия
воды находят из выражения
ySw = (ys — Уф)/(1 + е).	(2.12)
Природное состояние глинистого грунта (консистенция)
оценивается по показателю текучести:
/L = (r-Fp)/(FL-Fp),	(2.13)
где Wp — влажность на границе раскатывания; WL — влажность
на границе текучести. Величины определяются опытным путем
в лабораторных условиях.
Разность величин влажности Wl и Wp называют числом
пластичности:
Jp=Wl-Wp.	(2.14)
Разделение глинистых грунтов по показателю текучести
приведено в табл. 2.5.
Плотность песков может быть установлена также путем
сравнения коэффициента пористости е природного сложения
с коэффициентами пористости в рыхлом етах и плотном emin
состояниях и определения на этой основе показателя плотности
сложения Jd'.
Jd :^= (^max в)/(втах втт).	(2.15)
Сыпучие грунты считаются плотными при 0 JD 0,33,
средней плотности 0,33 < /д 0,67 и плотными при 0,67 < Jd
С 1-
Методы динамического (рис. 2.3) и статического зондиро-
вания по сравнению с лабораторными рассматриваются как
более точные с учетом их проведения в условиях естественного
залегания грунтов. Природные состояния песчаных грунтов
оцениваются по плотности сложения (см. табл. 2.4).
Основными характеристиками сжимаемости грунтов являются
модуль общей деформации Е или коэффициент относительной
25
№ слоя	Стратиграфи- ческий индекс	Мощность слоя, м	Абсолютная отметка слоя	Описание грунтов	Геологический разрез	Глубина зонди- | рования,м	Осадка зонда от 10 ударов					
1	Я । ы СУ с?	0,7	189,1	Растительный слой		1 2 5	10 20 30 kO -					
2		/,7	187^	Суглинок желто - бурый, полутвер- дый грубопесчаный								
												
3		V	186,3	Глина желто-бурая, полутвердая								
												
4	14 СУ			Песок бурый, с желтоватым оттенком,пыле- ватый,с тонки- ми прослоями глины		Оо	О» 		 .. . . 	 	 									
												
												
												
												
												
												
Рис. 2.3. Диаграмма зондирования песчаных грунтов
сжимаемости mv, коэффициент поперечного расширения v (ко-
эффициент Пуассона) и коэффициент бокового давления
Модуль общей деформации грунтов определяют в лаборатор-
ных и полевых условиях. Наиболее распространенным методом
лабораторных опытов является проведение компрессионных
испытаний, а также опыты на приборах трехосного сжатия.
По результатам компрессионных испытаний строится компрес-
сионная кривая в осях «коэффициент пористости — давление»
или чаще всего в осях «относительная деформация — давление»
(рис. 2.4).
По компрессионной кривой определяют коэффициент сжимае-
мости:
tnv = (61 — б2)/(р2 — Pi),	(2.16)
где pi — удельное давление на образец, соответствующее давле-
нию от собственного веса грунта, МПа; рг — удельное давление,
соответствующее давлению под подошвой фундамента, МПа;
61 и б2 — коэффициенты пористости, соответствующие давлениям
Pl И р2.
Модуль общей деформации
(2-17)
где 6 — коэффициент пористости в природном состоянии;
Р — безразмерный коэффициент, определяемый в зависимости
от коэффициента поперечного расширения v или коэффициента
бокового давления
0 = 1 — 2v2/(1 — v);	(2.18)
p = (i -|) (1 + 2£)/(i + в).
(2-19)
26
Рис. 2.4. Графики компрессионных испытаний:
а — в координатах «давление — коэффициент пористости е»; б —
то же, «давление — относительная деформация»; 1 — кривая уплотне-
ния; 2 — кривая набухания
В практике инженерно-геологических исследований модуль
общей деформации определяется в диапазоне напряжений 0,1...
0,3 МПа или 0,1...0,2 МПа, верхняя граница определяется дав-
лением под подошвой фундамента.
Начальное давление pi = 0,1 МПа выбирают с таким расче-
том, чтобы погрешности испытаний за счет обжатия неровно-
стей образца грунта по его торцам имели минимальное зна-
чение.
В полевых условиях модуль общей деформации определяют
чаще всего по результатам испытаний грунтов статическими
нагрузками. Опыты проводят в шурфах жесткими штампами
площадью А = 2500...5000 см2 или в скважинах площадью штам-
па Л = 600 см2.
По результатам испытания строят график зависимости осад-
ки штампа s от действующего давления р (рис. 2.5). Модуль
общей деформации определяют по формуле
Е = (1 - v2) <лЬ	(2.20)
где со—безразмерный коэффициент, зависящий от жесткости
штампа и формы его подошвы; b — диаметр или ширина штам-
па; Др — приращение удельного давления по подошве штампа в
пределах прямолинейного участка графика s = f (р); As — прира-
щение осадки на осредненной прямой, соответствующее Др.
При выборе Др за границу прямолинейного участка графика
принимается ступень нагрузки, при которой приращение осадки
в два раза больше, чем за предыдущую ступень (ГОСТ 20276—85).
Значение модуля общей деформации грунта по данным штам-
повых испытаний, как правило, выше результатов компрессион-
ных опытов. Однако эта проблема изучена недостаточно и
требует дальнейшего исследования. Поэтому испытания грунтов
статическими нагрузками следует проводить как контрольные,
корректирующие компрессионные опыты [49].
Для зданий и сооружений III класса рекомендуется поль-
27
Рис. 2.5. График зависимости осад-
ки штампа $ от давления р
зоваться поправочными коэффи-
циентами ink к результатам
компрессионных испытаний пы-
левато-глинистых грунтов с по-
казателями текучести 0,5 < JL
1 (табл. 2.8).
При наличии соответствую-
щего оборудования полевые
опыты можно провести с по-
мощью различных прессиомет-
ров с корректировкой результа-
тов испытаний штампами. Для
пылевато-глинистых и песчаных
грунтов модули общей деформа-
ции могут определяться
методом статического зондирования на
основе сопоставления данных зондирования с результатами
испытания этих же грунтов штампами. Такие сопоставления не
обязательны для зданий и сооружений III класса. Для песчаных
грунтов применяют метод динамического зондирования.
Для расчета оснований зданий и сооружений необходимо
определить достоверные значения угла внутреннего трения
Ф и удельного сцепления грунтов с.
В лабораторных условиях эти характеристики определяют на
сдвиговых и приборах трехосного сжатия, в полевых — путем
испытания крыльчаткой, методами раздавливания призмы грун-
та, сдвигом целика грунта в заданной плоскости, обрушением
и выпиранием грунта.
На практике сопротивляемость грунтов сдвигу чаще всего
определяют в лаборатории на приборах с прямым сдвигом
образцов.
Результаты испытаний оформляют в виде графиков в коорди-
натных осях «сдвигающее усилие ткр — вертикальное давление
р» (рис. 2.6).
Сопротивление песчаных грунтов сдвигу выражается зави-
симостью
(2.21)
Tfcp = Pi 1§ф.
Таблица 2.8. Значения коэффициентов гщ
Вид грунта	Значения коэффициентов rrtk при коэффициенте пористости, равном						
	0,45	0,55	0,65	0,75	0,85	0,95	1,05
Супеси	4	4	3,5	3	2	——	——
Суглинки	5	5	4,5	4	3	2,5	2
Глины	—	—	6	6	5,5	5	4,5
Примечание. При пользовании коэффициентами mk значения модулей
общей деформации по компрессионным испытаниям следует определять в интер-
вале давлений 0,1...0,2 МПа.
28
Рис. 2.6. Графики испытаний грунтов на сдвиг:
а — песчаные грунты; б—глинистые грунты
Опытами установлено, что экспериментальные точки в пре-
делах обычных вертикальных давлений (0,3...0,5 МПа) оказыва-
ются на прямой, выходящей из начала координат.
Для связных грунтов в диапазоне давлений 0,05...0,5 МПа
предельное сопротивление грунтов сдвигу описывается уравне-
нием прямой, не проходящей через начало координат:
ТкР = с + pi tgcp.	(2.22)
Полевые методы испытаний грунтов на сдвиг более громозд-
ки, чем лабораторные опыты, требуют больше времени на про-
ведение испытаний. Однако достоверность результатов полевых
опытов более высокая, поскольку испытания проводятся в усло-
виях естественного залегания грунтов (рис. 2.7). Поэтому для
зданий и сооружений I класса в расчетах оснований по несу-
щей способности результаты лабораторных определений значений
с и ср должны корректироваться данными полевых опытов путем
среза целиков грунта.
Метод сдвига целика грунта по заданной плоскости в виде
свободной призмы, заключенной в обойму, применяют для
определения прочностных характеристик песчаных, крупнообло-
мочных и глинистых грунтов любой влажности и консистенции.
Величины ср и с определяют по результатам не менее двух
испытаний с различной вертикальной нагрузкой (рис. 2.7, а)
в соответствии с ГОСТ 23741—79 «Грунты. Методы полевых
испытаний на срез в горных выработках».
Способ раздавливания призмы грунта, открытой с четырех
сторон, используют для упрощенного определения т суглинков и
глин твердой и пластичной консистенции. Величину т принимают
равной половине прочности на сжатие [24].
Методы выпирания (рис. 2.7, б) и обрушения (рис. 2.7, в)
массива грунта применяют для песчаных, крупнообломочных и
глинистых грунтов с определением характеристик их состояния,
обусловливающих возможность сохранения вертикального отко-
са. Величины ср и с определяют из условия предельного равно-
весия выпираемого и обрушаемого клина.
29
5)
Рис. 2.7. Схема установок для испы-
таний «целиков» грунта на сдвиг:
1 — груз; 2— упорная балка; 3— тележка;
4 — динамометр; 5 — домкрат; 6 — штампы,
7 — целик грунта; 8 — упор; 9 — массив грун-
та; 10 — поверхность сдвига
Испытание грунтов на сдвиг в скважинах производят путем
вращения наконечника с лопастями (крыльчаткой). Сопротивле-
ние сдвигу определяют по величине сдвигающего момента в
соответствии с ГОСТ 21719—80 «Грунты. Метод полевого испы-
тания вращательным срезом». Прочностные характеристики
песчаных и пылевато-глинистых грунтов могут определяться ме-
тодом статического зондирования с корректировкой этих данных
результатами полевых испытаний на срез целиков грунта в
шурфах или котлованах. Эти сопоставления обязательны для
зданий и сооружений I и II классов при расчете оснований по
несущей способности и зданий и сооружений I класса при расче-
те по деформациям.
Методом динамического зондирования может определяться
угол внутреннего трения песчаных грунтов при корректировке
полевыми испытаниями на срез. Последняя выполняется для
зданий и сооружений I и II класса при расчете оснований
по несущей способности и I класса — по деформациям.
Коэффициент фильтрации k широко используется в практике
гидрогеологических расчетов, характеризует водопроницаемость
породы, зависит от ее гранулометрического состава, плотности и
свойств фильтрующей жидкости. Коэффициент фильтрации опре-
деляют в лабораторных, полевых условиях и с помощью при-
ближенных формул.
В лабораторных условиях коэффициент фильтрации песчаных
и глинистых грунтов определяют с помощью приборов Г. Н. Ка-
менского, Г. Тиме, трубки Г. Н. Каменского, трубки «Спецгео» и
компрессионно-фильтрационных приборов. В полевых условиях
зо
основными методами определения коэффициента фильтрации
являются опытные откачки, наливы и нагнетания.
Для определения k и дебита водоносных горизонтов применя-
ют опытные откачки из скважин. Опытные наливы в скважины
и шурфы используют для приближенного определения коэффи-
циента фильтрации грунтов, залегающих выше уровня подзем-
ных вод. Наиболее точные данные о величине k дают опытные
откачки.
Для приближенного расчета коэффициента фильтрации пес-
чаных грунтов (м/сут) можно использовать формулу [20]:
/г = 1000 d?o,	(2.23)
где dfo — действующий диаметр (мм), соответствующий тому
диаметру частиц, мельче которых в песке содержится 10 % от его
общей массы.
Средние ориентировочные значения коэффициента фильтра-
ции приведены в табл. 2.9 (по Н. Н. Маслову).
Т а б л и ц а 2.9. Ориентировочные значения коэффициентов фильтрации
Водопроницаемость пород	k, м/сут
Практически водонепроницаемые породы (глины, монолитные скалистые породы) Весьма слабоводопроницаемые породы (суглинки, тяжелые супеси, нетрещиноватые песчаники) Слабоводопроницаемые породы (супеси, слаботре- щиноватые глинистые сланцы, песчаники, известняки) Водопроницаемые породы (мелкозернистые пески, трещиноватые скалистые породы) Хорошо водопроницаемые породы (пески средней крупности, скалистые породы с повышенной трещи- новатостью) Сильноводопроницаемые породы (крупнозернистые, гравелистые пески, галечники, сильнотрещиноватые скалистые породы)	5-Ю-4 5-10~3 0-5 5 50 500
2.4.	Определение нормативных и расчетных
характеристик грунтов
По ГОСТ 20522—75 за нормативное значение удельного сцеп-
ления и угла внутреннего трения принимают параметры прямоли-
нейной зависимости сдвиговых усилий от вертикального давле-
ния, рассчитанные по методу наименьших квадратов. Норматив-
ное значение всех остальных характеристик грунта определяется
как среднее арифметическое значение результатов частных опре-
делений.
Расчетные значения характеристик грунта X определяются по
формуле
X = Xn/yg,	(2.24)
31
где Хп — нормативное значение характеристики; — коэффици-
ент надежности (безопасности) по грунту.
Для расчета коэффициента вариации V определяют норма-
тивное значение характеристики Хп и ее среднеквадратическое
отклонение о:
« = V "Дт 2 - х‘^
’ Ji	Л -	1
I— 1
V = с/Хп,
(2.25)
(2.26)
(2.27)
где Xi — частные значения характеристики; п — количество опре-
делений.
Нормативные значения tgcpH и с11 рассчитывают по формулам:
(2.28)
(2.29)
(2.30)
где т(- и pi — частные значения сопротивления срезу и нормально-
го давления; п — число определений величин т.
Среднеквадратическое отклонение для с и ф рассчитывают по
формулам:
а‘ = V 2,	(2-31)
т!Ф = м/"Т	(2-32)
где
о, = V —2 (p.tgcp" + С" - т,)2.	(2.33)
"	1=\
Коэффициент безопасности по грунту вычисляют по фор-
муле
T^l/O+p),	(2.34)
где р — показатель точности оценки среднего значения характе-
ристики, определяемый по зависимостям:
для с и tgpp
р = t.V-,	(2.35)
32
для прочих характеристик
Р = /«VAR	(2.36)
где — принимается по таблице (ГОСТ 20522—75) в зависимо-
сти от заданной доверительной вероятности для числа степеней
свободы К; при вычислении расчетных значений с и tg<p К =
= п — 2; для остальных расчетных характеристик К = п— 1.
Доверительная вероятность а при определении расчетных ха-
рактеристик грунтов принимается при расчетах оснований по не-
сущей способности а = 0,95, по деформациям а = 0,85.
Для каждого выделенного на площадке инженерно-геологиче-
ского элемента количество одноименных частных определений
должно быть не менее шести. Для модуля общей деформации
грунтов, определяемого в полевых условиях штампом, можно
ограничиться тремя или двумя испытаниями, если они отклоня-
ются от среднего не более чем на 25%.
•	Пример 2.1. Определить расчетную характеристику удельного веса грунта
для оценки несущей способности при следующих частных значениях: 18,7, 20,4,
19,2, 19,8, 18,2, 17,8 кН/м3.
Вычисляем нормативное значение:
у 18,7+20,4+17,8+19,2+19,8+18,2
Лп =----------------?----------------= 19,01 кН/м".
о
Величина среднеквадратического отклонения
с = 2^0,32+1,42+1,22 +0,22 +0,82 +0,82) == 0,98.
О
Коэффициент вариации V = 0,98/19,01 — 0,05.
Показатель точности оценки среднего значения характеристики:
р = 2,13-0,05/75 = 0,048;
tga = 2,13 при a = 0,95 и К = 4.
Тогда yg = 1/(1 — 0,048) = 1,05.
Расчетная характеристика удельного веса грунта:
Х = 19,01/1,05= 18,1 кН/м3.
•	Пример 2.2. Определить расчетные характеристики сопротивления грунта
сдвигу для расчета по деформациям при следующих экспериментальных данных:
pi = 0,1; р2 = 0,2; р3 = 0,3 МПа; т1 = 0,14; т2 = 0,18; т3 = 0,24 МПа; р4 = 0,1;
р5 = 0,2; р6 = 0,3 МПа; т4 = 0,16; т5 = 0,19; т6 = 0,26 МПа.
д = 6(0,01-2 + 0,04-2 + 0,09-2) — (0,6 + 0,6)2 = 0,24;
tg<рн = +- 6(0,014 + 0,036 + 0,072 + 0,016 + 0,038 + 0,078) - 1,2-1,17 = 0,500;
1	0 024
W О’17'0’28 “ 1,2*0,254) - -5^-= 0,10МПа.
Среднеквадратическое отклонение:
щ = 70,000225 = 0,015;
сс = 0,01571/0,24-0,28 = 0,016;
Qtgq)= 0,01576/0,24 = 0,075.
3—1040
33
Коэффициент вариации:
vc= 0,016/0,10= 0,16; к(ст= 0,075/0,50= 0,14.
Показатель точности оценки средней характеристики:
рс = 1,19-0,16 = 0,19; ptg(p = 1,19-0,14 = 0,167.
Коэффициенты надежности:
= 1/(1 - 0,190) = 1,24; ygte4,= 1/(1 - 0,167) = 1,20.
Тогда расчетные характеристики будут
С = 0,10/1,24= 0,080 МПа; tg<p = 0,500/1,20= 0,42.
В настоящее время составлены таблицы нормативных значе-
ний удельного сцепления с, угла внутреннего трения <р, модуля
общей деформации Е песчаных грунтов четвертичных отложений
(табл. 2.10), нормативных значений удельного сцепления с, угла
внутреннего трения <р пылевато-глинистых грунтов четвертичных
отложений (табл. 2.11) и нормативных значений модуля общей
деформации пылевато-глинистых нелессовых грунтов (табл. 2.12).
Таблица 2.10. Нормативные значения удельного сцепления с, угла
внутреннего трения <рн и модуля общей деформации Е песчаных грунтов
четвертичных отложений
Песчаные грунты	Обозначение характеристик грунтов	Характеристики грунтов при коэффициенте пористости е, равном			
		0,45	0,55	0,65	0,75
Гравелистые и крупные	с, МПа срн, град Е, МПа	0,002 43 50	0,001 40 40	38 30	—
Средней крупности	с, МПа <рн, град £, МПа	0,003 40 50	0,002 38 40	0,001 35 30	—
Мелкие	с, МПа <рн, град £, МПа	0,006 38 48	0,004 36 38	0,002 32 28	28 18
Пылеватые	с, МПа <рн, град £, МПа	0,008 36 39	0,006 34 28	0,004 30 18	0,002 20 11
Табличные нормативные значения прочностных и деформаци-
онных характеристик применяют для предварительных расчетов
оснований, а также для окончательных расчетов оснований зда-
ний и сооружений II и III классов и опор воздушных линий
электропередач [25].
Расчетные значения характеристик определяют в этом случае
34
*
Таблица 2.11. Нормативные значения удельного сцепления угла внутреннего трения фн четвертичных
пылевато-глинистых грунтов
Наименование грунтов и пределы нормативных значений их показателя текучести		Обозначение характеристик грунтов	Характеристики грунтов при коэффициенте е, равном						
			0,45	0,55	0,65	0,75	0,85	0,95	1,05
Супеси	0<Ц<0,25	сн, МПа Фн, град	0,021 30	0,017 29	0,015 27	0,013 24	—	—	—
	0,25<7 l<0,75	.с", МПа Ф", град	0,019 28	0,015 26	0,013 24	0,011 21	0,09 18	—	—
Суглинки	0<ZL<0,25	сн, МПа фн, град	0,047 26	0,037 25	0,031 24	0,025 23	0,022 22	0,019 20	—
	0,25<Л<0,5	с", МПа Фн, град	0,039 24	0,034 23	0,028 22	0,023 21	0,018 19	0,015 17	—
	0,5< Jz.< 0,75	сн, МПа Фн, град	—	—	0,025 19	0,020 18	0,016 16	0,014 14	0,012 12
Глины	0 < JL С 0,25	сн, МПа фн, град	—	0,081 21	0,068 20	0,054 19	0,047 18	0,041 16	0,036 14
	0,25< Л<0,5	с", МПа фн, град	—	—	0,057 18	0,050 17	0,043 . 16	0,037 14	0,032 11
	0,50<Ц<0,75	с", МПа ф", град	—	—	0,045 15	0,041 14	0,036 12	0,033 10	0,029 7
UM
с*
Таблица 2.12. Нормативные значения модуля общей деформации пылевато-глинистых нелессовых грунтов
Происхождение и возраст грунтов	Наименование грунтов и пределы нормативных значений их		Модуль деформации Е (МПа) при коэффициенте пористости е, равном										
	показателя текучести		0,35	0,45	0,55	0,65	0,75	0,85	0,95	1,05	1,2	1,4	1,6
Аллювиальные	Супеси	0< 4 < 0,75	—	32	24	16	10	7	—-	—-	—-	—	—-
Делювиальные Озерные Озерно-аллювиаль- ные	Суглинки	0<4<0,25 0,25<4<0,5 0,5 <4 <0,75	1 1 i	34 32	27 25	22 19 17	17 14 12	14 11 8	1 1 8 6	5	—	—	1 1 1 1 	1
	Глины	0<4<0,25 0,25 <4< 0,5 0,5 <4< 0,75	—	1 i i		28	24 21	21 18 15	18 15 12	15 12 9	12 9 7	1 i 1	1 i 1	—
Флювиогляциаль- ные	Супеси	0<4<0,75	—	33	24	17	11	7	—	—-	—	—	—
	Суглинки	0<4<0,25 0,25 <4 <0,5 0,5 <У£ <0,75	—	40 35	33 28	27 22 17	21 17 13	14 10	1 1	—	—	—	—
Моренные	Супеси Суглинки	4 < 0,5	75	55	45	—	—-	—	—	—			—	—-
Юрские отложения яруса	Глины	—0,25</л<0 0<4 <0,25 0,25 <4 <0,5	—	—	—	1 1 1 	1	1 1	—	27 24	25 22	22 19 16	15 12	10
при следующих значениях коэффициента надежности по грунту:
в расчетах оснований по деформациям yg = 1, по несущей спо-
собности— для удельного сцепления ygc = 1,5, угла внутреннего
трения песчаных грунтов yg4 = 1,1; пылевато-глинистых ygv =
= 1,15. Госстроем СССР разрешается по согласованию вместо
табл. 2.10...2.12 пользоваться таблицами характеристик грун-
тов, отражающими специфику отдельных регионов.
2.5. Прогнозирование изменения
гидрогеологических условий площадки
строительства
При проектировании оснований зданий и сооружений необхо-
димо учитывать изменение гидрогеологических условий площадки
строительства как в период строительства, так и в процессе
эксплуатации.
По СНиП 2.02.01—83 такой учет должен исходить из нали-
чия или возможности образования верховодки, естественных се-
зонных и многолетних колебаний уровня подземных вод, воз-
можного технического изменения их уровня. Необходимо учи-
тывать также агрессивность подземных вод по отношению к ма-
териалам подземных конструкций и коррозионную активность
грунтов [25]
Все застраиваемые территории по характеру подтопления под-
разделяют на естественно- и техногенно-подтопленные и непод-
топленные. Последние делятся на потенциально подтопляемые и
потенциально неподтопляемые. На подтопляемых территориях
влажность грунтов или уровень подземных вод достигал или пе-
риодически достигает критических величин, при которых строи-
тельство или эксплуатация зданий и сооружений становится не-
возможной. Необходимо в таких случаях применение специальных
защитных мероприятий. Сам процесс подтопления рассмат-
ривается как инженерно-геологический процесс, который прояв-
ляется на застраиваемых или застроенных территориях под воз-
действием техногенных и частично естественных факторов. Под
их влиянием нарушается водный режим и происходит направ-
ленное повышение влажности или уровня подземных вод, которое
приводит к нарушению условий строительства и эксплуатации
зданий и сооружений.
При строительстве основными факторами подтопления явля-
ются изменение условий поверхностного стока воды при верти-
кальной планировке, засыпке естественных дрен, большой разрыв
между земляными и строительными работами и т. п.; при эксплу-
атации — инфильтрация утечек производственных вод, полив зе-
леных насаждений, уменьшение атмосферного испарения под
зданиями и покрытиями и т. д.
К потенциально подтопляемым относятся территории, на кото-
рых возможно в результате строительного освоения или эксплу-
37
атации повышение уровня подземных вод или влажности грунтов
до критических значений. На таких территориях приходные
статьи водного баланса преобладают над расходными.
На потенциально неподтопляемых территориях вследствие на-
личия хорошо проницаемых грунтов или низкого стояния уровня
подземных вод, благоприятных техногенных условий заметного
повышения влажности грунтов и уровня подземных вод не проис-
ходит.
Следует иметь в виду, что повышение уровня подземных вод
и влажности грунтов возможно на площадках, застроенных пред-
приятиями как с «мокрым», так и «сухим» технологическим про-
цессом. Основными причинами подтопления у зданий с «мокрым»
технологическим процессом являются искусственные источники,
при «сухом» — естественные. В связи с этим составлена класси-
фикация промышленных предприятий по удельному расходу во-
ды, включая водоснабжение и водоотведение (табл. 2.13).
Таблица 2.13. Классификация промышленных предприятий
по удельному расходу воды
Классифика- ционная группа предприятий	Удельный расход воды (м3/сут) на 1 га занимае- мой предприятием площади	Отрасль промышленности
А	15000...80000 и более	Целлюлозно-бумажная, энергетическая, частично металлургическая
Б	15000...5000	Химическая, нефтехимическая, металлур- гическая, горно-обогатительные фабрики и комбинаты
В	5000...500	Машиностроительная, станкостроитель- ная, трубопрокатные заводы, частично пи- щевая
Г	500...50	Текстильная, легкая, стройматериалов, пищевая и др.
д	50	Элеваторы, мукомольные заводы, хлебо- приемные пункты, мелькомбинаты и др.
Потенциальная возможность застроенной территории быть
подтопленной под действием техногенных факторов зависит от
природных условий. В связи с этим выделяются шесть основных
типов схем природных условий территорий, основанных на типо-
вых геолого-генетических комплексах, подверженных подтопле-
нию (табл. 2.14).
Наибольшей подтопляемостью обладают территории, сложен-
ные слабопроницаемыми, просадочными и фильтрационно-анизо-
тропными грунтами и застроенные сооружениями с потреблением
большего количества воды. На таких территориях скорость повы-
шения уровня подземных вод в первые 10 лет может достигать
0,5... 1 м и более в год.
38
Таблица 2.14. Основные типы схем природных условий застроенных
территорий
Схемы природ- ных условий	Типовые литологические разрезы	Тол- щина слоя, м	Глубина залегания подземных вод, м	Гидрогеологические зоны увлажнения и их геогра- фическая приуроченность
1	Слой 1 — лессовид- ные суглинки и супеси просадочные, фильтра- ционно-анизотропные Слой 2 (водоупор) - глины, песчаники, ар- гиллиты,	известняки и др.	До 25	15...25	Зона переменного увлажнения (Средне- русская возвышенность. Уфимское плато, долина р. Дон, Украина, Степной Крым, Азово-Черномор- ская полоса, Западная Сибирь)
2	Слой 1 — супеси, суг- линки, пески флювио- гляциальные. Слой 2 (водоупор относитель- ный) — глины и суглин- ки моренные	До 15	До 10	Зона избыточного увлажнения (централь- ные и северо-западные районы европейской час- ти СССР, Белоруссии)
3	Слой 1 — суглинки или супеси покровные малой мощности. Слой 2 (водоупор) — глины на- бухающие	1...5	Более 15	Зона недостаточного и частично переменного увлажнения (Среднее и Нижнее Поволжье, При- волжская низменность, Северный Кавказ)
4	Слой 1 — суглинки, супеси, пески пылева- тые, мелкие, крупные, галечники. Слой 2 (во- доупор) — коренные по- роды различного воз- раста	До 10	5...10	Зона переменного увлажнения (централь- ные районы европейской части СССР, западный и восточный склоны Ура- ла, Восточная Сибирь)
5	Слой 1 — суглинки и супеси просадочные и засоленные (гипс). Слой 2 (водоупор относитель- ный) - щебень, дресва с глинистым и песчаным заполнителем	До 15	15...20	Зона недостаточного увлажнения (Узбекская ССР)
6	Слой 1 — суглинки лессовидные просадоч- ные (слоем большой мощности)	Более 15	30...50	Зона недостаточного увлажнения (Таджик- ская ССР)
Меньшей подтопляемостью характеризуются территории с
глубоким залеганием подземных вод, сложенные хорошо прони-
цаемыми породами и застроенные предприятиями с сухим техно-
логическим процессом.
Исходя из схемы природных условий и характеристики пред-
приятий по количеству потребляемой воды все территории про-
39
мышленных предприятий разделяются по потенциальной подтоп-
ляемости на четыре типа (табл. 2.15).
С учетом данных табл. 2.15 наибольшую вероятность подтоп-
ления можно ожидать на территории I и II типов с близким зале-
ганием водоупора, наличием просадочных грунтов и отсутствием
естественных дрен, при проектировании предприятий химической,
металлургической или энергетической промышленности (ТЭЦ) с
потреблением большого количества воды.
Таблица 2.15. Типы подтопляемости промышленных предприятий
Тип подтоп- ляемости	Схема природ- ных усло- вий	Г руппа пред- приятий по коли- честву потреб- ляемой воды	Скорость подъема подземных вод, м/год			
			за первые 10 лет	от 10 до 15 лет	от 15 до 20 лет	от 20 до 25 лет
I	1 2 3	А, Б, В А, Б А, Б	0,5... 1	1,3...0,6		0,15...0,30
				0,25...0,5	0,2...0,4	
II	1 2 4 5	Г, А В А, Б А, Б	0.3...0.5	0,1...0,2 0,18..	0,1...0,15 .0,30	0,08...0,13
III	1 2 3 4	Дз ГьДь Д2, Дз В, г, д.,д2> Дз в.г.д	0,1...0,3	0,03...0,1	0,025...0,08	0,02...0,06
IV	5 6	в А, Б		0,06—0,18		
V	4 5 6	д2, Дз ГЬД2> ДьДз, В, г, Д1, д2, Дз	0,1	0,025	0,02 0,6	0,01
Примечание. Для предприятий с малыми расходами воды (группа Д)
учтена относительная площадь распространения грунтов с нарушенной структу-
рой, обладающих более высокой фильтрационной способностью (относительная
площадь планировочной подсыпки), и выделены подгруппы: Д! — территории
с относительной площадью подсыпки от 25 до 50 %; Д2 — от 10 до 25 %; Дз —
от 0 до 10 %.
40
Потенциальная подтопляемость территории оценивается с по-
мощью критерия потенциальной подтопляемости Р:
P=(hc- Xh)/Hc,	(2.37)
где hc — уровень подземных вод до начала подтопления, опреде-
ляемый по данным инженерно-геологических изысканий и отсчи-
тываемый от поверхности земли; Д/г — величина возможного
(прогнозируемого) подъема подземных вод, рассматриваемая
как функция координат точки X, Y, времени t и величины допол-
нительного инфильтрационного питания wq, т. е. Д/г = f(x, у, t, wq) .
Величины X, Y в момент времени t определяются на основе филь-
трационных расчетов или по табл. 2.15; wo — на основе стацио-
нарных режимных наблюдений или по аналогии; Нс — критиче-
ский подтопляющий уровень подземных вод (отсчет производит-
ся от поверхности земли).
При Р 1 и tc < Тр территория рассматривается как потен-
циально подтопляемая, при tc> Тр — потенциально неподтопляе-
мая.
Величина tc представляет собой период времени, в течение ко-
торого наступает Hc — hc — Д/г; Тр — период времени достижения
уровня подземных вод или влажности значений Нс или Wc(wc —
критическая влажность).
А Пример 2:3. Определить степень подтопляемости проектируемого предприя-
тия химической промышленности с потреблением воды 12000 м3/сут на 1 га пло-
щади предприятия. Территория предприятия сложена просадочными суглинками
мощностью 10 м, подстилаемыми глинами толщиной Нс = 5 м, подземные воды
находятся на глубине hc = 12 м.
Природные условия территории по данным табл. 2.14 относятся к схеме 1.
По табл. 2.13 в соответствии с количеством потребляемой воды данное предпри-
ятие относится к группе Б. По табл. 2.15 определяем, что предприятие группы Б
с природными условиями по схеме 1 относится к I типу территории по потенци-
альной подтопляемости. Скорость подъема v = 1 м/год за первые 10 лет и
Д/г = Ю м.
Тогда Р = (12 — 10)/5 = 0,4, т. е. Р<1. Следовательно, территория потен-
циально подтопляемая.
Используя данные табл. 2.15, определяем величину tc:
tc — (12 — 5)/1 — 7 лет.
В зависимости от величины tc определяется степень потенциальной подтоп-
ляемости. Первая степень потенциальной подтопляемости для I класса сооруже-
ний происходит через 5 лет и менее, вторая — через 10, третья — через 15, чет-
вертая — через 20 и пятая — через'25 лет.
Для II класса сооружений» введены только первые три степени потенциаль-
ной подтопляемости. Для приведенного примера территория рассматриваемого
предприятия относится ко второй степени потенциальной подтопляемости.
1*
6 ЖЗУИЯЛ
/ль
Численные методы
в расчетах оснований
и фундаментов на ЭВМ
3.1.	Общие сведения
Одним из основных направлений научно-технического про-
гресса в проектировании инженерных сооружений является ши-
рокое использование вычислительной техники для выполнения
расчетов. При этом конструктор имеет возможность детально
проанализировать несколько вариантов проектных решений и вы-
брать из них наиболее рациональный вариант. Наибольший эф-
фект в применении ЭВМ достигается в том случае, когда инже-
нер осуществляет выбор путей решения поставленной задачи и
творческое осмысление полученных результатов, производя необ-
ходимые проверочные расчеты на ЭВМ по готовым апробирован-
ным программам.
С точки зрения реализации на ЭВМ задачи геомеханики и
фундаментостроения условно можно разделить на три класса.
К первому классу относятся задачи, решение которых достигает-
ся вычислением искомых параметров, выраженных в явном виде
некоторым набором формул. Примерами таких задач являются
так называемые «инженерные методы» расчета конструкций, на-
пример определение осадки фундамента методом послойного сум-
мирования или размеров фундамента исходя из ограничения
среднего давления под подошвой расчетным сопротивлением
грунта. Для решения этого класса задач эффективными являют-
ся персональные микроЭВМ (ПЭВМ) типа ДВК, сочетающие в
себе доступность калькулятора с быстродействием ЭВМ третьего
поколения.
Ко второму классу можно отнести задачи, которые не имеют
решения в замкнутом виде (точного решения). При этом точное
решение задачи представляется в виде некоторого множества
чисел, позволяющего получить интересующую инженера инфор-
мацию. В этом случае говорят о численном решении задачи, а
методы, с помощью которых достигается это решение, обознача-
ют термином «численные методы». В качестве примера задачи
второго класса можно привести задачу о деформировании фунда-
ментной плиты, лежащей на неоднородном по сжимаемости
основании. Для решения задач численными методами требуются,
42
как правило, большая оперативная память ЭВМ и высокая ско-
рость вычисления. В этой связи задачи второго класса обычно
решаются на больших ЭВМ типа ЕС.
Третий класс задач составляют оптимизационные задачи, суть
которых сводится к отысканию наилучшего варианта решения,
отвечающего определенным требованиям. Например, одной из
простейших задач оптимизации является определение глубины
заложения подошвы фундамента исходя из минимума затрат на
его возведение. В настоящее время методы оптимального проек-
тирования оснований и фундаментных конструкций интенсивно
развиваются и начинают внедряться в производство.
Если для реализации на ЭВМ решения задач первого класса
достаточно владеть одним из языков программирования, то для
реализации решения задач второго класса и ряда задач третьего
класса помимо этого необходимо иметь ясное представление о
численных методах. К наиболее распространенным в геомехани-
ке и строительной механике численным методам можно отнести
методы: конечных элементов, конечных разностей, граничных
элементов. При использовании этих методов существенную роль
играют такие математические понятия, как аппроксимация и ко-
нечные разности.
Аппроксимацией (или приближением) называют за-
мену функции F(x) какой-либо другой функцией f(x).- В зависи-
мости от условий задачи к функции f(x) могут предъявляться
различные требования, например равенства в определенных точ-
ках исходной и аппроксимирующей функций (рис. 3.1). Такой
вид аппроксимации носит название интерполяция.
Условие интерполяции записывается следующим образом:
= E(xz), i = 0, 1, ..., п,	(3.1)
где Xt — координата интерполяционного узла.
Для аппроксимации могут быть использованы различные
классы аппроксимирующих функций:
1.	Алгебраический полином или парабола /г-й степени:
f(x) = а0 + щх + а2х2 + -- + апхп(ап #= 0),.	(3.2)
Рис. 3.1. К понятию интерполяции функции Г(х)
функцией f(x)
43
Выражение (3.2) имеет п + 1 коэффициентов. Надлежащим
выбором этих коэффициентов можно удовлетворить п + 1 усло-
вий. Например, можно потребовать совпадения функций f(x) и
F(x) в п узлах. Из выражения (3.2) следует, что однозначно это
может быть выполнено только с помощью параболы п — 1 сте-
пени.
2.	Тригонометрический полином n-го порядка:
п
f(x) = ао + S (akcoskx + b^sin/sx).	(3.3)
Й=1
Аппроксимация тригонометрическими полиномами является
наиболее подходящей в случае, если аппроксимируемая функция
имеет периодический характер.
3.	Экспоненциальные функции, полиномы Лагранжа, гипербо-
лические функции используются при определенных видах задач.
Конечные разности. Пусть известны значения функции f(x)
в двух последовательных узлах I и i + 1, расположенных на рас-
стоянии к один от другого. Первая разность (или разность перво-
го порядка) определяется выражением
W) = f(x + X) - fix'),	(3.4)
или
Afz- = fz+i - fi.	(3.5)
Разность от первых разностей представляет собой вторую
разность (или разность второго порядка):
A2fz = Aft+1 - Aft = fi+2 - 2ft+1 + ft.	(3.6)
В общем случае п-я разность (или разность /г-го порядка)
А7,.= Ап“7;+1 - An“7z.	(3.7)
Практически всегда можно обеспечить расположение интерпо-
ляционных узлов на равных расстояниях. В этом случае конеч-
ные разности играют существенную роль при формировании ин-
терполяционных полиномов.
3.2.	Метод конечных элементов
3.2.1.	Основная идея метода конечных
элементов
Пусть имеется какая-либо континуальная система (система с
бесконечным числом степеней свободы) — рама, упругая полу-
плоскость, трехмерное тело, на которую действуют внешние или
внутренние силы. Напряженно-деформированное состояние
(НДС) системы описывается функциями напряжений и функци-
ями перемещений, которые определены в области, занимаемой
системой. Между напряжениями и деформациями существует
44
однозначная прямая и обратная зависимость — это предположе-
ние справедливо для весьма широкого класса задач. Задача оты-
скания НДС континуальной системы является, за исключением
простых случаев, статически неопределимой. Для решения стати-
чески неопределимых задач в строительной механике разработа-
ны метод сил, метод перемещений, смешанный метод.
Для решения задач геомеханики весьма удобным и универ-
сальным является метод перемещений, т. е. подход, при котором
сначала определяется деформированное состояние системы, а за-
тем устанавливается распределение в ней напряжений. Зачастую
аналитическое решение задачи об отыскании НДС континуаль-
ной системы не может быть получено из-за неоднородности мате-
риала, сложности граничных условий и т. д. В этих случаях при-
бегают к решению задачи численными методами, одним из кото-
рых является метод конечных элементов. Дальнейшее изложе-
ние материала будем проводить для метода конечных элементов
«в перемещениях», эквивалентного методу перемещений строи-
тельной механики.
Идея метода конечных элементов заключается в следующем.
Континуальная система заменяется (аппроксимируется) систе-
мой с конечным числом степеней свободы, т. е. производится
дискретизация системы на отдельные элементы, соединенные
между собой в узлах (рис. 3.2). Предполагается, что работа ко-
нечного элемента точно или приближенно изучена, например
установлена зависимость между перемещениями узлов элемента
и внутренними усилиями в узлах. Работа дискретизированной
системы будет определяться взаимодействием отдельных конеч-
ных элементов. Решением задачи определения НДС континуаль-
ной системы методом конечных элементов будет являться такое
НДС дискретизированной системы, при котором удовлетворяют-
ся условия совместимости и равновесия.
Точность расчета методом конечных элементов при прочих
равных условиях будет тем выше, чем большее количество сте-
пеней свободы (узлов) будет иметь аппроксимирующая система.
Это связано с тем, что условия совместимости деформаций вы-
Рис. 3.2. Замена континуальной системы (а) на систему
с конечным числом степеней свободы (б)
45
полняются только в узлах дискретизированной системы, а по ли-
нии соприкосновения конечных элементов деформации могут ис-
пытывать разрывы.
3.2.2.	Основные формулы для решения задач
методом конечных элементов
При описании излагаемых ниже вычислительных процедур
предполагается, что пользователь знаком с элементами матрич-
ного исчисления в объеме вузовского курса. Векторы и матрицы
будем обозначать жирными буквами, а их элементы — буквами
нормальной толщины.
Система канонических уравнений метода перемещений в ко-
нечно-элементной форме, разрешенная относительно неизвестных
узловых перемещений, имеет в общем случае следующий вид:
Z = -К lRq	)
Z = (щ, У), W1, ..., ип, vn, wп]	(3.8)
Rq = {Rxqu Rq\, Rqi, .... Rqn, Ryqn, ед J ,
где Z—вектор неизвестных узловых перемещений дискретизиро-
ванной системы; К4— обратная матрица по отношению к матри-
це К жесткости системы как совокупности конечных элементов;
Rq—вектор реактивных узловых сил от внешней нагрузки; ui, Vi,
Wi — перемещения Z-го узла по направлениям соответственно х,
у и z общей системы координат; Rxqi — реактивное усилие в
t-м узле по направлению х общей системы координат; п — общее
количество узлов. Символ т обозначает транспонирование.
Матрица жесткости системы (МЖС) имеет блочную струк-
туру:
Предположим, для определенности, что производится расчет
системы, работающей в условиях плоской задачи теории упру-
гости. Тогда
ед'
ед] ’
(3.10)
где Ki, — матрица реактивных усилий в t-м узле дискретизиро-
ванной системы от единичных перемещений /-го узла; ед —
реактивное усилие в t-м узле по направлению х общей системы
координат от единичного перемещения /-го узла по направле-
нию у.
Поскольку в узле соединяются несколько элементов, реакции
отдельных элементов по соответствующим направлениям сумми-
руются. Так, для системы, изображенной на рис. 3.3, реактивные
46
усилия, возникающие в узле 2 от
единичных перемещений этого же
узла, складываются из реакций эле-
ментов I, j, k :
К22 = К22Л “Ь Л22,/ 4“ Л22>
(З.И)
В общем случае блоки МЖС
вычисляются следующим образом:
Рис. 3.3. К определению матрицы
жесткости системы
Кц
Г € Л /
(3.12)
где Кц,г—блок матрицы жесткости элемента (МЖЭ) г, пред-
ставляющий собой матрицу реактивных усилий в t-м узле эле-
мента г от единичных перемещений /-го узла этого же элемента.
Знак r£i.,j означает, что суммирование производится по
элементам, содержащим одновременно узлы i и /, в противном
случае
К(7,Л = О.	(3.13)
Например для системы, изображенной на рис. 3.3,
K23,A = 0,	(3.14)
так как элемент k не содержит узел 3.
Из вышеизложенного следует, что МЖС имеет ленточную
структуру — элементы матрицы, расположенные вне ленты, рав-
ны нулю (рис. 3.4). Ширина ленты 2h— 1 зависит от максималь-
ной разности номеров узлов, принадлежащих одному элементу.
Для широкого класса задач МЖС симметрична относительно
главной диагонали.
Принцип формирования вектора Rq реакций узлов такой же,
как и для МЖС:
Kij	___Rjq
X	X	X	X	X	X								X
	X	X	X	X	X	X							X
		X	X	X	X	X	X						X
			X	X	X	X	X	X					X
				X	X	X	X	X	X				X
					X	X	X	X	X	X			X
								X	X	X	X	X	X		X
Симметрично							X	X	X	X	X	X	X
								X	X	X	X	X	X
									X	X	X	X	X
										X	X	X	X
											X	X	X
												X	X
Рис. 3.4. Матрица жесткости системы
Rq = [Ri, /?2, ..., /?Л]Т; (3.15)
(3.16)
г е i
Rtr = [Rf,r, Rh]-,	(3.17)
где Ri — вектор реактивных
усилий в t-м узле дискретизи-
рованной системы от внешней
нагрузки; Ri,r — вектор реак-
тивных усилий в t-м узле эле-
мента г от внешней нагрузки;
Rlr — компонента вектора Rt,r,
действующая по направлению
х общей системы координат.
47
Общая схема решения задачи методом конечных элементов
заключается в следующем.
1.	Дискретизация континуальной системы на конечные эле-
менты с известными матрицами жесткости.
2.	Формирование матрицы жесткости системы К с использо-
ванием формул (3.9)... (3.13).
3.	Фор мирование вектора узловых реакций Rq с учетом фор-
мул (3.15)...(3.17).
4.	Решение системы линейных уравнений (3.8) и отыскание
вектора неизвестных узловых перемещений Z.
5.	Определение напряжений в каждом элементе по найденным
перемещениям узлов и известной МЖЭ.
Таким образом, для автоматизации расчетов необходимо
иметь набор типовых конечных элементов, для которых опреде-
лены МЖЭ.
3.2.3.	Треугольный конечный элемент
для плоской задачи теории упругости
В плоской задаче теории упругости деформированное состоя-
ние точки плоскости определяется перемещениями и и v вдоль
осей хну соответственно.
Двухмерная область разбивается на треугольные конечные
элементы, при этом предполагается, что работа конечного эле-
мента может быть описана приближенными формулами. Так,
наиболее часто используется предпосылка, согласно которой
перемещения точек, находящихся внутри конечного элемента,
могут быть аппроксимированы линейными функциями координат:
Рис. 3.5. Треугольный конечный эле-
мент в плоской задаче теории упру-
гости
и = а\ 4- а?х + а^у ]
v — а4 + аъх + а6у ,
(3.18)
где ai...a6 — набор констант, в об-
щем случае различный для раз-
ных конечных элементов.
Матрица жесткости треуголь-
ного конечного элемента (рис.
3.5) при условии аппроксимации
перемещений выражением (3.18)
записывается в следующем виде
[46]:
К = АВВВ, (3.19)
где А — площадь треугольного
конечного элемента; В — матрица
деформаций конечного элемента
при единичных перемещениях
48
его узлов; D — матрица коэффициентов закона Гука, связываю-
щего напряжения и деформации.
Для условий плоской деформации матрица D имеет сле-
дующий вид [46]:
(3.20)
где Е — модуль упругости; v — коэффициент Пуассона.
Компоненты матрицы В зависят от формы конечного элемен-
та [46]:
	N'ix N'ix NL 0	0	0 "	
В =	0	0	0 N'iy	N'iy N'ky	(3.21)
	К N'y N'ky Nix	N'iy N'kx	
где Nix...Nkx—производные функции		формы,	определяемые вы-
ражениями:
Кix = ~2A~^k
Kkx = "2Д"^
Kiy = ~2&~(Xk X^
N iy = ~2д~(х‘ Xk'
N'ky =	- xi)
(3.22)
где (xi, yi), (Xj, yf), (xk, yk) — координаты узлов i, j, k конечного
элемента (см. рис. 3.5).
Принимая обозначения формулы (3.10), можно записать:
	~КТ Кхх Ktkx Кх? КТ КТ~	
	Кхх Ktf Kxk КТ кт кт	
> x	17хх т^хх is хх IZX-У 17хи 17ХУ i\ki i\kj fxkk	i\kj i\kR,	
К	№х KyJ KK Ktf Ktf	(3.23)
	Kf	Kfk кт кт kt	
	-KT KT KTk KT KT Kiyk_	
Обозначим вектор перемещений узлов конечного элемента:
Zr={ui, uh uk, vt, Vj, v$,	(3.24)
а вектор напряжений в элементе:
tf = (o% Gy, Xxy}\
(3.25)
4—1040
49
где Ut, Vi — перемещения /-го узла конечного элемента по направ-
лениям хну; вх, Gy — нормальные напряжения; хху — касатель-
ное напряжение.
Вектор напряжений в элементе определяется по формуле
о = DBZr.	(3.26)
3.2.4.	Конечный элемент для осесимметрической
задачи теории упругости
Условия осесимметрической задачи выполняются при наличии
осевой симметрии в геометрии, граничных условиях и в характе-
ристиках нагружаемой области. При нагружении деформации
точек среды происходят только в радиальной плоскости — изме-
няются только координаты г и г, а угловая цилиндрическая
координата @ точки остается неизменной. Вследствие этого
анализ напряженно-деформированного состояния (НДС) среды
выполняется только в координатной плоскости z — г.
Дискретизация континуальной среды выполняется с учетом
осевой симметрии. Конечные элементы принимаются в виде
объемных колец, форма поперечного сечения кольца обычно
принимается треугольной (рис. 3.6).
Предположим, что функции перемещений в пределах эле-
мента с достаточной точностью могут быть аппроксимированы
линейными полиномами:
и = fli + а^г + а^г
v = щ + a&z
(3.27)
где и, v — перемещения точки внутри элемента вдоль осей г и z
соответственно; а\...а§ — набор констант.
Матрица жесткости конечного элемента [46]:
Кг = 2лг0АВДВ,
где го — координата г центра треугольного элемента; Д, В D —
то же, что и в формуле (3.19).
Формула (3.28) получена
Рис. 3.6. Конечный элемент в осесим-
метрической задаче
при допущении, что напряже-
ния и деформации в пределах
элемента постоянны.
Матрица D для условий
осесимметрической задачи име-
ет вид [46]:
50
Матрица В записывается			следующим образом:					
	Г Nir		N'kr	0	0	0 1		
	0	0	0	N'z	Njz	NL		
В =	Го	Лы Го	Nk Го	0	0	0	5	(3.30)
	_N'z	N'z	N'kz	N'r	N'jr	N'kr_		
где Ni, N'ir, N'iZ — соответственно функция формы t-го узла и ее
производные по координатам г и z.
Функции формы узлов определяются выражениями:
где (г,, 2() — координаты i-ro узла конечного элемента.
Производные функций формы определяются по формулам
(3.22) путем замены индексов и координат х и у соответственно
на г и z.
Матрица Кг имеет компоненты, определяемые формулой
(3.23), при условии замены индексов х и у соответственно на
г и z.
Вектор напряжений в элементе при осевой симметрии
О' == {(Jr, Oz, Оо, Т
определяется по формуле (3.26).
Формирование МЖС производится в порядке, описанном в
п. 3.2.2. При этом в качестве узловых сил принимаются суммар-
ные величины, распределенные по окружности, описываемой
вершиной узла вокруг оси симметрии. Вес конечного элемента
принимается равным весу всего кольца. То же самое относится
и к другим, направленным вдоль оси 2, распределенным силам.
3.2.5.	Реактивные узловые силы
и окончательные напряжения в элементе
Вектор реактивных узловых сил Rq дискретизированной сис-
темы формируется из элементов векторов реактивных узловых
сил отдельных элементов по формулам (3.15)...(3.17). В общем
случае вектор Rq,r узловых сил г-го конечного элемента пред-
ставляет собой сумму векторов реактивных узловых сил от внеш-
них нагрузок и воздействий, в качестве которых могут высту-
4*
51
пать объемные силы, сосредоточенные силы в узлах и т. п. Рас-
смотрим формирование вектора Rqr = {Ri, Rx, Rk, R?, R^, R$
реактивных узловых сил r-го треугольного конечного элемента,
изображенного на рис. 3.5. При условии аппроксимации пере-
мещений точек внутри конечного элемента выражениями (3.18)
вектор Rq,r определяется следующими соотношениями:
от начальных деформаций узлов конечного элемента
Rt0= -ABDBZo,	(3.32)
от начальных напряжений в элементе
Re0 — -ДВто0;	(3.33)
от сосредоточенных сил в узлах
Rp=—{Pi, Рх, Pxk, Pl, РУ, РЦ,	(3.34)
где Д — площадь треугольного элемента; Zo — вектор начальных
деформаций, определяемый по формуле (3.24), компонентами
которого являются начальные перемещения узлов элемента;
Оо={стх,о, Оу,о, тХ1/,оГ — вектор начальных напряжений в эле-
менте; Рх — внешняя нагрузка на i-й узел по направлению х
общей системы координат.
Узловые реактивные усилия от объемных сил, например, соб-
ственного веса могут быть приняты равномерно распределен-
ными между узлами:
= - 4-tei. gi. go. gtf. gs, g8F. (3.35)
о
гДе go, g$ — объемные силы, действующие в направлении соот-
ветственно х и у общей системы координат.
Результирующий вектор реактивных узловых сил конечного
элемента:
Rg,r== Reo -Г* jR <?о -Т* Rp -T* R go-	(3.36)
В случае отличия аппроксимирующих функций от (3.18) для
вычисления компонентов вектора Rgr следует использовать бо-
лее общие формулы [16].
Окончательные напряжения в элементе вычисляют по фор-
муле
а = DBZr - De0 + Оо-	(3.37)
3.3.	Метод конечных разностей
3.3.1.	Основная идея метода конечных
разностей
Поведение практически любого объекта под влиянием внеш-
них воздействий может быть описано дифференциальными урав-
нениями. Таким образом, решение задач строительной меха-
ники и, в частности, геомеханики сводится к решению некоторой
52
системы дифференциальных уравнений при заданных граничных
условиях. Во многих случаях точное решение задачи в замкнутом
виде не может быть найдено. В этих случаях используют про-
цедуры численного решения дифференциальных уравнений,
одной из которых является метод конечных разностей.
Сущность метода заключается в следующем. Имеется объект
(балка, плита, массив горной породы и т. д.), поведение кото-
рого описывается дифференциальным уравнением или системой
дифференциальных уравнений при заданных граничных усло-
виях. На рассматриваемом объекте фиксируется некоторая сис-
тема узловых точек. Задача считается решенной, если для узло-
вых точек определены значения функций (напряжений, пере-
мещений и т. д.), участвующих в решении. Между узлами ко-
нечно-разностной сетки искомые функции аппроксимируются
известными функциями, чаще всего полиномами.
Практически решение задачи методом конечных разностей
выглядит так. Производные в исходных дифференциальных
выражениях заменяются конечными разностями, в результате
чего получаются разностные уравнения (уравнения в конечных
разностях). Разностное уравнение представляет собой алгебраи-
ческое уравнение, в котором неизвестными являются значения
искомых функций в некотором числе узлов. Для каждой узловой
точки конечно-разностной сетки записывается столько разност-
ных уравнений, сколько значений искомых функций должно
быть определено в узле. В сочетании с граничными условиями,
которые также записываются в конечно-разностной форме, полу-
ченные алгебраические уравнения образуют систему. Решая сис-
тему алгебраических уравнений, находят значения искомых
функций в узлах.
3.3.2.	Формулы для вычисления конечных
разностей и производных
Как отмечалось в § 3.1, искомая функция может быть аппрок-
симирована с применением интерполяционных полиномов. При
этом различают интерполяцию в интервалах: вправо от точки О,
влево от точки 0, симметрично от точки 0 (рис. 3.7).
Если интерполяционные узлы находятся на равных расстоя-
ниях друг от друга, могут использоваться интерполяционные
пол_иномы: Ньютона Nx — для интерполяции вправо от точки О
и Nx — для интерполяции влево от точки 0; Стирлинга Sx для
интерполяции в области, симметричной относительно точки 0.
Все формулы и таблицы, приведенные в данном параграфе,
взяты из [16]:
£ I I £(£— 1) А 2Г I ^—1)^ — 2) A3r I
Nx = fo + w + -А -A 7 + ——тг—+ •••
£	С/ <
+	;	(з.з8)
53
Рис. 3.7. Интерполяционные интервалы и нумера-
ция интерполяционных узлов
W)=М+W++ ю+у,№+2М+...
! м+|)е + 2)..д+п-1)	(3 39,
S(x) = f„ + IM +	+ - з7"‘1а^ + AV +
, g(g2 — 1) (g2 — 22) Л5р ,	^a2-	(«— l)2] л2„? ,
-r 5!	I т •••	2n\	1 "T"
I <-!)-<-»2) л2п+1 f
'	(2n+l)l	(3.40)
где £ = x/X; A"f— операторы конечных разностей, различные
для выражений Nx, Nx, Sx.
Операторы АД в формулах (3.38)... (3.40) или непосредствен-
но являются конечными разностями в смысле определения, при-
веденного в п. 3.1, или же среднеарифметическими значениями
таких разностей.
Значения коэффициентов различных операторов, вплоть до
A10f, приведены в табл. 3.1...3.3,
Данные табл. 3.1 можно использовать для определения коэф-
фициентов конечных разностей вперед, т. е. когда интерполя-
ционный интервал расположен вправо от точки и и ось х на-
правлена также вправо.
Данные табл. 3.2 используют для определения коэффициен-
тов конечных разностей назад — интерполяционный интервал
расположен влево от точки 0, ось х направлена вправо.
В приложениях метода конечных разностей к решению раз-
личного рода задач существенную роль играют выражения, в ко-
торых производная fn(x) выражается через конечную разность
ДЦ и производные f(x) более высокого порядка. В табл. 3.4 и 3.5
представлены выражения для определения конечных разностей
через производные до 10-го порядка включительно, полученные
на основе полиномов Ньютона и Стирлинга.
Пользуясь таблицами 3.1...3.5, можно получить выражения
для производной через конечные разности и производные высших
порядков. Так, например, необходимо получить выражение для
производной первого порядка при интерполяционном интервале
вправо от точки 0.
54
Т аблица 3.1. Значения коэффициентов конечных разностей для N(x)
		A2/	A3f	aV	д-7	д7	д7	A8f	a7	A' °f
h	— 1	1	-1	1	— 1	1	— 1	1	-1	1
h	1	— 2	3	— 4	5	-6	7	—8	9	— 10
ь		1	— 3	6	— 10	15	—21	28	—36	45
h			1	—4	10	-20	35	-56	84	— 120
h				1	-5	15	-35	70	— 126	210
h					1	-6	21	-56	126	—252
fe						1	— 7	28	—84	210
Л							1	—8	36	-120
fl								1	—9	45
h									1	-10
ho					1					1
Т аблица 3.2. Значения коэффициентов конечных разностей для N(x)
	Af	A2f	A7	a7	д7	Nef	> Д7		A9f	A"7
f 10										1
fs									— 1	-10
fi								1	9	45
							— 1	—8	—36	— 120
fe						1	7	28	84	210
h					— 1	-6	-21	-56	— 126	-256
/4				1	5	15	35	70	126	210
fl			-1	— 4	— 10	-20	-35	—56	—84	— 120
h		1	3	6	10	15	21	28	36	45
h	-1	—2	—3	—4	— 5	-6	— 7	—8	-9	— 10
f0	1	1	1	1	1	1	1	1	1	1
55
Таблица 3.3. Значения коэффициентов конечных разностей для 3(х)
		A2f	A3f	aV	A7	A6/	a 7	A7		A10f
f-5									-0,5	1
f-4							-0,5	1	4	-10
f-з					—0,5	1	3	—8	-13,5	45
f-2	*		-0,5	1	2	-6	— 7	28	24	-120
f-l	—0,5	1	1	— 4	-2,5	15	7	-56	—21	210
f0	0	-2	0	6	0	-20	0	70	0	—252
I	0,5	1	— 1	—4	2,5	15	— 7	-56	21	210
h			0,5	1	— 2	-6	7	28	—24	-120
h					0,5	1	-3	—8	13,5	45
h							0,5	1	— 4	— 10
h									0,5	1
Из табл. 3.4 находим
А/ = У»+^,+О‘+^+...	(3.41)
Из табл. 3.1 выписываем выражение для разности первого
порядка через значения функции в интерполяционных узлах:
Af = — fo + fi-	(3.42)
Подставляя (3.42) в (3.41) и преобразовывая, находим
fi = ^(- /о + Л) -	- F"" - й-f»' - -	(3.43)
Т аблица 3.4. Конечные разности, выраженные через производные
на основе N(x) и N(x)
			k3fb"	x47v	x7»v	x7ovl	l7fovil	I7ov'"	1 9 £ IX A fo	Kiofo
	1	1 ±2	1 6	1 ~24	1 120	1 ± 720	1 5040	1 X 40320	1 362880	1 X 3628800
\2f		1	1	7 ~TF	± 1	31 360	1 “40	127 20160	17 X 12096	511 1814400
			1	3 1 F	5 4	3 ± 4	43 120	23 X 160	605 12096	311 X 20160
aV				1	-4- 2	13 6	5 ± 3	81 80	37 X72	6821 30240
56
Продолжение табл. 3.4
	V6		tff'o"		^fo	х" 0	Vfov”	befovnl	ЛоХ	х10^
A5f					1	5 43 2	10 3	25 43 8	331 144	45 47 32
А8/						1	±3	19 Т	21 — 4	1087 240
А7							1	7 ± 2	77 12	49 ±’6_
А8/								1	—1—4	25 3
А9/									1	9 47 2
А10/										1
Примечание. Верхние знаки относятся к полиному 2V(x), нижние —
к полиному N(x).
Аналогично, для интервала, вправо то точки 0, из А(х) по-
лучим
Д'=4(го-2л + /2)-уй' -Лк -Л - <3-44)
Л	1Z	тг
Для интервала, влево от точки 0, из табл. 3.2 и 3.4 для N(x)
находим
(3.45)
f'« 2f^l+fo)+i.f" -Л" + Л (3 46)
/V	1Z	т
Несмотря на то что выражения (3.45) и (3.46) относятся
к интервалу влево от точки 0, положительное направление х
сохраняется вправо.
Для интервала, расположенного симметрично относительно
точки 0, пользуясь табл. 3.3 и 3.4, можно записать следующие
выражения:
rl _	1	/	£	| £ \	Щ1	rV	rVII	/о л
=	“ 5б4б“'0
fl! = Л: - 2fo + f i) - Л -	-...;	(3.48)
ft" = ^г(-/-2 + 2)_, - 2), + ft) - ^ft -	-...; (3.49)
1	т 2
f'ov = fr(f-2 - 4f _ 1 + 6fo - 4Л + Д) - Ъу -•	(3.50)
Л	и
57
Таблица 3.5. Конечные разности, выраженные через производные
на основе S(x)
	А/о	О"	л 3 с III А / о		Xs Д	X6foVI	VfoVI1			a,'7ox
А/	1	0	1 т	0	1 120	0	1 5040	0	1 362880	0
д7		1	0	1 12	0	1 360	0	1 20160	0	1 1814400
А3/			1	0	1 т	0	I 40	0	17 12096	0
А4/				1	0	1 6"	0	1 80	0	17 30240
А5/					1	0	1 T	0	7 144	0
А6/						1	0	1 T	0	7 240
А7							1	0	5 12	0
А8/								1	0	1 T
А9/									1	0
А10/										1
Аналогично могут быть получены выражения для производ-
ных более высоких порядков.
3.3.3.	Расчет балки на упругом основании
методом конечных разностей
Рассмотрим балку на упругом основании винклерова типа
(см. п. 4.6.1). Схема загружения балки представлена на рис. 3.8.
Дифференциальное уравнение изгиба балки в общем виде
[EJ^y'^xtf' + k(x)y(x) - q(x) = 0,	(3.51)
где EJ(x), у(х) — соответственно жесткость и прогиб балки в се-
чении с координатой х; k(x) — коэффициент постели и q(x) —
распределенная нагрузка, действующая на балку. Реакция осно-
вания определяется из выражения
р(х) = &(x)i/(x),	(3.52)
изгибающий момент в сечении балки
М(х) = —EJ(x)y"(x),
(3.53)
58
Рис. 3.8. Схема для расчета балки на упругом основании методом
конечных разностей
перерезывающая сила
Q(x) = — EJ(x)y'"(x).	(3.54)
Заменим производные в формуле (3.51) конечными разностя-
ми, рассматривая расстояния между узлами одинаковыми.
Полагая f = EJ(x)y"(x), с учетом (3.48) можно записать
~(ег-_iy'i'-1 — 2ety'i' 4- ei+\y't'+1)+ ktyi — q( + O(X2) = 0,
x	(3.55)
где et = EJi — значение жесткости балки в t-м узле. Снова, ис-
пользуя (3.48), из (3.55) получим [16]:
4 Гг (.У1	^У‘+1 4- у*+2) 4- kyi Qi 4- О(Х ) — 0.
Л	J
После преобразования запишем разностное уравнение, соот-
ветствующее (3.51):
it/i-2 — 2(^-1 4- e^yi-1 4- (ег-_ 1 4- 4е(- 4- ei+ ^yi —
Л
— 2(ег 4- ei+ 1)г/г-+1 4- ег +1 yi+2] 4- kiyi — qt 4- O(V) = 0,
(3.56)
где О(Х2) — остаточный член, включающий в себя производные
высших порядков.
Пусть для рассматриваемой задачи жесткость балки EJ по-
стоянна, тогда, пренебрегая остаточным членом, уравнение
(3.56) можно преобразовать:
FJ
-n-(yi-2 —	4- бу, — 4t/i + j 4- t/i+2) 4- ktyi — qt = 0. (3.57)
59
Если записать уравнение (3.57) для узлов, принадлежащих
балке (0...3), они будут содержать неизвестные значения пере-
мещений во внеконтурных точках —2, —1, 4, 5 (см. рис. 3.8).
Дополнительные уравнения для у во внеконтурных точках могут
быть получены при записи граничных условий в разностной фор-
ме. Так, для левого конца балки конечно-разностные аналоги
уравнений (3.53) и (3.54) с учетом выражений (3.48), (3.49)
будут выглядеть следующим образом:
-щ—(у-i — 2г/о + у\) = — Ж;
К
EJ
2^(у-2 + 2г/-1 — 2г/1 + г/2)= — Ро.
(3.58)
(3.59)
Аналогичные уравнения могут быть записаны для правого
конца балки.
В совокупности с разностными уравнениями для граничных
условий разностные уравнения (3.57), записанные для узлов
0...3, образуют систему линейных алгебраических уравнений, ре-
шая которую находят неизвестные перемещения у.
В матричном виде система записывается следующим об-
разом:
Ку = р,	(3.60)
где К — матрица коэффициентов при неизвестных у, у — вектор
неизвестных перемещений узлов; р — вектор свободных членов.
Для рассматриваемой задачи значения элементов матрицы К
и вектора р приведены в табл. 3.6.
Матрица коэффициентов системы разностных уравнений не-
симметричная.
После нахождения перемещений у значения изгибающих мо-
ментов и перерезывающих сил можно получить, используя урав-
нения типа (3.58) и (3.59) для узлов внутри контура балки.
Изложенная методика расчета балки на упругом основании
позволяет достаточно просто получить решение, если входящие
в уравнение (3.51) функции достаточно гладкие, т. е. отсутствуют
скачки в функциях жесткости, коэффициента постели, распре-
деленной нагрузки. Кроме того, предполагается, что сосредо-
точенные силы и моменты действуют только по краям балки.
В противном случае в балке необходимо выделить участки, для
которых выполняются перечисленные условия, и записать для
каждого участка уравнение (3.51). Граничными условиями будут
являться силовые факторы и перемещения, действующие на
концах выделенных участков балки.
3.3.4.	Расчет балки на упругом основании
при помощи двухступенчатой дискретизации
Процедура расчета методом конечных разностей для общего
случая загружения балки на упругом основании может быть
существенно упрощена, если использовать идею двухстепенной
60
Таблица 3.6. Коэффициенты системы линейных алгебраических уравнений (к расчету балки на упругом основании
методом конечных разностей)
Коэффициенты при неизвестных перемещениях								Свобод- ные члены	Примечания
!/-2	У-\	Уо	Ю	!/2	У1	У*	f/5		
_ EJ 2Х3	EJ X3	0	EJ Xs	EJ 2X3	0	0	0	“Po	Уравнение (3.59)
0	EJ Е2	2EJ X2	EJ Е2	0	0	0	0	-Mo	Уравнение (3.58)
EJ X4	4EJ X4	6Е7 > ь .4 +k« Л.	4EJ X4	EJ X4	0	0	0	^0	Уравнение (3.57) для узла 0
0	EJ X4	4EJ X4	QEJ , , -7T-|-fel Л	4EJ X4	EJ X	0	0	<71	То же, для узла 1
0	0	EJ X4	4EJ X4	bEJ	4EJ X4	0	0	<?2	То же, для узла 2
0	0	0	EJ X4	4EJ X4	6£J , t —	 X4	4EJ X4	EJ X4	<?3	То же, для узла 3
0	0	0	0	EJ E2	2EJ E2	EJ E2	0	-M3	Уравнение (3.58) для правого конца балки
0	0	0	EJ 2X3	EJ X3	0	EJ X3	EJ 2X3	— Рз	То же, уравне- ние (3.59)
дискретизации [16], сущность которой заключается в сле-
дующем.
На балке располагается система основных узлов, расчленяю-
щая ее на участки, в пределах которых участвующие в решении
функции и их производные до нужного порядка не имеют скач-
ков. Дополнительные основные узлы вводятся для обеспечения
желаемой точности решения. Это первая степень дискретизации.
Вторая степень дискретизации осуществляется введением
дополнительных узлов между основными узлами. В дальнейшем
балка рассматривается как статически неопределимая система,
состоящая из отдельных балок, сопряженных между собой в
основных узлах. Задача решается одним из методов строитель-
ной механики, например методом сил в сочетании с методом
конечных разностей.
Проиллюстрируем применение описанного алгоритма. Распо-
ложим на балке систему основных узлов, между которыми вве-
дем по одному дополнительному узлу (рис. 3.9, а). Основную
систему метода перемещений образуем введением во все основ-
ные узлы жесткой заделки (рис. 3.9,6). Ввиду отсутствия гори-
зонтальных нагрузок на балку неизвестными методами переме-
щений будут являться только углы поворота и вертикальные
смещения в основных узлах.
Для составления системы канонических уравнений метода
перемещений необходимо знать реакции во введенных связях
от единичных перемещений основных узлов и от действия внеш-
ней нагрузки.
Рассмотрим отдельный элемент основной системы — двусто-
ронне защемленную балку длиной 2Х с одним дополнительным
узлом посередине (рис. 3.9, в). Все участвующие в решении
функции в пределах длины элемента не имеют скачков.
Рассчитаем выделенный элемент методом конечных разностей.
С учетом (3.53) уравнение (3.51) может быть преобразовано
к виду
М"(х) + k(x)y(x) - q(x) = 0.	(3.61)
Разностный аналог уравнения (3.61) с учетом (3.48):
-р-(Л11_ 1 — 2ЛГ -р Л4/+1) -р kiyt — qt — 0,
Л
уравнения (3.53):
— 2i/i + yi+\) + Mi — 0.
Л
(3.62)
(3.63)
Граничные условия для рассматриваемого случая определя-
ются фиксированными значениями вертикальных перемещений и
углов поворота концов балки t/o, ао, уъ, аъ. Для записи граничных
условий используем известное уравнение:
а(х) = у'(х\	(3.64)
62
Рис. 3.9. К расчету балки на упругом основании с использованием
двухступенчатой дискретизации
разностный аналог которого с учетом (3.48):
=	—I//-1+{/<+1),	(3.65)
где а, — угол поворота сечения балки в /-м узле.
Записывая уравнения (3.62) для узла 1, уравнение (3.63) —
для узлов 0, 1, 2, получим систему алгебраических уравнений,
содержащих неизвестные значения моментов в узлах 0, 1, 2 и пе-
ремещений в узлах —1, 1, 3. Значения неизвестных перемещений
во внеконтурных узлах —1 и 3 находим из уравнений (3.65),
записанных для узлов 0 и 2:
z/-i = t/i — 2Ха01
_	{ .	(З.оо)
Уз = У\ Ч” 2ХоС2 J
63
Результаты обработки полученной системы линейных уравне-
ний приведены в табл. 3.7.
Для определения значений перерезывающих сил Q на концах
балки воспользуемся выражениями (3.43) и (3.45) с отбрасыва-
нием членов, содержащих производные выше 2-го порядка, и
известными дифференциальными уравнениями:
М"(х
М'(х)
) = ихМ*) — gix) 1
| = ОД
Таблица 3.7. Коэффициенты системы линейных алгебраических уравнений
для отдельного элемента основной системы
Мо	/Mi	м2	У\	Свободные члены	Примечание			
1	— 2	1			Уравнение (3.62)	ДЛЯ	узла	1
X2 2EJ	0	0	1	(/о 3” Хссо	Уравнение (3.63) с учетом (3.66)	для	узла	0
0	X EJ	0	—2	—-(^о + №)	Уравнение (3.63)	ДЛЯ	узла	1
0	0	X2	1	1/2 — ХоС2	Уравнение (3.63) с учетом (3.66)	ДЛЯ	узла	2
		2EJ						
Имеем для левого конца	балки:	
Qo —	— Мо Л	+ Mi) —^-(koyo — qo),	(3.68)
для правого конца балки:
С?2	— Ml 4" М2) + ~9~(^2£/2 — ^2).	(3.69)
Легко могут быть получены и уравнения для вычисления
углов поворота и перерезывающей силы в сечении 1.
Общая схема расчета балки на упругом основании с исполь-
зованием двухстепенной дискретизации заключается в следующем:
1.	Выполняется двухстепенная дискретизация балки.
2.	Полагая уо = 1, а остальные внешние воздействия на эле-
мент (z/г, <хо, «2, внешняя нагрузка) отсутствующими, решением
системы линейных уравнений, коэффициенты которой приведены
в табл. 3.7, и уравнений (3.68) и (3.69) определяем значения
Мо1Уо, Qo,ya, М2.у0, Q2,y0. Аналогичные вычисления выполняются
для других состояний элемента: ао= 1; г/г == 1; «2=1; действие
заданной нагрузки.
3.	Полученные значения силовых факторов представляют со-
бой реактивные усилия во введенных связях от внешней нагрузки
на элемент и от единичных смещений связей по заданным на-
правлениям. Из реакций отдельных элементов образуется матри-
ца К жесткости системы. Матрица жесткости системы имеет
64
блочную структуру — аналогично (3.9). Матрица реактивных
усилий в t-м узле элемента аналогична (3.10). Вычисление бло-
ков матрицы жесткости системы выполняется в соответствии
с (3.12) и (3.13), а вектора R реактивных усилий — в соответ-
ствии с (3.15)...(3.17).
4.	Перемещения Z узлов первой степени дискретизации бал-
ки определяются решением системы канонических уравнений
метода перемещений:
KZ=—Rq,	(3.70)
где Z = {yi, ой, у2, «2, Уп, п — количество узлов первой сте-
пени дискретизации.
Матрица К жесткости системы — ленточная симметричная
(рис. 3.4) полушириной h.
5.	Внутренние усилия и перемещения в интервале каждого
элемента отыскиваются решением системы линейных уравнений
(табл. 3.7) и уравнений (3.68) и (3.69), учитывая полученные
в п. 4 значения перемещений концов элемента.
Из вышеизложенного следует, что идея двухстепенной дискре-
тизации близка по существу к идее метода конечных элементов.
Отличие заключается в способе получения соотношений между
перемещениями и усилиями в узлах выделенных элементов. Не-
обходимо также отметить, что для повышения точности решения
в рассматриваемом примере целесообразно использовать раз-
ностные уравнения повышенной точности [16].
Аналогичными методами могут решаться задачи изгиба плит
на упругом основании, задачи фильтрационной консолидации
грунтов и т. п.
3.3.5.	Экстраполяция результатов
Решение задач методом конечных разностей сопровождается
погрешностями. С одной стороны, это погрешности округления,
связанные с тем, что ЭВМ или другое вычислительное устройство
оперирует ограниченным количеством значащих цифр. С другой
стороны, разностные уравнения всегда содержат ошибку интер-
полирования.
Ошибки первого вида зависят от технической характеристики
вычислительного устройства и в ряде случаев могут быть умень-
шены, например можно производить вычисления с повышенной
точностью. Так, алгоритмический язык ФОРТРАН позволяет
при расчетах на ЭВМ оперировать переменными, содержащими
требуемое количество значащих цифр.
Ошибки второго вида тем меньше, чем более точные разност-
ные уравнения используются для решения задачи и чем меньше
интерполяционный интервал X. Практически вычисления необхо-
димо проводить для такой густоты сетки, которая считается
оправданной, исходя из условий задачи или возможностей ЭВМ.
Однако в ряде случаев возникает необходимость уточнить полу-
5—1 040
65
ценное решение. Для этого может быть использован следующий
способ [16].
Для разностной сетки намеченной густоты получают решение
Z1. После этого выполняют вычисления для сетки, разреженной
в т раз, и получают решение Z11. Если известна погрешность
O(Z"), которой сопровождается вычислительный процесс, и при
условии, что участвующие в решении функции достаточно глад-
ки, можно записать выражение для экстраполированного ре-
шения:
Z = Z1 + z".	(3.71)
~ пг - 1	v '
Наиболее часто используется двойное разрежение узлов, т. е.
т = 2. Погрешность О(Л") зависит от числа слагаемых, удержи-
ваемых в формулах для вычисления производных. Например,
если для решения задачи используется формула (3.47) и удержи-
ваются члены, содержащие производные не выше 3-го порядка,
решение будет сопровождаться погрешностью порядка 0(Х4).
Если порядок погрешности в используемых формулах неиз-
вестен, проводится три последовательных решения: при намечен-
ной густоте разностной сетки (Z1), при m-кратном разрежении
сетки (Z11), при новом m-кратном разрежении сетки (Z411). Экстра-
полированный результат определяют по формуле
z = z1 - (Z1~ZI1)2
Z1 — 2Z" + Zni ’
которая справедлива для любого т.
В общем случае значения Z, получаемые по формулам (3.71)
и (3.72), значительно ближе к действительному значению Z,
чем Z1.
(3.72)
3.4. Метод граничных элементов
3.4.1.	Идея метода граничных элементов
Как уже отмечалось, многие реальные задачи геомеханики
могут рассматриваться как задачи, моделируемые дифферен-
циальными уравнениями в частных производных, и сводятся к
классу краевых задач. Характерной особенностью краевой зада-
чи является наличие некоторой области R, лежащей внутри гра-
ницы С. Часть параметров на границе С задается в виде гра-
ничных условий более чем в одной точке, остальные параметры
определяются в результате расчетов.
Аналитическое решение краевых задач может быть получено
сравнительно легко в случае, когда область R однородна, гра-
ничные условия на контуре С достаточно просты, а исходные
дифференциальные уравнения линейны, т. е. может быть исполь-
зован принцип суперпозиции.
Для реальных задач эти условия зачастую не выполняются,
66
и аналитическое решение не
может быть найдено. В § 3.2 и
3.3 рассмотрены численные ме-
тоды решения подобных за-
дач — метод конечных элемен-
тов (МКЭ) и метод конечных
разностей. Мощным инстру-
ментом, служащим этим це-
лям, является также метод
граничных элементов (МГЭ).
В технике МГЭ большую
роль играют так называемые
Рис. 3.10. Контур с и вспомогательный
контур С
сингулярные решения, т. е. аналитические решенйя, отвечающие
точечному возмущению в бесконечной однородной среде. Эти
решения хорошо ведут себя всюду в области R, за исключением
точки возмущения, в которой имеется математическая анома-
лия — сингулярность. Примером сингулярного решения является
решение Буссинеска о действии сосредоточенной силы, приложен-
ной на поверхности упругого полупространства, — напряжения
и деформации в точке приложения силы бесконечны.
Идея МГЭ заключается в следующем. Пусть необходимо
получить решение краевой задачи для области R, ограниченной
контуром С (рис. 3.10, а). Вместо непосредственного решения
задачи для ограниченной области R будем рассматривать задачу
о бесконечной плоскости. На рис. 3.10,6 пунктирная линия С'
отмечает след контура С на этой плоскости.
Предположим, что имеется сингулярное решение для точечно-
го возмущения (например, сосредоточенной силы) в некоторой
точке бесконечной плоскости. Разделим С' на ряд элементов
(граничных элементов) и примем допущение, что нас удовлетво-
рит приближенное решение, которое отвечает условиям на С
только в средних точках элементов на С'. Разместим сингуляр-
ности на С' — по одной в центре каждого из N граничных эле-
ментов.
Тогда при условии линейности исходных дифференциальных
уравнений для сингулярного решения воздействие всех сингу-
лярностей на произвольный граничный элемент можно рассмат-
ривать как сумму воздействий отдельных сингулярностей неиз-
вестной интенсивности.
Однако, хотя значения интенсивностей отдельных сингуляр-
ностей неизвестны, из граничных условий на С известно совмест-
ное их влияние. Следовательно, можно записать систему N ли-
нейных алгебраических уравнений относительно N неизвестных
значений интенсивностей, решая которые получим приближенное
решение исходной задачи.
После получения решения на контуре можно построить ре-
шение в любой точке области R по аналитическим формулам,
не прибегая к дискретизации области R.
Таким образом, МГЭ требует использования аппроксимаций,
5*
67
участвующих в решении функций только на границе области,
в отличие от МКЭ и метода конечных разностей, в которых ис-
пользуется аппроксимация во всей области £.
3.4.2.	Основные сингулярные решения
плоской задачи теории упругости
К таким решениям относятся в первую очередь решения о
действии сосредоточенной силы на поверхности упругой полу-
плоскости и внутри упругой плоскости.
Задача о распределении напряжений и перемещений в упру-
гой изотропной полуплоскости от действия сосредоточенной силы,
приложенной перпендикулярно границе полуплоскости (рис.
3.11), для условий плоской деформации известна как задача
Фламана.
Напряжения в полуплоскости определяются выражения-
ми [18]:
__	2 с ху2
ХхУ ~ ~ лу (х2 + уУ ’
(3.73)
(3.74)
(3.75)
где ох, Оу — нормальные напряжения; хху — касательные напря-
жения; Fy — нагрузка на поверхности полуплоскости, имеющая
размерность сила/длина.
Положительным напряжением ах и оу соответствуют дефор-
мации растяжения.
Перемещения точек полуплоскости вдоль соответствующих
осей вычисляют по формулам [18]:
ИХ
иу = /U - 2(1 - v) In Г(% +у2)'
и 2л(/ I	L U
(3.76)
(3.77)
где G = £/[(2(1 + v)]—модуль сдвига материала полуплоскости,
(£ и v — модуль упругости и коэффициент Пуассона материала
полуплоскости); L—произвольная постоянная, равная абсциссе
точки x=±L, относительно которой измеряются перемеще-
ния иу.
Задача о действии сосредоточенной силы в точке бесконечной
упругой изотропной плоскости является частным случаем более
общей задачи Кельвина [8].
Решение задачи Кельвина для случая плоской деформации
(рис. 3.12) можно выразить через функцию g (х, у), определяе-
мую формулой [18]:
68
Рис. 3.11. Задача Фламана
Рис. 3.12. Задача Кельвина, плос-
кая деформация
§(ху) = -	И*2 + уУ/2-	(3-78)
Смещения точек плоскости находятся из
и'=>[<3~4^-4Е1+->(-^); (з-79)
(3-80)
а напряжения определяются выражениями:
= ф I -	- х>] + F,( 2v|L - 4,-g-); (3.81)
0!, = Л(2ф~хф +ф| -ф-ф]. (3.82)
Txy = Fj(l -2v)-^--x-&-1 + Fj(l — 2v)^~ —у-~-^— ,
у |_v	ду д* J 1 y|_v 7 дх дхду у
(3.83)
dg dg d2g d2g d2g	x.	/	\
где-Й"’ 17’ ~дТ ~df~’ dTty— частные производные функции g(x,y)
по соответствующим переменным; FXf Fy — проекцйи силы F на
соответствующие оси.
Правило знаков в (3.81)...(3.83) такое же, как и в (3.73)...
(3.75).
Частные производные в (3.79)... (3.83) вычисляются по фор-
мулам:
dg __	1	х
дх	4л(1—v)	х2 + у'2
^g =__________1___У
ду	4л(1 — v)	х2 + у2
1	(3.84)
д g	=	1______V 7
dxtfy 2л(1 — v) (х2 + у2)2
^g= d‘2g =	1_____х2 — У~
дх^	ду2 4л(1 — v) (х2 + г/2)2
69
3.4.3.	Численная процедура метода граничных
элементов
Технику решения задач методом граничных элементов пояс-
ним на простом примере. Рассмотрим плоскую задачу о вдав-
ливании жесткого штампа при условии отсутствия трения между
подошвой штампа и упругой изотропной полуплоскостью (рис.
3.13, а).
Задача о штампе относится к смешанным краевым зада-
чам — на границе полуплоскости заданы и смещения, и напряже-
ния. В нашем случае граничные условия записываются в виде:
tly — Wq?
^ху О,
сту = 0,
«/ = 0 1
г/ = 0 > .
z/ = 0 '
(3.85)
Первое условие выражает равенство смещений точек границы
полуплоскости (у = 0) непосредственно под штампом. Второе и
третье условия требуют отсутствия касательных напряжений тху
на всей границе полуплоскости и нормальных напряжений ау на
границе за пределами штампа.
Рассматриваемую задачу можно сформулировать следующим
образом: какое распределение напряжений oy = t(x) нужно при-
ложить на участке |х| Ь, у = 0 для того, чтобы смещение иу
на этом участке было постоянным и равным —ио? Поскольку
за пределами штампа поверхность полуплоскости не нагружена,
граничные элементы выделим на контакте штамп — полу-
плоскость.
Рис. 3.13. Задача о вдавливании штампа со смазкой
70
Разобьем участок |х| Ь, у = 0 на N граничных элементов
длиной 2а каждый (рйс. 3.13, б), координата центра £го элемен-
та будет.х‘. Предположим, что граничные элементы настолько
малы, что нормальное напряжение оу, действующее на элемент,
можно считать постоянным. Обозначим это нормальное напря-
жение в /-м элементе через Т^. Тогда приближенное решение рас-
сматриваемой задачи сводится к отысканию T,y(J=\,N) таких,
чтобы смещения в центре каждого граничного элемента были
постоянны и равны и'у = —Wo(/ = 1, N). Заметим, что каждое из
Т‘у влияет на смещение любой точки х1 рассматриваемого участка.
Для условий плоской деформации имеется сингулярное ре-
шение Фламана о действии силы, приложенной нормально к
границе полуплоскости. Интегрируя сингулярное решение, можно
получить решение о действии равномерно распределенной на-
грузки ру, приложенной нормально к границе полуплоскости.
Так, смещения границы полуплоскости описываются формулой
[18]:
| _ «у
иу =----—q—Ру[(х -|- а)1п |х -|- а\ —(х— а)1п|х — а\ +
+ (£ - a)ln(£ - а) - (£ + а)1п(£ + а)],	(3.86)
где а — полуширина участка приложения нагрузки. Здесь пред-
полагается, что абсцисса центра участка приложения нагрузки
%о = о.
На основе (3.86) может быть записано выражение для опре-
деления смещения в центре i-ro элемента от загружения /-го эле-
мента распределенной нагрузкой Т'у:
u'y(xL, 0) = — —тг-[(х‘ — х1 -|- а)In |х1 — х1 -|- а| —
ГС Цг
— (х‘ — х' — а)1п |х‘ — х1 — а\ -|- (£ — х' — а)1п | L — х1 — а| —
- (£ - х' + а)1п(£ - х' + а)]Ц = В11ГУ,	(3.87)
где х1, х1 — абсциссы центров соответственно £го и /-го гранич-
ных элементов (см. рис. 3.13,6); В1’— коэффициент влияния,
представляющий собой смещение в центре i-ro элемента, возни-
кающее от загружения единичной нагрузкой /-го элемента.
Смещение и‘у в центре £го элемента, возникающее от дей-
ствия нагрузок во всех W элементах, определяется путем супер-
позиции:	N
и1у = иу{х1,В) = ^ BLIVy.	(3.88)
j = i
Уравнение (3.88) содержит N неизвестных Т'у. Записывая
(3.88) для каждого из W граничных элементов, получим систему
из N линейных алгебраических уравнений, решение которой бу-
дет являться приближенным решением поставленной задачи.
Если помимо распределения напряжения под подошвой штам-
па необходимо вычислить напряжения и смещения в любой точке
полуплоскости, поступают следующим образом.
71
1.	Интегрированием сингулярного решения Фламана полу-
чают выражения для напряжений и перемещений в любой точ-
ке полуплоскости от действия равномерно распределенной на-
грузки, приложенной нормально к границе полуплоскости.
2.	Для интересующей точки на основе полученных выраже-
ний определяют коэффициенты влияния каждого граничного эле-
мента (естественно, различные для ох, оу, хху, их, иу).
3.	Искомые значения напряжений и перемещений находят
путем суммирования произведений соответствующих коэффици-
ентов влияния на величины нормальных напряжений в гранич-
ных элементах.
3.4.4. Основные варианты метода граничных
элементов
Вариант метода граничных элементов, изложенный в п. 3.4.3,
применим лишь к узкому классу задач, однако достаточно четко
иллюстрирует численную процедуру МГЭ. Для решения сложных
задач геомеханики могут быть использованы более гибкие ва-
рианты МГЭ — метод фиктивных нагрузок, метод разрывных
смещений, прямой метод граничных интегралрв. Учитывая отно-
сительную громоздкость математических выкладок, остановимся
лишь на описании идеи решения задач с помощью отмеченных
вариантов МГЭ и основных моментах.
Метод фиктивных нагрузок, или непрямой вариант МГЭ,
поясним на примере частной задачи о длинной полости в беско-
нечном теле (плоская задача) [18]. Рассмотрим слой единичной
толщины, выделенный в направлении Z продольной оси полости
(рис. 3.14, а). Границу полости обозначим через С. Предполо-
жим, что стенка полости подвержена только гидростатическому
сжатию, т. е. на всей границе полости нормальные напряжения
постоянны, а касательные — отсутствуют (оп=—р, os = 0).
Задача заключается в отыскании напряжений и перемещений
Рис. 3.14. к задаче о полости в бесконечном теле:
а — физическая задача, б — численная модель метода фиктивных нагрузок
72
в бесконечном теле с полостью, вызванных этими напряже-
ниями.
Для численного решения задачи аппроксимируем границу С
с помощью N отрезков, примыкающих друг к другу. Полагая
длину отрезка 2а‘ достаточно малой, можно принять, что каж-
дый элемент на всей длине подвержен действию постоянного
нормального напряжения о„ = —р, но свободен от действия ка-
сательных напряжений. Таким образом, задача имеет следующие
граничные условия:
On = —р, ols = 0, (i = 1, 2, ..., N).
(3.89)
Если бы существовало сингулярное решение о действии сосре-
доточенной силы на границе полости произвольной формы в бес-
конечном теле, решение рассматриваемой задачи можно было бы
получить по аналогии с решением о вдавливании штампа (см.
п. 3.4.3). В силу отсутствия такого решения воспользуемся
сингулярным решением Кельвина для действия силы внутри
упругой полуплоскости (см. п. 3.4.2) и моделью, изображенной
на рис. 3.14.
Пунктирная кривая С' имеет ту же форму, что и кривая С
на рис. 3.14, а, однако не является границей, а обозначает только
местоположение отрезков в бесконечном теле, которые совпадают
с граничными элементами на стенке полости.
Предположим, что на каждый t-й отрезок вдоль пунктирного
контура С' действуют постоянные неизвестные нормальные и
касательные Pls напряжения. Действительные напряжения о'ге и
о( на i-м граничном элементе, выделенном на контуре С (см. рис.
3.14, а), отличаются от напряжений Р1п и P‘s на i-м отрезке кон-
тура С' (рис. 3.14, б).
В этом смысле напряжения Р1п и PLS можно рассматривать
как фиктивные. Суммарное действие всех фиктивных напряже-
ний на всех N элементах кривой. С' дает действительные напря-
жения о‘„ и Os на выделенных граничных элементах.
Таким образом, разрешающая система уравнений метода
фиктивных нагрузок состоит из 2N уравнений и для рассматри-
ваемой задачи имеет следующий вид:
Os = s АУЛ + 2 АУЛп
АУЛ+ У АУпР!п
(3.90)
где AlJs, АУп, Aliis, А1Ап — граничные коэффициенты влияния напря-
жений для рассматриваемой задачи. Например, коэффициент
АУп дает действительное касательное напряжение в центре i-ro
отрезка (o‘s), вызванное действием постоянной единичной нор-
мальной нагрузки на /-м отрезке (Р/га = 1).
73
Коэффициенты влияния Als’n определяются решением задачи
о действии постоянных усилий, приложенных к отрезку в беско-
нечной плоскости, в основе которого лежит интегрирование син-
гулярного решения Кельвина для случая плоской деформации.
Формулы для вычисления коэффициентов влияния AlJn приведены
в [18].
Решив уравнения (3.90), можно выразить перемещения и
напряжения в любой точке бесконечной области с помощью ли-
нейной комбинации фиктивных напряжений Р1п и Pls так же, как
и в задаче о вдавливании штампа (см. п. 3.4.3).
Метод разрывных смещений тесно примыкает к методу фик-
тивных нагрузок. В основе метода лежит полученное Краучем
решение [18], связывающее смещения и напряжения в беско-
нечной упругой плоскости с разрывами смещений на конечном
отрезке. Условием задачи Крауча является непрерывность сме-
щений всюду, кроме рассматриваемого отрезка, в пределах кото-
рого смещения терпят постоянный разрыв. Физически данные
условия можно представить как линейную трещину постоянной
ширины и ограниченной длины в бесконечной плоскости.
Метод разрывных смещений органично вписывается в реше-
ние задач геомеханики, касающихся тел, содержащих узкие ще-
леподобные вырезы или трещины.
Процедура метода разрывных смещений напоминает процеду-
ру метода фиктивных нагрузок и основана на представлении,
что непрерывно распределенные вдоль трещины разрывы смеще-
ний можно заменить дискретной аппроксимацией. Трещина раз-
бивается на N граничных элементов, в пределах которых раз-
рывы смещений можно считать постоянными. С учетом извест-
ного аналитического решения для одного постоянного разрыва
смещений можно найти численное решение задачи, суммируя
влияния всех N элементов.
Во многих случаях распределение разрывов смещений неиз-
вестно. Для правильной постановки задачи необходимо знать
распределение напряжений вдоль контура трещины. Неизвестные
разрывы смещений определяются из решения системы уравнений,
построенной таким образом, чтобы выполнялись граничные усло-
вия на контуре трещины.
Метод разрывных смещений может быть использован и для
решения плоских задач, отличных от задач о трещинах. В этом
случае определяемые «разрывы смещений» физически не реали-
зуются, а представляют собой некоторые фиктивные разрывы
(по аналогии с фиктивными напряжениями). Фиктивные разры-
вы можно представить как взаимные смещения границ двух
изолированных друг от друга тел: исследуемого тела и тела
с теми же упругими свойствами, дополняющего исследуемое
тело до бесконечности без вырезов. При этом считается, что
в соответствующих точках границ приложены равные по вели-
чине и противоположные по направлению усилия.
Прямой метод граничных интегралов в отличие от методов
74
фиктивных нагрузок и разрывных смещений позволяет находить
неизвестные смещения и напряжения на границе прямо через
заданные граничные условия. Сущность прямого метода гранич-
ных интегралов состоит в том, что на границе непосредственно
связываются усилия и смещения. Часть этих величин (например,
усилия) задана, а значения энергетически сопряженных величин
(перемещений) определяются на элементах границы при решении
системы линейных алгебраических уравнений, отвечающих при-
ближенно граничному интегральному уравнению. Отыскав значе-
ния HeHseecTHfeix величин в точках границы, можно вычислить
напряжения и смещения в любой внутренней точке области так,
как было показано при изложении задач о вдавливании штампа.
В [18] приведены вычислительные модули для решения двух-
мерных задач с помощью методов фиктивных нагрузок и разрыв-
ных смещений, а также с помощью прямого метода граничных
интегралов.
Комбинируя различные граничные элементы, можно получить
решение широкого класса задач геомеханики, в том числе с уче-
том нелинейных эффектов.
3.5.	Программы расчетов оснований
и фундаментов
В табл. 3.8 приводятся краткие сведения о программах рас-
чета оснований и фундаментов, которые могут быть использо-
ваны в курсовом и дипломном проектировании. Рефераты про-
грамм представлены авторами либо опубликованы в журнале
«Основания, фундаменты и механика грунтов». В указанный
перечень не включены программы расчета фундаментных плит
на упругом основании, описанные в [8], а также программные
комплексы, ориентированные на использование в проектных
организациях.
3.6.	Примеры расчета
В данном параграфе покажем характерные примеры исполь-
зования ЭВМ при решении задач фундаментостроения.
Ф Пример 3.1. Определить размеры столбчатого фундамента бесподвального
задания, имеющего гибкую конструктивную схему. Нагрузка на фундамент при-
ложена центрально и составляет 387 кН. В основании фундамента залегает
мягкопластичный суглинок мощностью 8 м, имеющий удельный вес у = 16,4 кН/м3,
удельное сцепление с =17 кПа, угол внутреннего трения ф = 24°. Характерис-
тики грунта определены лабораторным путем. Минимальная глубина заложения
подошвы фундамента, исходя из глубины сезонного промерзания грунта, сос-
тавляет d= 1,4 м. Грунтовые воды находятся на глубине 2,2 м.
Решение. Размеры подошвы центрально нагруженного фундамента
назначаются так, чтобы удовлетворялось требование
(3.91)
75
Таблица 3.8. Программы расчета оснований и фундаментов
Шифр программы	Язык программы	Тип ЭВМ, режим работы	Назначение программы	Используемые методы	Разработчик программы
t 1	2	3	4	5	6
«GRUNT»	ФОРТРАН-IV	СМ-I, диалого- вый режим	Обработка результа- тов, полученных при ла- бораторных определени- ях физических свойств грунтов, расчет физиче- ских характеристик и классификация грунтов	Методика ГОСТ 25100—82	Волгоградский ИС И, кафедра строительных конструкций и основа- ний. Н. Ю. Чернуха
«КУРС»	ФОРТРАН-IV	ЕС-1022, пакет- ный режим	Определение напря- жений в основании со- оружений и оценка воз- можности возникнове- ния предельного состоя- ния	Алгоритм расчета реа- лизует решения теории упругости для условий плоской задачи для слу- чаев равномерно рас- пределенной, распреде- ленной по треугольнику или по трапеции нагру- зок	Ленинградский поли- технический институт, ка- федра подземных соору- жений, оснований и фун- даментов. А. Г. Соколов, Л. Г. Зи- новьева
«РЕКОНС-2»	ФОРТРАН-СТ	ЕС-1060, ввод информации с дисплея или с перфокарт	Расчеты процессов консолидации и устой- чивости оснований со- оружений при действии на них сжимающих, раз- гружающих и отрываю- щих усилий	Метод конечных раз- ностей. Алгоритм расче- та основан на использо- вании «основной расчет- ной модели» консолида- ции В. А Флорина и спо- соба круглоцилиндриче- ских поверхностей сколь- жения	Ленинградский поли- технический институт, ка- федра подземных соору- жений, оснований и фун- даментов П. Л. Иванов, Л. Г. Зи- новьева, Т. Г. Кульчиц- кая
«ФЛИН 3-ОС»	АЛГОЛ-60	БЭСМ-6, ввод	Решение нелинейных	Метод конечных эле-	Ленинградский поли-
	(БЭСМ—	информации с	задач расчета напря-	ментов и математиче-	технический институт, ка-
	АЛГОЛ)	перфокарт	женно-деформированно- го состояния неоднород-	ская модель грунта в рамках деформационной	федра подземных соору- жений, оснований и фун-
«ФЛИНЗ-ГП»	АЛГОЛ-60 (БЭСМ- АЛ ГОЛ)		ных грунтовых масси- вов, работающих в усло- виях осевой симметрии при воздействии стати- ческих нагрузок То же, в условиях плоской деформации	теории пластичности. Алгоритм расчета осно- ван на использовании шагового метода нагру- жения и применения уп- ругих решений Л. А. Ильюшина То же	даментов. А. К. Бугров, А. А. Иса- ков лпи. А. К. Бугров, К. К. Греб- нев
					
					
					
					
					
					
		БЭСМ-6, ввод			
		информации с			
		перфокарт			
«СУПЗ—	АЛ ГОЛ-60	БЭСМ-6, ввод	Определение упруго-	Метод конечных эле-	ЛПИ.
ГРУНТ»	(БЭСМ-	информации с	пластического напря-	ментов. Для грунта при-	А. К. Бугров, А. И. Голу-
	АЛ ГОЛ)	перфокарт или с терминала	женно-деформированно- го состояния грунтовой среды для условий плос- кой деформации под воз- действием внешних по- верхностной и объемной нагрузок при учете воз- можного их поочередно- го приложения, в том числе для расчета фун- даментов совместно с основанием	нята модель упруго- идеальнопластической среды в рамках теории пластического течения. При решении упруго- пластической задачи ис- пользуется шаговый ме- тод нагружения	бев, В. И. Андреев
«Геомеханика»	ФОРТРАН-IV	ЕС-1022, ввод информации с перфокарт	Решение упругих за- дач в условиях плоского напряженного состоя- ния и упругопластиче- ских задач в условиях плоской деформации в однородной и неодно- родной среде	Метод конечных эле- ментов. Упругопластиче- ское решение достига- ется с помощью метода начальных напряжений	Ленинградский ИСИ, кафедра оснований и фундаментов. Коллектив авторов под руководством А. Б. Фа- деева
«FR-003»	ФОРТРАН-IV	ЕС-1022, ввод информации с перфокарт	Решение осесиммет- рических задач механи- ки грунтов в упругоплас- тической (использован критерий текучести Ку- лона) и упругой поста-	Метод конечных эле- ментов	Томский ИСИ. А. Б. Фадеев, П. И. Репина, А. Л. Прегер
Продолжение табл. 3.8
Шифр программы	Язык программы	Тип ЭВМ, режим работы	Назначение программы	Используемые методы	Разработчик программы
1	2	3	4	5	6
«ELPLAST» «DAM» «Фундамент»	ФОРТРАН ФОРТРАН-IV БЕЙСИК	ЕС-1033, ввод информации с перфокарт ЕС-1033, пакет- ный режим «Электроника ДЗ-38», Искра- 1256, ввод инфор- мации с клавиа- туры машины	новке с учетом собствен- ного веса грунта. Внеш- няя нагрузка может быть приложена полно- стью или ступенями Расчет грунтового ос- нования в условиях про- странственного напря- женно-деформированно- го состояния при воздей- ствии статических на- грузок Решение плоской за- дачи теории фильтра- ционной консолидации однородной грунтовой среды, в том числе под воздействием нагрузок от фундаментов Определение разме- ров подошвы фундамен- тов различных форм, наиболее часто встреча- ющихся в практике про- ектирования и строи- тельства	Метод конечных эле- ментов в сочетании с ша- говым методом по на- грузке. Используется идеальная упругоплас- тическая модель грунта в рамках ассоциирован- ного закона пластиче- ского течения Метод конечных эле- ментов Методика СНиП 2.02.01—83	Марийский политехни- ческий институт, кафедра строительных конструк- ций и оснований. А. В. Пилягин, С. В. Казанцев АлтПИ, кафедра осно- ваний, фундаментов, ин- женерной геологии и гео- дезии. А. В. Мельников Ленинградский поли- технический институт, ка- федра подземных соору- жений, оснований и фун- даментов. И. М. Васильев, К. К. Гребнев, В. А. Мельников
«FUND2»	БЕЙСИК	ДВК-3, диало-	Расчет площади подо-	Методика СНиП	Красноярский ПСИ,
«ФУНД»	БЕЙСИК	говый режим ДВК-2, ввод информации с дисплея	швы фундамента при за- данных инженерно-гео- логических условиях, глубине заложения и нагрузках на обрез фун- дамента Определение геомет- рических размеров цент- рально и внецентренно нагруженных ленточных и плитных фундаментов	2.02.01—83	кафедра гражданских инженерных сооружений и фундаментов. Г. Ф Шишканов, С. П. Холодов, А.	П. Кардимон Волгоградский ПСИ, кафедра строительных конструкций и основа- ний. В.	Н Власов
«0РТ1М»	ФОРТРАН-IV	ЕС ЭВМ, па- кетный режим	Многовариантный расчет размеров подо- швы и стоимости моно- литного отдельно стоя- щего или ленточного фундамента при измене- нии глубины заложения подошвы фундамента в заданном интервале че- рез 0,1 м	Методика СНиП 2 02.01—83	Ленинградский ИС И, кафедра оснований и фундаментов. Р. А. Мангушев, М. К Мацко
«FUND»	ФОРТРАН ОС ВТ-МХТИ	«Электроника ДЗ-28», диалого- вый режим	Определение разме- ров подошвы и стоимо- сти отдельно стоящих и ленточных монолитных фундаментов в заданном интервале глубин зало- жения подошвы фунда- мента	Методика СНиП 2.02.01—83	АлтПИ, кафедра осно- ваний, фундаментов, ин- женерной геологии и гео- дезии. А. Д. Слободян
«OSD»	ФОРТРАН-IV	ЕС ЭВМ, па- кетный режим	Расчет осадок ленточ- ных и отдельно стоящих фундаментов с учетом влияния рядом располо- женных фундаментов	Метод послойного суммирования с исполь- зованием расчетной схе- мы в виде линейно де- формируемого полупро- странства	Ленинградский ПСИ, кафедра оснований и фундаментов. Р. А. Мангушев, М. К. Мацко
чо
Продолжение табл. 3.8
оо
о
Шифр программы	Язык программы	Тип ЭВМ, режим работы	Назначение программы	Используемые методы	Разработчик программы
1	2	3	4 *	5	6
«OSADKA»	ФОРТРАН-IV	СМ-1, ввод ин- формации с дис- плея	То же	То же	Волгоградский ПСИ, кафедра строительных конструкций и оснований. А. М. Гусев
«STRN»	ФОРТРАН ОС ВТ-МХТИ	«Электроника ДЗ-28», диалого- вый режим	»	»	АлтПИ, кафедра осно- ваний, фундаментов, ин- женерной геологии и гео- дезии. А. Д. Слободян
«АГФУНДМ»	БЕЙСИК	АГАТ, диалого- вый режим	Расчет размеров по- дошвы центрально и внецентренно нагружен- ных фундаментов, опре- деление осадок методом послойного суммирова- ния	Методика СНиП 2.02.01—83	Волгоградский ПСИ, кафедра строительных конструкций и основа - ний. Е. И. Суханов
«BLOCK»	ФОРТРАН	ЕС-1022, пакет- ный режим	Вычисление необхо- димых физических и классификационных по- казателей грунтов осно- вания, расчет размеров подошвы отдельно стоя- щих и ленточных фунда- ментов на естественном основании, расчет несу- щей способности свай, в том числе с учетом негативного трения, рас-	Методики ГОСТ 25100—82, СНиП 2.02.01—83, СНиП 2.02.03—85	Архангельский поли- технический институт, ка- федра инженерной гео- логии, оснований и фун- даментов. А. Л. Невзоров
1040
«FUND»
ФОРТРАН
СМ-4, диалого-
вый режим в ОС
РВ СМ ЭВМ.
ЕС ЭВМ, пакет-
ный режим с пер-
фокарт или в сис-
теме «Примус»
«ПШЕНА»
«ТРАНС»
«PILE»
ФОРТРАН-ГУ
ФОРТРАН
ФОРТРАН-1У
СМ-Г; ввод ин-
формации с дис-
пл ея
ЕС-1020, ввод
информации с
перфокарт
ЕС ЭВМ, па-
кетный режим
становка свай в кустах
и лентах; определение
осадок фундаментов
Расчет и выбор наибо-
лее эффективного ва-
рианта системы «фунда-
мент— основание» в за-
данных инженерно-гео-
логических условиях.
Возможные типы фун-
даментов: ленточные; от-
дельные, столбчатые
фундаменты под стену,
свайные ленточные,
свайные кусты. Осно-
вание естественное или
искусственное: песчаные
и гравийные подушки,
уплотнение грунта тя-
желыми трамбовками
или песчаными сваями
Вычисление обобщен-
ных усилий и перемеще-
ний системы «здание —
основание», рассматри-
ваемой в виде балки с
изгибной и сдвиговой
жесткостью на дефор-
мируемом основании
Расчет круглых плит
на трансверсально-изо-
тропном упругом полу-
пространстве от дей-
ствия гармонической
осесимметрической на-
грузки
Расчет ленточных и
кустовых свайных фун-
Выбор наилучшего ре-
шения осуществляется
исходя из минимума
приведенных затрат на
устройство каждого из
вариантов
Решение определяется
в виде фундаментальных
балочных функций В. 3.
Власова
Метод трапеций для
вычисления несобствен-
ных интегралов и метод
компенсирующей на-
грузки для удовлетворе-
ния граничным усло-
виям
Методика СНиП
2.02.03—85
Дагестанский политех-
нический институт, ка-
федра оснований и фун-
даментов.
А. Р. Меребашвили,
М. О. Аллаев
Волгоградский ИСИ,
кафедра строительных
конструкций и основа-
ний.
В. Н. Власов
Ярославский политех-
нический институт, ка-
федра строительных кон-
струкций.
С. А. Тумаков
Ленинградский ИСИ,
кафедра оснований и

Продолжение табл. 3.8
оо
Шифр программы	Язык программы	Тип ЭВМ, режим работы	Назначение программы	Используемые методы	Разработчик программы
1	2	3	4	5	б
«FPILE» «СВАЯ»	ФОРТРАН-IV ФОРТРАН	ЕС-1022, пакет- ный режим БЭСМ-6, ввод информации с перфокарт’	даментов по несущей способности и по де- формациям с опреде- лением стоимости фун- дамента Определение напря- женно-деформированно- го состояния одиночной сваи и кустового свай- ного фундамента от со- вместного действия вер- тикальной и горизон- тальной нагрузки и мо- мента Расчет напряженно- деформированного со- стояния и несущей спо- собности грунтовых не- водонасыщенных и во- донасыщенных основа- ний буронабивных свай- ных фундаментов, рабо- тающих в условиях осе- вой симметрии, при воз- действии статических нагрузок	Автоматизированный пе- ребор и расчет всех возможных вариантов призматических забив- ных свай длиной от 3 до 28 м (с шагом 1 м) и сечением от 20X20 до 40X40 см (с шагом 5 см) Методика ЦН ИИС а, коэффициент постели грунта линейно возрас- тает с глубиной Алгоритм расчета ос- нован на численном ре- шении методом конеч- ных элементов полной системы уравнений тео- рии консолидации со- вместно с уравнениями состояния грунта. Ис- пользована математиче- ская м одел ь грунт а в рамках теории пласти- ческого течения с упроч- нением	фундаментов. Р. А. Мангушев, М. К- Мацко Новосибирский инсти- тут инженеров железно- дорожного транспорта, кафедра геологии, осно- ваний и фундаментов. В. М Козлов г. Москва, НИС Гидро- проекта, ОКЗПиО. Ю. К. Зарецкий, В. В. Орехов, М. И. Карабаев
где р — среднее давление под подошвой фундамента; R — расчетное сопротив-
ление грунта основания, определяемое по формуле (7) СНиП 2.02.01—83
(см. также гл. 4).
С увеличением глубины заложения подошвы фундамента расчетное сопротив-
ление грунта R при прочих равных условиях увеличивается. Это означает, что для
фундамента с большей глубиной заложения можно принять меньшие размеры
подошвы, т. е. получить выигрыш в стоимости материала фундамента. В то же
время для более глубокого фундамента стоимость земляных работ будет боль-
шей. Очевидно, что существует оптимальная глубина заложения подошвы фун-
дамента, обеспечивающая минимум затрат на его устройство. Процесс отыска-
ния этой оптимальной глубины является достаточно трудоемким и с успехом
может быть осуществлен на ЭВМ.
Сформулируем нашу задачу следующим образом: для условий, изложенных
выше, отыскать оптимальную глубину заложения подошвы фундамента и опре-
делить размеры подошвы. Поиск оптимальной глубины заложения будем осу-
ществлять в интервале глубин от 1,4 м (минимальная глубина заложения по
условиям задачи) до 2,2 м (глубже закладывать фундамент в данных грунто-
вых условиях нецелесообразно в связи с однородным сложением грунтов осно-
вания и необходимостью производства работ ниже уровня грунтовых вод).
Для расчетов может быть использована программа «ОРТ1М» (ЛИСИ) или
ее аналог — программа «FUND» (АлтПИ, см. табл. 3.8). В этих программах
отдельно учитываются стоимость разработки грунта и стоимость устройства
железобетонных фундаментов.
Результаты расчета размеров столбчатого фундамента, выполненные по
программе «FUND», приведены в табл. 3.9. Необходимые для работы программы
исходные данные взяты из СНиП 2.02.01—83 в соответствии с условиями задачи
Из табл. 3.9 следует, что минимальной стоимостью обладает фундамент
с глубиной заложения подошвы d = 1,8 м.
Таблица 3.9. Результаты расчета фундамента по программе «FUND»
Длина подошвы фундамента, м	Ширина подо- швы фундамен- та, м	Глубина заложения, м	Давление по подошве фун- дамента, кПа	Стоимость варианта, руб.
1,38	1,38	1,40	231	88
1,37	1,37	1,50	238	86
1,35	1,35	1,60	245	85
1,34	1,34	1,70	252	83
1,32	1,32	1,80	259	82
1,31	1,31	1,90	266	88
1,29	1,29	2,0	273	95
1,28	1,28	2,10	280	102
1,27	1,27	2,20	287	111
• Пример 3.2. Рассчитать изменение несущей способности сваи на подрабаты-
ваемой территории. Свая круглая, диаметром 108 мм, погружена в двухслойное
основание. Характеристики грунтов основания и материала сваи приведены
в табл. 3.10. Относительная горизонтальная деформация растяжения земной
поверхности при подработке составляет е = 2,1Х Ю~3.
Поясним смысл задачи. Подработка территории, например извлечение по-
лезных ископаемых подземным способом, приводит к неравномерному оседанию
83
6*
Рис. 3.15. Конечно-элементная схема для расчета
сваи
земной поверхности. Вследствие этого на земной поверхности могут образовы-
ваться провалы, трещины и т. д. Одной из основных форм деформации земной
поверхности является горизонтальная деформация растяжения, приводящая
Т аблица 3.10. Физико-механические характеристики слоев, принятые
в расчете сваи МКЭ
Номер слоя (тип элемен- та)	Наименование слоя	Е, МПа	V	Ь о кН/м3	с, МПа	ф, град
1	Свая	2- 104	0,1	22,0	ю6	30
2	Суглинок бурый, твер- дый, карбонатизированный	36	0,35	17,9	0,088	31
3	Суглинок серый, твер- дый, ожелезненный	39	0,35	19,2	0,131	26
84
Рис. 3.16. График зависимости «нагрузка—
осадка» для сваи:
/ — экспериментальный, 2 — теоретический (программа
«FR-ООЗ»)
к уменьшению обжатия ствола
сваи грунтом. Вследствие этого
несущая способность сваи по
грунту также уменьшается.
Действующими СНиП
2.02.03—85 «Свайные фунда-
менты» уменьшение несущей
способности сваи по грунту учи-
тывается введением коэффици-
ента условий работы. Такой
подход является упрощенным,
поскольку не позволяет полу-
чить график зависимости «на-
грузка—осадка» для сваи в за-
данном для нее диапазоне на-
грузок при интенсивности разви-
тия деформаций земной поверх-
ности при 'подработке. Постав-
ленная задача может быть ре-
шена с привлечением численных
методов.
Решение*. Используем
для решения задачи метод ко-
нечных элементов (см. § 3.2).
Рассматриваемая задача явля-
ется осесимметрической, ось симметрии — продольная ось сваи. На рис. 3.15
показана конечно-элементная схема для расчета одиночной сваи. Количество
узлов 232, элементов 408, число рассматриваемых типов элементов (слоев) 3.
Конечные элементы приняты треугольными (см. п. 3.2.4). Первый слой — мате-
риал сваи (бетон), второй и третий слои—напластование грунтов эксперимен-
тальной площадки, на которой были проведены опыты по определению несущей
способности свай при подработке.
Граничные условия на контуре конечно-элементной сетки задаются следую-
щим образом. Для сваи без учета подработки: по контуру 1 — 203 — и = 0,
и =/= 0; по контуру нижней границы 203—232 — и = 0, и = 0; по контуру верхней
границы 1-54 перемещения не ограничиваются. При учете воздействия гори-
зонтальных деформаций земной поверхности (подработка территории) гранич-
ные условия изменяются: по контуру 1—203 - и = 0, и =/= 0; по контуру 203—
232 —v = 0, w = 8 (горизонтальные деформации земной поверхности); по кон-
ТУРУ 1—54 перемещения не ограничиваются; по контуру 54—232— и =/= 0, и — в.
Обозначения деформаций и и v соответствуют обозначениям, принятым в п. 3.2.4.
Для решения задачи использована программа «FR-ООЗ» (Томский ПСИ,
табл. 3.8). При расчете насущей способности сваи учитывались упругопласти-
ческие свойства грунта. Грунт рассматривался как идеально-упругопластиче-
ское тело, т. е. до определенного уровня связь между напряжениями и дефор-
мациями линейна, затем наступает предел текучести. В качестве критерия теку-
* Решение задачи получено канд. техн, наук И. В. Носковым (АлтПИ) по
программе, разработанной д-ром техн, наук, проф. А. Б. Фадеевым (ЛИСИ).
85
чести в программе использован критерий Кулона. Принималось также, что по
линии контакта сваи с грунтом существует полное прилипание (т. е. проскаль-
зывание сваи относительно грунта отсутствует).
На рис. 3.16 приведены графики зависимости «нагрузка—осадка», получен-
ные в результате расчетов по программе «FR-ООЗ», для сваи без влияния подра-
ботки и при воздействии горизонтальных деформаций земной поверхности. Срав-
нение полученных данных с результатами полевых экспериментов показывает
хорошее совпадение между ними.
4
Проектирование
фундаментов на
естественном основании
Фундамент — это конструкция, предназначенная для переда-
чи нагрузок от надземной части здания или сооружения на
грунтовое основание (искусственное или естественное).
Фундамент должен удовлетворять требованиям прочности,
устойчивости, долговечности, технологичности устройства и эко-
номичности.
Многообразно назначение зданий и сооружений (табл. 4.1).
Однако возникающие от них деформации оснований и их нерав-
номерность не должны превышать предельных значений, уста-
навливаемых нормативными документами.
Таблица 4.1. Классификация зданий и сооружений
Вид объекта	Назначение объекта	Наименование объекта
Здания	Жилые	Общежития, жилые дома, гостиницы, пансионаты, дома отдыха
	Общественные	Административные, учебные, культурно- просветительные, зрелищные, лечебные, спортивные, торговые, коммунально-хозяй- ственные, столовые
	Промышленные	Заводы, фабрики, электростанции, котель- ные
	Транспортные	Ангары, гаражи, вокзалы, депо
	Сельскохозяй- ст венные	Животноводческие постройки, теплицы, зернохранилища, птицефабрики, зверофер- мы, ветеринарные
Сооружения	—	Мосты, плотины, резервуары, башни, аэродромы, причалы и т. п.
4.1. Общие положения
При передаче нагрузки через фундамент на основание в нем
происходят сложные механические процессы. Так, при действии
местной нагрузки произвольно выделенный элемент грунта испы-
87
тывает как нормальные, так и касательные (сдвигающие) напря-
жения. Достигнув определенного значения, эти касательные
напряжения вызывают появление местных необратимых процес-
сов скольжения — сдвигов. Кроме того, при действии местной
нагрузки (при определенном ее значении) в грунтовом основании
могут иметь место как затухающие деформации уплотнения, так
и незатухающие — сдвиги, переходящие (при соответствующих
условиях) в пластическое течение, выпирание, просадку и т. д.
Постепенное увеличение нагрузки (даже на начальных сту-
пенях) приводит к уплотнению основания за счет уменьшения
пористости (первая фаза напряженного состояния грунта). При
этом зависимость между сжимающими напряжениями и общими
деформациями с достаточной для практических целей точностью
может быть принята линейной.
Рис. 4.1. Деформация грунтового основания:
/ — график s=f(P); 2— уплотненное ядро; 3 — линии скольжения
Конец фазы уплотнения (на рис. 4.1, а — точка п) совпадает
с началом образования зон сдвигов, которые первоначально
возникают у краев фундамента (рис. 4.1,6). Этот момент соот-
ветствует начальной критической нагрузке на грунт (pKpi).
Дальнейшее увеличение нагрузки приводит к фазе сдвигов.
Давление ркр2, при котором заканчивается вторая фаза, явля-
ется критерием предельного состояния основания по условию
прочности (устойчивости) —точка т на рис. 4.1, а.
В зависимости от граничных условий и нагрузки фаза сдвигов
переходит затем в пластическое или прогрессирующее течение,
что приводит к выпиранию, просадке и другим деформациям
грунтового основания. Это объясняется тем, что при полном
исчерпании несущей способности (в конце второй фазы) под
подошвой фундамента образуется уплотненное ядро (рис. 4.1, в)
клинообразного очертания, которое раздвигает грунтовое основа-
ние и обеспечивает просадку фундамента в короткий промежуток
времени.
Большое влияние на прочность (устойчивость) грунта осно-
вания оказывает глубина заложения фундамента d. Именно
поэтому при классификации фундаментов за основу взято отно-
88
Рис. 4.2. Схема деформации грунта под фундаментом
при полном развитии зон предельного равновесия:
а — фундамент мелкого заложения (при d/6<l/2), б — фундамент
средней глубины заложения (при d/b — l/2 2), в — фундамент глу-
бокого заложения (при 2<d/b<A), 1 — поверхность скольжения,
2 — выпор грунта, 3 — уплотненное ядро, 4 — зона уплотнения
шение dfb, где b— ширина подошвы фундамента [49]. Основ-
ные случаи с характерными поверхностями скольжения приве-
дены на рис. 4.2.
4.2. Распределение напряжений
в грунтовой толще
В связи с тем что грунтовое основание является сложной
средой (в нем присутствуют жидкие, твердые и газообразные
компоненты), реальные грунты отличаются сложной связью меж-
ду напряжениями и деформациями. Однако, используя ряд допу-
щений, простейшие решения теории упругости применяют к зада-
чам о напряженно-деформированном состоянии оснований в виде
сплошных упругих изотропных тел, работающих при одноразовом
загружении.
В строительной практике наибольший интерес представляют
вертикальные сжимающие напряжения, поэтому в табл. 4.2 [49]
приведены расчетные формулы oz в условиях пространственной,
плоской и контактной задач, а также от собственного веса грунта.
89
Т а б л и ц а 4.2. Определение сжимающих напряжений в грунтовой толще
Вид
задачи
Наименование (расчетная
формула)
Эскиз
Действие сосредоточенной силы
(основная задача)
л cos₽	3 Р	л
= где А —
к	Z Л
коэффициент пропорционально-
сти
Про-
стран-
ственная
Определение сжимающих на-
пряжений для горизонтальной
площадки от действия сосредото-
ченной силы
Р
аг= k-^ k = f(r/z) (значения k
даны в работе [2])
Действие на поверхности не-
скольких сосредоточенных сил
коэффициенты определяются по
табл. [2] в зависимости от соот-
ветствующих отношений rt/z
Действие равномерно распре-
деленной нагрузки (А Ляв.
1935)
_ р г Ibz /2 + Z?2 + 2z2
2л L D D2z2 12Ь2
+ аГС Sln (	/7Т--) 1 ;
(D/2)2= /2 + b2 + z2— г2.
Упрощенные решения:
под центром п2о=&оР; — по
табл. [2]
под углом агс=Ь'сР', k'c— по
табл. [2]
90
Продолжение табл. 4.2
Вид
задачи
Наименование (расчетная
формула)
Действие равномерно распре-
деленной нагрузки
Gz = fazP, Gy == ЬуР?	==
(p — интенсивность нагрузки,
a — угол видимости)
Значения коэффициентов влия-
ния k даны в табл. [2]
Эскиз
Треугольная нагрузка
Gz~kzP.
Значения коэффициента k'z да-
ны в табл. [2]
Плос-
кая
Действие любой полосообраз-
ной нагрузки, изменяющейся по
закону прямой (по прямоугольно-
му и равностороннему треуголь-
никам, трапецеидальному и т. п.)
ог— 1Р> где / — функция отно-
сительных величин (a/z и Ь/z)
определяется по номограмме Ос-
терберга [13]
Произвольный вид нагрузки:
эпюру внешних давлений разби-
вают на прямоугольные и тре-
угольные элементы. Суммируя
напряжения от этих давлений,
определяют величину сжимающих
напряжений в заданной точке
грунтового основания
91
Продолжение табл, 4.2
Вид	Наименование (расчетная
задачи	формула)
Кон-
тактная
На-
пряже-
ния от
собствен-
ного веса
грунта
Распределение давлений по по-
дошве фундаментов: а — абсо-
лютно жестких; б — различной
гибкости.
Для фундамента: круглой пло-
щади ро—рт/2\ ленточного р0 =
= 2рш/п, где рш — среднее дав-
ление по подошве
Эскиз
п
<£ = 2 ?<Л<-
1^1
Водонепроницаемые грунты
рассматриваются как водоупор —
на них взвешивающее действие
воды не распространяется.
(уя — ?.)/(1 +е), где
Y$ — удельный вес частиц грунта;
— 1Q— удельный вес воды,
кН/м3;
е—коэффициент пористости;
о, Ь, с, d, пг, п — эпюра сжимаю-
щих напряжений <yz.
4.3.	Классификация фундаментов мелкого
заложения
Фундаменты мелкого заложения (рис. 4.3) применяются в
настоящее время в различных инженерно-геологических усло-
виях как в сборном, так и в монолитном варианте (рис. 4.4).
Область применения их приведена в табл. 4.3.
В зависимости от материала основных конструкций зданий и
сооружений выбирают и материал фундаментов: бетон, железо-
бетон, каменные материалы (кирпич, бут, блоки из природных
камней), цементогрунт. В табл. 4.4 указаны материалы, реко-
мендуемые для различных типов фундаментов [24].
В табл. 4.5 в зависимости от класса* сооружений приведены
минимальные марки материала фундаментов [23].
Рис. 4.3. Классификация фундаментов мелкого заложения
Фундаменты бутовые, бутобетонные и бетонные выполняют
уступами или с наклонными гранями. При этом высота уступа
для бетона должна быть не менее 30 см, а для бетона и бутовой
кладки — 40 см.
Т а б л и ц а 4.3. Область применения фундаментов мелкого заложения
Тип фундамента
Отдельные
Ленточные
Сплошные
Массивные
Вид надземной конструкции
Колонны, углы зданий, балки, фермы, арки, опоры
рам и др.
Стены зданий и сооружений, опорные рамы обору-
дования и др.
Высотные здания, заводские (фабричные) трубы,
насосные станции и др.
Башни, мачты, мостовые опоры, колонны, станки и
другое оборудование
* Капитальность здания определяется сроком его службы, зависящим от
долговечности и огнестойкости конструкций. По капитальности здания и соору-
жения делятся на четыре класса. При этом к I классу относятся здания с повышен-
ными требованиями по долговечности и огнестойкости конструкций (например,
театры, дворцы, музеи), а также объекты типа гидро- и электростанций, атомные
станции, станции метрополитена и др.; к IV классу относятся здания с минималь-
ными требованиями (склады, площадки для стоянки автомашин и др.)
93
Рис. 4.4. Фундаменты мелкого заложения:
а — отдельный под колонну, б — отдельный под стену, в — ленточный прерывистый, г ж — попе-
речные сечения ленточных фундаментов, г — бутовый, — бетонный монолитный, е — из сборных
сплошных и пустотелых блоков, ж — с панельной сборной стеной, з, и — поперечные сечения столб-
чатых фундаментов (з — из сборных столбов и рандбалок, и — то же, с рандбалкой Z-образного
сечения), к — перекрестные ленточные фундаменты, л н — сплошные фундаменты, л, м — плитные
(гладкие), н—коробчатые, о — массивный фундамент под доменную печь, /— отмостка, 2— гид-
роизоляция, 3 — сборные бетонные стеновые блоки, 4 — армированный пояс жесткости, 5 — подушка
ленточного фундамента, 6 — стеновая ребристая панель, 7—подушка под колонну (столб), 8 —
колонна (столб), 9— рандбалка сборная, 10 — колонна, // — железобетонная лента, 12— железо-
бетонная плита, 13 — бетонная подготовка, 14 — огнеупорный бетон, 15 — шамотный кирпич, 16 —
железобетон, 17 — подготовка
Таблица 4.4. Классификация фундаментов на естественном основании
по применяемым материалам
Тип фундамента	Материал					
	Бетон и железо- бетон		Бут	Кирпич	Пиленый камень	Цементо- грунт
	сборный	моно- литный				
Отдельные: бесстаканные	——	——					
стаканные			—	—	—	—
Ленточный						
Сплошной	—	—	—	—	—	—
Массивный	—		4-			
Примечание. Знаком «+» отмечены материалы, применяемые для пере-
численных фундаментов.
Так как сборные ленточные фундаменты состоят из лент
(собираемых из железобетонных плит) и стен (собираемых из
бетонных блоков), в табл. 4.6 [23] приведена номенклатура
типовых плит серии 1.112—5, а в табл. 4.7 [23] даны размеры
стеновых блоков.
Следует отметить, что при коэффициенте надежности по
нагрузке yt = 1 плиты первой группы по номенклатуре* соот-
ветствуют среднему расчетному сопротивлению основания R =
= 150 кПа, второй — /? = 250 кПа, третьей—= 350 кПа, чет-
вертой — R = 450 кПа — пример расшифровки марки плиты см.
в табл. 4.6.
При значительных нагрузках на основание фундаментные
плиты сборных ленточных фундаментов заменяют ребристыми
железобетонными блоками (рис. 4.5) [2].
Для примера в табл. 4.8 приведены некоторые сведения о
таких блоках марки Ф40-24 и Ф40-16. В последние годы полу-
чили распространение эффективные фундаментные конструкции
в виде облегченных железобетонных плит с угловыми вырезами.
Номенклатура их указана в табл. 4.9, а размеры их представ-
лены в табл. 4.10 [23].
Указанные в табл. 4.9 и 4.10 плиты могут применяться вместо
типовых плит с аналогичными габаритами.
Плитные фундаменты под колонны со сборными и монолит-
ными стаканами приведены на рис. 4.6 [26]. Они выполняются
из бетона класса не менее В 12,5 (арматура класса А-Ш) и ре-
комендуются для снижения неравномерности деформаций в ела-
* Номенклатура предусматривает четыре группы. Каждая группа характери-
зуется максимальным значением среднего давления, передаваемого на основание,
при соответствующем вылете консоли.
95
Таблица 4.5. Минимальные классы
Материал	Минимальные марки		
	I		
	грунт		
	а	б	в
Бетон: тяжелый	100(В7,5)	100 (В7,5)	150 (В 12,5)
на пористых заполнителях	100(В7,5)	100 (В7,5)	—-
Природные: камни	150	150	200
кирпич	150	150	—
цементогрунт	—	—	-——
Примечания. 1. Условные обозначения грунтов: а — крупнообломочные
нообломочные и песчаные влажные, супеси пластичные, суглинки и глины туго
водой, супеси текучие, суглинки и глины текучепластичные и текучие. 2. Цементо
бых, просадочных, набухающих грунтах, а также в сейсмиче-
ских районах.
В разделе фундаментов мелкого заложения следует отметить
новые эффективные виды:
фундаменты в вытрамбованных котлованах (с уплотненной
зоной, уширенным основанием, с консолями и т. д.);
буробетонные, устраиваемые в разбуриваемых полостях, за-
полняемых литым бетоном с армированием (только стаканной
части);
щелевые пространственные фундаменты, устраиваемые путем
прорезки узких взаимно перпендикулярных щелей (при необхо-
димости армируемых) с последующим заполнением их бетоном
(полученные таким образом пластины могут быть вертикальными
Рис. 4.5. Типы фундаментных плит и ребристых железобетонных блоков для
ленточных фундаментов под стены
96
и марки материала фундаментов
(классы) для сооружений класса
II
III
грунт
а	б	В	а	б	В
75(В5)	75(В5)	100(В7,5)	50(ВЗ,5)	50(ВЗ,5)	75 (В5)
100(В7,5)	100 (В7,5)	—	75 (В5)	75(В5)	-——
100	150	200	75	100	150
100	150	—	75	100	150
100	150	—	75	100	100
и песчаные маловлажные, супеси твердые, суглинки и глины твердые; б — круп-
пластичные и мягкопластичные; в — крупнообломочные и песчаные, насыщенные
грунт применять в конструкциях при отсутствии агрессивных подземных вод.
Таблица 4.6. Фундаментные плиты
Эскиз		Марка плиты	Размеры, мм			Объем бетона, м3	Вес	
			Ь	1	h		плиты, кН	пе- тель, Н
с ' -ч—	6 1	ФЛ32Д2 ФЛ32,8	3200	1180 780	500	1,6 1,047	40,00 26,20	65 46
		ФЛ28Д2 ФЛ28,8	2800	1180 780		1,369 0,896	34,20 22,40	65 46
		ФЛ24Д2 ФЛ24,8	2400	1180 780		1,138 0,745	28,45 18,65	46 32
		ФЛ20Д2 ФЛ20.8	2000	1180 780		0,975 0,638	24,40 15,95	46 32
		ФЛ16,24 ФЛ16Д2 ФЛ16,8	1600	2380 1180 780		0,987 0,486 0,320	24,70 12,15 8,00	32 22 14
	У"	ФЛ 14,24 ФЛ14Д2 ФЛ14,8	1400	2380 1180 780	300	0,845 0,416 0,274	21,10 10,40 6,85	22 22 14
	1 6 1	ФЛ12.24 ФЛ12Д2 ФЛ12.8	1200	2380 1180 780		0,703 0,347 0,228	17,60 8,70 5,70	22 14 14
		ФЛ10.24 ФЛ10Д2 ФЛ10.8	1000	2380 1180 780		0,608 о,з 0,197	15,20 7,50 4,95	22 14 14
7—1040
97
Продолжение табл. 4.6
Эскиз			Марка плиты	Размеры, мм			Объем бетона, м3	Вес	
				b	/	h		плиты, кН	пе- тель, Н
	fb		ФЛ8,24 ФЛ8,12	800	2380 1180		0,557 0,274	13,95 6,85	11 11
			ФЛ6,24 ФЛ6,12	600	2380 1180		0,415 0,205	10,40 5,15	и 7
Примечания: 1. Марки плит в таблице указаны условно, без обозна-
чения их группы и относятся к изделиям всех групп. 2. Пример расшифровки
марки плиты ФЛ20 12—3 — плита шириной 2000 мм, длиной 1180 мм при третьей
группе по номенклатуре для среднего давления по подошве 0,35 МПа.
Таблица 4 7. Размеры фундаментных стеновых блоков
Габариты, мм
длина	ширина	высота
2380	Блок ФБС 300 400 500 600	580
1180	400 500 600	580
	400 500 600	280
880	300 400 500 600	580
880	Блок ФБВ 400 500 600	580
2380	Блок ФБП 400 500 600	580
Примечание. ФБС — фундаментный блок сплошной; ФБВ — фунда-
ментный блок с вырезом (для укладки перемычек и пропуска коммуникаций
под потолками подвалов и технических подпольев); ФБП — фундаментный
блок пустотелый.
98
Т аблица 4.8. Ребристые железобетонные блоки
Эскиз	Марка блока	Размеры,		мм	Класс бето- на	Объем бето- на, м3	Вес бло- ка, кН	Вес ста- ли, кН	Вы- лет кон- соли, мм, не более
		b	1	h					
	Ф40-24	4000	2400	600	В25	3,04	79,6	7,04	1800
	Ф40-16	4000	1600	600	В25	2,34	58,5	4,29	1800
Примечания: 1. Среднее давление по подошве плиты р~ 0,3 МПа.
2. Рабочая арматура из стали класса А-Ш, d=10...25 мм 3. По условиям
трещинообразования блоки рассчитаны на применение выше уровня подземных
вод.
и наклонными, на которые
опирается плитная часть
фундамента): ширина плас-
тин 6 = 10...20 см, расстояние
между ними составляет
(2...4)6. При этом передача
нагрузки на основание осу-
ществляется через торец
пластин и их боковых по-
верхностей;
фундаменты с жесткими
анкерами, применяемые при
действии небольших верти-
кальных нагрузок и больших
моментов, работающие на
выдергивание (например, в
нескальных грунтах) длина
буронабивного анкера равна
3...4 м, диаметр 15...20 см,
армированный каркас жест-
ко соединяется с плитной
частью фундамента;
фундаменты с пустотооб-
разователями (диаметр пус-
тот от 100 до 300 мм);
фундаменты с наклонной
г)
Рис. 4.6 Плитные фундаменты под ко-
лонны:
а — со сборными стаканами, б — с монолитными ста-
канами, в — плита ребристая, г—плита коробчатого
сечения
99
7*
Таблица 4.9. Плиты с угловыми вырезками
Эскиз	Марка плиты	Размеры, мм			Класс бетона	ГТ Л О АЛ	1	R О Г		Вес стали, Н				Расход бетона на 1 м3, кг
						бетона, м3	ПЛИТЫ, кН					
		1	b	1г				A-I	А-Ш	В-1	Итого	
	Ф20.24-25в Ф20.24-35в Ф20.24-45в	2380	2000	500	В25	1,80	45,0	86,0	211,9 277,7 365,4	29,1	327,0 392,8 471,5	1817 2182 2619
	Ф24.24-25в Ф24.24-35в Ф24.24-45в	2380	2400	500	В25	2,11	52,8	86,0	359,0 484,8 659,3	35,0 35,0 43,7	480,0 605,8 788,0	2275 2871 3734
	Ф28.24-25в Ф28.24-35в Ф28.24-45в	2380	2800	500	В25	2,53	63,2	112,8	567,0 823,4 1099,5	40,8	720,6 977,0 1253,1	2848 3862 4953
	Ф32.24-25в Ф32.24-35в	2380	3200	500	В25	2,91	72,7	112,8	983,1 1259,1	57,0 46,5	1252,9 1448,5	3618 4874
Примечания: 1. Плиты рассчитаны на среднее давление по подошве р, равное 0,15; 0,2; 0,25; 0,35 и 0,40 МПа. 2. Плиты
разработаны из бетона класса В25 под стены толщиной 18, 30 и 50 см.
Таблица 4.10. Размеры плит с угловыми вырезами
подошвой, применяемые под распорные конструкции (например,
размеры сборных фундаментов приведены в табл. 4.34 [23]).
4.4.	Конструктивные указания
Независимо от грунтовых условий (кроме скальных грунтов)
под фундаментами устраивают подготовку: под монолитными —
бетонную, толщиной 100 мм из бетона класса В3,5; а под сбор-
ными — из песка средней крупности слоем 100 мм. При возве-
дении фундаментов на скальных грунтах по грунтовому основа-
нию устраивают выравнивающий слой из бетона класса В3,5.
Практика строительства показала целесообразность устрой-
ства подготовки переменной жесткости, что способствует кон-
центрации наибольших давлений на грунт под бетонной частью
подготовки.
Отметка верха фундаментов принимается на 150 мм ниже
отметки чистого пола зданий (рис. 4.7) [2].
При центральной нагрузке форму отдельных фундаментов
в плане рекомендуется принимать квадратную, а при внецент-
ренной нагрузке — прямоугольную (с отношением сторон прямо-
угольной подошвы 0,6...0,85).
Минимальная толщина защитного слоя бетона для рабочей
арматуры: у сборных фундаментов и подколенников монолитных
фундаментов — 30 мм, у монолитных фундаментов — 35 мм (при
наличии бетонной подготовки, а также устраиваемых на скаль-
ном грунте).
Монолитные фундаменты рекомендуется проектировать с
плитной частью ступенчатого типа (рис. 4.7) согласно табл. 4.11
101
.^out
Рис, 4.7. Монолитные фундаменты:
а — с развитым подколенником, б — фундаменты, состоящие из плитной части, 1 плитная часть,
2 — подколенник, 3 — стакан, 4 — колонна
[23]	. Высоту фундамента и размеры в плане плитной части
и подколенника следует назначать кратными 300 мм.
Для монолитных фундаментов принимают бетон класса не
ниже В 12,5, а для сборных — не ниже В15.
Глубину заделки типовых колонн в фундамент принимают по
соответствующим типовым сериям (на рис. 4.8 для наглядности
Таблица 4.11. Высота ступеней фундаментов
Высота плитной части фундамента /7, мм	Высота ступеней, мм		
	h\		Лз
300	300	—	—
450	450	—	—
600	300	300	—
750	300	450	—
900	300	300	300
1050	300	300	450
1200	300	450	450
1500	450	450	600
102
a)
3.600... 7.200
б)	в)	10.800... 18. 000
'	lf.800... 9.600	7	г--------------------
Рис. 4.8 Основные типы колонн одноэтажных промышленных
зданий:
а — для зданий без мостовых кранов и при шаге 6м-— колонны прямоугольного
сечения, б — то же, при шаге 12 м, в—двухветвевые для зданий без мостовых
кранов, а — прямоугольного сечения для зданий с мостовыми кранами, а — то
же, двутаврового сечения, е  - двухветвевые для зданий с мостовыми кранами
приведены некоторые виды колонн одноэтажных промышленных
зданий), а нетиповых — в зависимости от вида колонны. Так,
колонны прямоугольного сечения заделывают в фундамент на
глубину согласно указаниям табл. 4.12 [23], а глубина заделки
двухветвевых колонн hf должна удовлетворять условию
Таблица 4.12. Минимальная глубина заделки колонн прямоугольного
сечения в фундамент
Значение отно- шения dq:dn (см. рис 4 8)	Глубина заделки hf колонны при эксцентриситете е() продольной силы, равном	
	е0<2^с	во > 2/ic
>0,5	Лс	h с
<0,5	/гс	/zc + ’“(/zc — 2dQ)( —2V причем /zc^	1,4/zc 0	\ nc	/
103
0,5 + 0,33hOut^hf < 1,2...,	(4.1)
где hout — расстояние между наружными гранями ветвей колонны
(см. рис. 4.7).
Толщина дна стакана фундамента назначается по расчету,
но не менее 200 мм.
Зазоры между стенками стакана и колонны принимаются
по низу 50 мм, а по верху — 75 мм (см. рис. 4.7).
Для возможности рихтовки колонны глубину стакана прини-
мают равной глубине заделки колонны плюс 50 мм.
4.5.	Проектирование фундаментов мелкого
заложения
Ранее (см. гл. 1) были рассмотрены основные принципы
проектирования оснований и фундаментов. Изложенное ниже
не повторяет материал (и примеры расчета), приведенный в нор-
мативной, справочной и учебной литературе [39, 23, 11, 25 и др.],
большое внимание в которых уделено:
нормативным и расчетным характеристикам грунтов;
выбору глубины заложения фундаментов;
определению расчетного сопротивления грунтов оснований;
определению размеров фундаментов;
методам расчета осадок фундаментов;
расчету оснований по несущей способности;
мероприятиям по уменьшению деформаций оснований и влия-
ния их на задания и сооружения.
Здесь целесообразно остановиться на общих моментах, ха-
рактерных для процесса проектирования в целом для любого
типа фундаментов, т. е. рассмотреть основные стадии методики
проектирования, которые позволят понять принцип составления
алгоритмов при проектировании фундаментов с применением
ЭВМ. Данный процесс может быть описан следующей универ-
сальной схемой (рис. 4.9, а): [анализ инженерно-геологических
условий строительной площадки (ЛИГУ) ] — [определение глу-
бины заложения фундамента (d)] — [определение площади по-
дошвы фундамента (А)] — [проверки фундаментов (П)] или
иначе
АИГУ-^-+А->П.	(4.2)
Известно, что лишь на стадии проверок (П) у каждого типа
фундаментов будет свой перечень проверочных расчетов по пер-
вой и второй группам предельных состояний.
Основные этапы на стадии анализа инженерно-геологических
условий представлены на рис. 4.9, б, а на рис. 4.9, в показан
ряд факторов, которые следует учитывать при выборе глубины
заложения фундамента. Схема определения площади подошвы
фундамента и расчетного сопротивления грунта основания при-
104
a)
б)
I
I
Fv
Ro
Ro - 7 d
0	' cp
Рис. 4.9. Проектирование фундаментов мелкого заложения:
Р ~ проверки давлений под подошвой фундаменты, Сл С - проверки расчетного сопротивления по
слабому подстилающему слою, s — определение деформации оснований. soc— деформации осадки;
— деформации просадки, $Сф — деформации от влияния соседних фундаментов, su — предельные
деформации основания, As — неравномерность осадки (например, As—^д—sg, где и sg — осадка
фундамента соответственно по осям А и Б), уп—проверка фундамента на сдвиг по подошве, i~
определенине крена фундамента, ц — проверка устойчивости фундамента, работающего на выдер-
гивание
ведена на рис. 4.9, г. Проверки фундамента мелкого заложения
наглядно представлены на рис. 4.9, д.
При определении глубины заложения фундамента следует
руководствоваться п. 2.25 СНиП 2.02.01—83, который рекомен-
дует учитывать целый ряд факторов, основными из которых
105
Рис. 4.10 Карта нормативных глубин промерзания суглинистых грунтов
следует назвать: влияние кли-
мата (di=df), инженерно-гео-
логические и гидрологические
особенности (dz), конструктив-
ные особенности (ds) и т. д.
Расчетную глубину сезонно-
го промерзания df — d\, соглас-
но СНиП [39], определяют по
формуле
df = khdfn, (4.3)
где kh — коэффициент теплово-
Рис. 4.11. к определению глубины за-
ложения фундамента
го режима в здании, опреде-
ляемый по табл. 1 [39]; dfn —
нормативная глубина промер-
зания, определяемая по карте
(рис. 4.10), а при отсутствии данных многолетних наблюдений для
районов, где глубина промерзания не превышает 2,5 м, ее норма-
тивное значение определяют по формуле
dfn = do^/Mf,	(4-4)
где do — величина, принимаемая для суглинков и глин — 0,23;
супесей, песков мелких и пылеватых — 0,28; песков гравелистых,
крупных и средней крупности — 0,30; крупнообломочных грун-
тов — 0,34; Mt — безразмерный коэффициент, численно равный
сумме абсолютных значений среднемесячных отрицательных
температур за зиму в данном районе, принимаемый по СНиПу
«Строительная климатология и геофизика» или по данным гидро-
метеорологической станции, находящейся в аналогичных усло-
виях со строительной площадкой.
Влияние геологии и гидрогеологии строительной площадки
на глубину заложения фундамента d2 определяется по табл. 2
[39].
Влияние конструктивного фактора на глубину заложения
фундамента, т. е. определение величины ds, поясняет рис. 4.11.
При этом размер L типовых колонн принимают по соответствую-
щим типовым сериям в зависимости от вида колонн, наличия
крана в здании (см. рис. 4.8). Для нетиповых колонн L назна-
чают согласно табл. 4.12 и формуле (4.1).
При окончательном назначении глубины заложения фундамента
d принимают равным максимальному значению из величин, на-
пример, d\ -j- ds.
• Пример 4.1. Определить глубину заложения фундамента d под двухвет-
вевую колонну одноэтажного промышленного здания с мостовым краном, если
строительная площадка (г. Уфа) сложена суглинком с /Л = 0,23; уровень под-
земных вод расположен на глубине 4 м.
Решение. Расчет выполняем по схеме, данной на рис. 4.9, в.
107
1.	Определяем расчетную глубину промерзания di = df при kh— 0,7 и dfn~
= 180 см по формуле (4.3):
dr = df = 180-0,7 = 136 см:
2.	Определяем глубину заложения фундамента с учетом инженерно-геологи-
ческих условий строительной площадки по табл. 2 [39], тогда
d2 = df 0,5 = 136 • 0,5 “ 68 см.
3.	Определяем глубину заложения фундамента dz с учетом конструктивного
фактора (см. рис. 4.11). Принимаем значение L= 1350 мм (см. рис. 4.8). Тогда
при толщине дна Лдн=400 мм (в том числе 50 мм на рихтовку колонны) полу-
чим
б/3 = Г + 50 + /гдн = 1350+ 50 + 350= 1750 мм = 175 см.
Окончательно принимаем глубину заложения фундамента максимальную из
значений dif d2 и ds, т. е. d = dmax — 175 см.
На рис. 4.9 показана последовательность расчета на стадии определения
площади подошвы фундамента, которая определяется по формуле
А = Еу/(/?0 — ycpd),	(4.5)
где Fv—расчетная нагрузка,, приложенная к обрезу фундамента; /^—расчет-
ное сопротивление грунта основания (применяется для предварительного назначе-
ния размеров фундаментов), определяемое по СНиПу [39]; уср— средний удель-
ный вес фундамента и грунта на его уступах, обычно принимаемый равным
18...20 кН/м3 (в бесподвальных зданиях) и 16...19 кН/м3—при наличии подва-
ла; d — глубина заложения фундамента.
Для выполнения проверок требуется знание расчетного сопротивления грун-
та основания /?, которое определяется по формуле (7) СНиП [39].
При действии центральной и внецентренной нагрузки необходимо (см.
рис. 4.9, д):
выполнить проверки давлений по подошве фундамента р;
при наличии в пределах сжимаемой толщи слоя грунта меньшей прочности
(СЛ2>С), чем прочность вышележащих слоев, требуется проверка кровли его по
п. 2.48 [39];
произвести расчет осадок (деформаций) оснований s;
определить крен фундаментов 1\
~ выполнить расчет фундамента на сдвиг по подошве
проверить устойчивость фундаментов, работающих на выдергивание ц;
произвести расчет фундамента на прочность как железобетонного элемента.
Из перечисленных этапов особо следует выделить расчет осадок фунда-
ментов, который в настоящее время может быть выполнен [12];
методами послойного расчета осадки [1 - метод послойного суммирования;
2 — метод линейно деформируемого слоя (К- Е. Егоров)];
методом эквивалентного слоя (Н. А. Цытович);
методом ограниченной сжимаемой толщи (К. Е. Егоров, Н. А. Цытович).
Деформации осадки (soc) и просадки (ss/) оснований определяются в соот-
ветствии с главой СНиПа [39].
Необходимость учета влияния соседнего фундамента на осадку основания
проектируемого фундамента (5Сф) следует обосновать решением неравенства
С Lr,	(4.6)
где — фактическое расстояние между осями фундаментов, см; Lv—расстоя-
ние, получаемое по графикам рис. 4.12 [23, 11, 25] в зависимости от ширины
фундамента и действующего по его подошве давления, см; kv—коэффициент,
определяемый по формуле
kr = ^-(E- 10,0) + 1..................... (4.7)
108
Рис. 4.12. Графики для учета взаимного влияния
фундаментов
где b — ширина подошвы влияющего на осадку фундамента, см; Е — модуль
деформации грунта (МПа), принимаемый средним в пределах сжимаемой тол-
щи; 0,6 — коэффициент (размерность см/МПа).
Если условие (4.6) выполняется, необходимо при определении осадки фун-
дамента учитывать влияние соседнего фундамента.
Суммарная осадка основания (2s) не должна превышать предельных (sH),
определяемых по приложению 4 [39].
В связи с тем что в источниках [2, 11, 24...] приведено достаточно прове-
рочных расчетов, в табл. 4.13 они систематизированы (с указанием страниц и
источников литературы) в соответствии с обозначениями рис. 4.9.
• Пример 4.2. Для жилого кирпичного здания с подвалом определить
расчетное сопротивление грунта основания под ленточный фундамент при следу-
ющих исходных данных: ширина фундамента b = 2,6 м, глубина заложения
d = 2,5 м, высота подвала db~ 2 м, отношение длины здания к высоте L/H — 1,4.
Толщина слоя грунта от подошвы фундамента до низа конструкции пола в под-
вале hs ~ 0,4 м. Бетонный пол подвала толщиной hCf — 0,2 м имеет удельный
вес у^ = 22 кН/м3. Площадка представлена до глубины 1,6 м песком маловлаж-
ным с коэффициентом пористости е = 0,65 и удельным весом = 19,2 кН/м3, а
ниже — слой полутвердой глины с показателем текучести /^=0,65 и ущ —
= 22,16 кН/м3.
Решение. Для глины, которая является основанием фундамента, на-
ходим по табл. 2 приложения [39] значения <рл = <рп = 15 °; сп = Сц = 45 кПа.
По табл. 4 [39] определяем коэффициенты М--. = 0,32; Мд — 2,3; Мс = 4,84, а
по табл. 3 [39] — значения коэффициентов ус1 = 1,1 и ус2 = 1. Коэффициент
/? — 1Д, так как прочностные характеристики грунта определены по таблицам
СНиПа [39].
Найдем осредненный удельный вес грунта, который залегает выше подошвы
фундамента:
1,6 + 22,16-0,9
1,6+ 0,9
= 20,27 кН/м3,
,	19,2
Yn =------
где 0,9= (2,5— 1,6) — мощность слоя глины до подошвы фундамента.
109
Таблица 4.13. Перечень примеров расчета фундаментов мелкого заложения
Определяемый параметр	Пример расчета	
	Источник литературы	Страницы
Глубина заложения фундамента d	[23]	71
	[И]	37...38
	[25]	79
Для предварительного назначения разме-	[39]	37...38
ров фундаментов	[П]	46
Площадь подошвы фундамента А или	[23]	80, 83
Ь = -^А	[И] . ..	49, 51, 56...61 	
	[25]	109, ИЗ...115,
		217...218
Расчетное сопротивление грунта осно-	[Н]	44...45
вания R	[23]	76...77
Определение давлений под подошвой фун-	[23]	83
дамента р	[Н]	56...59
	[25]	122...126
Проверка расчетного сопротивления по	[11]	53
слабому подстилающему слою Сл. С	[25]	120...121
Определение деформаций оснований s:	[23]	84, 86, 88
Soc	[Н]	72, 77, 80, 84, 87
S сф	[23]	65, 84, 86
$sl	[Н]	230...231
AS	[11]	96
	25	231...232
Проверка фундамента на сдвиг по по-	[23]	105
дошве уп	[Н]	113...114
	[25]	181...183
Определение крена фундамента i	[23]	88...92
	[Н]	97...99
	[25]	152...158,	160...163
Определим приведенную глубину заложения фундамента по формуле (8)
СНиПа [39]:
22 О
di = hs + (hcfycf)/y'n = 0,4 + 0,2 9q27= q?617 m.
Вычисляем расчетное сопротивление грунта по цктрмуле (7) СНиПа [39] при
kz— 1:
R = L1..’..1:-0 [о,32- 1 -2,6-22,16+ 2,3-0,617-20,27 + (2,3- 1) .2-20,27 +
4,84-45] =317,7 кПа.
• Пример 4.3. Рассчитать фундамент при следующих исходных данных
НО
Расстояние, м
^Суглинок
мелкий
6 - 2600
г)
Песок'
200.00
198.00
196.00
194.00
192.00
190.00
188.00 ЯскВ1	скв2
Отметка устья
ск Зажины 199.50	199А0	199.30
50
50
СКВЗ
-0,150
-1,180
1150
1650
2600
2600
V/////////Л.
0.050
Р^ 0,188 МПа
0,069
0,071
0,089
Рср
I Ро=0,235 мпа
Р5-0,036 МПа
_ Р2 = 0,106 МПа
Р3- 0,101 МПа
Р^ 0,052 МПа
0,107
0,123 I \(Р^0,О25мПа
Граница сжимаемой толщи
4,13. К примеру 4.3:
разрез; б — схема нагрузок; в — размеры проекти-
Рис.
а — инженерно-геологический
руемого фундамента; г—расчетная схема для определения осадки фундамента
(рис. 4.13): величины нагрузок Fv~ 1590 кН, Fh = 20 кН, Мп = 52 кН. Сечение
колонны 50 X ЮО см; здание без подвала с полами по грунту, / (1| = 20 °C, пункт
строительства — г. Ангарск.
Значения физико-механических характеристик грунтов приведены в табл.
4.14. Расчет выполняется в соответствии со схемой, приведенной на рис.
4.9, а.
Решение. Оценивая инженерно-геологические условия (ЛИГУ) строи-
тельной площадки, приходим к выводу, что основанием фундамента мелкого
заложения служит первый слой — суглинок.
111
Таблица 4.14. Физико-механические характеристики грунтов (к примеру 4.3)
Обозначения характеристик грунтов	Наименование грунта		
	Суглинок	Песок мелкий	Глина твердая
		Мощность слоя, м	
	4,0	3,0	5,0
кН/м3	27,25	26,8	24,50
у, кН/м3	17,55	18,0	18,23
Yd, кН/м3	15,49	16,70	14,59
W, доли 1	0,133	0,078	0,22
wL, доли 1	0,242	—	0,53
Wp, доли 1	0,162	—	0,267
/р	0,08	—	0,263
Jl	0	—	0
Sr	0,47	0,34	0,79
е	0,76	0,61	0,68
с, МПа	0,02	0,03	0,107
ф, град	20	33	24
Е, МПа	7,85	19	27
Примечания: 1. Значения с, ф приведены по результатам испытания
суглинков в водонасыщенном состоянии. 2. Грунтовые воды отсутствуют.
Определяем глубину заложения d подошвы фундамента (в соответствии со
схемой, приведенной на рис. 4.9, в). Назначение d в зависимости от геологи-
ческих и гидрогеологических условий площадки строительства и глубины сезон-
ного промерзания выполняется согласно табл. 2 [39]. Глубина заложения фун-
дамента должна быть не менее 0,5 df, где df — расчетная глубина промерзания
грунта.
Определяем нормативную глубину промерзания грунта dfn по формуле (4.4)
при Mf~ 82; dQ~ 23 см = 0,23 м dfn = 0,23 • ->/82 = 2,08 м. Тогда расчетная
глубина промерзания по формуле (4.3) при ^=0,5 (табл. Л) [39] sQ = 0,5X
X 2,08 =1,04 м — d\. Глубина заложения фундамента dz должна быть больше
0,5 df, т. е. dz = 0,52 м (см. табл. 2) [39]. В качестве определяющего
при назначении глубины заложения выступает конструктивный фактор (обеспе-
чение необходимой заделки колонны в стакане и т. п., т. е. d$ — 1,8 м). Принимаем
d 1,8 M — d inaX’
Определяем размеры подошвы фундамента по формуле (4.5) по выбранному
условному расчетному сопротивлению грунта /?0 из табл. 4 прилож. 3 [39]; уср—
средний удельный вес материала фундамента и грунта, лежащего на уступах:
/?о = 2ОО кПа; уср = 20 кН/м3; d — 1,8 м.
Площадь фундамента будет равна
А = 1590/(200 — 20 • 1,8) =9,70 м2.
Принимаем а = b — -\j~A = 3,70 м2.
Вычисляем расчетное сопротивление грунта основания по формуле (7) [39].
112
Для этого по табл. 4 [39] находим безразмерные коэффициенты Му — 0,51;
At — 3,06; At —5,66.
По табл. 3 [39] —коэффициент условий работы — 1,2 и коэффициент
условий работы здания с гибкой конструктивной схемой ус2 = 1; dh — 0 — глу-
бина подвала; kz = 1 (см. п. 2.41) [39].
Пл = Ч/ (0,51 . I . 3,7 . 17,6 + 3,06 • 1,8 • 17,6 + 5,66 • 20) = 0,286 МПа.
Уточняем размеры фундамента по полученному значению
4 —	----пл—i о—— 6,37 м ; tz — b — ~/б,37 — 2,5 м
286 — 20 - 1 ,8
и находим расчетное давление
Т?2= 1,2‘ 1 (0,51 -2,5 • 17,6 + 3,06- 1,8- 17,6 + 5,66-20) =0,279 МПа.
Полученная величина /?2 незначительно отличается от 7?i, принятого в фор-
муле для определения А (0,279^0,286 МПа), оставляем размеры подошвы
фундамента d = b = 2,5 м для дальнейших расчетов.
Проверку фундамента производим в соответствии со схемой, приведенной
на рис. 4.9, <5, и параллельно проводим корректировку размеров фундамента.
Определяем напряжение под подошвой фундамента с учетом действия внецент-
ренной нагрузки. Для прямоугольного в плане фундамента краевые реактивные
давления определяем по форм^е
Р

max
ПИП
(4-8)
где S Nn — суммарная величина действующих вертикальных нагрузок, включая
вес фундамента и грунта на его уступах (при I = 2,5 м); е — эксцентриситет:
_ SAt .
е~
= A4n + F +;
(4.9)
(4.Ю)
d = 1,8 — 0,15 = 1,65 м, SM = 52 + 26 • 1,65 = 94,9 кН • м, где d = 1,65 с уче-
том отметки верхней грани фундамента, равной 0,15.
= 1815 кН; е = 94,9/1815 = 0,052 м;
_ 181,5 /	6-0,052 \ _ гО,0325 МПа
~ 6,37 \	2^	) ~ |_0,256 МПа,
р = —-z— = 29,04 тс/м2 = 0,290 МПа.
/1
0,290 > 0,279 МПа — условие р R не выполняется, необходимо увеличить раз-
меры подошвы. Принимаем а —	2,6 м; А — 6,76 м2;	— 183,3 кН, пересчи-
тываем
R =	‘ 1 ( 0,51 -2,6- 17,6 + 3,06- 1,8- 17,6 + 5,66 • 20) =0,280 МПа;
р = 183, 3/6,76 = 0,271 МПа;
0,271 < 0,280 МПа, проверка выполняется.
Определяем эксцентриситет:
е = 94,9/183, 3 — 0,052 м;
8—1040
113
_ 183,3
Ртах— 6 76
111 I п	’
6-0,052
-0,304 МПа
_0,239 МПа;
ртах< 1,2/?; 0,304 < 1,2-0,280 МПа; 0,304 < 0,336 МПа.
Окончательные размеры фундамента 2,6 X 2,6 м (см. рис. 4.12, в).
Проверка фундамента по прочности на продавливание колонной выполняется
по формуле [26,42]:
N < k-^ RblbQVh01l,	(4.11)
/1о
если выполняются условия применения формулы
ИЯ<Н+ (ln~hK')/2 и h<H+ (bn — bK)/2;	(4.12)
550<450+ (1650— 1000)/2= 750 мм и 550<450 + (1100 — 500)/2= 750 мм,
тогда Л о = 0,5 6(/—/гс — 2/год) -0,25(6 — 6С - 26,= 0,5-260(260 - НО - 2 X
X 51) = 0,25(260 - 60 - 2-51)2 = 6776 см2; hm = 55 - 4 = 51 см; 6ср = 6С +
+/год = 60 + 51 = 111 (см); k=\- 1590-1,2< ЛТ-'/60 6,3-111-51 =
оо/о
= 350626,3 кг = 3506,3 кН.
1908 кН < 4023,44 кН — условие выполняется, следовательно, продавливания
фундамента колонной от дна стакана не произойдет.
Уточняем среднее давление по подошве фундамента с учетом принятых
размеров:
+ Gi + G2 1590 + 112 + 105	„ z 2 м
-------= —----------------= 267 кН/м2 = 0,267 МПа,
где G\ и G% — вес фундамента и грунта на его уступах, кН.
Определяем осадку внецентренно загруженного фундамента методом по-
слойного элементарного суммирования. Толщина элементарного слоя г = 0,4
6 = 0,4.2,6 = 1,04 м.
Ро = РсР —	= yd = 17,6-1,8 = 31,7 кН/м2 = 0,032 МПа; рср= 0,267 МПа;
р(} = 0,267 — 0,032 = 0,235 МПа.
Ординаты эпюры дополнительного давления вычисляем по формуле
(Угр = ар0.	(4.13)
Расчет выполняем по форме табл. 4.15.
Осадка грунта заканчивается в слое, где выполняется условие azp + 0,2ог£?
при Е у> 5 МПа (см. рис. 4.13, а). Вычисление осадки ведем по формуле (1)
прилож. 2 [39]:
" (5грЛ _/ 0,235 + 0,188 1 t 0,188 + 0,106
1 = 1	v 2	2
0,036	0,025	\ 0,8
-------------0,92 I = 0,045 м = 4,5 см.
2	/19
1,04 +
(4-14)
По прилож. 4 [39] находим значение предельной деформации основания
Su — 8 см.
114
Таблица 4.15. Расчет осадки основания
Z, м	, 2z 1=т	а	Обозначение дополнитель- ного давле- ния	МПа	МПа	0,2сщ, МПа	Е, МПа
0	0	1	Ро	0,?35	0,032	0,006	7,85
1,04	0,8	0,8	Pl	0,188	0,050	0,01	7,85
2,08	1,60	0,449	Р2	0,106	0,069	0,014	7,85
2,20	1,70	0,429	Рз	0,101	0,071	0,014	7,85
3,24	2,50	0,220	Ра	0,052	0,089	0,018	19
4,28	3,29	0,152	Рь	0,036	0,107	0,021	19
5,20	4,0	0,108	р6	0,025	0,123	0,025	19
Проверка условия S Su выполняется, так как 4,5 <С 8 см.
Эпюры и (jzp приведены на рис. 4.13, г.
• Пример 4.4. Методом эквивалентного слоя грунта определить осадку лен-
точного фундамента шириной b = 2,5 м; глубина заложения подошвы фунда-
мента d = 2,5 м; интенсивность нагрузки Ро — 0,45 МПа.
Решение. Слоистое основание состоит из песка (£ = 25 МПа), суглинка
(Е — 12 МПа), глины (£ = 19 МПа) (рис. 4.14). При отношении сторон ленточ-
ного фундамента	10 и коэффициенте Пуассона v = 0,2 определим коэф-
фициент эквивалентного слоя Avw = 2,26 по табл. 4.16.
Мощность эквивалентного слоя
/ге = Avwb = 2,26 • 2,5 = 5,65 м.
(4.15)
Определим толщину грунта, влияющего на осадку фундамента:
н = 2he = 25,65 = 11,3 м.
Вычислим коэффициенты относительной сжи-
маемости для каждого слоя по формуле
т0= 0/£,
где 0— коэффициент, определяемый по табл. 1.15
[23] и равный для песка 01 = 0,74, для суглинка
02 = 0,62, для глины 03 = 0,4:
mvl = 0,74/25= 0,0296 МПа"1;
ту2 = 0,62/12=0,0517 МПа"1;
= о,4/19 = 0,0216 МПа"1.
Полная осадка слоев грунта
(4.16)
(4-17)
Рис. 4.14. Схема расчета
осадок (к примеру 4.4)

где tnvm — средний коэффициент относительной сжи-
маемости:
115
8*
Таблица 4.16. Значения коэффициента эквивалентного слоя Avw
для жестких фундаментов (по Н. А. Цытовичу)
1	Гравий и галька	Пески		Суглинки пластичные		Глины при /г>0,75
	Глины и суглинки твердые		Супеси		Глины пластич- ные	
	при коэффициенте v, равном					
	0,1	0,2	0,25	0,3	0,35	0,4
1 1,5 2 3 4 5 >10	0,89 1,09 1,23 1,46 1,63 1,74 2,15	0,94 1,15 1,30 1,54 1,72 1,84 2,26	0,99 1,21 1,37 1,62 1,81 1,94 2,38 	 1 V ’ ~ 2/d 1 ----- I	1,08 1,32 1,49 1,76 1,97 2,11 2,60 Ь,тшг, =	1,24 1,52 1,72 2,01 2,26 2,42 2,98	1,58 1,94 2,20 2,59 2,90 3,10 3,82
1,5 • 0,0296 • 10,55 + 6,56 • 0,0517 • 6,52 -4- 3,24 -0,0216 • 1,62
-------------------------- ---—5---------------------------= 0,044 МПа -1;
2-5,652
(4-18)
3 = 5,65-0,044-0,45 = 0,111 м= 11,1 см.
4.6. Расчет балок и плит на упругом
основании
4.6.1.	Общие сведения
Балочные и плитные фундаменты, работающие на изгиб, по-
лучили широкое распространение в практике строительства. Рас-
чет этих конструкций в предположении линейного закона рас-
пределения реактивного давления грунта не может считаться
достаточно точным. Для правильного определения внутренних
усилий в фундаментных балках и плитах необходимо учитывать
их взаимодействие с грунтовым основанием.
При расчете фундаментных конструкций на упругом основа-
нии реальное грунтовое основание представляется в виде меха-
нической модели, т. е. вводится гипотеза относительно характера
деформирования основания под нагрузкой. Наибольшее распро-
странение получили две гипотезы:
1.	Гипотеза коэффициента постели (Винклера), согласно
которой осадка s какой-либо точки поверхности основания прямо
пропорциональна приложенной к ней интенсивности распределен-
ной нагрузки р и не зависит от загружения соседних точек осно-
вания. Согласно этой гипотезе грунт не обладает распределитель-
116
ной способностью. Механической моделью винклерова основания
служит набор не связанных между собой пружин (рис. 4.15, а).
Деформационные свойства основания описываются коэффициен-
том постели:
C — p/s,	(4.19)
не зависящим от размеров загружаемой площади.
2,	Гипотеза упругого полупространства, согласно которой
основание работает как сплошная однородная упругая среда,
ограниченная сверху плоскостью и бесконечно простирающаяся
вниз и в стороны. Нагрузка действует на поверхности упругого
полупространства, а распределение напряжений в упругой среде
описывается формулами теории упругости. Деформационные
свойства упругого полупространства характеризуются модулем
деформации Е и коэффициентом Пуассона v. Согласно этой
гипотезе, грунт обладает распределительной способностью —
вокруг фундамента образуется воронка оседания (рис. 4.15,6).
В зависимости от условий работы фундаментные конструкции
рассчитывают на основе одной из трех задач теории упругости.
1.	Конструкции, рассчитываемые на основе решения плоской
задачи теории упругости. К этому классу относятся протяжен-
ные фундаментные конструкции, у которых каждая полоса шири-
ной Ь, выделенная в поперечном направлении, работает в оди-
наковых условиях с любой другой аналогичной полосой (рис.
4.16, а). Основания подобных конструкций работают в условиях
плоской деформации, т. е. в процессе нагружения деформации
грунта происходят в плоскости, перпендикулярной продольной
оси конструкции. Условия плоской деформации выполняются в
основаниях ленточных фундаментов, фундаментов сухих доков,
протяженных плит под сетку колонн и т. д.
2.	Конструкции, рассчитываемые на основе решения осесим-
метрической задачи теории упругости. К этому классу относятся
круглые и кольцевые фундаментные плиты дымовых труб, водо-
напорных башен, газгольдеров и т. д. (рис. 4.16,6).
3.	Конструкции, рассчитываемые на основе решения простран-
ственной задачи теории упругости. К ним относятся конструкции,
работу которых даже приближенно нельзя описать условиями
плоской или осесимметрической задачи. Это фундаменты под
колонны в виде одиночных или перекрестных лент, фундамент-
Рис. 4.15. Характер деформации поверхности грунта
117
Рис. 4.16. Различие условий работы конструкций на
упругом основании:
а — плоская задача, б — осесимметричная задача, в, г — простран-
ственная задача
ные балки, прямоугольные фундаментные плиты и т. д. (рис.
4.16, в).
Используемые для расчета фундаментных конструкций мето-
ды зависят от принятой механической модели основания и усло-
вий работы конструкции (плоская, осесимметрическая или про-
странственная задачи). Различие в общем подходе к решению
задачи при использовании гипотезы Винклера и упругого полу-
пространства покажем на примере короткой балки, работающей
в условиях пространственной задачи. Пренебрегая изгибом балки
в поперечном направлении, можно записать обычное дифферен-
циальное уравнение изгиба балки:
£'^')	=Ф)-РИ.	(4-20)
где EiJ — жесткость балки; b — ширина балки; Y — прогибы
балки; х — абсцисса точек нейтральной оси балки (ось направ-
лена вдоль балки); q — внешняя распределенная нагрузка на
балку; р — реактивное давление грунта.
При использовании гипотезы Винклера уравнение (4.20)
с учетом (4.19) и равенства осадок и прогибов балки записы-
вается в следующем виде:
(4.21)
Решение уравнения (4.21) отыскивается с помощью хорошо
разработанного математического аппарата решения дифферен-
циальных уравнений и зависит от законов изменения Z(x), с(х)
и q(x) по длине балки.
118
При использовании гипотезы упругого полупространства
математическая постановка задачи оказывается более сложной.
Для решения задачи дополнительно к уравнению (4.20) необ-
ходимо привлечь уравнения:
s(x,y)= Y(x,y\,	(4.22)
s(x,y) = f[p (х,у)];	(4.23)
ch Ь\
\ \ p(x,y)dxdy = P,	(4.24)
— flL ™ b[
где x, у — абсцисса и ордината нейтральной поверхности балки
(ось х направлена вдоль балки, ось у — поперек); сц и Ь\ — по-
лудлина и полуширина подошвы балки; Р — равнодействующая
всех внешних сил.
Уравнение (4.22), как и при использовании гипотезы Винкле-
ра, определяет тождество осадок основания и прогибов балки.
Уравнение (4.23) выражает функциональную зависимость между
осадками точки основания и давлениями под подошвой балки и
записывается с использованием формулы Я. Буссинеска для
пространственной задачи. Уравнение (4.24) записывается из
условия равенства нулю суммы проекций на вертикальную ось
внешних сил и реакций грунта.
В общем случае точное решение уравнения (4.19) совместно
с (4.22)... (4.24) не может быть получено. Приближенное реше-
ние находят, представляя прогибы балки, осадки и реактивные
давления грунта в виде полиномов, например двойными степен-
ными рядами [8]. Таким образом, задача сводится к отысканию
неизвестных коэффициентов полиномов.
Для упрощения ручного расчета фундаментных конструкций
на упругом основании составлены таблицы, например [8]. В слу-
чае сложных конструкций, неоднородных грунтовых оснований
достаточно точные решения могут быть получены только числен-
ными методами с использованием ЭВМ (см. гл. 3).
4.6.2.	Расчет фундаментных плит на ЭВМ
Расчет фундаментных плит является одним из наиболее слож-
ных и имеет ряд особенностей по сравнению с расчетами других
конструкций в открытых котлованах. Это связано с различиями
в площади передачи нагрузки и, как следствие, с различиями
в условиях работы грунта в основаниях плиты и других кон-
струкций в открытых котлованах.
Блок-схема расчета фундаментной плиты представлена на
рис. 4.17. Расчет выполняется в несколько этапов. На первом
этапе производится подбор размеров подошвы плиты исходя из
расчета основания по деформациям (блоки 2—9). На втором
этапе выполняется уточнение размера плиты в плане и определе-
ние общей толщины плиты и местных утолщений исходя из рас-
119
Начало
V
1. Исходные данные для расчета
2. Определение глубины заложения и предварительных
размеров подошвы плиты
3. Выбор расчетной схемы упругого основания
Нет
Да
5. Уточнение размеров
подошвы плиты
6. Определение осадок и относительных
разностей осадок отдельных точек
основания фундаментной плиты
Нет
Да
(Д S/L)
Д S; /L
Расчет осно-
“ вания но
деформациям
8. Определение крена плитного фундамента
9. i
Нет
10. Уточнение размеров плиты, исходя из
расчета на продавливание и дейст-
вие поперечных сил
11. Выбор контактной модели для совмест-
ного расчета основания и фундаментной
плиты; определение параметров контакт-
ной модели
12. Статический расчет фундаментной плиты
на упругом основании
Нет
Да
15. Конструирование фундаментной плиты
14. Уточнение
размеров плиты
1
а
Расчет плиты
как железобе-
тонной конст-
рукции

о н е
Рис. 4.17. Блок-схема расчета плиты на упругом основании
чета железобетонной конструкции плиты без учета ее взаимодей-
ствия с грунтовым основанием (блок 10). На третьем этапе
производится расчет плиты как конструкции на упругом основа-
нии, размеры которой определены расчетами на первых двух
этапах, и с учетом найденных внутренних усилий выполняется
подбор арматуры (блоки 11 —15).
Расчеты, производимые в блоках 2—11, с математической
точки зрения не представляют особой сложности, однако явля-
ются весьма трудоемкими. Статический расчет фундаментной
плиты на упругом основании (блок 12), особенно при сложной
конфигурации плиты и сложной схеме передачи нагрузок, может
практически быть выполнен только на ЭВМ. Ниже рассматри-
ваются особенности расчета фундаментных плит, которые необ-
ходимо учитывать при разработке программ для ЭВМ или при
пользовании готовыми пакетами программ. Для фундаментных
балок принципиально блок-схема, расчета, изображенная на
рис. 4.17, остается неизменной, однако ряд расчетов, относящих-
ся только к плитам, не производится.
 Блок 1. Для проектирования фундаментной плиты необходи-
мо иметь следующие сведения: геологический разрез основания;
физико-механические характеристики грунтов основания; кон-
структивное решение надземной и подземной частей сооружения,
опирающегося на плиту; величины нагрузок на плиту (постоян-
ных и временных).
При определении площадок загружения фундаментной плиты
нагрузку, передаваемую подколонниками (банкетками) или сте-
нами, приводят к срединной поверхности плиты, распределяя ее
под углом 45° от нижнего обреза подколонников или стен.
Собственный вес плитного фундамента допускается не учиты-
вать в случае песчаного основания, принимать с коэффициентом
0,5 при глинистом основании и учитывать полностью, если плита
лежит на основании, сложенном слабыми грунтами с модулем
деформации Е 5 МПа.
Глубина заложения подощвы фундаментной плиты прини-
мается так же, как и для обычных фундаментов на естественном
основании.
 Блок 2. Предварительные размеры подошвы фундаментной
плиты назначают исходя из выполнения требований СНиП
2.02.01- 83:
р < R;	(4.25)
Ртах 1,2/?;	(4.26)
pU<l,5/?,	(4.27)
где р и R — среднее давление и расчетное сопротивление грунта
под подошвой фундаментной плиты; ртах, ртах — максимальное
давление соответственно под краем и под углом фундаментной
плиты при действии на нее изгибающего момента.
Величины р, ртах, Ртах определяются в предположении линей-
121
ного закона распределения напряжений под подошвой фунда-
ментной плиты. Минимальные размеры подошвы плиты назнача-
ются конструктивно с учетом размеров надфундаментной кон-
струкции, подбор предварительных размеров подошвы плиты
производится путем изменения длины консольных участков пли-
ты и проверок выполнения условий (4.25)... (4.27).
 Блок 3. Расчетная схема упругого основания плитного фун-
дамента при расчете по деформациям принимается в зависимо-
сти от размеров подошвы фундаментной плиты и инженерно-
геологических условий строительной площадки. Для расчета
применяются расчетные схемы основания в виде:
линейно деформируемого полупространства с условным огра-
ничением глубины сжимаемой толщи /7С;
линейно деформируемого слоя, если:
а)	в пределах глубины Нс от подошвы плиты расположен
слой грунта с модулем деформации Е{ 100 МПа и толщиной Л1,
удовлетворяющей условию
hi > Яс(1 — д/Ё^Г/Ё1),
(4.28)
где £2 — модуль деформации грунта, подстилающего слой грунта
с модулем деформации Е\\
б)	ширина (диаметр) фундаментной плиты 10 м и-модуль
деформации грунтов основания до глубины Нс составляет Е
10 МПа.
Глубина Нс определяется согласно приложению 2 к СНиП
2.02.01—83. Толщина Н линейно деформируемого слоя в случае
«а» принимается до кровли малосжимаемого слоя, а в случае
«б» вычисляется по формуле
Я = (Яо + #)£Р,
(4.29)
где Ht, и ф — принимаются соответственно равными для основа-
ний, сложенных: пылевато-глинистыми грунтами Эми 0,15; пес-
чаными грунтами — 6 м и 0,1; К.р — коэффициент, принимаемый
равным 0,8, при среднем давлении под подошвой плиты р —
= 100 кПа; 1,2 — при /7 = 500 кПа, а при промежуточных зна-
чениях р — по интерполяции.
Если основание сложено пылевато-глинистыми и песчаными
грунтами (рис. 4.18), то
H = Hs-}-Xhcl,l/3,
(4.30)
где Hs — толщина слоя, вычисленная по формуле (4.29) в пред-
положении, что основание сложено только песчаными грунтами;
— суммарная толщина слоев пылевато-глинистых грунтов
в пределах от подошвы плиты до глубины, равной толщине слоя
Hci, вычисленного по формуле (4.29) в предположении, что осно-
вание сложено только пылевато-глинистыми грунтами.
Более подробные рекомендации по выбору расчетной схемы
основания в случае сложного напластования грунтов даны в [31].
 Блоки 4 и 5. Если в пределах сжимаемой толщи основания,
122
определяемой глубиной Нс, на глу-
бине z от подошвы плиты зале-
гает слой грунта меньшей проч-
ности, чем прочность вышележа-
щих слоев грунта, необходимо
выполнить проверку требований
СНиП 2.02.01—83, п. 2.48 относи-
тельно давления на кровлю слабо-
го слоя:
п2=С/?г,	(4.31)
где сгг — суммарные вертикальные
напряжения в грунте на глуби-
не z, дополнительные от нагрузки
на фундамент и от собственного
веса грунта; Rz — расчетное со-
противление грунта пониженной
прочности на глубине z.
При нарушении условия (4.31)
производится уточнение размеров
Рис. 4.18. К определению толщины
линейно деформируемого слоя:
/ -песчаные грунты, 2— пылевато-глинн-
стые грунты
подошвы плиты путем увеличения длины консольных участков.
После этого необходимо вернуться к вычислениям, выполня-
емым в блоке 3.
 Блок 6. Расчет осадок основания выполняется в предполо-
жении равномерного распределения давления под подошвой
фундаментной плиты без учета ее жесткости. Если рядом с пли-
той расположены влияющие фундаменты или основание неодно-
родно по сжимаемости в плане, осадки определяются в несколь-
ких характерных точках в пределах контура плиты. Расчет оса-
док выполняется методом послойного суммирования с учетом
выбранной расчетной схемы основания. Необходимые для вычис-
ления осадок вертикальные напряжения на глубине z в грунте
основания находятся методом угловых точек (рис. 4.19):
НгрЛ — S Gzp,cj,	(4.32)
/=1
где OzP,cj — напряжения на глубине z в угловых точках четырех
фиктивных фундаментов.
Напряжения огр,С; определяются при использовании расчет-
ной схемы основания в виде:
линейно деформируемого полупространства — в соответствии
с п. 2 приложения 2 к СНиП 2.02.01—83;
линейно деформируемого слоя — в соответствии с п. 2.18
[31].
При расчетах плит больших размеров (& ^ 10 м) принимают,
что осадка вызывается полным давлением, передаваемым фунда-
ментом (без вычета природного давления) [8]. Относительная
разность осадок \St/L двух точек основания плиты вычисляется
123
Рис. 4.19. Схема расположения «фиктивных фундаментов» для определения
вертикальных давлений в основании фундамента, рассчитываемого по- методу
угловых точек:
а — схема расположения рассчитываемого / и влияющего 2 фундамента, б - схемы расположе-
ния фиктивных фундаментов с указанием знаков напряжений огр, cj в формуле (4 32) под углом
/-го фундамента
как разность осадок основания в этих точках, отнесенная к рас-
стоянию между ними.
 Блок 7. Вычисленные значения осадок st и относительных
разностей осадок AS(/L сравнивают с предельными значениями
Su и (AS/L)U, устанавливаемыми в задании на проектирование
сооружения или согласно приложения 4 к СНиП 2.02.01—83.
При нарушении условий
(kSt/L) < (ks/L)u
(4.33)
(4.34)
выполняется корректировка размеров подошвы фундамента
(блок 5).
 Блоки 8, 9. При однородности по сжимаемости в плане осно-
ваний крен i плитного фундамента от действия внецентренной
нагрузки определяют по формуле
1 — у2 д- Гое
е GV2)3
(4.35)
где Е и v — среднее в пределах сжимаемой толщи значение
соответственно модуля деформации и коэффициента Пуассона
грунта основания; Кт — коэффициент, учитываемый при расчете
крена плиты по схеме линейно деформируемого слоя при b 10 м
и £ > 10 МПа и принимаемый при 10 м b 15 м равным 1,35,
при b > 15 м равным 1,5 (Ь — меньший размер подошвы прямо-
угольной или диаметр круглой плиты); £е— коэффициент, при-
нимаемый по табл. 5 приложения 2 к СНиП 2.02.01—83 в зави-
симости от принятой расчетной схемы основания, формы фунда-
мента и направления действия опрокидывающего момента; Fv —
вертикальная составляющая равнодействующей всех нагрузок на
плиту в уровне ее подошвы; е — эксцентриситет приложения
силы Fv относительно центра тяжести подошвы плиты; а — диа-
124
(4.36)
метр круглой или сторона прямоугольной плиты, в направлении
которой действует момент.
Осредненные (в пределах сжимаемой толщи Нс или толщины
слоя Н) значения модуля деформации Ё и коэффициента Пуас-
сона v определяют по формулам:
2 pi
£1 = 1
V
F
i=i
п
v=S	(4.37)
<= 1
где Ei и hi — модуль деформации и толщина t-ro слоя грунта;
Pi — среднее давление в 4-м слое грунта, равное полусумме дав-
лений на верхней и нижней границах этого слоя; значения pt
определяют для вертикали, проходящей через центр тяжести
подошвы плиты, в предположении равномерного распределения
давления под подошвой плиты; Нр — расчетная толщина слоя,
принимаемая в соответствии с выбранной расчетной схемой осно-
вания (//с или //); V; — коэффициент Пуассона i-го слоя грунта;
при отсутствии данных лабораторных определений коэффи-
циент Пуассона допускается принимать равным для грунтов:
крупнообломочных — 0,27; песков и супесей — 0,30; суглинков —
0,35; глин — 0,42; п — число слоев, отличающихся значениями Е
и v в пределах расчетной толщины слоя.
Крен плитного фундамента может быть вызван неравномер-
ностью сжимаемости основания в плане, а также влиянием со-
седних фундаментов. Кроме того, при расчете плит многоэтаж-
ных зданий и сооружений башенного типа необходимо учитывать
дополнительный крен, вызываемый увеличением эксцентриситета
приложения вертикальной нагрузки при наклоне здания или со-
оружения в целом. Подробно эти расчеты рассмотрены в [31].
Найденное значение крена плиты i сравнивают с предельным
iu, определенным заданием на проектирование здания или при-
нимаемым согласно приложению 4 к СНиП 2.02.01—83.
В случае нарушения условия
i < iu	(4.38)
производят корректировку принятых размеров подошвы плиты.
 Блок 10. В ходе расчетов, выполняемых в этом блоке, опре-
деляют толщину плиты, размеры в плане и толщину местных
монолитных утолщений под колоннами и несущими стенами.
Уточнение размеров плиты осуществляется таким образом,
чтобы:
а	) для каркасных зданий выполнялось условие прочности
плиты на продавливание по бетону базами колонн или подко-
ленниками (банкетками) без учета поперечной арматуры;
125
б	) для зданий с несущими стенами выполнялось условие
прочности наклонных сечений плиты (без учета поперечного
армирования):
Q O,75Rbtho,	(4.39)
где Q — поперечная сила в фундаментной плите у грани стены,
приходящаяся на 1 м длины сечения; Rbt — расчетное сопротив-
ление бетона осевому растяжению; ho — рабочая высота сечения
плиты.
Методика нахождения поперечных сил Q изложена в [8, 31].
	Блок 11. Выбор контактной модели для совместного расчета
основания и фундаментной плиты осуществляется исходя из
степени изменчивости сжимаемости основания в плане:
ССе == Emax /ЕПИП ,	(4.40)
где Ётах и Ётт — максимальное и .минимальное значения (в пре-
делах контура плиты) осредненного по вертикали модуля де-
формации грунта, вычисляемого по формуле (4.36).
Если ае 1,5, то основание считается однородным по сжи-
маемости в плане, а для вычислений используется расчетная
модель основания в виде линейно деформируемого полупростран-
ства или слоя. Параметрами моделей являются толщина слоя Н
или глубина сжимаемой толщи Нс, осредненные по вертикали
модуль деформации Ё и коэффициент Пуассона v грунта.
Если ае > 1,5, основание считается неоднородным по сжимае-
мости в плане, и в качестве контактной модели рекомендуется
использовать модель переменного коэффициента жесткости, яв-
ляющуюся по смыслу аналогом модели Винклера. Переменный
коэффициент жесткости основания определяют по формуле
=	(4-41)
где Р(х,у) и S(x,y) — возможное реактивное давление грунта и ожи-
даемые осадки плиты в точке с координатами (х, у\
Ориентировочные значения Ро.у) и s^) определяются с учетом
неоднородности сжимаемости основания в плане и жесткости
фундаментной плиты согласно методике, изложенной в [31].
	Блок 12. Статический расчет плиты или конструкции, взаимо-
действующей с упругим основанием, выполняется на ЭВМ. При
этом в зависимости от используемой для расчета программы
могут быть учтены совместная работа плиты и надфундамент-
ной конструкции, особенности деформирования железобетона,
может быть поставлена задача отыскания оптимального вариан-
та армирования плиты и т. д. Результатами расчета являются
значения внутренних усилий в плите, реактивные давления и
осадки основания.
	Блоки 13, 14. Если для здания или сооружения установлены
ограничения по разностям осадок соседних колонн или участков
фундамента под несущие стены, по результатам статического
126
расчета выполняют окончательную проверку условия (4.34).
Кроме того, по найденным значениям поперечных сил в плитном
фундаменте окончательно устанавливают, достаточно ли приня-
той высоты плиты для обеспечения прочности наклонных сечений
без установки поперечной арматуры. В необходимых случаях
производят корректировку размеров плиты (блок 14), и расчеты
повторяют начиная с блока 11.
 Блок 15. Конструирование плитных фундаментов выполняют
в соответствии с указаниями СНиП 2.03.01—84, а также с учетом
дополнительных конструктивных требований, изложенных в [31].
При проектировании фундаментных плит принимают бетон
класса В15 и при соответствующем обосновании бетон класса
В22,5. Рабочую арматуру принимают периодического профиля
класса А-Ш, а в случае необходимости ограничения раскрытия
трещин периодическую класса А-П. Монтажную, распределитель-
ную и конструктивную арматуру принимают гладкую класса
А-I. Минимальный процент армирования для бетона класса
В15 — 0,1, для бетона класса В22,5 — 0,15.
Армирование фундаментных плит производят в двух зонах:
нижней и верхней, причем каждая зона должна иметь рабочую
арматуру в двух направлениях.
Армирование может осуществляться следующими способами:
унифицированными сварными сетками; унифицированными свар-
ными сетками с дополнительным армированием отдельными
стержнями; вязаной арматурой. Расположение арматуры в плане
фундаментной плиты назначается в соответствии с огибающими
эпюрами изгибающих моментов, построенными в направлении
длины и ширины плитного фундамента.
Толщину защитного слоя нижней арматуры при наличии бе-
тонной подготовки принимают равной 35 мм. Для агрессивных
сред толщину защитного слоя назначают в соответствии с ука-
заниями СНиП 2.03.11—85.
4.7. Расчет осадок оснований
с развитыми областями предельного
напряженного состояния грунта*
В соответствии со СНиП 2.02.01—83 расчеты оснований
должны выполняться по деформациям и несущей способности.
Условием проведения расчетов по деформациям (по второму
предельному состоянию) является ограничение (см. п. 2.41
СНиПа) среднего по подошве фундамента давления р величиной
расчетного сопротивления /?:
р < R,	(4.42)
где
R =	+ Mqd^ + (Mq-+ Ши) (4.43)
rv
* Данный параграф написан проф., д-ром техн, наук А. К- Бугровым (ЛПИ).
127
в которой обозначения соответствуют принятым в формуле (7)
СНиП 2.02.01—83.
Выполнение условия р = R соответствует образованию в
однородном основании под краями фундамента незначительных,
глубиной Zmax ~ 1 / tb, областей предельного напряженного состоя-
ния (областей пластических деформаций) грунта, допускающих
согласно СНиПу применение модели линейно деформируемой
среды для определения напряжений в основании.
Ограничение величин давлений на грунт по условию (4.42)
приводит часто, особенно в случае плотных несвязных грунтов,
к деформациям s, которые оказываются много меньше предельно
допустимых su. При этом фундаменты получают неоправданно
большие размеры, а основания имеют чрезмерные запасы несу-
щей способности. Согласно п. 2.47 СНиПа, давление R, вычис-
ленное по формуле (4.43), может быть увеличено в 1,2 раза,
если деформации при p = R не превышают 40 % предельно до-
пустимых значений. Однако и повышенное давление р = 1,2R
при этом не должно вызывать деформаций, составляющих более
50 % предельно допустимых величин. Давление р не должно
также превышать величину давления, отвечающего расчету
основания по несущей способности (см. п. 2.57...2.65 СНиПа).
Таким образом, возможность достижения предельных величин
деформаций, согласно условию п. 2.39 СНиПа,
s su	(4.44)
в полной мере часто не используется, поскольку определяющими
являются ограничения давления р величинами R (см. п. 2.41)
или 1,2R (см. п. 2.47 СНиПа). Следовательно, условиями p^R
и р 1,2R целесообразно размеры фундаментов не ограничивать,
определяя их окончательно из условия (4.44). С этой целью
деформации основания, в том числе и при.р>/? (р> 1,2/?), пред-
лагается определять из решения смешанной задачи теорий упру-
гости и пластичности грунтов, позволяющей получать результаты
при наличии в основании одновременно областей допредельного
и предельного напряженных состояний и произвольном соотно-
шении между их размерами.
Предлагаемый ниже способ определения осадок упругоплас-
тического основания sy-пл основан на использовании величин
осадок sy упругого (линейно деформируемого) основания, коэф-
фициента «пластической» осадки К^л (табл. 4.17) и величины
несущей способности основания, при исчерпании цоторой осадка
стремится к бесконечности. Значения коэффициента Кпл =
= Sy-пл/Ху установлены в результате обобщения результатов
решения смешанных задач плоской деформации для однородных
оснований. Анализ этих результатов показал, что как для гиб-
кого, так и жесткого фундаментов одинакового размера значения
Апл могут приниматься одинаковыми. Хотя значения коэффициен-
та Апл получены для условий плоской деформации, представля-
ется допустимым их применение к расчету фундаментов, не удов-
128
Таблица 4.17. Значения коэффициента К„л
X	Кпл при угле внутреннего трения ср, град								
	0	5	10	15	20	25	30	35	40
0	1,00	1,00	1,02	1,02	1,03	1,04	1,05	1,06	1,06
0,1	1,14	1,10	1,08	1,08	1,08	1,08	1,09	1,09	1,09
0,2	1,32	1,24	1,18	1,18	1,16	1,16	1,16	1,17	1,17
0,3	1,56	1,39	1,28	1,26	1,25	1,24	1,23	1,23	1,23
0,4	1,86	1,57	1,41	1,40	1,35	1,33	1,31	1,30	1,29
0,5	2,30	1,81	1,55	1,51	1,47	1,43	1,39	1,37	1,35
0,6	2,95	2,13	1,74	1,70	1,61	1,55	1,50	1,46	1,43
0,7	4,03	2,60	2,01	1,92	1,80	1,72	1,66	1,60	1,53
0,8	6,20	3,43	2,41	2,30	2,08	1,96	1,86	1,73	1,67
0,9	12,70	5,34	3,25	3,00	2,61	2,37	2,22	2,07	1,92
0,99	129,70	21,00	15,30	12,10	10,50	9,40	8,72	7,80	7,10
летворяющих этому условию, имея в виду, что переход от про-
странственной схемы деформирования к схеме плоской деформа-
ции приводит к некоторому завышению расчетных осадок, т. е.
дает «запас» в величинах Sy-пл. В соответствии с предлагаемым
способом осадка упругопластического основания ху.Пл находится
по формуле
Sy-пл = Sy/Спл,	(4.45)
в которой коэффициент KL принимается по табл. 4.17 в зависи-
мости от значений угла внутреннего трения срп грунта основания
и величины:
Х==(ДР_ 1)/(дрр_ 1);	(4.46)
№ = р//?0, К₽р = pnp/R0,	(4.47)
где р — среднее давление по подошве фундамента; рпр — пре-
дельное давление на основание, рпр = N^/A-, R0 = R по зависи-
мости (4.43) при yci = ус2 = К = 1.
При давлении на основание p>R расчет осадки рекоменду-
ется вести в следующем порядке.
1.	Определяют расчетные характеристики yi, уц, epi, срп, Ci,
di, Е, v грунта основания ниже подошвы фундамента и у(, уб
грунта, залегающего выше отметки заложения фундамента.
2.	В соответствии с положениями СНиП 2.02.01—83 находят:
а)	расчетное сопротивление R и величину Ro= R при yci =
= уС2 = k = 1;
б)	расчетную осадку основания sy = s по СНиПу;
в)	предельное давление рпр на основание, как рпр = Nt/A,
где «4 — по формуле (16) СНиПа, А — b'l'.
3.	По формулам (4.46) и (4.47) последовательно определяют
величины №, Хпр, х.
4.	По значениям х и у по табл. 4.17 находят коэффициент
«пластической» осадки /(!-.
9—1040
129
5.	По формуле (4.45) определяют осадку 5у.Пл.
Рассмотрим примеры расчета осадок оснований и проектиро-
вания фундаментов при нагрузках, превышающих расчетные
сопротивления грунта.
• Пример 4.5. Определить размер подошвы ленточного фундамента с учетом
развития в грунте областей предельного напряженного состояния. Ленточный
фундамент под кирпичные несущие стены многоэтажного здания располагается
на мощном слое маловлажного пылеватого песка с расчетными характеристи-
ками: Yi = 17,5 кН/м3; Ти = 18 кН/м3; epi = 28°, фИ = 30°;	= 0,0015 МПа;
= 0,002 МПа; Е = 20 МПа. Глубина заложения фундамента 1,8 м, удельный
вес грунта засыпки yf = уц = 18 кН/м3. Вычисление расчетных значений характе-
ристик производилось при доверительной вероятности а — 0,95 для расчета по
первому и а = 0,85 по второму предельному состоянию. Фундамент передает
нагрузку 0,72 МН на 1 м длины. Предельно допустимая средняя осадка основа-
ния 10 см (см. прилож. 4 СНиПа).
Решение. Согласно табл. 3 СНиПа принимаем коэффициенты — 1,2,
уС2 = 1 и k~\. Определяя ширину фундамента из условия (4.42), находим
b = 2,4 м, при этом р = R = 0,3 МПа. Расчет осадки этого фундамента мето-
дом послойного суммирования (см. прилож. 2 СНиПа) дает глубину сжимае-
мой толщи Нс = 9,2 м и осадку s = 4 см. Поскольку осадка s = 4 см значительно
меньше предельно допустимой su~ 10 см, предлагается рассмотреть возмож-
ность перехода на фундамент 6=1,6 м, передающий на основание давление
р = 0,446 МПа.
В соответствии с указанной выше последовательностью для фундамента
b = 1,6 м получаем:
расчетное сопротивление
Я = -1’2' [1,15 • 0,018• 1,6 + 5,59• 0,018• 1,8 + 7,95• 0,002] = 0,277 МПа
и Ro = 0,231 МПа;
по методу послойного суммирования
Нс~ 9,8 м и s = sy = 5,1 см;
предельное давление [см. формулу (16) СНиПа]
Nu
рпр = -77777- = 6,5-0,0175-1,6 + 14,1 -0,018.1,8 + 26-0,0015 = 0,676 МПа.
Г L/
Определяем величины
7<р =	= 0,446/0,231 = 1,93; 1% = 0,676/0,231 = 2,93;
х = (1,93- 1)/(2,93 — 1) = 0,48
При х = 0,48 и ф = 30° по табл. 4.17 получаем К™ = 1,37. Осадка упругоплас-
тического основания при р = 0,446 МПа составит
Sy.пл === 5у/<пЛ = 5,1 • 1,37 ~ 7 см <	= 10 см.
При давлении р — 0,446 МПа и значениях коэффициента надежности уп= 1,2
и коэффициента условий работы ус = 0,9 (см. п. 2.58 СНиПа) несущая способ-
ность основания обеспечивается в запасом:
0,9рпр 0,676-0,9	„_п_ лдг_
р = 0,446 < —=----------i~2--= 0,505 МПа.
130
Из приведенных расчетов следует, что фундамент b — 1,6 м может быть при-
нят в качестве проектного вместо фундамента b — 2,4 м.
ф Пример 4.6. Определить размеры подошвы столбчатого фундамента с уче-
том развития в грунте областей предельного напряженного состояния. Квадрат-
ные столбчатые фундаменты под колонны производственного здания с железо-
бетонными рамами располагаются на глинистом грунте, имеющем расчетные
характеристики: /Л = 0,3; yj— 17,5 кН/м3, уп=18 кН/м3; cpj = 15°, срп — 16°;
Ci —0,03 МПа, = 0,035 МПа; Е = 12 МПа. Глубина заложения фундамента
й?1=2м, db — 0; удельный вес грунта засыпки Ti==yii;= 18 кН/м3. Фундамент
передает на основание нагрузку 1,76 МН. Предельно допустимая осадка
su = 8 см.
Согласно СНиПу принимаем уи = 1,2, ус2 — 1,1 иК - 1. Определяя размеры
подошвы фундамента из условия (4.42), получаем Ь = 1 = 2,2 м, при этом р =
= R = 0,365 МПа. Расчет осадки этого фундамента методом послойного сумми-
рования дает глубину сжимаемой толщи Нс = 5,2 м и осадку s — 4,3 см. Поскольку
расчетная осадка еще далека от предельно допустимой, рассмотрим возможность
перехода на фундамент 2X2 м со средним по подошве давлением р = 0,44 МПа.
Для фундамента 2X2 м получаем:
расчетное сопротивление
R = 1’2'1’1 [0,36• 2  0,18 + 2,43 • 2  0,18 + 5 • 0,035] = 0,362 МПа и Яо = 0,275 МПа;
по методу послойного суммирования
Нс = 5,25 м и s = sy = 5,3 см;
предельное давление [см. формулу (16) СНиПа]
paf=Nu/b2 = 1,25-2-0,0175 + 10-2-0,018 + 14,3-0,03 = 0,833 МПа.
Определяем величины:
Кр =
0,44
0,275
= 1,6;	=
0,833	_ 1.6—1
0,275	3’°4’ Х 3,04-1
~0,3.
По х = 0,3 и фП = 16° по табл. 4.21 находим Кпл = 1,26. Осадка основания при
р = 0,44 д> R = 0,362 МПа составит
sy-„л-Sy/Сл =5,3.1,26-6,7 см.
При значениях расчетной нагрузки N = 1,76 МН и несущей способности основания
Nu = 0,833* 22 = 3,33 МН коэффициент надежности получается равным
Nu 3,33-0,9
=	—= 1,7 > уп = 1,2 (по СНиПу).
Из результатов расчетов следует, что фундамент с размерами подошвы 2X2 м
может быть принят в качестве проектного вместо фундамента 2,2X2,2 м.
Изложенные примеры показывают, что переход на проектиро-
вание фундаментов по деформациям оснований, для грунта кото-
рых допускается работа в упругопластической стадии, позволяет
заметно снизить стоимость фундаментных частей зданий и соору-
жений при сохранении требуемой несущей способности их осно-
ваний.
9*
Проектирование
свайных фундаментов
5.1.	Основные принципы проектирования
Свайные фундаменты следует проектировать:
исходя из конкретных условий строительной площадки на осно-
ве данных инженерно-геологических, геодезических и гидрометео-
рологических изысканий;
расчетных нагрузок, действующих на фундамент;
на основе данных, характеризующих конструктивные и техно-
логические особенности проектируемого здания или сооружения,
назначения и условий их эксплуатации;
на основе результатов технико-экономического сравнения воз-
можных вариантов проектных решений фундаментов;
с учетом местных условий строительства.
Без соответствующего и достаточного инженерно-геологиче-
ского и технико-экономического обоснования проектирование
свайных фундаментов не допускается.
Свайные фундаменты проектируют в соответствии с указа-
ниями СНиП 2.02.03—85 «Свайные фундаменты» (нормы проекти-
рования) .
5.2.	Классификация свай и свайных ростверков
Сваи представляют собой погруженные в грунт или изготов-
ленные в грунте стержни, передающие нагрузки от сооружения
на более плотные слои грунта. В практике строительства известно
более 150 видов свай, которые классифицируются:
по	материалу: железобетонные, бетонные, деревянные, метал-
лические;
по способу изготовления:
а)	забивные железобетонные, стальные, деревянные, погру-
жаемые в грунт без его выемки с помощью молотов, вибропогру-
жателей, вибровдавливающих и вдавливающих устройств;
б)	сваи-оболочки железобетонные, заглубляемые вибропогру-
жателями с выемкой грунта и заполненные частично или полно-
стью бетонной смесью;
132
в)	набивные бетонные и железобетонные, песко- и грунтобетон-
ные, устраиваемые в грунте путем укладки бетонной смеси в сква-
жины, образованные в результате принудительного вытеснения
грунта;
г)	буровые железобетонные, бетонные, устраиваемые в грунте
путем заполнения пробуренных скважин грунтовой смесью или
установки в них железобетонных элементов;
д)	винтовые;
по условиям взаимодействия с грунтом основания:
а)	сваи-стойки, передающие нагрузку на грунт нижним концом
и опирающиеся на скальные и малосжимаемые грунты, к которым
относятся крупнообломочные грунты с песчаным заполнением
средней плотности, а также грунты твердые с модулем дефор-
мации Е 50 МПа;
б)	висячие сваи, опирающиеся на сжимаемые грунты и пере-
дающие нагрузку на грунты основания боковой поверхностью и
нижним концом.
5.2.1.	Забивные сваи и сваи-оболочки
Забивные сваи размером поперечного сечения до 0,8 м включи-
тельно и сваи-оболочки диаметром 0,8 м и более подразделяются:
а)	по форме поперечного сечения (рис. 5.1);
б)	по форме продольного сечения (рис. 5.2);
в)	по способу армирования: с ненапрягаемой продольной арма-
турой и поперечным армированием (рис. 5.3), предварительно
напряженные со стержневой или проволочной арматурой и попе-
речным армированием или без него (рис. 5.4);
г)	по конструктивным особенностям: цельные; составные
(рис. 5.5);
д)	по конструкции нижнего конца: с заостренным концом; с
плоским концом; с объемным или плоским уширением (рис. 5.6);
с камуфлетным уширением (рис. 5.7).
Общие требования на изготовление и применение наиболее
распространенных конструкций забивных свай изложены в ГОСТ
19804.0—78* «Сваи забивные железобетонные. Общие технические
Рис. 5.1.
Рис. 5.2. Формы продоль-
ного сечения свай
Формы поперечного сечения свай
133
Рис. 5.3. Свая с ненапря-
гаемой продольной арма-
турой и поперечным арми-
рованием
Гребенки Юшт
ставят дза-
Рис. 5.4. Свая с предварительно напряжен-
ной продольной арматурой
условия». Общие технические требования изложены в ГОСТах на
отдельные типовые конструкции свай (табл. 5.1).
Таблица 5.1. Типовые конструкции свай
Сваи	ГОСТ	Таблица в настоящем справочнике
		
		
Сплошные квадратного сечения с не- напрягаемой арматурой	19804.1—79*	5.2
То же, с поперечным армированием ствола с напрягаемой арматурой	19804.2—79*	5.3, 5.4
То же, без поперечного армирования ствола	19804.4—78*	5.5
Полые круглые сваи и сваи-оболочки	19804.5—83	5.6
Составные полые круглые сваи и сваи- оболочки	19804.6—83	5.7
134
Рис. 5.5. Составная свая:
а — верхнее звено, б — нижнее звено
Рис. 5.6. Свая с
механическим
уширением
Рис. 5.7. Свая с ка-
муфлетным ушире-
нием
Стальные и деревянные сваи применяются реже. Номенклатура
данных разновидностей свай и технология устройства подробно
изложены в [23].
Т а б л и и а 5.2. Характеристика свай сплошных квадратного сечения
с поперечным армированием ствола с ненапрягаемой стержневой арматурой
Марка сваи	Основные размеры, мм		Класс бетона	Расход на сваю		Масса сваи, т
				арматуры, кг	бетона, м3	
	длина L	ширина грани b				
1	2	3	4	5	6	7
СЗ-20	3000	200	В15	13,98	0,13	0,33
СЗ,5-20	3500	200	»	15,41	0,15	0,38
С4-20	4000	200	»	16,9	0,17	0,43
04,5-20	4500	200	»	18,35	0,19	0,48
С5-20	5000	200	»	19,86	0,21	0,53
05,5-20	5500	200	»	21,28	0,23	0,58
06-20	6000	200	»	22,89	0,25	0,63
04,5-25	4500	250	»	20,08	0,29	0,73
05-25	5000	250	В15	21,62	0,32	0,80
05,5-25	5500	250	»	23,16	0,35	0,88
06-25	6000	250	»	31,47	0,38	0,95
03-30	3000	300	»	16,84	0,28	0,70
03,5-30	3500	300	»	18,47	0,33	0,83
04-30	4000	300	»	20,08	0,37	0,93
04,5-30	4500	300	»	21,70	0,42	1,05
05-30	5000	300	»	24,14	0,46	1,15
05,5-30	5500	300	»	32,01	0,51	1,28
06-30	6000	300	»	33,96	0,55	1,38
135
Продолжение табл. 5.2
1	2	3	4	5	6	7
С7-30	7000	300	»	37,76	0,64	1,60
С8-30	8000	300	В20	42,08	0,73	1,83
С9-30	9000	300	»	46,40	0,82	2,05
С10-30	10000	300	»	64,68	0,91	2,28
СП-30	11000	300	»	86,96	1,00	2,50
С12-30	12000	300	»	94,04	1,09	2,73
С8-35	8000	350	»	45,13	1,00	2,50
С9-35	9000	350	В15	49,81	1Д2	2,80
С10-35	10000	350	»	68,59	1,24	3,10
С11-35	11000	350	»	91,09	1,37	3,43
С12-35	12000	350	»	98,33	1,49	3,73
С13-35	13000	350	В22,5	106,81	1,61	4,03
С14-35	14000	350	»	138,05	1,73	4,33
С15-35	15000	350	»	146,98	1,86	4,65
С16-35	16000	350	»	186,48	1,98	4,95
03-40	13000	400	»	121,69	2,10	5,25
С14-40	14000	400	»	166,36	2,26	5,62
С15-40	15000	400	»	221,73	2,42	6,05
С16-40	16000	400	»	223,30	2,58	6,45
Таблица 5.3. Характеристика свай сплошных квадратного сечения
с поперечным армированием ствола с напрягаемой стержневой арматурой
Марка сваи	Основные размеры, мм		Класс бетона	Расход на сваю		Масса сваи, т
				арматуры, кг	бетона, м3	
	длина L	ширина грани b				
1	2	3	4	5	6	7
СН9-30	9 000	300	В22,5	35,95	0,82	2,05
сню-зо	10 000	300	»	39,72	0,91	2,28
СНП-30	11 000	300	»	54,86	1,00	2,50
СН12-30	12 000	300	»	59,05	1,09	2,73
СН13-30	13 000	300	взо	82,67	1,18	2,95
СН14-30	14 000	300	»	89,28	1,27	3,18
СН15-30	15 000	300	»	117,45	1,36	3,40
СН 10-35	10 000	350	В22,5	43,25	1,24	3,10
СНП-35	11 000	350	»	58,53	1,37	3,43
СН 12-35	12 000	350	»	62,83	1,49	3,73
СН 13-35	13 000	350	ВЗО	88,42	1,61	4,03
СН14-35	14 000	350	»	94,16	1,73	4,33
СН15-35	15 000	350	»	122,56	1,86	4,65
СН 16-35	16 000	350	»	157,18	1,98	4,95
СН17-35	17 000	350	»	199,97	2,12	5,3
СН 18-35	18 000	350	»	248,77	2,23	5,58
СН 19-35	19 000	350	»	328,83	2,35	5,88
136
Таблица 5.4. Характеристика свай сплошных квадратного сечения
с поперечным армированием ствола с напрягаемой проволочной арматурой
Марка сваи	Основные размеры, мм		Класс бетона	Расход на сваю		Масса сваи, т
				арматур ы, кг	бетона, м3	
	длина L	ширина грани b				
1	2	3	4	5	6	7
СНпрЗ-20	3 000	200	В 22,5	8,27	0,13	0,32
СНпрЗ,5-20	3 500	200	»	9,27	0,15	0,38
СНпр4-20	4 000	200	»	9,78	0,17	0,43
СНпр4,5-20	4 500	200	»	10,19	0,19	0,48
СНпр5-20	5 000	200	»	10,70	0,21	0,53
СНпр5,5-20	5 500	200	»	11,21	0,23	0,58
СНпрб-20	6 000	200	»	11,80	0,25	0,63
СНпр4,5-25	4 500	250	»	12,07	0,29	0,73
СНпр5-20	5 000	250	»	12,50	0,32	0,80
СНпр5,5-25	5 500	250	»	13,07	0,35	0,88
СНпрб-25	6 000	250	»	13,64	0,38	0,95
СНпрЗ-ЗО	3 000	300	»	11,87	0,28	0,70
СНпрЗ,5-ЗО	3 500	300	»	12,35	0,33	0,83
СНпр4-30	4 000	300	»	12,97	0,37	0,93
СНпр4,5-30	4 500	300	»	13,60	0,42	1,05
СНпр5-30	5 000	300	»	14,88	0,46	1,15
СНпр5,5-30	5 500	300	»	15,50	0,51	1,28
СНпрб-30	6 000	300	»	16,13	0,55	1,38
СНпр7-30	7 000	300		16,5	0,64	1,6
СНпр8-30	8 000	300	»	22,65	0,73	1,83
СНпр9-30	9 000	300	»	24,52	0,82	2,05
СНпрЮ-30	10 0000	300	»	26,99	0,91	2,29
СНпр 11-30	11 000	300	В22,5	35,69	1	2,5
СНпр12-30	12 000	300	»	38,11	1,09	2,73
СНпр 13-30	13 000	300	»	51,3	1,18	2,95
СНпр 14-30	14 000	300	»	55,53	1,27	3,16
СНпр 15-30	15 000	300	»	68,16	1,36	3,4
СНпр8-35	8 000	350	»	25,65	1	2,5
СНпр9-35	9 000	350	»	27,62	1,12	2,8
СНпрЮ-35	10 000	350	»	36,86	1,24	3,1
СНпр 11-35	11 000	350	»	39,27	1,37	3,43
СНпр12-35	12 000	350	»	41,87	1,49	3,73
СНпр13-35	13 000	350	»	56,92	1,61	4,03
СНпр 14-35	14 000	350	»	69,1	1,73	4,33
СНпр15-35	15 000	350	»	73,11	1,86	4,65
СНпр 16-35	16 000	350	»	87,15	1,98	4,95
СНпр17-35	17 000	350	»	125,23	2,12	5,3
СНпр18-35	18 000	350	»	131,8	2,23	5,58
СНпр19-35	19 000	350	»	161,94	2,35	5,88
СНпр20-35	20 000	350	»	194,63	2,47	6,18
СНпр13-40	13 000	400	»	79	2,1	5,25
СНпр14-40	14 000	400	»	83,78	2,26	5,65
СНпр15-40	15 000	400	»	98,01	2,42	6,05
СНпр16-40	16 000	400	»	105,12	2,58	6,45
СНпр17-40	17 000	400	»	122,58	2,74	6,85
СНпр18-40	18 000	400	»	149,82	2,9	7,25
СНпр19-40	19 000	400	»	183,76	3,06	7,65
СНпр20-40	20 000	400	»	217,3	3,22	8,05
137
Таблица 5.5. Характеристика свай сплошных квадратного сечения
с поперечным армированием ствола с напрягаемой прядевой арматурой
Марка сваи	Основные размеры, мм		Класс бетона	Расход на сваю		Масса сваи, т
				арматуры, кг	бетона, м3	
	длина L	ширина грани b				
СНп11-30	11 000	300	В22,5	32,76	1	2,5
СНп12-30	12 000	300	»	34,98	1,09	2,73
СНп12-30	13 000	300	В 30	56,91	1,18	2,95
СНп14-30	14 000	300	»	60,49	1,27	3,18
СНп15-30	15 000	300	»	64,07	1,36	3,4
СНпЮ-35	10 000	350	22,5	34,19	1,24	3,1
CHnll-35	11 000	350	»	50,17	1,37	3,43
СНп12-35	12 000	350	»	53,73	1,49	3,73
СНп13-35	13 000	350	взо	61,55	1,61	4,03
СНп14-35	14 000	350	»	65,27	1,73	4,33
СНп15-35	15 000	350	»	94,11	1,86	4,65
СНп16-35	16 000	350	»	99,49	1,98	4,95
СНп17-35	17 000	350	»	127,62	2,12	5,3
СНп18-35	18 Ю00	350	»	133,26	2,23	5,58
СНп19-35	19 000	350	»	203,01	2,35	5,88
СНп20-35	20 000	350	»	212,82	2,47	6,18
СНп13-40	13 000	400	»	72,06	2,1	5,25
СНп14-40	14 000	400	»	76,32	2,26	5,65
СНп15-40	15 000	400	»	80,57	2,42	р,05
СНп16-40	16 000	400	»	126,57	2,58	6,45
СНп17-40	17 000	400	»	134,28	2,74	6,85
СНп19-40	19 000	400	»	213,01	3,06	7,65
СНп20-40	20 000	400	»	223	3,22	8,03
Таблица 5.6. Характеристика железобетонных полых круглых свай
и свай-оболочек
Марка сваи, сваи-обо- лочки	Основные размеры сваи, сваи-оболочки, мм			Класс бетона	Расход на сваю		Масса сваи и сваи- оболоч- ки, т
					бетона, м3	армату- ры, кг	
	длина	наруж- ный диаметр	толщина стенок				
1	2	3	4	5	6	7	8
СК4-40	4 000	400	80	В22,5	0,32	27,5	0,8
СК4-40Н	4 000	400	80	»	0,37	27,1	0,92
СК4-50	4 000	500	80	»	0,42	33,1	1,05
СК4-50Н	4 000	500	80	В 22,5	0,45	31,8	1,13
СК4-60	4 000	600	100	»	0,69	40,5	1,58
СК4-60Н	4 000	600	100	»	0,69	39,1	1,72
СК4-80	4 000	800	100	взо	0,88	56,7	2,2
СК4-80Н	4 000	800	100	»	1,01	56,4	2,53
СК5-40	5 000	400	80	В22,5	0,4	32,2	1
СК5-40Н	5 000	400	80	»	0,42	31,8	1,04
138
Продолжение табл. 5.6
1	2	3	4	5	6	7	8
СК5-50	5 000	500	80	»	0,53	37,9	1,83
СК5-50Н	5 000	500	80	»	0,56	37	1,41
СК5-60	5 000	600	100	»	0,79	47	1,98
СК5-60Н	5 000	600	100		0,85	45,6	2,12
СК5-80	5 000	800	100	ВЗО	1,1	76,7	2,75
СК5-80Н	5 000	800	100	»	1,23	65,3	3,08
СК6-40	6 000	400	80	В 22,5	0,48	37	1,2
СК6-40Н	6 000	400	80	»	0,5	36,6	1,24
СК6-50	6 000	500	80	»	0,63	43,1	1,58
СК6-50Н	6 000	500	80	»	0,66	42,2	1,65
СК6-60	6 000	600	100	»	0,94	53,5	2,35
СК6-60Н	6 000	600	100	»	1	52	2,5
СК6-80	6 000	800	100	взо	1,32	87,9	3,3
СК6-80Н	6 000	800	100	»	1,45	74,4	3,63
СО6-Ю0	6 000	1000	120	»	1,99	136	4,98
С 06-120	6 000	1200	120	»	2,46	169,7	6,15
СО6-160	6 000	1600	120	»	3,37	268,1	8,43
СК7-40	7 000	400	80	В22,5	0,56	41,7	1,4
СК7-40Н	7 000	400	80	»	0,58	41,3	1,44
СК7-50	7 000	500	80	»	0,74	48,4	1,85
СК7-50Н	7 000	500	80	»	0,77	47,5	1,93
СК7-60	7 000	600	100	»	1,1	59,9	2,45
СК7-60Н	7 000	600	100	»	1,16	57,5	2,9
СК7-80	7 000	800	100	взо	1,54	98,9	3,85
СК7-80Н	7 000	800	100	»	1,67	83,4	4,78
СО7-Ю0	7 000	1000	120	»	2,32	152,9	5,8
СО7-120	7 000	1200	120	»	2,87	190,9	7,18
СО7-160	7 000	1600	120	»	3,93	300,3	9,88
СК8-40	8 000	400	80	В22,5	0,64	46,5	1,6
СК8-40Н	8 000	400	80	»	0,66	46,1	1,64
СК8-50	8 000	500	80	»	0,85	53,7	2,13
СК8-50Н	8 000	500	80	»	0,88	52,8	2,21
СК8-60	8 000	600	100		1,26	66,2	3,15
СК8-60Н	8 000	600	100	»	1,32	65,8	3,3
СК8-80	8 000	800	100	взо	1,76	104,4	4,4
СК8-80Н	8 000	800	100	ъ	1,89	92,3	4,73
СО8-Ю0	8 000	1000	120	У>	2,65	169,6	6,63
СО8-120	8 000	1200	120	У>	3,28	210,6	8,2
СО8-160	8 000	1600	120	»	4,49	332,4	11,23
СК9-40	9 000	400	80	В22,5	0,72	51,4	1,8
СК9-40Н	9 000	400	80	»	0,74	51	1,84
СК9-50	9 000	500	80	>?	0,95	59	2,38
СК9-50Н	9 000	500	80	»	0,98	58,1	2,46
СК9-60	9 000	600	100	»	1,41	72,7	3,53
СК9-60Н	9 000	600	100	»	1,47	71,3	3,67
СК9-80	9 000	800	100	взо	1,98	120,9	4,95
СК9-80Н	9 000	800	100	взо	2,11	101,3	5,28
СО9-Ю0	9 000	1000	120	»	2,85	186,3	7,13
СО9-120	9 000	1200	120		3,69	231	9,23
СО9-160	9 000	1600	120	ъ	5,05	364,4	12,63
СКЮ-40	10 000	400	80	В 22,5	0,81	56,1	2,03
СКЮ-40Н	10 000	400	80	»	0,83	55,7	2,07
СКЮ-50	10 000	500	80	»	1,06	64,2	2,65
139
Продолжение табл. 5.6'
1	2	3	4	5	6	7	8
СК10-50Н	10 000	500	80	»	1,09	63,3	2,73
СК10-60	10 000	600	100	»	1,57	79,2	3,93
СКЮ-60Н	10 000	600	100	»	1,63	77,1	4,07
СК10-80	10 000	800	100	взо	2,20	132,1	5,5
СКЮ-80Н	10 000	800	100	»	2,33	110,3	58,3
СКЮ-100	10 000	1000	120	»	3,33	203,2	8,83
СОЮ-120	10 000	1200	120	»	5,61	396,6	14,03
СКН-40	11 000	400	80	В22.5	0,89	60,9	2,23
СКП-40Н	11 000	400	80	»	0,91	60,5	2,27
СКП-50	11 000	500	80	»	1,16	69,5	2,9
СКП-50Н	11 000	500	80	»	1,19	68,6	2,98
СКП-60	11 000	600	100	»	1,79	85,6	4,33
СКИ-60Н	11 000	600	100	»	1.79	84,2	4,47
СКН-80	11 000	800	100	взо	2,42	143,7	6,05
СКН-80Н	11 000	800	190	»	2,55	119,3	6,38
СОН-ЮО	11 000	100	120	»	3,65	219,9	9,13
СОИ-120	11 000	1200	120	взо	4,5	271,8	11,25
СОИ-160	11 000	1600	120	»	6,17	428,7	15,43
СК 12-40	12 000	400	80	В22,5	0,97	165,6	2,43
СК12-40Н	12 000	400	80	»	0,99	65,2	2,47
СК12-50	12 000	500	80	»	1,27	74,6	3,18
СК12-50Н	12 000	500	80	»	1,3	73,8	3,26
СК12-60	12 000	600	100	»	1,89	92	4,73
СК12-60Н	12 000	600	100	»	1,95	95,6	4,87
СК12-80	12 000	800	100	взо	2,64	154,1	6,6
СК12-80Н	12 000	800	100	»	2,77	128,7	6,93
СО12-Ю0	12 000	1000	120	»	3,98	236,6	9,95
СО12-120	12 000	1200	120	»	4,91	292,2	12,28
СО12-160	12 000	1600	120	»	5,73	468,5	16,83
Таблица 5.7. Характеристика составных свай
Марка сваи	Основные размеры, мм		Класс бетона	Расход на сваю		Масса сваи, т
	длина L	ширина грани b		бетона, м3	арма- туры, кг	
С14-30С	14 000	300	В22,5	1,26	89,7	3,16
С15-30С	18 000	300	»	1,35	94,8	3,38
С16-30С	16 000	300	»	1,44	97,7	3,61
С17-30С	17 000	300	»	1,53	118,6	-3,83
С18-30С	18 000	300	»	1,62	122,9	4,06
CI9-30C	19 000	300	»	1,71	128,0	4,28
С20-35С	20 000	300	»	1,80	130,9	4,51
С14-35С	1 400	350	В22,5	1,72	104,1	4,30
С15-35С	1 500	350	»	1,84	108,6	4,60
С16-35С	1 600	350	»	1,97	114,1	4,92
С17-35С	1 700	350	У»	2,09	118,6	5,23
С18-35С	1 800	350	»	2,21	138,0	5,53
С19-35С	1 900	350	»	2,33	142,5	5,83
С20-35С	20 000	350	»	2,46	148,0	6,15
С21-35С	21 000	350	»	2,58	152,5	6,46
140
Продолжение табл. 5.7
Марка сваи	Основные размеры, мм		Класс бетона	Расход	на сваю	Масса сваи, т
	длина L	ширина грани b		бетона, м3	арма- туры, кг	
С22-35С	22 000	350	! »	2,70	157,8	6,76
С23-35С	23 000	350	»	2,82	163,4	7,06
С24-35С	24 000	350	»	2,94	166,3	7,36
С14-40С	14 000	400	ВЗО	2,22	123,0	5,60
С15-40С	15 000	400	»	2,40	127,5	6,00
С16-40С	16 000	400	»	2,56	133,0	6,40
С17-40С	1 700	400	»	2,72	149,8	6,80
С18-40С	1 800	400	»	2,88	177,0	7,20
С19-40С	1 900	400		3,04	181,5	7,60
С20-40С	20 000	400	»	3,20	187,0	8,00
С21-40С	21 000	400	»	3,36	203,8	8,40
С22-40С	22 000	400	»	3,52	210,8	8,80
С23-40С	23 000	400	»	3,68	233,8	9,20
С24-40С	24 000	400	»	3,84	243,0	9,60
С25-40С	25 000	400	»	4,00	271,8	10,00
С26-40С	26 000	400	»	4,16	281,0	10,40
С27-40С	27 000	400	»	4,32	288,1	10,30
С28-40С	28 000	400	«	4,48	320,0	11,20
5.2.2. Набивные сваи
Набивные сваи изготовляют непосредственно на строительной
площадке размером поперечного сечения до 1,2 м включительно,
длиной до 50 м. Их подразделяют:
по форме поперечного сечения — круглые сплошные и коль-
цевые;
по форме продольного сечения — цилиндрические, гофриро-
ванные, конические, пирамидальные;
по способу образования скважин (рис. 5.8);
по способу устройства:
набивные виброштампованные, безоболочковые, устраиваемые
в пробитых скважинах путем заполнения скважин жесткой бетон-
ной смесью, уплотняемой виброштампом в виде трубы с заострен-
ным нижним концом и закрепленным на ней вибропогружателем;
набивные с извлекаемой оболочкой, устраиваемые путем погру-
жения инвентарных труб, нижний конец которых закрыт башма-
ком, оставляемым в грунте, или бетонной пробкой с последующим
извлечением этих труб по мере заполнения скважин бетонной
смесью;
набивные в выштампованном ложе, устраиваемые путем вы-
штамповки в грунте скважин пирамидальной или конусной формы
с последующим заполнением их бетонной смесью;
набивные с неизвлекаемой оболочкой, устраиваемые путем по-
гружения инвентарных труб и заполнением их бетонной смесью;
141
Рис. 5.8. Способы образования скважин под набивные
сваи
по способу армирования (табл. 5.8) [23]:
армированные каркасами или жесткой арматурой на всю длину
ствола сваи;
армированные в верхней части ствола сваи;
без армирования;
по конструктивным особенностям:
без уширения ствола сваи;
с уширением ствола сваи в любом сечении, чаще у нижнего
Таблица 5,8. Факторы, определяющие вид армирования набивных
и буронабивных свай
142
Продолжение табл. 5.8
конца, устраиваемого механическими способами или камуфлетным
взрывом.
5.2.3.	Буровые сваи
Буровые сваи, так же как и набивные, изготовляют непосред-
ственно на строительной площадке, имея размер поперечного
сечения до 1,2 м и длину до 50 м. По форме поперечного и про-
дольного сечения, по способу армирования буровые сваи анало-
гичны набивным. По способу устройства их подразделяют соглас-
но СНиП 2.02.03—85:
а)	буронабивные сплошного сечения (рис. 5.9) с уширениями
и без них, без крепления стенок скважин и с закреплением сте-
нок скважины глинистым раствором или инвентарными извле-
каемыми обсадными трубами (табл. 5.9);
б)	буронабивные полые круглого сечения, устраиваемые с
применением многосекционного вибросердечника;
в)	буронабивные с уплотненным забоем, устраиваемым путем
втрамбовывания в забой скважины щебня;
г)	буронабивные с камуфлетной пятой, устраиваемые путем
бурения скважин с последующим образованием уширения взры-
вом и заполнением скважин бетонной смесью;
143
Рис. 5.9. Устройство буронабивной сваи:
а — бурение скважины, б — подача бетонной смеси, в -
готовая свая
образования камуфлетного уширения
лезобетонную сваю.
д) буроинъекционные,
устраиваемые путем на-
гнетания (инъекции) бе-
тонной смеси в пробурен-
ные скважины;
е) сваи-столбы, устра-
иваемые путем бурения
скважин с уширением или
без него, укладки в них
цементного раствора и
опускания в скважины
цилиндрических или при-
зматических элементов
сплошного сечения со
сторонами 0,8 м и более;
ж) буроопускные сваи
с камуфлетной пятой, от-
личающиеся от бурона-
бивных свай, описанных
в п. «г», тем, что после
в скважину опускают же-
Таблица 5.9. Номенклатура и типоразмеры буронабивных свай
Марка сваи	Способ устройства	Основные размеры			Класс бетона
		диаметр сваи d, мм	длина сваи L, м	диаметр уширения D, мм	
БСС	Бурением без закрепления стенок скважин	500 500 500 600 800 1000 1200	10...30	1200 1400 1600 1600 1800	В15 » » » В22,5 » »
БСВг	Бурением с закреплением стенок скважин глинистым раствором	600	10...20	1600	В15
БСВо БСИ	То же, обсадными трубами в грунте То же, с извлечением об- садных труб	600 800 880 980 1080 1180	10...30 10...50	1600 1800	В15... 22,5 » В15 » »
БССм	Бурение без закрепления стенок скважин	400 500	2...4	—	» »
144
5.2.4.	Винтовые сваи
Винтовые сваи применяют в основном для
восприятия выдергивающих нагрузок, они со-
стоят из ствола сваи и башмака с винтовой
лопастью (рис. 5.10).
Диаметр ствола принимают в пределах
0,3...0,45 от диаметра лопасти. Диаметр ло-
пасти от 0,4 до 1,2 м в зависимости от физи-
ко-механических свойств грунтов и выдерги-
вающих нагрузок. Длина винтовой сваи до
8 м. Шаг винтовой лопасти 0,15...0,3 от диа-
метра башмака сваи. Высота наконечника ба-
шмака 0,5...2,5 от диаметра башмака (ло-
пасти) .
Сваи завинчиваются в грунт специальной
машиной — кабестаном, состоящим из двух
частей: подвижной нижней и неподвижной
верхней, на базе пневмоколесных тракторов
или автомашин марок МАЗ-529 и КрАЗ-214.
5.2.5.	Свайные ростверки
м-р
(И
Рис. 5.10. Винтовая
свая
Ростверки — плиты, объединяющие головы
свай и обеспечивающие их совместную работу,
классифицируют:
по роду материала: бетонные, железобетонные;
по форме в плане: ростверк, в основном повторяет план опор-
ных частей сооружения или здания.
а)
В)
г)
О О О О О О О
о о о о о о о
о о о о о о о
о о о о о о о
о о о о о о о
о о
о о
о о
о о
о о
о о
Рис. 5.11. Схемы распо-
ложения свай в фунда-
ментах:
а — рядовое в кусте, б — то же,
шахматное, в — рядовое в свай-
ном поле, г — то же, шахматное.
д — рядовое в свайной полосе,
е то же, шахматное
по форме свайного фундамента (рис.
5.11): свайный куст — объединяет не-
большое количество свай и устраивается
под фундаменты колонн, стоек и отдель-
ных высоких сооружений (мачты, дымо-
вые трубы), свайная полоса—устраива-
ется для фундаментов большой протя-
женности в одном направлении под стены
зданий и сооружений (ленточные фунда-
менты) ; свайное поле — от свайного ку-
ста отличается количеством свай и устра-
ивается по всей площади зданий или со-
оружений.
Сваи размещаются рядами или в ша-
хматном порядке. Расстояние от крайних
осей свай до кромки ростверка прини-
мается равным диаметру сваи. Расстоя-
ние между осями свай принимают не ме-
нее 3d (d — диаметр сваи). Параметры
унифицированных свайных кустов приве-
дены в [32];
Ю—1040
145
по технологии изготовления: монолитные ростверки из бетона
класса не ниже В 12.5; сборные ростверки из бетона класса не
ниже В15;
по заделке головы сваи в ростверк: жесткая — при заделке
головы сваи в ростверк не менее чем на 0,3 м; шарнирная —
при заделке головы сваи в ростверк от 0,05 м до 0,1 м.
Выбор типа сопряжения свай с ростверком зависит от кон-
структивной схемы здания или сооружения, наличия и величины
горизонтальных нагрузок, а также соотношения между верти-
кальными и горизонтальными нагрузками;
по расположению относительно поверхности основания: низ-
кий свайный ростверк — подошва ростверка располагается ниже
отметки спланированного грунта; высокий свайный ростверк —
подошва ростверка располагается выше поверхности грунта и
применяется в основном при строительстве мостов и гидротехни-
ческих сооружений.
5.3. Расчет и конструирование
свайных фундаментов
5.3.1.	Основные указания по расчету
Расчет свайных фундаментов и их оснований должен произ-
водиться по предельным состояниям двух групп.
По первой группе:
по прочности конструкций свай, свайных ростверков;
по несущей способности грунта основания свайных фунда-
ментов и свай;
по устойчивости (несущей способности) оснований свайных
фундаментов в целом, если на них передаются горизонтальные
нагрузки (подпорные стены, фундаменты распорных конструкций
и др.) или если основания ограничены откосами либо сложены
крутопадающими слоями грунта.
По второй группе:
по осадкам оснований свайных фундаментов от вертикальных
нагрузок;
по перемещениям свай (вертикальным, горизонтальным и
углам поворота головы свай) совместно с грунтом оснований от
действия вертикальных, горизонтальных нагрузок и моментов;
по образованию или раскрытию трещин в элементах железо-
бетонных конструкций свайных фундаментов.
Расчет по прочности конструкций свай и свайных ростверков
должен производиться в зависимости от их материалов (железо-
бетон, бетон и древесина) соответственно по главе СНиП по
проектированию бетонных и железобетонных или по главе СНиП
по проектированию деревянных конструкций.
Расчет по несущей способности грунта основания выполня-
ется исходя из условия
N < Frf/Тк = Р,
146
где N — расчетная нагрузка, передаваемая на сваю (продольное
усилие, возникающее в ней от расчетных нагрузок, действующих
на фундамент при наиболее невыгодном их сочетании), опреде-
ляемая в соответствии с указаниями настоящей главы (блок 6, 7);
Fd — расчетная несущая способность грунта основания одиноч-
ной сваи, определяемая в соответствии с указаниями настоящей
главы (блок 3); Р — расчетная нагрузка, допускаемая на сваю
по несущей способности, кН; ук — коэффициент надежности,
принимаемый равным:
а)	если несущая способность сваи определена по результатам
полевых испытаний статической нагрузкой у,< = 1,2;
б)	если несущая способность сваи определена расчетом,
в том числе по результатам динамических испытаний свай, вы-
полненных без упругих деформаций грунта, ук = 1,4;
в)	если несущая способность сваи определена расчетом по
результатам статического зондирования грунта, по результатам
динамических испытаний свай, выполненных с учетом упругих
деформаций грунта, а также по результатам полевых испытаний
эталонной сваей или сваей-зондом, ук = 1,25;
г)	для фундаментов мостов при низком ростверке (подошва
которого опирается на любые нескальные грунты, за исключе-
нием сильно сжимаемых), висячих сваях и сваях-стойках, а при
высоком ростверке только при сваях-стойках, воспринимающих
осевую сжимающую нагрузку, независимо от количества свай
в фундаменте, = 1,4 (1.25);
д)	при высоком ростверке и висячих сваях, воспринимающих
сжимающую нагрузку, при любом виде ростверка и висячих
сваях и сваях-стойках, воспринимающих выдергивающую нагруз-
ку, в зависимости от количества свай в фундаменте:
Количество свай ... 21 и более 11...20	6...10	1...5
Значения ук .... 1,4(1,25)	1,6(1,4) 1,65(1,5)	1,75(1,6)
В скобках даны значения ук в случае, когда несущая способ-
ность сваи определена по результатам полевых испытаний ста-
тической нагрузкой или расчета по результатам статического
зондирования грунтов;
е)	для фундаментов из одиночной сваи под колонну при на-
грузке на забивную сваю квадратного сечения более 600 кН (60 тс)
и набивную сваю более 2500 кН (250 тс) значения коэффициен-
тов надежности следует повышать, принимая ук = 1,4, если пре-
дельное расчетное сопротивление сваи определено по результа-
там испытаний статической нагрузкой, и ук=1,6, если несущая
способность сваи определена другими способами.
При расчете свай всех видов на выдергивание, а свай-оболо-
чек и свай-столбов также и на вдавливание расчетная нагрузка
или продольное усилие, возникающее в них от расчетной нагруз-
ки, передаваемой на сваю N (кН), следует определять с учетом
собственного веса сваи, сваи-оболочки или сваи-столба.
Если расчет свайных фундаментов производится на сочета-
147
ю*
ние воздействий с учетом ветровых и крановых нагрузок, то пере-
даваемую на крайние сваи расчетную нагрузку разрешается
повышать на 20 % (кроме фундаментов опор линий электропе-
редачи) .
Если сваи фундамента опоры моста в направлении действия
внешних нагрузок образуют один или несколько рядов, то при
учете (совместном или раздельном) нагрузок от торможения,
давления ветра и льда навала судов передаваемую на сваю рас-
четную нагрузку допускается повышать на 10 % при четырех
сваях в ряду и на 20 % при восьми сваях и более. При промежу-
точном количестве свай процент повышения расчетной нагрузки
определяется интерполяцией.
Свайные фундаменты в целом й сваи, рассчитываемые по
предельным состояниям второй группы (по деформациям), долж-
ны удовлетворять условию
5 С [4,
где s — расчетное значение деформации (осадки, перемещения,
относительная разность осадок и т. п.) сваи и свайного фунда-
мента в целом, определяемое расчетом по указаниям к настоя-
щей главе (блок 8); [s]u — предельное значение деформации
(осадки, перемещения, относительной разности осадок и т. п.)
свайного фундамента, устанавливаемое в задании на проектиро-
вание, а при отсутствии ее в задании принимается по указаниям
главы СНиПа по проектированию оснований зданий и соору-
жений.
Нагрузки и воздействия, учитываемые в расчетах свайных
фундаментов, должны определяться по главам СНиПа: нагрузки
и воздействия; основные положения проектирования строитель-
ных конструкций и оснований. В необходимых случаях нагрузки
и воздействия должны определяться также по главам СНиПа:
строительство в сейсмических районах; проектирование зданий
и сооружений на подрабатываемых территориях; проектирование
мостов и труб; нагрузки и воздействия на гидротехнические
сооружения (волновые, ледовые и от судов).
При этом расчет свайных фундаментов и их оснований по
несущей способности должен производиться на основные соче-
тания расчетных нагрузок с коэффициентами надежности по
нагрузке, принимаемыми в соответствии с требованиями глав
СНиПа на нагрузки и воздействия, а расчет основания свайных
фундаментов по деформациям — на основные сочетания расчет-
ных нагрузок с коэффициентами надежности по нагрузке, рав-
ными единице.
При проектировании свайных фундаментов в случае действия
особых нагрузок (сейсмических, воздействий от деформаций зем-
ной поверхности при подработках территории и др.), кроме ука-
занных выше расчетов свайных фундаментов и их оснований,
должен производиться также расчет по несущей способности на
148
особые сочетания нагрузок, а в необходимых случаях (например,
при подработке территории) — и по деформациям.
Расчет элементов железобетонных конструкций свайных фун-
даментов по образованию и раскрытию трещин должен произво-
диться в соответствии с требованиями главы СНиПа по проек-
тированию бетонных и железобетонных конструкций.
Общую схему расчета свайного фундамента можно предста-
вить в виде алгоритма, приведенного на рис. 5.12.
 Блок 1. Исходными данными для расчета свайного фунда-
мента являются: инженерно-геологические условия строительной
площадки; физико-механические характеристики грунтов осно-
вания; тип здания или сооружения; нагрузки, действующие на
фундамент; условия строительной площадки (стесненные, т. е.
строительство в застроенном районе, свободная застройка и т. д.).
На основе перечисленных исходных данных определяются вид
сваи и основные параметры свайного фундамента: длина сваи,
размеры ее поперечного сечения, сопряжение сваи с ростверком,
глубина заложения ростверка.
Рис. 5.12. Алгоритм расчета
свайного фундамента
149
Сопряжение свайного ростверка со сваями допускается пре-
дусматривать как свободно опирающимся, так и жестким.
Свободное опирание ростверка на сваи должно учитываться
в расчетах условно как шарнирное сопряжение и при монолит-
ных ростверках должно выполняться путем заделки головы сваи
в ростверк на глубину 5...10 см. Заделка выпусков арматуры в
ростверк в этом случае не обязательна.
Жесткое сопряжение свайного ростверка со сваями следует
предусматривать в случаях, когда:
а)	стволы свай располагаются в слабых грунтах (рыхлых
песках, глинистых грунтах текучей консистенции, илах, торфах
и т. п);
б)	в месте сопряжения сжимающая нагрузка, передаваемая
на сваю, приложена к ней с эксцентриситетом, выходящим за
пределы ее ядра сечения;
в)	на сваю действуют горизонтальные нагрузки, величины
перемещений от которых при свободном опирании оказываются
более предельно допускаемых для проектируемого здания или
сооружения;
г)	в фундаменте имеются наклонные или составные верти-
кальные сваи;
д)	сваи работают на выдергивающие нагрузки.
Жесткое сопряжение железобетонных свай с монолитным
железобетонным ростверком следует предусматривать с задел-
кой головы сваи в ростверк на глубину, соответствующую длине
анкеровки арматуры, либо с заделкой в ростверк выпусков арма-
туры на длину их анкеровки в соответствии с требованиями
главы СНиПа по проектированию бетонных и железобетонных
конструкций. В последнем случае в голове предварительно нап-
ряженных свай должен быть предусмотрен ненапрягаемый арма-
турный каркас, используемый в дальнейшем в качестве анкерной
арматуры.
Допускается также жесткое сопряжение с помощью сварки
закладных стальных элементов при условии обеспечения требуе-
мой прочности.
Анкеровка в ростверк свай, работающих на выдергивающие
нагрузки, должна предусматриваться с заделкой арматуры свай
в ростверк на величину, определяемую расчетом ее на выдерги-
вание.
Жесткое соединение свай со сборным ростверком должно
обеспечиваться колоколообразными оголовками. При сборном
ростверке допускается также замоноличивание свай в специаль-
но предусмотренные в ростверке отверстия.
Расстояние между осями забивных висячих свай без ушире-
ний в плоскости их нижних концов должно быть не менее 3d
(где d — диаметр круглого или сторона квадратного или боль-
шая сторона прямоугольного поперечного сечения ствола сваи),
а свай-стоек — не менее l,5d.
Расстояние в свету между стволами буронабивных свай, сква-
150
жинами свай-столбов и сваями-оболочками должно быть не
менее 1,0 м; между уширенными пятами свай, свай-столбов и
свай-оболочек при устройстве их в твердых и полутвердых гли-
нистых грунтах — 0,5 м, а в остальных разновидностях нескаль-
ных грунтов— 1,0 м.
Расстояние между наклонными или между наклонными и
вертикальными сваями в уровне подошвы ростверка следует
принимать, исходя из конструктивных особенностей фундаментов
и обеспечения их надежного заглубления в грунт, армирования
и бетонирования ростверка.
Выбор длины свай должен производиться в зависимости от
грунтовых условий строительной площадки, уровня расположе-
ния подошвы ростверка с учетом возможностей имеющегося
оборудования для устройства свайных фундаментов. Нижний
конец свай, как правило, следует заглублять в малосжимаемые
грунты, прорезая более слабые напластования грунтов, при этом
заглубление свай в грунте, принятом за основание под их ниж-
ние концы, должно быть: в крупнообломочные, гравелистые,
крупные и средней крупности песчаные грунты, в глинистые
грунты с показателем текучести JL 0,1 не менее чем на 0,5 м,
в прочие нескальные грунты — 1 м.
Глубина заложения подошвы свайного ростверка должна
назначаться в зависимости от конструктивных решений подзем-
ной части здания или сооружений (наличия подвала, техниче-
ского подполья).
Глубина заложения ростверка определяется аналогично глу-
бине заложения фундамента на естественном основании (см.
гл. 4).
	Блок 2. Расчет свайных фундаментов должен выполняться
на основе расчетных значений характеристик грунтов и мате-
риалов свай и ростверков.
Под характеристиками грунтов следует понимать прочност-
ные и деформационные характеристики грунтов (угол внутрен-
него трения ф, удельное сцепление с, модуль деформации не-
скальных грунтов £), а также удельный вес грунта у. Кроме
того, к расчетным характеристикам грунтов в настоящей главе
относятся также расчетные сопротивления грунтов R под нижним
концом сваи и f на боковой поверхности свай.
Расчетные значения характеристик грунтов ср, с, £ и у сле-
дует определять в соответствии с требованиями главы СНиПа по
проектированию оснований зданий и сооружений, ограничивая
при этом коэффициенты надежности по грунту у9 для определе-
ния угла внутреннего трения ср и удельного сцепления с значе-
ниями соответственно 1,1 и 1,5. В расчетах по деформациям
допускается принимать для определения всех расчетных харак-
теристик грунтов у9= 1.
Значения расчетных сопротивлений грунтов R и f, используе-
мые в формулах для определения несущей способности свай,
должны приниматься в соответствии с указаниями § 5.3.
151
Расчетные характеристики материалов свай и ростверков
должны приниматься по главам СНиПа по проектированию бе-
тонных и железобетонных или деревянных конструкций.
	Блок 3. Несущую способность свай всех видов следует
определять как наименьшее из значений несущей способности,
полученных по следующим двум условиям: 1) из условия сопро-
тивления грунта основания свай; 2) из условия сопротивления
материала свай.
При расчете свай по прочности материала сваю следует рас-
сматривать как стержень, жесткозащемленный в грунте в сече-
нии, расположенном от подошвы ростверка на расстоянии Zi,
определяемом по формуле
/1 — /о | 2/сСЕ,
где /о — длина участка сваи от подошвы ростверка до уровня
поверхности грунта, м; аЕ — коэффициент деформации, м-1.
Если для набивных свай, заделанных в скальный грунт, вели-
чина 2/tze = /, где I — глубина погружения набивной сваи,
отсчитываемая от их нижнего конца до планировочной поверх-
ности грунта — при высоком ростверке, до подошвы ростверка —
при низком ростверке, то следует принимать Zi = Zo + Z.
При расчете по прочности материала буроинъекционных свай,
прорезающих слабые грунты с модулем деформации Е = 5000 кПа
и менее, расчетную длину свай на продольный изгиб в зависи-
мости от диаметра сваи d следует принимать равной: при Е =
= 500...2000 кПа Z^ == 25cZ; при Е = 2000...5000 кПа Ц = 15d.
В случае, если Id превышает толщину слоя слабого грунта
I', расчетная длина принимается равной 21'.
При определении несущей способности свай по материалу
расчетное сопротивление бетона следует определять с учетом
коэффициента условий работы усв = 0,85, предусмотренного гла-
вой СНиПа по проектированию бетонных и железобетонных
конструкций для элементов, бетонируемых в вертикальном поло-
жении, а также коэффициента условий работы, учитывающего
влияние способа производства свайных работ:
а)	в пылевато-глинистых грунтах, показатель текучести кото-
рых позволяет бурить скважины и бетонировать их без крепления
стенок, при положении горизонта грунтовых вод в период строи-
тельства ниже пяты свай усв = 1,0;
б)	в грунтах, где крепление скважин и бетонирование осуще-
ствляются с применением извлекаемых обсадных труб при отсут-
ствии воды в скважинах (т. е. при бетонировании сухим спосо-
бом), усв = 0,9;
в)	в грунтах, бурение скважин в которых производится с при-
менением извлекаемых обсадных труб и бетонирование под во-
дой, уСв = 0,8;
г)	в грунтах, бурение скважин в которых производится под
глинистым раствором или при избыточном давлении воды (без
обсадных труб) и бетонирование под этим же раствором, усв = 0,7.
152
Несущая способность сваи по материалу определяется как
для внецентренно нагруженного элемента по формуле
+ ^СД5),	(5.1)
где NM — продольное усилие от расчетных нагрузок; усв — коэф-
фициент условия работы; ср — коэффициент, учитывающий про-
дольный изгиб сваи; RB — расчетное сопротивление бетона осе-
вому сжатию; А — площадь поперечного сечения сваи; RSc —
расчетное сопротивление арматуры сжатию; — площадь попе-
речного сечения всех продольных стержней арматуры.
Несущая способность сваи из условия сопротивления грунта
основания зависит от схемы работы и вида сваи и определяется
следующим образом.
Сваи-стойки. Несущую способность Fd (кН) забивной сваи-
стойки квадратной, прямоугольной или полой круглой диамет-
ром до 0,8 м и сваи-оболочки, набивной сваи и сваи-столба,
опирающихся на скальный грунт, следует определять по формуле
Fd = ycRA,	(5.2)
где ус = 1 — коэффициент условий работы сваи в грунте; А —
площадь опирания на грунт сваи, сваи-оболочки и сваи-столба,
м2, принимаемая для свай сплошного сечения равной площади
поперечного сечения, а для полых круглых и свай-оболочек —
равной площади поперечного сечения нетто при отсутствии за-
полнения их полости бетоном и площади поперечного сечения
брутто — при заполнении этой полости бетоном на высоту не
менее трех ее диаметров; R — расчетное сопротивление грунта
под нижним концом сваи-стойки, принимаемое:
а)	для всех видов забивных свай, опирающихся нижним
концом на скальные и крупнообломочные (валунные, галечни-
ковые, щебенистые, гравийные и дресвяные) грунты с песчаным
заполнителем, /? = 20МПа;
б)	для набивных свай, свай-оболочек, заполняемых бетоном,
и свай-столбов, заделанных в невыветренный скальный грунт (без
слабых прослоек) не менее чем на 0,5 м, по формуле
tfM^e„/Yg)(W^+ 1,5),	(5.3)
где /?с„ — нормативное (среднее арифметическое значение) вре-
менное сопротивление скального грунта одноосному сжатию в
водонасыщенном состоянии, кПа; yg= 1,4 — коэффициент на-
дежности по грунту; — расчетная глубина заделки набивной
сваи, сваи-оболочки и сваи-столба в скальный грунт, м; df —
наружный диаметр заделанной в скальный грунт части набивной
сваи, сваи-оболочки и сваи-столба, м;
в)	для свай-оболочек, равномерно опираемых на поверхность
невыветренного скального грунта, прикрытого слоем нескальных
неразмываемых грунтов, толщиной не менее трех диаметров
сваи-оболочки по формуле
R = Rc/ъ,	(5.4)
где RCa и — обозначения те же, что и в формуле (5.3).
153
Висячие забивные сваи. Несущую способность Fd (кН) вися-
чей забивной сваи (квадратной, квадратной с круглой полостью,
прямоугольной и полой, круглой диаметром до 0,8 м) и сваи-
оболочки, не заполненной бетоном, работающих на сжимаемую
нагрузку, следует определять как сумму расчетных сопротивле-
ний грунтов оснований под нижним концом сваи и на ее боковой
поверхности по формуле
Fd = у/y?RRA + u% ЧсШ,	(5.5)
х	z=i 7
где ус = 1 — коэффициент условий работы сваи в грунте; R —
расчетное сопротивление грунта под нижним концом сваи, опре-
деляемое по табл. 5.10, кПа; А — площадь опирания на грунт
сваи, принимаемая по площади поперечного сечения сваи брутто
Таблица 5.10*. Расчетные сопротивления под нижним концом свай
Расчетные сопротивления под нижним концом забивных свай
и свай-оболочек кПа
Глубина	песчаных грунтов средней плотности						
погруже-							
НИЯ	граве-	крупных	средней	мелких	пылеватых		
нижнего	листых		крупно-				
конца сваи, м			сти				
	пылевато-глинистых грунтов при показателе текучести	равном						
	0	0,1	0,2	0,3	0,4	0,5	0,6
3	7500	6600	3000	3100	2000	1100	600
		4000		2000	1200		
							
4	8300	6800	3800	3200	2100	1 950	700
		5100	ПО V V	2500	1600		
							
5	8800	7000	4000	3400	2200	1300	800
		6200		2800	2000		
							
7	9700	7300	4300	3700	2400	1400	850
		6900		3300	2200		
							
10	10500	7700	5000	4000	2600	1500	900
		7300		3500	2400		
							
15	11700	8200(820)	5600	4400	2900	1650	1000
		7500(750)					
							
20	12600	8500(850)	0900	4800	3900	1800	1100
				4500	oz, v v		
25	13400	9000	6800	5200	3500	1950	1200
30	14200	9500	7400	5600	3800	2100	1300
35	15000	10000	8000	6000	4100	2550	1400
* См. примечания к табл. 5.12.
154
или по площади поперечного сечения камуфлетного уширения
по его наибольшему диаметру или по площади сваи-оболочки
2	°
нетто, м ; и — наружный периметр поперечного сечения сваи, м;
ft — расчетное сопротивление Z-ro слоя грунта основания на боко-
вой поверхности сваи, определяемое по табл. 5.11, кПа; hi —
толщина Z-ro слоя грунта, соприкасающегося с боковой поверх-
ностью, м.
yCR, yCf — коэффициенты условий работы грунта соответствен-
но под нижним концом и на боковой поверхности сваи, учиты-
вающие влияние способа погружения сваи на расчетные сопро-
тивления грунта, определяемые по табл. 5.12 и принимаемые
независимо друг от друга.
В формуле (5.5) суммирование расчетных сопротивлений
грунта должно проводиться по всем слоям грунта, пройденным
сваей, за исключением, когда проектом предусматривается пла-
нировка территории срезкой или возможен размыв грунта. В этих
случаях должно производиться суммирование расчетных сопро-
тивлений всех слоев грунта, расположенных соответственно ниже
Таблица 5.11*. Расчетные сопротивления по боковой поверхности свай
	Расчетные сопротивления на боковой поверхности забивных свай, свай-оболочек кПа								
Средняя глубина	песчаных грунтов средней плотности								
располо- жения слоя грунта, м	круп- ных и средней круп- ности	мел- ких	пыле- ватых						
	пылевато-глинистых грунтов при показателе текучести							/ь равном	
	0,2	0,3	0,4	0,5	0,6	0,7	0,8	0,9	1,0
1 2 3 4 5 6 8 10 15 20 25 30 35	35 42 48 53 56 58 62 65 72 79 86 93 100	23 30 35 38 40 42 44 46 51 56 61 66 70	15 21 25 27 29 31 33 34 38 41 44 47 50	12 17 20 22 24 25 26 27 28 30 32 34 36	8 12 14 16 17 18 19 19 20 20 20 21 22	4 ^7 / 8 9 10 10 10 10 11 12 12 12 13	4 5 7 8 8 8 8 8 8 8 8 9 9	3 4 6 7 7 7 7 7 7 7 7 8 8	2 4 5 5 6 6 6 6 6 6 6 7 7
* См. примечания к табл. 5.12.
155
Таблица 5.12. Коэффициенты условий работы грунта
Способы погружения свай и свай- оболочек без выемки грунта	Коэффициенты условий работы грунта, учитываемые независимо друг от друга при расчете несу- щей способности забивных вися- чих свай	
	под нижним концом сваи yCR	на боковой поверхности сваи ус?
1		3
1. Погружение забивкой сплошных и полых с закрытым нижним концом свай механическими (подвесными) паровоздушными и дизельными молотами	1,0	1,0
2. Погружение забивкой и вдавливанием в предварительно пробуренные скважины (лиде- ры) с заглублением концов свай не менее 1 м ниже забоя скважины при ее диаметре:	1,0	0,5
равном стороне квадратной сваи	1,0	0,5
на 0,05 м меньше стороны квадратной сваи	1,0	0,6
на 0,15 м меньше стороны квадратной или диаметра круглой сваи (для опор линий электропередачи)	1,0	1,0
3. Погружение с подмывом в песчаные грун- ты при условии добивки свай на последнем метре погружения без применения подмыва 4. Вибропогружение свай-оболочек, вибропо- гружение и вибровдавливание свай в грунты: песчаные средней плотности:	1,0	0,9
пески крупные и средней крупности	1,2	1,0
то же, мелкие	1,1	1,0
» пылеватые пылевато-глинистые с показателем текуче- сти / £= 0,5:	1,0	1,0
супеси	0,9	0,9
суглинки	0,8	0,9
глины	0,7	0,9
пылевато-глинистые с показателем теку- чести	0 5. Погружение молотами любой конструкции полых свай с открытым нижним концом при диаметре полости свай:	1,0	1,0
0,4 м и менее	1,0	1,0
до 0,6 м 6. Погружение любым способом полых круг- лых свай с закрытым нижним концом на глу- бину 10 м и более с последующим устройством в нижнем конце свай камуфлетного уширения в песчаных грунтах средней плотности и в пылева- тоглинистых грунтах с /^^0,5 при диаметре уширения, равном:	0,7	1,0
1,0 м независимо от указанных видов грунта	0,9	1,0
1,5 м в песках и супесях	0,8	1,0
1,5 м в суглинках и глинах	0,7	1,0
156
Продолжение табл. 5.12
1	2	3
7. Погружение вдавливанием сплошных свай:		
в пески средней плотности крупные, сред-	1,1	1,0
ней крупности и мелкие пески пылеватые	1,1	0,8
глинистые грунты с показателем текуче-	1,1	1,0
сти /л^0,5	1,0	1,0
то же //>>0,5		
Примечания: 1. В случаях, когда в табл. 5.10 значения 7? указаны
дробные, числитель относится к пескам, а знаменатель — к глинам.
2.	В табл. 5.10 и 5.11 глубину погружения нижнего конца сваи и среднюю
глубину расположения слоя грунта при планировке территории срезкой, под-
сыпкой, намывом до 3 м следует принимать от уровня природного рельефа, а
при срезке, подсыпке, намыве от 3 до 10 м — от условной отметки, расположен-
ной соответственно на 3 м выше уровня срезки или на 3 м ниже уровня под-
сыпки.
3.	Для промежуточных глубин погружения свай и свай-оболочек и проме-
жуточных значений текучести JL пылевато-глинистых грунтов значения 7? и ft
определяются интерполяцией.
4.	Для плотных песчаных грунтов, степень плотности которых определена по
материалам статического зондирования, значения по табл. 5.10 для свай, погру-
женных без использования подмыва или лидерных скважин, следует увеличи-
вать на 100 %. При определении степени плотности грунта по материалам дру-
гих видов инженерных изысканий и отсутствии данных статического зондиро-
вания для плотных песков по табл. 5.10 следует увеличить на 60 %, но не более
чем до 20 МПа.
5.	Значения расчетных сопротивлений 7? по табл. 5.10 допускается исполь-
зовать при условии, если заглубление сваи в неразмываемый и несрезаемый
грунт составляет не менее 3 м.
6.	Значения расчетного сопротивления 7? под нижним концом забивных свай
сечением 0,15X0,15 м и менее, используемых в качестве фундаментов под внут-
ренние перегородки одноэтажных производственных зданий, допускается повы-
шать на 20 %.
7.	Для забивных свай, опирающихся нижним концом на рыхлые песчаные
грунты или на пылевато-глинистые грунты с показателем текучести />>0,6, несу-
щую способность следует определять по результатам статических испытаний
свай.
8.	При определении по табл. 5.11 расчетных сопротивлений грунтов на
боковой поверхности свай-оболочек и свай ft пласты грунтов следует расчленять
на однородные слои толщиной не более 2 м.
9.	Значения расчетного сопротивления плотных песчаных грунтов на боковой
поверхности свай ft следует увеличивать на 30 % против значений, приведенных
в табл. 5.16.
10.	Расчетные сопротивления супесей и суглинков с коэффициентом по-
ристости г<0,5 и глин с коэффициентом пористости г<0,6 следует увеличивать
на 15 % против значений, приведенных в табл. 5.16, при любых значениях пока-
зателя текучести J L.
планировочного уровня (срезки) и отметки местного размыва
при расчетном паводке.
Несущая способность забивных свай с объемным или плоским
двусторонним уширением нижнего конца определяется по фор-
муле (5.5), при этом за периметр и на участке ствола принима-
ется периметр поперечного сечения уширения.
157
Расчетное сопротивление ft грунта на боковой поверхности
таких свай на участке уширения, а в песчаных грунтах и на
участке ствола следует принимать такое же, как для свай без
уширения; в пылевато-глинистых грунтах сопротивление ft на
участке ствола, расположенного со стороны уширения, следует
принимать равным нулю.
Пирамидальные, трапецеидальные и ромбовидные сваи. Опре-
деление несущей способности пирамидальной, трапецеидальной и
ромбовидной сваи, прорезающей песчаные и пылевато-глинистые
грунты, следует производить с учетом дополнительного сопро-
тивления грунта на боковой поверхности таких свай, определяе-
мого в зависимости от модуля деформации грунта, получаемого
по результатам компрессионных испытаний грунтов прорезывае-
мых свай.
I. Несущую способность трапецеидальной и ромбовидной сваи
Fd (кН) с уклоном боковой поверхности ip 0,025 следует опре-
делять по формуле
(5.6)
где ус, R, A, ft, ht—обозначения те же, что в формуле (5.5);
Wi — наружный периметр /-го сечения сваи, м; wo; — сумма разме-
ров сторон /-го поперечного сечения сваи; ip — уклон боковой
поверхности сваи в долях единицы, определяемой как отношение
полуразности сторон поперечного сечения в верхнем и нижнем ее
концах к длине участка с наклоном граней; при ip 0,025 сле-
дует принимать ip = 0,025; Et — модуль деформации Z-го слоя
грунта, окружающего боковую поверхность сваи, определяемый
по результатам комперссионных испытаний, кПа; Ki — коэффи-
циент, определяемый по табл. 5.13;	= 0,8 — реологический
коэффициент.
Таблица 5.13. Значения коэффициента Ki
Вид грунта
Коэффициент Kt
Пески и супеси
Суглинки
Глины при /р = 0,18
То же, при /р— 0,25
0,5
0,6
0,7
0,9
При ромбовидных сваях суммирование сопротивлений грунта
на боковой поверхности участков с обратным наклоном по фор-
муле (5.6) не производится.
II. Несущую способность пирамидальных свай с уклоном
боковой поверхности /> 0,025 допускается определять по фор-
муле
П	h2
Fd = S Acos a[Pz(tg a + tg <p() + c(] + -^-(Л' + Ncf),
(5.7)
158
где At — площадь боковой поверхности свай в пределах Z-го слоя
грунта, м2; а — угол конусности свай, град; фг — угол внутренне-
го трения t-го слоя грунта, град; ct — сцепление г-го слоя грунта,
кПа (кгс/см2); d — диаметр или сторона сечения нижнего конца
сваи, м; М, N — коэффициенты, значения которых приведены в
табл. 5.14. Сопротивление грунта под острием сваи Р' и на ее
боковой поверхности Pi определяется по формуле
где Ei — модуль деформации грунта i-ro слоя, определяемый по
результатам прессиометрических испытаний, кПа; -v{ — коэффи-
циент Пуассона i-ro слоя грунта, принимаемый в соответствии
с требованиями главы СНиПа «Основания зданий и сооруже-
ний»; £ — коэффициент, значения которого приведены в
табл. 5.14.
Таблица 5.14. Значения коэффициентов к определению несущей
способности пирамидальных свай
Коэффи- циент	Угол внутреннего трения грунта q>, град									
	4	8	12	16	20	24	28	32	36	40
М	0,53	0,48	0,41	0,35	0,30	0,24	0,20	0,15	0,10	0,06
N	0,94	0,88	0,83	0,78	0,73	0,69	0,65	0,62	0,58	0,54
1	0,06	0,12	0,17	0,22	0,26	0,29	0,32	0,35	0,37	0,39
Природное боковое давление грунта POt (кПа) и начальное
давление грунта Рр1 (кПа) определяют по формулам:
=	(5-9)
Ppi = Р41 + Sin фг) + Cl • cos фг,	(5.10)
где у(— удельный вес грунта г-го слоя, кН/м3; hi—средняя
глубина расположения i-ro слоя грунта, м.
Висячие набивные сваи и сваи-оболочки. Несущую способ-
ность Fa (кН) набивных свай с уширенной пятой диаметром до
0,8 м и без уширения, свай-оболочек, воспринимающих осевую
сжимающую нагрузку, следует определять по формуле
п	\
Fd = у А УскРА + и 2 ycff‘ht
Х	L = 1
(5.Н)
где ус — коэффициент условий работы сваи, принимаемый в слу-
чае опирания ее на пылевато-глинистые грунты со степенью
влажности Sr < 0,9 и на лессовые или лессовидные грунты —
ус = 0,8, а в остальных случаях ус = 1; усц — коэффициент усло-
159
вий работы грунта под нижним концом сваи, принимаемый
yCR — 1 во всех случаях, за исключением свай с камуфлетным
уширением, для которых yCR = 1,3, и устройства свай с уширен-
ной пятой, бетонируемой подводным способом, для которых
ycR = 0,9; А — площадь опирания набивной сваи, сваи-оболочки
(м2), принимаемая равной: для набивных свай без уширения —
площади поперечного сечения сваи, для набивных свай с ушире-
нием — площади поперечного сечения уширения в месте наиболь-
шего его диаметра, для свай-оболочек, заполненных бетоном, —
площади поперечного сечения оболочки брутто, для свай-оболо-
чек с грунтовым ядром без заполнения полости бетоном — пло-
щади поперечного сечения нетто; и — периметр ствола сваи,
принимаемый по диаметру скважины, обсадной трубы, сваи-
оболочки, м; ус; — коэффициент условий работы грунта на
боковой поверхности набивной сваи, сваи-оболочки, зависящей
от способа образования скважины и их стволов, принимаемый
по табл. 5.15;	— расчетное сопротивление Z-ro слоя грунта на
боковой поверхности ствола набивной сваи, сваи-оболочки, при-
нимаемое по табл. 5.16, кПа; hi — толщина i-го слоя грунта,
соприкасающегося с боковой поверхностью; R — расчетное сопро-
тивление грунта под нижним концом набивной сваи, сваи-обо-
лочки, погружаемой с выемкой грунта из полости с последующим
заполнением ее бетоном, допускается принимать:
а)	для крупнообломочных грунтов с песчаным заполнителем
и песчаных грунтов в случае устройства набивной сваи с уширен-
ной пятой и без уширения сваи-оболочки, погружаемой с полным
Т аблица 5.15. Значения коэффициента условия работы грунта
Вид свай и способы их устройства	Коэффициент условий работы ус/			
	в песках	в супесях	в суглин- ках	в глинах
Набивные, устраиваемые путем за- бивки инвентарной трубы с наконечником	0,8	0,8	0,8	0,7
Набивные виброштампованные Буронабивные (в том числе с уширен- ной пятой), бетонируемые:	0,9	0,9	9,9	0,19
при отсутствии воды в скважине (су- хим способом), а также при исполь- зовании обсадных инвентарных труб	0,7	0,7	0,7	0,7
под водой или под глинистым рас- твором	0,6	0,6	0,6	0,6
Буронабивные, полые круглые, устраи- ваемые при отсутствии воды в скважине	0,8	0,8	0,8	0,7
Сваи-оболочки, погружаемые вибриро- ванием с выемкой грунта	1,0	0,9	0,7	0,6
Сваи-столбы	0,7	0,7	0,7	0,6
Буроинъекционные, изготовляемые под защитой обсадных труб или бентонито- вого раствора с опрессовкой давлением 200...400 кПа (2...4 атм)	0,9	0,8	0,8	0,8
160
Таблица 5.16. Значения коэффициентов к определению расчетных сопротивлений набивных свай и свай-оболочек
Обозначение коэффициентов		Значения коэффициентов при расчетных значениях угла внутреннего трения грунта дц, град								
		23	25	27	29	31	33	35	37	39
«1		9,5	12,6	17,3	24,4	34,6	48,6	71,3	108,0	163
а2		18,6	24,8	32,8	45,5	64,0	87,6	127,0	185,0	260
	4,0	0,78	0,79	0,80	0,82	0,84	0,85	0,85	0,85	0,87
	5,0	0,75	0,76	0,77	0,79	0,81	0,82	0,83	0,84	0,85
	7,5	0,68	0,70	0,71	0,74	0,76	0,78	0,80	0,82	0,84
	10,0	0,62	0,65	0,67	0,70	0,73	0,75	0,77	0,79	0,81
1 аз при =	12,5	0,58	0,61	0,63	0,67	0,70	0,73	0,75	0,78	0,80
а	15,0	0,55	0,58	0,61	0,65	0,68	0,71	0,73	0,76	0,79
	17,5	0,51	0,55	0,58	0,62	0,66	0,69	0,79	0,72	0,78
	20,0	0,49	0,53	0,57	0,61	0,65	0,68	0,72	0,75	0,78
	22,5	0,46	0,51	0,55	0,60	0,64	0,67	0,71	0,74	0,77
	25,0	0,44	0,49	0,54	0,59	0,63	0,67	0,70	0,74	0,77
	и более									
	г 0,8 и	0,34	0,31	0,29	0,27	0,26	0,25	0,24	0,23	0,22
*	более									
а4 при d =	0,4 м 1	0,25	0,24	0,23	0,22	0,21	0,20	0,19	0,18	0,17
Примечание. Для промежуточных значений cpi, l/d, d величины коэффициентов определяются интерполяцией.
удалением грунтового ядра и сваи-столба, по формуле (5.12), а в
случае сваи-оболочки, погружаемой с сохранением ненарушенно-
го ядра из указанных грунтов на высоту 0,5 м и более, по фор-
муле (5.13):
У? = 0,75a4(Tidai + агазУ1/);	(5-12)
F =	+ a2«3Yi/),	(5.13)
где ai, аг, аз, а4 — безразмерные коэффициенты, принимаемые
по табл. 5.16 в зависимости от расчетного значения угла внутрен-
него трения (pi грунта основания; yf — расчетное значение удель-
ного веса грунта в основании набивной сваи, сваи-оболочки (при
водонасыщенных грунтах с учетом взвешивающего действия
воды), кН/м3; yi — осредненное (по слоям) расчетное значение
удельного веса грунтов, расположенных выше нижнего конца
набивной сваи, сваи-оболочки (при водонасыщенных грунтах с
учетом взвешивающего действия воды), кН/м3; d — диаметр на-
бивной сваи, уширения (для сваи с уширенной пятой), сваи-обо-
лочки, м; I — глубина заложения нижнего конца набивной сваи
или ее уширенной пяты, сваи-оболочки, отсчитываемая от при-
родного рельефа или планировочной отметки (при планировке
срезкой), м;
б)	для глинистых грунтов в случае устройства набивной сваи
с уширением и без уширения, сваи-оболочки, погружаемой с
выемкой грунтового ядра (частичной или полной) и заполнением
полости бетоном по табл. 5.17.
Винтовые сваи. Несущую способность Fd (кН) винтовой сваи
диаметром лопасти 1,2 м и длиной 10 м, работающей на
сжимающую или выдергивающую нагрузку, следует определять
Таблица 5.17. Расчетные сопротивления под нижним концом набивных
свай и свай-оболочек
Глубина заложения нижнего конца сваи /, м	Расчетное сопротивление R (кПа) под нижним концом набивных свай с уширением и без уширения свай-столбов и свай-оболочек, погружаемых с выемкой и заполнением полости бетоном, при пылеватых глинистых грунтах с показателем текучести Iц равным (за исключением лессовых грунтов)						
	0	0,1	0,2	0,3	0,4	0,5	0,6
3	850	750	650	500	400	300	250
5	1000	850	750	650	500	400	350
7	1150	1000	850	750	600	500	450
10	1350	1200	1050	950	800	700	600
11	1550	1400	1250	1100	950	800	700
15	1800	1650	1500	1300	1100	1000	800
18	2100	1900	1700	1500	1300	1150	950
20	2300	2100	1900	1650	1450	1250	1050
30	3300	3000	2600	2300	2000	—	—
40	4500	4000	3500	3000	2500	—	—
162
по формуле (5.14), а при размерах лопасти (1>1,2м и длине
сваи />10м — только по данным испытаний винтовой сваи
статической нагрузкой:
Fd = Yc[(aiCi + a2yi/iH + f‘u(l — rf)]>
(5-14)
где yc — коэффициент условий работы, зависящий от вида на-
грузки, действующей на сваю, и грунтовых условий, определяе-
мый по табл. 5.18; он, а2— безразмерные коэффициенты, прини-
маемые по табл. 5.19 в зависимости от расчетного значения угла
внутреннего трения грунта в рабочей зоне <pi (под рабочей зоной
понимается прилегающий к лопасти слой грунта толщиной, рав-
ной d); Ci — расчетное удельное сцепление глинистого или пара-
Таблица 5.18. Коэффициенты условия работы винтовых свай
Наименование грунта	Коэффициенты условий работы винтовых свай ус при нагрузках		
	сжимающих	выдергиваю- щих	знакопере- менных
Глины и суглинки Твердые, полутвердые и тугопластичные	0,8	0,7	0,7
Мягкопластичные	0,8	0,7	0,6
Текучепластичные	0,7	0,6	0,4
Пески и супеси Пески маловлажные, супеси твердые	0,8	0,7	0,5
Пески влажные, супеси пластичные	0,7	0,6	0,4
Пески водонасыщенные, супеси текучие	0,6	0,5	0,3
Таблица 5.19. Значения коэффициентов ai, аг к определению несущей
способности винтовых свай
Расчетный угол внутреннего трения грунта в рабочей зоне cpi, град	Коэффициенты	
	СС1	«2
13	7,8	2,8
15	8,4	3,3
16	9,4	3,8
18	10,1	4,5
20	12,1	5,5
22	15,0	7,0
24	18,0	9,2
26	32,1	12,3
28	29,5	16,5
30	38,0	22,5
32	48,4	31,0
34	64,9	44,4
11*
163
метр линейности песчаного грунта в рабочей зоне, кПа; yi —
расчетный удельный вес грунтов, залегающих выше отметки.
кН/м3; I — глубина залегания лопасти сваи от природного ре-
льефа, а при планировке территории срезкой — от планировочной
отметки, м; А —проекция площади лопасти, считая по наружно-
му диаметру (м2) при работе винтовой сваи на сжимающую
нагрузку, и проекция рабочей площади лопасти, т. е. за вычетом
площади сечения ствола (м2) при работе винтовой сваи на вы-
дергивающую нагрузку; ft — расчетное сопротивление грунта на
боковой поверхности винтовой сваи, принимаемое по табл. 5.11,
кПа; и — периметр ствола сваи, м; d — диаметр лопасти сваи, м.
Сваи, работающие на выдергивающие нагрузки. Несущую
способность Fdu (кН) забивной сваи, работающей на выдерги-
вание, следует определять по формуле
Fdu = уси% yCffiht,	(5.15)
i = i
где и, yCf, fi, hi — обозначения те же, что и в формуле (5.5); ус —
коэффициент условия работы, принимаемый для свай, погружае-
мых в грунт на глубину менее 4 м, ус = 0,7, на глубину 4 м и
более ус = 0,8 для всех зданий и сооружений.
Несущую способность Fdu (кН) набивной сваи, сваи-оболоч-
ки, работающих на выдергивающие нагрузки, следует опреде-
лять по формуле
Fdu=ycU^ ycfftht,	(5.16)
i = i
где ус — значение то же, что и в формуле (5.15); и, yCf, ft, ht —
обозначения те же, что и в формуле (5.11).
Определение несущей способности свай по результатам поле-
вых исследований. Для определения несущей способности свай
по результатам полевых испытаний для каждого здания или
сооружения в соответствии со СНиП 2.02.03—85 должно быть
проведено не менее: статических испытаний свай и свай-штам-
пов — 2; динамических испытаний свай — 6; испытаний грунтов
эталонной сваей — 6; испытание свай-зондов — 6; испытаний
статическим зондированием — 6.
Испытания свай статической и динамической нагрузками сле-
дует производить согласно требованиям ГОСТ 5686—78*, испы-
тания грунтов статическим зондированием и эталонной сваей —
ГОСТ 20069—81 и 24942—81.
Несущая способность Fd (кН) свай по результатам их испы-
таний вдавливающей, выдергивающей и горизонтальной стати-
ческой нагрузкой и по результатам их динамических испытаний
определяется по формуле
Fd = yc-y^,	(5.16')
164
где уе — коэффициент условий работы, принимаемый в случае
вдавливающих или горизонтальных нагрузок ус = 1, а в случае
выдергивающих нагрузок при глубине погружения сваи или сваи-
оболочки в грунт на 4 м и более = 0,8 и при глубине погруже-
ния менее 4 м ус = 0,6 для всех видов зданий и сооружений;
Fu,n — нормативное значение предельного сопротивления сваи
или сваи-оболочки, определяемое в соответствии с указаниями
п. 5.4...5.7 [45], кН; yg — коэффициент надежности по грунту.
В случае, если число свай или свай-оболочек, испытанных в
одинаковых грунтовых условиях, составляет менее 6 шт., норма-
тивное значение предельного сопротивления сваи и сваи-оболоч-
ки в формуле (5.16') следует принимать равным наименьшему
предельному сопротивлению, полученному из результатов испыта-
ний, т. е. FUn = Fu.mm, а коэффициент надежности по грунту yg =
= 1.
В случае, если число свай или свай-оболочек, испытанных в
одинаковых условиях, составляет 6 шт. и более, значения Fu,nH
следует определять на основании результатов статистической
обработки частных значений предельных сопротивлений свай Fu,
полученных по данным испытаний.
При испытании свай статической выдергивающей или гори-
зонтальной нагрузкой за частное значение предельного сопротив-
ления Fu по графикам зависимости от нагрузок принимается
такая нагрузка, без увеличения которой перемещения сваи
непрерывно возрастают.
Несущую способность Fu (кН) забивной висячей сваи, рабо-
тающей на сжимающую нагрузку, по результатам испытаний
грунтов эталонной сваей, испытаний сваи-зонда или статического
зондирования следует определять по формуле
п
Т.< S 6.
^=^7—,	(5.16")
где ус = 1 — коэффициент условий работы; и — число испытаний
грунтов эталонной сваей, испытаний сваи-зонда или точек зонди-
рования; Fu — частное значение предельного сопротивления сваи
в месте испытания грунтов эталонной сваей, испытания сваи-
зонда или в точке зондирования, определяемое в соответствии с
требованиями п. 5.9...5.11 [45], кН; yg—коэффициент надеж-
ности по грунту, устанавливаемый в зависимости от изменчиво-
сти полученных частных значений предельного сопротивления
сваи Fu в местах испытаний грунтов эталонной сваей, испытаний
свай-зонда или в точках зондирования и числа этих испытаний
или точек при значении доверительной вероятности а = 0,95.
	Блок 4. Число свай определяется из условия, что ростверк
осуществляет равномерное распределение нагрузки на свайный
куст или свайный ряд
п = yk(Fp + Fpv,p)/Fd,	(5.17)
165
где Yfe — коэффициент надежности; Ff — расчетная нагрузка,
действующая по обрезу фундамента; Fpv>p — ориентировочный вес
ростверка и грунта.
	Блок 5. Зная число свай, их размещают в плане и кон-
струируют ростверк. При этом в зависимости от вида ростверка
принимают рядное или шахматное расположение свай.
Железобетонный ростверк рассчитывают на продавливание
колонной или сваей, а также на изгиб. Эти расчеты производят
в соответствии с нормами проектирования железобетонных кон-
струкций.
	Блоки 6, 7. После размещения свай и конструирования
ростверка находят фактический вес ростверка и грунта 'Fp.p,
определяют фактическую нагрузку на каждую сваю N и прове-
ряют условие
N = (Fp + FP^/n < Fd.
(5.18)
Если условие не выполнено, изменяют число свай и произво-
дят повторную проверку.
При действии по обрезу фундамента моментов, т. е. при вне-
центренном загружении свайного фундамента, расчетную на-
грузку определяют по формуле
max
mm
Fp +	Mpy Mpx
п	± ^У‘ ~ Zx‘
(5.19)
где Мрх, Му — моменты относительно главных осей фундамента;
х, у — координаты центра сечения рассматриваемой сваи;
2х2, У, у2 — сумма квадратов координат центров сечений свай,
дающих дополнительные моменты к постоянно действующим.
Если условие (5.19) не выполняется, то производят корректи-
ровку конструкции свайного ростверка (блок 10).
	Блоки 8, 9. Наряду с расчетом по несущей способности
свайные фундаменты из висячих свай рассчитывают по второй
группе предельных состояний, т. е. по деформациям.
Первоначально определяют среднее давление, передаваемое
на грунт в плоскости нижних концов свай по площади, через
которую это давление передается на основание. Эта площадь
называется площадью условного фундамента. Тогда среднее дав-
ление по подошве условного фундамента можно определить по
формуле
рп == ^оп И-ф)/(/у фбу ф),	(5.20)
где Мп—расчетная нагрузка по обрезу фундамента; Л/Уф—
вес ростверка, свай и грунта в пределах объема условного фун-
дамента; йуф, /уф — ширина и длина подошвы условного фунда-
мента.
Значение рп не должно превышать расчетного сопротивления
на грунт основания R для условного фундамента, т. е. должно
выполняться условие
166
(5.21)
Если условие (5.21) не выполняется, то увеличивают коли-
чество свай, изменяют расстояние между сваями или изменяют
размеры свай.
Осадка свайного фундамента определяется одним из методов
механики грунтов как для условного фундамента на естественном
основании.
Расчет фундаментов из висячих свай, свай-оболочек и свай-
столбов и его основания по деформациям производится как для
условного фундамента на естественном основании в соответствии
с требованиями главы СНиПа по проектированию оснований
зданий и сооружений. Границы условного фундамента опреде-
ляются следующим образом:
снизу — плоскостью, проходящей через нижние концы свай;
сверху — поверхностью планировки грунта;
с боков — вертикальными плоскостями, отстоящими от на-
ружных граней крайних рядов вертикальных свай на расстоянии
h • tg (фп, mt /4), а при наличии наклонных свай — проходящих
через нижние концы этих свай, где срп,т/ — средневзвешенное
расчетное значение угла внутреннего трения грунта, определяе-
мое по формуле
о
фП, mt —	;
h
..фп,л — расчетное значение углов внутреннего
О
трения для отдельных пройденных сваями слоев грунта толщи-
ной соответственно hi, hw, ..., hn", h — глубина погружения свай
в грунт, считая от подошвы ростверка, равная h = hi + An +
Н-  Н- hn.
В собственный вес условного фундамента при определении
его осадки включаются вес свай и ростверка, а также вес грунта
в объеме условного фундамента.
Осадка ленточных свайных фундаментов с одно-, двух- и
трехрядным расположением свай (при расстоянии
3...4d) определяется по формуле
между сваями
„ ___	v 7 £
S лЕ °0’
где п — нагрузка на свайный фундамент (кН), причем в на-
грузку включается вес условного фундамента в виде массива
грунта со сваями, ограниченного сверху поверхностью планиров-
ки, с боков — вертикальными плоскостями, проходящими по на-
ружным граням крайних рядов свай, снизу — плоскостью, про-
ходящей через концы свай; Е, у — минимальные значения моду-
ля деформации (кПа) и коэффициенты Пуассона грунта в актив-
ной зоне, определяемые применительно к размерам указанного
167
выше условного фундамента в соответствии с требованиями
главы СНиПа на проектирование оснований зданий и сооруже-
ний [39]; б0 — коэффициент, принимаемый по номограмме в за-
висимости от v, приведенной ширины фундамента b и приведен-
ной глубины активной зоны Hc/h (Нс — глубина нижней границы
активной зоны, h — глубина погружения свай) [45].
Обязательным условием расчета по второму предельному
состоянию является
(5.22)
(5.23)
где s — ожидаемая осадка, полученная по расчету; [s]u — пре-
дельная осадка сооружения, принимаемая согласно СНиП
2.02.01—83 [39]; &s/L— ожидаемая относительная осадка
сооружения, полученная по расчету; [As/L]u — предельная отно-
сительная осадка сооружения, принимаемая по СНиПу [39].
Если условия не выполняются, то производят корректировку
принятой конструкции свайного фундамента (блок 10).
 Блок 10. Корректировку конструкции фундамента произво-
дят путем увеличения длины сваи, поперечного сечения сваи,
количества свай в ростверке и т. п.
5.3.2. Контрольные примеры
ф Пример 5.1. Рассчитать свайный фундамент 9-этажного здания. Пункт
строительства — г. А. Инженерно-геологические условия строительной площадки
представлены на рис. 5.13. Физико-механические характеристики грунтов осно-
вания приведены в табл. 5.20.
Здание панельное без подвала. Сечение колонны 100X 50 см. Схема дей-
ствующих нагрузок приведена на рис. 5.14. Нормативные нагрузки: F^ =
= 1700 кН, F% = 19 кН, М" — 53 кН-м; расчетные: Fp = 2040 кН, Fph = 23 кН,
М? = 64 кН-м.
Решение. Расчет выполняется в соответствии с алгоритмом, приведен-
ным на рис. 5.12.
При анализе инженерно-геологических условий строительной площадки
выделяем слой грунта для опирания забивных свай. Таким слоем является песок
крупный, так как первый слой — суглинки лессовидные просадочные — непри-
годен для опирания (см. п. 8 [45]). Свая работает как висячая.
Определяем глубину заложения ростверка dp. Назначение dp в зависимости
от геологических и гидрогеологических условий площадки строительства и глуби-
ны сезонного промерзания выполняется согласно табл. 4.17. В данных условиях
глубина заложения ростверка должна быть не менее 0,5d; [39], где df— расчет-
ная глубина промерзания грунта.
Определяем нормативную глубину промерзания грунта по формуле (4.4) при
Mt = 82; dQ = 23 см = 0,23 м; dfn = 0,23782" = 2,08 м.
Расчетная глубина промерзания по формуле (4.3) при kh = 0,5 (см. табл. 1
[39]) равна df = 0,5*2,08 = 1,04 м. Глубина заложения ростверка dp должна
быть больше 0,5^; dp^ 0,52 м (см. табл. 2 [39]).
168
220,00 \
210,Oo\
216,00\
2/4,00
2/2,00
210,00\
СКВ J	СКВ. 2 СКВЛ
Рис. 5.13. Инженерно-геологические
условия строительной площадки
Рис. 5.14. Схема действу-
ющих нагрузок
В качестве определяющего при назначении глубины заложения выступает
конструктивный фактор (обеспечение необходимой заделки колонны в стакане
и т. д.). Принимаем dp ~ 1,7 м (рис. 5.15).
Определяем размеры сваи. Из геологических условий и конструктивных
соображений находим длину сваи и размеры поперечного сечения. Сопряжение
сваи с ростверком жесткое, заделка сваи в ростверк на глубину 300 мм. Учиты-
ваем, что минимальное заглубление сваи в несущий слой грунта 1 м (см. п. 7.10
[45]), и определяем длину сваи (рис. 5.16):
L = (6,2 - 1,7) + 0,3+1 = 5,8 м.
Принимаем сваю СНпрб-30 длиной 6 м, сечением 300X300 мм с напрягае-
мой проволочнс й арматурой (см. табл. 5.4).
Таблица 5.20. Физико-механические характеристики грунтов основания
Вид грунта	Мощ- ность слоя, м	Р? 3 кг/м	Р> з кг/м	pd, кг/м3	IF	WL
Суглинки лессовидные проса-	6,2	2710	1640	1414	0,16	0,27
дочные Песок крупный	5,9	2690	.1735	1563	0,11	—
Продолжение табл. 5.20
Вид грунта	IFP	/р	J L	е	С, МПа	ф, град	Е, МПа
Суглинки лессовидные проса- дочные	0,15	0,12	0,54	0,65	0,031	24	19,5
Песок крупный	—	—	—	0,55	0,001	40	40
Примечания: 1. Значения с и ф приведены по результатам испытания
лессовых суглинков в водонасыщенном состоянии. 2. Грунтовые воды отсутствуют.
3. По лабораторным данным строительная площадка сложена просадочными
грунтами I типа по просадочности.
169
Рис. 5.15. Свайный фундамент
под колонну
Рис. 5.16. Схема расчета свайного
фундамента по деформациям:
/ — граница сжимаемой толщи
Определяем несущую способность сваи Fd как минимальное значение из не-
сущей способности сваи по грунту и по материалу.
В данном примере определяется только несущая способность сваи по грунту,
для данных условий несущая способность короткой висячей сваи по грунту заве-
домо меньше несущей способности сваи по материалу.
Несущая способность определяется по формуле (5.5). В просадочных грунтах
Tip и возможности замачивания расчетные табличные характеристики следует
принимать при показателе текучести, равном
j	— UZp
L	WL-Wp
где е — коэффициент пористости грунта; yw = 1000 — удельный вес воды, кН/м3;
yg—удельный вес грунта, кН/м3; и WL—влажность грунта на границе
раскатывания и на границе текучести в долях единицы.
Для нашего примера ус — 1; ycR = 1; ycf = 1; А — 0,09 м2; и = 1,2 м;
JL = о,55; R = 7353 кН/м2 (см. табл. 5.10).
Для нахождения расчетных сопротивлений грунта по боковой поверхности
сваи разделяют пласты грунтов на однородные слои толщиной не более 2 м
(рис. 5.16) и по табл. 5.11 определяем ft:
h\ = 2 м,
h2 = 2 м,
/г3 — 0,5 м,
/г4 = 1,2 м,
Z[ = 2,7 м
= 4,7 м,
2з = 5,95 м
Z4 == 6,8 м
ft = 16,8 кН/м2;
Д = 20,7 кН/м2;
/з = 22,1 кН/м2;
ft = 77,5 кН/м2;
Fd = 1[Ь7353-0,09+ 1,2-1(16,8-2 + 20,7-2 + 22,1-0,5 + 77,5-1,2)]= 876 кН.
170
Определяем количество свай в кусте пс по формуле (5.17):
п = ykF»/Fd,
где F?—расчетная нагрузка; у*— коэффициент надежности (см. п. 3.10 [4]);
Ya = 1,4;
п = 1700* 1,2-1,4/876 = 3,3 шт.
Принимаем 4 сваи марки СНпрб-30. Конструируем ростверк (см. рис. 5.15),
учитывая, что минимальное расстояние между осями свай — 3d, а до края рост-
верка от оси крайней сваи — d, где d — диаметр (сторона) сваи.
Выполняем проверки. Определяем фактическую нагрузку на сваю с учетом
и АД по формуле (5.19):
Л/	_ Fpv + FlP	М?у	М%х
/Vmax — --------rt ——~ rt ——*7 ,
min n	Z У‘	Z
F*+Fl,p = Fap+F"p-l,l = 2040+ 1,7-1,9-1,9-20-1,1 = 2175 кН;
Ml = Ml + FHhdl-1,2 = (64 + 19 • 1,55)1,2 = 99 кН - м;
Ml = 0;+p = dp—0,15 = 1,7-0,15 = 1,55 m;
_ 2175	99-0,65
X 4 ± 4 - 0,65й ’
= 582 кН; AZm„, = 506 кН.
Согласно СНиПу допускается увеличивать расчетную нагрузку на крайние
сваи в ростверке на 20 % (см. п. 1.4 [45]).
Проверяем условие (5.19): Л^ах l,2Fd/yk, 582 кН < 650 кН.
Данное условие соблюдается, поэтому принятый свайный фундамент остав-
ляем для дальнейших расчетов.
Расчет основания свайного фундамента по деформациям выполняется на
основании [45] как для условного фундамента на естественном основании
(см. рис. 5.16).
Определяем контуры условного фундамента:
Ф1Л1 “Ь Ф2^2
ф1,'и'=...hl+h2 ’
где ф+ ф2 — расчетное значение углов внутреннего трения для отдельных прой-
денных сваями слоев грунта толщиной соответственно hi, h%\ hi + h? — глубина
погружения свай в грунт, считая от подошвы ростверка, равная 5,7 м;
m _ 24-4,5-40-1,2 _ 97О.
ФП.т( —	г	’
_ б°45'.
5,7
Определим АВ — сторону подошвы условного фундамента:
АВ = 2*1,6 + 2*5,7*tg 6°45z = 2,95 м.
Находим среднее давление по подошве условного фундамента.
По формуле (5.20) определяем Рщ
р = 2040 +. 806. = 327 кН/м2 = 0,327 МПа.
2,952	7
171
Необходимо выполнить условие (5.21):
R ~	ь'—(мт6уФ'Тпф + Mqdy^- УпСр+ Л4сСц);
ус1 = 1,4; ус2 = 1,2 (по п. 2.41 [39]); k = 1 (по п. 2.41 [39]);
Му = 2,46; Мч = 10,84; Мс = 11,73 (по табл. 4.17); &уф = 2,95;
с = 0,00L МПа; (/уф = 7,4 м;
6,2.16,4+1,2-17,3	з
VlIcp =---------—------------ 16,6 кН/м .
Подставляем эти значения в формулу
/? = -1?4'Ь.„. (2,46-2,95.16,6 + 10,84-7,4.16,6+ 11,73) = 2459 кН/м2 =
= 2,46 МПа;
0,327 < 2,46 МПа. Условие выполнено.
Определим осадку условного фундамента методом послойного суммирова-
ния (табл. 5.21).
Таблица 5.21. К определению осадки фундамента
г, м	г	 2z Ф	а	Обозна- чение давле- ния	МПа	(fzq , МПа	0,2Ог„ МПа	Е, МПа
0	0	1	Р0	0,204	0,123	0,025	40
1,1	0,75	0,820	Р1	0,167	0,142	0,028	40
2,2	1,49	0,492	р2	0,100	0,161	0,032	40
3,3	2,24	0,289	Р3	0,059	0,180	0,036	40
4,4	2,98	0,183	Р4	0,037	0,199	0,039	40
Толщина элементарного слоя z — 0,4 • 6уф — 1,1 м; ро =	ог£/; ог£/ =
= Унср-^уф = 1,66-7,4 = 0,123 МПа; ри - 0,327 МПа; Л = 0,204 МПа.
Ординаты эпюры дополнительного давления вычисляем по формуле
= аро. Осадка заканчивается в слое, где выполняется условие 0,2ог9.
Вычисление осадки ведем по формуле (см. прилож. 2 [3]):
„V °^РН‘	0,8-1,1 / 0,204 + 0,167	0,167 + 0,100	0,100 + 0,059\
' ~	-----40~~ \-------2------+--------2------+--------2------) =
= 0,0088 м; su = 8 см (см. прилож. 3 [39]);
0,88 < 8 см.
После завершения расчетов подбирают сваебойное оборудование [23, 32] и
определяют технико-экономические показатели данного варианта фундамента.
Пример 5.2. Рассчитать ленточный свайный фундамент под 9-этажный
жилой дом. Место строительства г. Б. Инженерно-геологические условия строй-
площадки представлены на рис. 5.17. Значения физико-механических характе-
ристик грунтов основания приведены в табл. 5.22. Здание кирпичное с подвалом.
Схема действующих нагрузок на 1 м длины приведена на рис. 5.18. Нормативные
нагрузки:	= 1273 кН, F% = 36 кН, Мх = 20 кН-м; расчетные: F$p ~ 1528 кН;
Fg = 43 кН; = 24 кН.
172
СКВ.1 СКВ.2	СКВ J
Ошметка устья ск&ажины	19k,30	19k,20	19k,15	
Расстояние, м	50	50
Ь=1600
♦ Z
Рис. 5.18. Схема действующих
нагрузок
Рис. 5.17. Инженерно-геологические усло-
вия строительной площадки
При анализе инженерно-геологических условий стройплощадки несущим
слоем для забивных свай является крупный песок. Свая работает как висячая.
Решение. Определяем глубину заложения ростверка dp:	dfn = do~\[M^
Mt = 69,5°; do = 0,23 м; dfn= 0,23^6975 = 1,92 м; ds = dlnkh = 0,4-1,92 =
= 0,77 м; kh, ~ 0,4 (см. табл. 1 [39]).
Таблица 5.22. Физико-механические характеристики грунтов основания
Вид грунта	Мощ- ность СЛОЯ, м	ps> кг/м3	Р/’ з кг/м	pd, кг/м3	W	wL	WP
Суглинок лессовидный проса- дочный Суглинок лессовидный непро- садочный Песок крупный	5,0 2,0 4,0	2700 2720 2600	1700 1800 1700	1400 1650 1600	0,25 0,15 0,16	0,30 0,30	0,20 0,1
Продолжение табл. 5.22
Вид грунта		Jl	Sr	е	с, МПа	град	МПа
Суглинок лессовидный про- садочный Суглинок лессовидный непро- садочный Песок крупный	о,1 0,2	0,54 0,7	0,33 0,63 0,66	0,81 0,65 0,63	0,005 0,012 0,003	19 24 30	10 11 20
Примечания: 1. Значения J с и ф приведены по результатам испытания
лессовидных суглинков в водонасыщенном состоянии. 2. Грунтовые воды отсут-
ствуют. 3. Просадочные грунты I типа по просадочности.
173
Глубина заложения ростверка dp должна быть больше 0,5d/ = 0,38 м.
Конструктивно (здание с подвалом) принимаем d? 1,95 м.
Определяем размеры сваи. Из геологических условий и конструктивных
соображений принимаем длину сваи L ~ 7 м (рис. 5.18). Заделка сваи в ростверк
жесткая — 300 мм. Принимаем сваю СНпр7-40 длиной 7 м, сечением 400 X 400 мм
с напрягаемой проволочной арматурой.
Определяем несущую способность сваи Fd аналогично примеру 5.1: yf = 1;
yCR = 1; Yc/= — 1; А = 0,16 м2; и ~ 1,6 м; R — 7400 кН/м2.
Определяем расчетное сопротивление по боковой поверхности сваи:
h\ == 2 м;		21 — 2,95 м;	fi = 16,4 кН/м2;
h2 - 1,05	м;	22 — 4,48 м;	f2 = 9,5 кН/м2;
2 м;		23 = 6,0 м;	f3 = 50 кН/м2;
Д4 = 1,65	м;	, г4 = 7,82 м;	f4 = 61 кН/м2;
Fd = 1(1-7400-0,16-1-	 1,6-	1(16,4-2 4- 9,5-1,05 -	(-50-2 + 61-1,65) = 1427 кН
Определяем количество свай' на 1 м длины:
п = FSyk/Fd = 1528-1,4/1427 - 1,5 шт.,
где Fv — расчетная нагрузка; — коэффициент надежности.
Определяем количество свай в ленточном фундаменте для пролета I = 6 м:
п — 1,5-6 — 9 шт.
Принимаем ростверк из 9 свай. Конструируем ростверк, принимая шахматное
расположение свай (рис. 5.19).
Рис. 5.19. Ленточный ростверк
Выполняем проверки. Определяем фактическую нагрузку на сваю с учетом
момента Мх и горизонтальной силы Fh по формуле
44П1ах —
min
Ъу>
Подставляя численные значения, получим
F° + FPP = Fp + F"p- 1,1 = 1528-6+ 117,2 = 10 127 кН.
Расчетный момент на уровне подошвы ростверка:
Мх = W/ + 7’Х) = (24 +42-0,5) = 45 кН-м;
_ 10 127	45-6-0,5
пшГ ~	9	± 9-0,52 ’
АГтах = 1197 кН; 1053 кН.
174
Согласно СНиПу допускается увеличить расчетную нагрузку на крайние
сваи в ростверке на 20 % (см. п. 1.4 [45]).
Проверяем условие
Нmax • 1,2/^;
1197 кН < 1223 кН.
Данное условие соблюдено, поэтому принятое количество свай оставляем
для дальнейших расчетов.
Осадка ленточного свайного фундамента (см. прилож. 3 [45]) определяется
по формуле
я(1 — V2) х
S = —----р---Оо>
где п — погонная нагрузка на свайный фундамент с учетом веса фундамента в
виде массива грунта со сваями, ограниченного: сверху — поверхностью плани-
ровки, с боков — вертикальными плоскостями., проходящими по наружным граням
крайних рядов свай, снизу— плоскостью, проходящей через нижние концы свай;
п — Fv + FC,P = 1528 + 212 == 1740 кН; v — коэффициент Пуассона грунта; Е —
модуль деформации; 60—безразмерный коэффициент, принимаемый по номо-
грамме (см. прилож. 3 [4]) в зависимости от v, Р = b/h (b — ширина фундамен-
та, h — глубина погружения свай), Ho/h (Но — глубина сжимаемой толщи).
Граница сжимаемой толщи может быть принята на границе песка и твердых глин,
которые залегают с глубины 14 м: Но = 14 м; (3 — 1,8/8,85 = 0,2; Ho/h =
— 14,0/8,85 = 1,6. Определяем 60 = 1,4; Е — 20 МПа; v = 0,35.
Осадка свайного фундамента
su = 15 см (см. прилож. 3 [39]).
Условие выполняется: 3,4 С 15 см, значит, свайный фундамент запроектиро-
ван правильно
После завершения расчетов подбирают сваебойное оборудование, определяют
технико-экономические показатели данного варианта и, если он окажется рацио-
нальным, производят расчет прочности тела ростверка и подбирают необходимое
сечение арматуры по нормам проектирования бетонных и железобетонных конст-
рукций.
5.4. Расчет свай на горизонтальные силы
и изгибающие моменты
Расчет свай на совместное действие вертикальной и горизон-
тальной сил и момента выполняется согласно приложению 1 к
СНиП 2.02.03—85.
Свая рассчитывается как стержень, взаимодействующий с
основанием, описываемым механической моделью винклерова
типа. Предполагается, что в процессе нагружения система
«свая — грунт» проходит две стадии напряженно-деформирован-
ного состояния.
На первой стадии окружающий сваю грунт работает как уп-
ругая линейно-деформируемая среда. Упругие свойства грунта
175
характеризуются коэффициентом постели, линейно возрастаю-
щим с глубиной.
На второй стадии в верхней зоне окружающего сваю грунто-
вого основания образуется область предельного равновесия грун-
та. Жесткость грунта в пределах области предельного равновесия
характеризуется прочностным коэффициентом, ниже грунт рабо-
тает упруго как на первой стадии.
За предельное состояние системы «свая — грунт» принимает-
ся момент образования в свае пластического шарнира в преде-
лах или на границе области предельного равновесия грунта.
В соответствии со СНиП 2.02.03—85 расчет свай в случае
многорядного их расположения в фундаменте с ростверком, опи-
рающимся на грунт, при отсутствии сейсмических воздействий
допускается производить с учетом возможности последователь-
ного развития первой и второй стадий напряженно-деформиро-
ванного состояния системы «свая — грунт». В остальных случаях
производится одностадийный расчет свай с допущением работы
окружающего сваю грунта только в упругой стадии.
Учитывая ограниченную область использования двухстадий-
Рис. 5.20. Алгоритм расчета свай на горизонтальные и мо-
ментные нагрузки по одностадийной схеме
176
нои схемы расчета сваи на горизонтальные и моментные нагруз-
ки, рассмотрим подробно только расчет по одностадийной схеме,
алгоритм которого представлен на рис. 5.20. Ниже приводится
расшифровка содержания отдельных блоков, требующих поясне-
ния. Во избежание повторений разъяснение буквенных символов
осуществляется только один раз при первом их упоминании.
	Блок 1. Исходными данными для расчета являются: на-
грузки на свайный фундамент; геометрические характеристики
свайного фундамента; тип свай; тип сопряжения головы сваи с
ростверком — жесткое сопряжение или свободное опирание;
условия опирания нижнего конца сваи — на нескальный грунт,
на скалу, заделка в скалу; вид окружающего сваю грунта; зна-
чения предельных перемещений головы сваи устанавливаются в
задании на проектирование здания или сооружения.
Наибольшее распространение в практике промышленного и
гражданского строительства получили фундаменты с вертикаль-
ными сваями одинакового поперечного сечения. Для этого типа
фундаментов продольные усилия в сваях определяются по фор-
муле (3) СНиП 2.02.03—85, а горизонтальная нагрузка прини-
мается равномерно распределенной между всеми сваями.
Изгибающий момент (рис. 5.21), действующий на голову
сваи, зависит от конструкции свайного фундамента. При много-
рядном (два ряда и более) расположении свай в фундаменте и
жесткой заделке головы сваи в ростверк (рис. 5.22) расчетный
момент заделки принимается исходя из невозможности поворота
головы сваи и определяется в ходе расчетов, производимых в
блоке 3 по формуле (4.36). В случае свободного опирания рост-
верка на сваи принимается М = 0. При однорядном расположе-
нии свай в фундаменте изгибающий момент принимается равно-
мерно распределенным между сваями (сопряжение с ростверком
жесткое).
	Блок 2. Расчетными характеристиками сваи и окружаю-
щего ее грунта являются: коэффициент постели грунта на боко-
вой поверхности сваи; коэффициент деформации; приведенная
глубина расположения сечения сваи в грунте; приведенная глу-
бина погружения сваи в грунт; условная ширина сваи.
Расчетные значения коэффициента постели Сг грунта на бо-
ковой поверхности сваи определяют по формуле
Cz = kz/ус,	(5-24)
где k — коэффициент пропорциональности, кН/м4 (тс/м4) (прини-
мается в зависимости от вида окружающего сваю грунта по
табл. 1 приложения 1 к СНиП 2.02.03—85); z— глубина распо-
ложения сечения сваи от расчетной поверхности (за расчетную
поверхность при высоком ростверке принимается поверхность
грунта, при низком — подошва ростверка), м; ус — коэффициент
условий работы; при расчетах по одностадийной схеме ус = 3.
Если свая пересекает несколько слоев грунта, различающихся
значениями ki, многослойное основание приводится к однослой-
177
12— 1040
Рис. 5.21. Схема нагрузок на
сваю:
1 — расчетная поверхность
Рис. 5.22. Определение нагрузок -на голову
сваи в случае жесткой заделки в ростверк
и многорядного расположения свай в рост-
верке:
п — число свай в фундаменте
ному, характеризуемому одним приведенным значением k. Для
этого вычисляется толщина 1т (м) слоев грунта, определяющих
в основном работу сваи на горизонтальные нагрузки:
/т = 2(п!+1),	(5.25)
где d — размер поперечного сечения сваи, м.
Если 1т> I (см. рис. 5.21), принимается lm — I. Приведенное
значение k определяют с учетом рис. 5.23 по формуле
, s 2 2
где kt, Ft — соответственно коэффициенты пропорциональности
и площади графика, относящиеся к z-му слою грунта.
Коэффициент деформации, характеризующий совместную ра-
боту сваи и грунта, вычисляют по формуле
<5-27)
где Ьр — условная ширина на сваи, принимаемая для свай с диа-
метром стволов 0,8 м и более, bp = d + 1 м, для остальных раз-
меров сечений свай Ьр = 1,5с? + 0,5 м; Е — модуль упругости
материала сваи, кПа (тс/м2); J — момент инерции поперечного
сечения сваи, м4.
Приведенную глубину расположения сечения сваи в грунте z
и приведенную глубину погружения сваи в грунт / определяют
по формулам:
z = z-at;	(5.
l=l-as,	(5.29)
178
Рис. 5.23. К определению приведенного коэффи-
циента пропорциональности многослойного осно-
вания
где z и / — глубина расположения сечения сваи в грунте и глуби-
на погружения нижнего конца сваи от расчетной поверхности,
принимаемой согласно пояснениям к формуле (5.24).
И Блок 3. Вычисляют следующие перемещения сечения сваи
в уровне расчетной поверхности от действия единичных нагрузок:
8нн — горизонтальное перемещение сечения от действия силы
Н = 1, приложенной в уровне расчетной поверхности, м/кН
(м/тс); 8нм — горизонтальное перемещение сечения от момента
М = 1, действующего в уровне расчетной поверхности, 1/кН;
8МН — угол поворота сечения от силы Н = 1, рад/кН (рад/тс);
8мм — угол поворота сечения, рад/(кН/м), от момента М. = 1.
Перемещения вычисляют по формулам:
Вмн — &нм — —2' 7
£мм = ^ЁГС°’
(5.30)
(5.31)
(5.32)
где До, Во, Со — безразмерные коэффициенты, принимаемые по
табл. 5 приложения 1 к СНиП 2.02.03—85 в зависимости от при-
веденной глубины I погружения сваи в грунт и условия опирания
нижнего конца свай.
Отметим, что коэффициенты До, Во, Со для величин I, не ука-
занных в табл. 5 СНиПа, не рекомендуется определять интерпо-
лированием. В этом случае следует округлить I до ближайшего
табличного значения.
Если в расчетах свай, имеющих жесткую заделку в ростверк,
учитывается расчетный момент заделки, который обеспечивается
179
12*
невозможностью поворота головы сваи, его величины определяют
по формуле
ЛД __ ®МН”к ^О&ММ + H/2EJ „	/Е QQ\
М'=---------+ к/Е1------Н’	<5'33>
где /о — длина участка свай от подошвы высокого ростверка до
поверхности грунта, м; при низком ростверке /о = 0.
При этом знак минус означает, что при горизонтальной си-
ле Н, направленной слева направо, на голову сваи со стороны
заделки передается момент, направленный против часовой стрелки.
 Блок 4. Как правило, в задании на проектирование зда-
ния или сооружения ограничивают горизонтальное перемещение
ир головы сваи и угол фр ее поворота. Расчетные значения ука-
занных величин определяют по формулам:
иР — «о+ фо/о + "з£]- + ~2ёГ >	(5.34)
I	I I ^^0 I Л4/о	/г- г>|-\
Фр — фо + 2EJ +	;	(5.35)
ио— //о8нн “l- М08нМ;	(5.36)
фо == Но&мн “I- Л1оСмм,	(5.37)
где «о и фо — горизонтальное перемещение (м) и угол поворота
(рад) поперечного сечения сваи в уровне расчетной поверхности;
Н, М — расчетные значения поперечной силы (кН) и изгибаю-
щего момента (кН«м), действующие на голову сваи (см.
рис. 5.21); Но, Мо — расчетные значения соответственно попереч-
ной силы (кН) и изгибающего момента (кН«м) в уровне расчет-
ной поверхности, принимаемые равными Но = Н и Mo = М -\-
+ W
И Блок 5. Вычисленные значения ир и фр сравнивают с пре-
дельно допускаемыми значениями соответственно горизонтального
перемещения ии головы сваи и угла фи ее поворота:
ир С ии;	(5.38)
Фр < фи.	(5.39)
Если хотя бы одно, из неравенств не выполняется, произво-
дится корректировка конструкции свайного фундамента (см.
блок 10).
| Блок 6. Проверка устойчивости окружающего сваю грунта
выполняется по условию ограничения в расчетных сечениях
сваи расчетного давления ог, оказываемого на грунт боковой
поверхностью сваи. Глубина расположения расчетных сечений
сваи от расчетной поверхности зависит от приведенной глуби-
ны / погружения сваи в грунт. При I 2,5 проверка выполня-
ется для двух сечений, расположенных на глубине z = //3 и
z — 1\ при I > 2,5 — в одном сечении на глубине z — 0,85/аЕ.
Расчетное давление определяют по формуле
Ог = ^(с'“Л1-’^В|+^ГС1+^Г£1')’	(5Л0)
\	Ct*-	J /
180
где Ai, Bi, Ci, Di — безразмерные коэффициенты, принимаемые
по табл. 4 приложения к СНиП 2.02.03—85 в зависимости от
приведенной глубины расположения сечения сваи в грунте.
При определении указанных коэффициентов следует придер-
живаться рекомендаций к блоку 3.
Н Блок 7. Проверка устойчивости окружающего сваю грунта
выполняется по условию
cost, (Yi^gyt + £с0,	(5.41)
где z — глубина, для которой определены значения ог в блоке 6;
yi — расчетный удельный вес грунта ненарушенной структуры,
определяемый в водонасыщенных грунтах с учетом взвешива-
ния в воде, кН/м3; epi, ci — расчетные значения соответственно
угла внутреннего трения грунта (град) и удельного сцепления
грунта, кПа; £ — коэффициент; для забивных свай и свай-обо-
лочек £ = 0,6, а для всех остальных видов свай | = 0,3; тр —
коэффициент, равный единице, кроме случая расчета фундамен-
тов распорных сооружений, для которых тр = 0,7; ц2 — коэф-
фициент, учитывающий долю постоянной нагрузки в суммарной
нагрузке:
П2 = (Мс + Mt)/(nMc + М/),	(5.42)
где Мс — момент от внешних постоянных нагрузок в сечении
свайного фундамента, проведенном через нижние концы свай;
Mt — то же, от внешних временных нагрузок; п — коэффициент,
принимаемый равным 2,5, за исключением случаев расчета:
а) особо ответственных сооружений, для которых при I 2,5
п = 4 и при I 5 п = 2,5; при промежуточных значениях I
значение п определяют интерполяцией; б) фундаментов с одно-
рядным расположением свай на внецентренно приложенную вер-
тикальную сжимающую нагрузку, для которых п = 4 независимо
от значения I.
При нарушении неравенства (5.41) выполняется корректиров-
ка конструкции фундамента (см. блок 10).
Н Блоки 8, 9. Проверка сечений сваи по сопротивлению мате-
риала выполняется по предельным состояниям первой и второй
групп (по прочности, по образованию и раскрытию трещин) на
совместное действие расчетных усилий — вертикальной силы Nz,
изгибающего момента Мг и поперечной силы Нг. Расчеты выпол-
няют в зависимости от материала сваи согласно требованиям
соответствующих глав СНиПа. Сваю рассчитывают как внецент-
ренно загруженный элемент. Значения расчетных усилий в
свае на глубине z от расчетной поверхности определяют по
формулам:
Mz = a\EJ и0Ац — aef/фоВз + М0Сз + -^-D3;	(5.43)
ОСе
Нг = alEJuoAs — a%EJty0B4 + aeMoC4 + H$D4,	(5.44)
Nz = N,	(5.45)
181
где А3, А4, В3, В4, С3, С4, D3, D4 — безразмерные коэффици-
енты, принимаемые по табл. 4 приложения 1_ к СНиП 2.02.03—
85 в зависимости от приведенной глубины z расположения се-
чения сваи в грунте.
Максимальное значение ЛГ?ах расчетного момента в свае оп-
ределяют по эпюре изгибающих моментов, в частном случае
максимальный момент может действовать в заделке головы
сваи в ростверк, т. е. М™ах = М[.
При расчетах прочности свай на эксплуатационные нагрузки
могут быть использованы графики, приведенные для забивных
свай квадратного и полого сечения и свай-оболочек в соответ-
ствующих ГОСТах, для забивных свай сечением 35X35 и 40 X
Х40 см с повышенным продольным армированием и буронабив-
ных свай — в справочнике [23].
Н Блок 10. Уменьшение перемещений ростверка и свай и, как
следствие, снижение давления боковой поверхности свай на грунт
достигается следующими корректировками конструкции свайного
фундамента: при свободном опирании ростверка на сваи — вве-
дением жесткой заделки голов свай; при I 2,5 — увеличением
длины свай, но не более 1 = 4 (кроме случая заделки нижнего
конца свай в скалу); увеличением сечения или введением до-
полнительных свай в фундамент; введением наклонных свай.
В последнем случае расчет свайного фундамента выполня-
ется по Руководству [32].
При недостаточной прочности железобетонных свай может
быть рекомендовано кроме перечисленных мероприятий повыше-
ние армирования сечения сваи.
ф Пример 5.3. Рассчитать сваи фундамента на горизонтальные и моментные
нагрузки. Нормативные нагрузки на фундамент в уровне подошвы ростверка
составляют: F'i = 1800 кН, = 19 кН, Мх = 80 кН • м; расчетные нагрузки:
F% = 2150 кН, F% = 22 кН, Мх = 100 кН • м; доля постоянных нагрузок в
общей величине горизонтальной нагрузки составляет 50 %; предельное горизон-
тальное перемещение сваи в уровне подошвы ростверка равно 10 мм. Осталь-
ные исходные данные те же, что и в примере 5.2.
Решение.
и Блок 1. Определим нагрузки на голову максимально загруженной сваи.
По формуле (см. рис. 5.22) находим продольные силы в свае:
Л,Р 2150
100 • 0,65
4-0.652
= 576 кН; № =
1800
4
80 • 0,65
4-0,652
= 474 кН.
Горизонтальные силы, действующие на голову свай, составляют
Нр = F^/n = 22/4 = 5,5 кН; Нн = 19/4 = 4,8 кН.
Исходя из того, что сваи жестко защемлены в ростверке и в направлении
действия момента Мх расположено два ряда свай, полагаем поворот свай голов
невозможным. Момент в заделке определим в блоке 3.
и Блок 2. По табл. 1 приложения 1 [45] определяем коэффициенты
пропорциональности для каждого из слоев грунта, прорезаемых сваей. Слой 1
(просадочный суглинок в водонасыщенном состоянии — 0,54) — /<| ==
182
Суглинок
просадочный
Суглинок
непросадочный
Песок
крупный
Рис. 5.24. К примеру расчета сваи на горизонтальные
нагрузки
= 11 200 кН/м4; слой 2 (суглинок, II = 0,7) — Ki = 8000 кН/м4; слой 3
(песок крупный, е = 0,63) — Кз = 30 000 кН/м4.
По формуле (5.25) находим толщину слоев грунта, определяющих в ос-
новном работу сваи на горизонтальные нагрузки:
1т = 2(0,3 + 1) = 2,6 м.
Строим график, аналогичный рис. 5.23 (см. рис. 5.24):
F1 =
°’31 + !’°	1 й . 1Й р	°’31 • °’8
-------------- 1,0	1,1 О’ Г 2 == -----77----
= 0,12.
Вычисляем приведенное значение коэффициента пропорциональности по
формуле (5.26):
К  2(1,18  11 200 + 0,12  8000) = 10900 к
2,6
Определяем расчетную ширину сваи:
6Р = l,5t/ 4- 0,5 = 1,5 - 0,3 + 0,5 = 0,95 м.
Определяем жесткость сечения сваи при изгибе (Е = 2,5 • 107 кН/м2, класс
бетона В15):
EJ = 2,5 * 107 - 0,34/12 = 1,69-104 кН-м2.
Коэффициент условий работы ус = 3. Вычисляем коэффициент деформа-
ции по формуле (5.27):
10 900 • 0,95
3-1,69^ Ю4
= 0,73 м"1.
Вычисляем приведенную глубину погружения сваи в грунт от расчетной
поверхности (подошвы ростверка) по формуле (5.29):
I = 5,7 - 0,73 = 4,2.
В Блок 3. По табл. 5 приложения 1 (45] для случая опирания свай на нескаль-
ный грунт и при I = 4,2 определяем коэффициенты До = 2,441, Во = 1,621,
Со - 1,751.
183
По формулам (5.30)...(5.32) вычисляем перемещения сечения сваи в уровне
расчетной поверхности от действия единичных нагрузок:
2 441
енн =---------------------- = 3,71 •
0,733 • 1,69 • 104
10~4 м/кН;
__	1,621
6hm 0,73й • 1,69 • 10“ = 1,80 ’
1СГ4 1/кН;
1 751
емн = 1,80 * 10 4 рад/кН; = ----------------------
Н	0,73 * 1,69 • 104
= 1,42 • 10~4 рад/(кН • м).
По формуле (5.33) определяем реактивные моменты,
роны ростверка на голову сваи (/0 = 0):
1,80 • 10~4 л о с 1 u
Mf =---------------— 4,8 = —6,1 кН •
1	1,42 • 10~4
действующие со сто-
м;
1 8 10~4
М? =---------------- 5,5 = —7,0 кН
1,42 • 10“4
м.
| Блоки 4 и 5. Вычисляем по формулам (5.34)... (5.37) перемещения головы
под действием нормативных и расчетных нагрузок: Но = Н; Мо = М; фр =
— фр = 0 (поворот ростверка невозможен); и" =	= //ненн 4- Д4/ • еНм =
= 4,8 • 3,71 • 10~4 - 6,1 • 1,80 • 10“4 = 0,68 • 10~3 м,
wp = 4 = //Р£нн 4-	= 5,5 • 3,71 - 10“4 - 7,0 * 1,80 • 10“4 =
= 0,78 • 10~3 м.
Расчетные перемещения головы сваи меньше предельных: и'р = 0,68 мм с
С Uu — 10 мм.
В Блок 6. Поскольку I ~ 4,2 > 2,5, давление 'а2, оказываемое на грунт боко-
вой поверхностью сваи, определяем на глубине
z = 0,85/ссе = 0,85/0,73 = 1,16 м.
По табл. 4 приложения 1 [4] определим значения коэффициентов, соответствую-
щих z =	= 1,16-0,73 = 0,85.
Ai = 0,997, Bi = 0,799, Сх = 0,320,
£>! = 0,085.
Учитывая, что фо = 0,	= ио, Мо = и Но
муле (5.40):
(о,78  ю-  0.997 -
О, / О	\
5,5 • 0,085	\
+ 0.73-  1,69  10- ) ~ 7’6 кПа'
= №, ВЫЧИСЛИМ О г ПО фор-
7,0 • 0,320
0,732 • 1,69 > 10
 Блок 7. Сечение сваи на глубине z = 1,16 м от подошвы ростверка находится
в суглинках просадочных, имеющих следующие характеристики в замоченном
состоянии: cpj = 22°, Cj = 27 кПа, yj = 17,2 кН/м2. Определим значения коэф-
фициентов, входящих в формулу (5.41). Рассчитываемый свайный фундамент
выполнен из забивных свай и не является опорой распорного сооружения, сле-
довательно, £ — 0,6 и т^ = 1.
184
Так как расположение свай в фундаменте многорядное, при определении
момента от внешних нагрузок в сечении свайного фундамента, проведенном
через нижние концы свай, учитывается действие только поперечной силы. Доля
постоянных нагрузок Fh в общей величине горизонтальной нагрузки Fh составляет
50 %, тогда в формуле (5.42) Мс = Mt ~ FU. Учитывая, что для рассчитывае-
мого фундамента /г = 2,5, находим
2,5^/ + Fchl
Определяем предельное давление, которое может воспринять окружающий
сваю грунт на глубине z — 1,16 м:
аи= 1,0 • 0,57 —-L-(17,2 • 1,16 • tg 22° + 0,6 • 27) = 59,7 кПа > о2 = 7,6 кПа.
Устойчивость грунта обеспечена.
 Блоки 8 и 9. По формуле (5.43) вычисляем значения Мг для построения
эпюры изгибающих моментов в свае. Вычисления производим для z = 0,0;
0,5; 1,0...4,0, учитывая, что w0 = «о, Фо = 0,	Я о = Я?. В нашем
случае максимальный изгибающий момент действует в месте сопряжения сваи
с ростверком, т. е. Л1Гах = М^ = 7,0 кН • м.
Продольное усилие в свае = № = 576 кН (см. блок 1): По рис. 3 при-
ложения 2 к ГОСТ 19804.1—79* убеждаемся, что при = 576 кН и М?1351 =
= 7,0 кН • м прочность материала сваи в эксплуатационный период обеспечи-
вается при стандартном армировании сваи.
Проектирование
опускных колодцев
6.1.	Общие сведения
Опускным колодцем называют открытую сверху и снизу по-
лую конструкцию произвольного в плане очертания, погружае-
мую под воздействием собственного веса или дополнительных
нагрузок по мере удаления из нее грунта.
В современной строительной практике опускные колодцы ис-
пользуют в качестве фундаментов мостовых опор, фундаментов
и подвальных этажей высотных зданий, подземных ограждаю-
щих конструкций большой глубины (подземных гаражей, хра-
нилищ различного назначения), отстойников очистных сооруже-
ний и т. д.
К основным достоинствам опускных колодцев, обеспечиваю-
щим их конкурентоспособность по сравнению с другими ва-
риантами строительства, следует отнести:
возможность передачи значительных горизонтальных и вер-
тикальных нагрузок на грунт вследствие больших размеров по-
перечного сечения;
возможность заглубления фундаментов более чем на 40 м
ниже уровня грунтовых вод, что невозможно для кессонов вслед-
ствие ограничения давления воздуха в рабочей камере;
не требуется специального оборудования для погружения в
грунт колодцев, опускаемых под действием собственного веса;
отсутствие вибраций при погружении колодца, что особенно
важно при проведении работ вблизи существующих зданий;
возможность использования местных строительных материа-
лов, например, при устройстве бетонных колодцев.
В качестве недостатков, ограничивающих применение опуск-
ных колодцев, необходимо отметить:
значительное недоиспользование прочностных свойств мате-
риала колодца, поскольку толщина стен определяется, как пра-
вило, исходя из условий преодоления сил трения по боковой
поверхности колодца его собственным весом (за исключением
вариантов погружения колодца в «тиксотропной рубашке» и
способом задавливания);
186
большая трудоемкость работ
при устройстве опускного колод-
ца;
необходимость тщательного
геодезического и технического
контроля при погружении колод-
ца во избежание образования
перекосов, обрыва колодца при
его зависании и т. п.
По применяемым материалам
опускные колодцы подразделяют
на бетонные, железобетонные,
металлические, каменные, кир-
пичные, причем наибольшее рас-
пространение получили бетонные
и железобетонные колодцы. Же-
лезобетонные колодцы могут
устраиваться монолитными либо
с применением сборных облег-
ченных элементов. Форма колод-
ца в плане определяется конфи-
гурацией проектируемого соору-
Рис. 6.1. Конструкция опускного
колодца: 
I — стена колодца; 2 — ножевая часть ко-
лодца; 3 — днище колодца; 4 - гидроизоля-
ция; 5 — водозащитная подушка; 6 — верх-
няя плита
жения, причем предпочтение следует отдавать круглой форме.
Наружные стены колодцев в нижней части устраиваются в
виде заострения (рис. 6.1), которое называется консолью или
ножом. Основное назначение ножа — облегчить проникновение
нижней части колодца в грунт. В нижней части опускного ко-
лодца устраивается днище, при высоком уровне грунтовых вод —
водозащитная подушка. Внутренняя полость колодцев, исполь-
зуемых в качестве глубоких опор (фундаментов), может запол-
няться бетоном.
Размеры опускных колодцев унифицированы. Размеры сто-
рон в плане круглых либо прямоугольных колодцев, м: 3, 4, 5,
6, 7, 8, 10, 12, 15, 18, 21, 24, 30, 36, 42, 48, 54,.60. Высоту (глу-
бину) опускных колодцев принимают кратной 1 м, высоту консо-
ли ножа I — кратной 0,2 м.
Рекомендуемая толщина стен, м: в монолитных конструкци-
ях — 0,2; 0,3; 0,4; 0,5; 0,6; 0,8; 1,0; 1,2; 1,5; 2,0; 2,5; 3,0; 3,5;
из сборных блоков — от 0,3 до 2,5, определяется номенклатурой
блоков.
Ширину сборных блоков с учетом стыков принимают крат-
ной л.
6.2.	Технология работ
Работы по устройству опускных колодцев выполняют в такой
последовательности: сооружение колодца; опускание колодца;
наращивание стен колодца по мере заглубления в грунт; устрой-
ство бетонной подушки или железобетонной плиты днища колод-
187
ца; заполнение (при необходимости) полости опущенного колод-
ца; устройство распределительной плиты для передачи внешних
нагрузок на колодец (при использовании колодца в качестве
фундамента).
До сооружения колодца необходимо подготовить площадку.
Если работы проводятся на территории, не покрытой водой, под-
готовка площадки сводится к планировке поверхности грунта с
удалением местных возвышений. В противном случае опускание
колодца производится с искусственных островков.
Работы по сооружению колодца начинаются с устройства
временных опор под ножевую часть. В качестве опор используют-
ся деревянные прокладки, равномерно распределенные по пери-
метру колодца. Возможно также применение в качестве времен-
ного основания грунтовых или щебеночных призм.
Небольшие колодцы высотой до 10 м, опускаемые с поверх-
ности грунта, изготовляют целиком. При большей высоте строи-
тельство колодца осуществляется ярусами. Вначале сооружается
первый ярус колодца (с ножом) высотой не менее 5 м, затем в
процессе погружения стены колодца наращиваются секциями
высотой по 4...6 м.
Погружение колодца начинается с удаления временных
прокладок. Затем производится разработка грунта с удалением
его из полости колодца. Способ разработки грунта выбирается
в зависимости от особенностей напластования и свойств грун-
тов, интенсивности фильтрации воды в колодец, размеров,
формы колодца и глубины его погружения. Земляные работы и
погружения колодца осуществляются одним из следующих спо-
собов:
без водоотлива (при отсутствии подземных вод или при под-
водной разработке грунта);
с открытым водоотливом с разработкой грунта насухо;
при глубинном водопонижении с разработкой грунта насухо
или средствами гидромеханизации;
комбинацией приведенных выше способов.
Подводная разработка грунта используется при наличии
неустойчивых грунтов в основании, когда возможны наплывы
грунта из-под ножа в полость колодца, а также при большом
притоке грунтовых вод. Данный способ эффективен в песчаных и
пластичных глинистых грунтах. Разработка грунта производится
грейферами, гидроэлеваторами, эрлифтами, в легкоразмываемых
грунтах могут быть использованы средства гидромеханизации.
Опускание колодцев с открытым водоотливом производят в
устойчивых грунтах, исключающих наплывы из-под ножа. Откры-
тый водоотлив осуществляется путем откачки воды насосами из
водосборных пионерных траншей и приямков (зумпфов) внутри
колодца. Разработку грунта осуществляют бульдозерами и
экскаваторами, оборудованными обратной лопатой. Выдача грун-
та на поверхность производится гусеничными или башенными
кранами в бадьях или кранами, оборудованными грейфером.
188
Глубинное водопонижение выполняется при притоке грунто-
вых вод, затрудняющих производство работ с открытым водо-
отливом. Понижение грунтовых вод осуществляется при
помощи иглофильтровых установок или скважин с глубинными
насосами, размещаемых по периметру с наружной стороны ко-
лодца. При большом притоке вод дополнительные скважины или
иглофильтровые установки могут располагаться внутри колодца,
однако это приводит к затруднению разработки грунта. Методы
разработки грунта при глубинном водопонижении такие же, как
и при открытом водоотливе.
В зависимости от формы колодца в плане, наличия или от-
сутствия внутренних стен грунт разрабатывается послойно кон-
центрическими траншеями от центра к краям. Общее для всех
способов разработки грунтов правило состоит в том, что грунт
из-под ножа удаляется в последнюю очередь. Выбор механизма
для разработки грунта осуществляется с учетом размеров меха-
низма и колодца. Разработка грунта в колодцах с внутренним
диаметром менее 3 м производится вручную.
Для облегчения погружения колодца в грунт используется
подмыв грунта по периметру ножа, подача воды и воздуха в
щель между стеной колодца и грунтом, применение «тиксотроп-
ных рубашек». Сущность последнего способа заключается в соз-
дании между стеной колодца и грунтом зазора шириной
10... 15 см, заполняемого глинистым раствором. Глинистый раст-
вор удерживает грунт от обрушения и резко снижает силы тре-
ния на боковой поверхности колодца. При этом отпадает необ-
ходимость устройства массивных колодцев и толщина стен опре-
деляется только исходя из расчета по прочности и по деформа-
циям.
Для заглубления в грунт облегченных тонкостенных колод-
цев-оболочек могут применяться вибропогружатели. При этом
вибропогружение используется в качестве основного способа
заглубления тонкостенных колодцев весом до 2000...3000 кН либо
как вспомогательное средство для погружения малых и средних
колодцев (/?'<12м, 7/<20м). Данный метод целесообразно
применять при погружении колодцев во влажных песчаных, су-
песчаных и суглинистых грунтах.
6.3.	Расчет опускных колодцев
Опускной колодец, используемый в качестве фундамента, рас-
считывается по двум группам предельных состояний на действие
строительных нагрузок, проявляющихся в период изготовления и
погружения колодца, и на действие эксплуатационных нагрузок.
Нормативные нагрузки, коэффициенты надежности по нагрузке
(табл. 6.1) и сочетания нагрузок принимаются в соответствии
со СНиП 2.02.01—83 и 2.01.07—85 с учетом дополнительных
требований, приведенных в [33].
189
Таблица 6.1. Коэффициенты надежности по нагрузкам
Нагрузки и воздействия	Обозначения	Коэффициент надежности по нагрузке
1	2	3
Постоянные Вес строительных конструкций, Н: стен	Gw	
днища	GP	
Основное давление грунта (горизонтальное) на колодец, Па	Pg	1,1(0,9)
Дополнительное давление грунта (горизон- тальное) на колодец, вызываемое наклоном пластов грунта, Па	р&	
Гидростатическое давление грунтовых вод (горизонтальное) на стены и (вертикальное) на днище колодца, Па	Pw	
Сила трения стен колодца по грунту при рас- чете на всплытие, Н		
Пригрузка колодца анкерами против всплы- тия, Н	Qa	1,0
Кратковременные Сила трения стен колодца по грунту при погружении, Н	т2	1,1
Пригрузка колодца при погружении, Н	Qi			—
Сопротивление грунта под подошвой ножа при погружении колодца, Н	Fu	1,0
Дополнительное давление грунта (горизон- тальное), вызываемое креном колодца, Па	Pgs	1,1(0,9)
Особые Давление грунта на колодец при сейсмиче- ском воздёйствии, Па	<h	1,0
Примечания. 1. Значения коэффициента надежности по нагрузке, ука-
занные в скобках, должны приниматься при расчете конструкций на погружение,
всплывание, устойчивости колодца на опрокидывание и скольжение, а также
в других случаях, когда ухудшаются условия работы конструкции. 2. При расчете
колодцев и их оснований по деформациям коэффициент надежности по нагрузке
принимается равным 1.
Последовательность проектирования опускного колодца ил-
люстрируется блок-схемой, показанной на рис. 6.2.
И Блок 1. Исходные данные для проектирования включают в
себя: сведения об инженерно-геологических условиях площадки
для возведения опускного колодца; результаты определений фи-
зико-механических характеристик слагающих строительную пло-
щадку грунтов; сведения о функциональном назначении опуск-
ного колодца и нагрузках, действующих на колодец в период
эксплуатации; сведения о геометрических параметрах и характе-
ре оборудования, устанавливаемого в колодце; данные о возмож-
ных вариантах конструктивного решения и материалах для кон-
струкций колодца.
190
Рис. 6.2. Блок-схема проектирования опускного колодца
М Блок 2. В соответствии с исходными данными для проекти-
рования назначаются форма и габариты опускного колодца;
принимается конструктивная схема колодца (сборный, монолит-
ный, бетонный или железобетонный и т. д.); определяются
предварительные размеры наружных и внутренних стен и ноже-
вой части колодца; выбирается форма ножа для погружения
колодца на проектную отметку; с учетом экономической целе-
сообразности определяется способ погружения колодца (в «тик-
сотропной рубашке» или без нее, без водоотлива или с открытым
водоотливом и т. д.).
Согласно [33], внутренние размеры колодцев в плане (ис-
пользуемых для помещений) должны быть больше размеров, не-
обходимых для размещения и устройства проходов, на величину
Д1 (м) (рис. 6.3), определяемую по формуле
А1 = 0,01Я0 + 0,2,	(6.1)
где Но — внутренняя глубина колодца, м.
191
Рис. 6.3. Схема опускного ко-
лодца
Наружные размеры колодцев для
глубоких опор в плане поверху долж-
ны быть шире надфундаментной части
на величину Дг (м) (рис. 6.3), опре-
деляемую по формуле
Д2 = 0,01 Я^ + 0,1,	(6.2)
где Нь — глубина погружения ко-
лодца, м.
Очертания (профиль) ножа опуск-
ного колодца назначают в зависимо-
сти от вида прорезаемых грунтов и
конструкции колодца.
Характерные профили ножа пока-
заны на рис. 6.4,.а...е. Ножи с профи-
лем а используют при необходимости прорезания значительных
по толщине прослоек плотных грунтов. Профили б, в, г приме-
няются для уменьшения распорного давления на нож и для пре-
дотвращения быстрого опускания и просадок колодца. Ножи с
профилями д, е применяют для колодцев, используемых в каче-
стве фундаментов. Верхний уступ служит для предотвращения
резких просадок колодца, а также для опирания днища колодца.
Профили ножа а и в применяют при устройстве тонкостенных
колодцев-оболочек, профили г, д, е — для толстостенных колод-
цев.
Ширину банкетки b (рис. 6.4) принимают равной 0,2...0,6 м,
размер С полки для опирания днища колодца — 0,2...0,4 м.
Размер I для ножей типа в и д сооветствует толщине днища ко-
лодца, для ножей типа е — толщине бетонной подушки. Размер
hp определяется толщиной железобетонной плиты днища.
Наклон внутренней поверхности ножа к горизонтали прини-
мают под углом 061^70° для плотных грунтов, ai^45° —
для грунтов средней плотности и а, 30° — для слабых грун-
тов. Угол наклона аг принимают в диапазоне от 0 до 45°.
Толщину bw стен массивных колодцев назначают из расчета
преодоления сил трения грунта собственным весом в пределах
Рис. 6.4. Схемы поперечного сечения ножа опускных колодцев
192
1...2 м и более для наружных и до 1,0 м для внутренних стен.
Если колодцы погружаются с применением мероприятий по об-
легчению заглубления в грунт, толщину bw стен принимают рав-
ной 0,2...0,6 м и уточняют в процессе расчета на строительные
и эксплуатационные нагрузки.
Более подробные рекомендации по конструированию фунда-
ментов из опускных колодцев приведены в [23, 33, 37].
Расчеты опускного колодца на строительные нагрузки вы-
полняются в блоках 3...8.
 Блок 3. Для погружения колодца на проектную отметку не-
обходимо, чтобы на любом этапе погружения вертикальные силы,
залавливающие колодец в грунт, были больше сил сопротивле-
ния грунта. Расчет возможности погружения колодца произво-
дится по формуле
(Gw + Qz)/(T2 + Fu) ypl,	(6.3)
где Gw, Qi, T2, Fu — расчетные нагрузки, подсчитанные с коэф-
фициентами перегрузки в соответствии с табл. 6.1; ypt— коэффи-
циент надежности, принимаемый равным 1,2.
Силы трения Т2 стен колодца по грунту определяют по
формуле
Т2 = YYcS fihiUt,	(6.4)
i = 1
где у — коэффициент надежности по нагрузке, принимаемый по
табл. 6.1; ус — коэффициент условий работы, принимаемый рав-
ным 0,7; п — число слоев основания в пределах глубины опуска-
ния колодца; ft — средняя удельная сила трения колодца о грунт
в пределах i-го слоя, определяемая по табл. 5.16 (п. 5); hi —
толщина t-го слоя основания; щ — наружный периметр колодца
в пределах (-го слоя.
Коэффициентом условий работы ус учитывается то обстоя-
тельство, что табл. 5.16 составлена для определения fi примени-
тельно к забивным сваям. Сила трения грунта о боковую по-
верхность забивной сваи больше, чем о стены колодца, так как
при опускании колодца происходит разрыхление окружающего
грунта.
Сопротивление грунта Fu под подошвой ножа при погружении
колодца определяется по формуле
Fu = уАьри,	(6.5)
где у — соответствующий коэффициент надежности, принимае-
мый по табл. 6.1; Аь— площадь подошвы ножа, равная произ-
ведению ширины b банкетки (см. рис. 6.4) на средний периметр
стен колодца; ри — предельная нагрузка (давление) на основа-
ние, определяемая в соответствии со СНиП 2.02.01—83.
При ширине горизонтальной проекции заглубленного в грунт
ножа, равной или меньшей 0,1 м, площадь подошвы ножа прини-
мается Аь = 0.
13—1040
193
Если предусматривается погружение колодца в «тиксотроп-
ной рубашке», сила трения учитывается только на части поверх-
ности опускаемого колодца, которая не соприкасается с тиксо-
тропной жидкостью.
В случае нарушения неравенства (6.3) следует уточнить кон-
структивное решение опускного колодца, например увеличить
толщину стен и соответственно вес колодца. При экономической
нецелесообразности увеличения толщины стен можно рассмот-
реть вариант устройства колодца-оболочки с применением для
погружения «тиксотропной рубашки». При соответствующем
технико-экономическом обосновании предусматривают также
пригрузку колодца грузами или при помощи домкратов и ан-
керов. В этом случае усилие задавливания Qi колодца определя-
ется исходя из выполнения неравенства (6.3)
 Блок 4. После погружения колодца до проектной отметки и
устройства днища возможно всплытие колодца под воздействием
давления грунтовых вод. Проверка колодца на всплытие произ-
водится по формуле
(20 + 2Г1)/(ЛИ//Иум) > Ует,	(6.6)
где 2G — сумма всех постоянных расчетных нагрузок с учетом
соответствующих коэффициентов перегрузок (см. табл. 6.1);
2Т] — сумма усилий трения при расчете на всплытие, прини-
маемая равной 0,5 ТУ, — площадь основания колодца; На —
расчетное превышение уровня грунтовых вод над основанием
днища колодца; — удельный вес воды, равный 10 кН/м3;
Ует — коэффициент надежности от всплытия, принимаемый рав-
ным 1,2.
Усилие трения на боковой поверхности колодца в зоне «тик-
сотропной рубашки» колодца при всплывании принимается рав-
ным нулю.
В случае нарушения неравенства (6.6) следует предусмотреть
мероприятия против всплытия колодца: увеличение веса колодца,
применение анкерных конструкций, замена тиксотропной суспен-
зии тампонажем (например, цементно-песчаным раствором)
и т. д.
Расчет на всплытие колодца не производится, когда нож
заглублен в водоупорные глины и под днищем сделан постоянно
действующий дренаж.
 Блок 5. В процессе погружения колодца возможно его зави-
сание в результате зажатия Верхней части колодца прочным
грунтом. Для определения возникающих в этом случае верти-
кальных растягивающих напряжений условно принимают, что
верхняя часть колодца высотой h\ — (0,25...0,35)77 зажата, а
нижняя часть высотой /12 (0,65...0,75)77 висит.
Расчетную нормальную силу N при расчете на разрыв опре-
деляют по формуле
N = h^ufi — gh),
(6.7)
194
где и — периметр колодца; — средняя удельная сила трения
колодца о грунт в пределах верхней зажатой части колодца;
gh — вес 1 м колодца по высоте.
В связи с условностью расчета коэффициенты перегрузки к
значениям fi и gh можно не вводить.
По найденному усилию N подбирают арматуру, которую раз-
мещают равномерно по периметру стен.
Расчет на разрыв выполняется, как правило, для колодцев
с глубиной погружения более 15 м и не производится для опуск-
ных колодцев, погружаемых в «тиксотропной рубашке».
	Блок 6. Перед погружением опускного колодца и его пер-
вого яруса из-под ножа удаляются временные прокладки. При
этом в конструкции колодца возникают изгибающие и крутящие
моменты от собственного веса колодца.
Расчет прочности колодца или его первого яруса произво-
дится как расчет оболочки на отдельных опорах, причем реко-
мендуется предусматривать четыре симметричные опоры [33].
Расчет круглых колодцев на четырех опорах (рис. 6.5) на
изгиб в вертикальной плоскости и кручение производят при
условии
Ha/D0 < 0,2,	(6.8)
где Ня — высота погружаемой части колодца; Do — внутренний
диаметр колодца.
При погружении колодца ярусами высота первого яруса при-
нимается не менее 5 м.
Максимальные величины вертикальных изгибающих моментов
опорных Моп, пролетных Мпр и крутящих Л4кр определяют по фор-
мулам [33]:
Моп = - О,О5375<7я(£>о + 26цт)2;	(6.9)
МпР = О,О2757<7я(£>о + 26ц.т)2;	(6.10)
Мкр = 0,00743^(7) о + 26ц.т)2,	(6.11)
где qa — расчетное значение веса 1 м стены колодца или его пер-
вого яруса, опирающегося на временное основание; 6Цт — рас-
стояние от внутренней поверхности стены колодца до вертикаль-
ной линии, проходящей через центр тяжести вертикального се-
чения стены колодца.
По найденным значениям изгибающих и крутящих моментов
подбирается горизонтальная арматура. В случае излишне высо-
ких процентов армирования сечения рекомендуется увеличить
высоту первой секции колодца.
	Блок 7. Нож опускного колодца рассчитывается по методике
института «Фундаментпроект» как консоль, изгибаемая относи-
тельно линии с — с (рис. 6.6) для двух расчетных случаев
(расчет производится на 1 м периметра колодца).
Первый расчетный случай соответствует началу погружения
колодца — нож врезался в грунт на полную высоту, консоль
изгибается наружу.
195
13*
Рис. 6.5. Схема колодца на четырех
опорах временного основания
Для расчета эпюра вертикаль-
ных реакций грунта принимается
трапецеидальной, расчет консо-
ли ножа ведется по сечению с—с
(рис. 6,6 а), которое рассчитыва-
ется на внецентренное сжатие.
Расчетные усилия вычисляют по
формулам:
р = q^/(b + 0,5bi);
F = pb;
Fv = pbi/2-
Fh = F„tg(a — ф);
(6.12)
(6-. 13)
(6.14)
(6-15)
Mf = F(bc - 6)/2;	(6.16)
MFv = Fv(bc/2 - 2b i/3);	(6.17)
MFh = 2Fhl/3,	(6.18)
где q0, — нагрузка на 1 м периметра ножа от веса колодца; Ь,
61 — ширина соответственно банкетки и скошенной части ножа;
F — расчетная величина силы давления грунта на банкетку но-
жа; Fv, Fh — соответственно вертикальная и горизонтальная
составляющие силы давления грунта на скошенную часть ножа;
a — угол наклона скошенной части ножа; ф — нормативное зна-
чение угла внутреннего трения грунта; Mf, Mf„ Mfk—моменты
соответствующих сил относительно центра расчетного сечения
с — с\ Ьс—ширина расчетного сечения с — с\ I —высота ножа.
Рис. 6.6. Схемы к расчету ножевой части колодца
196
Второй расчетный случай соответствует заглублению колод-
ца до проектной отметки, когда грунт под банкеткой подобран,
но нож еще не коснулся грунта по всему его периметру.
Нож изгибается внутрь колодца и рассчитывается как кон-
соль относительно сечения с — с (рис. 6.7, б) на действие активно-
го давления грунта pg и гидростатического давления воды рш.
Расчетные усилия определяют по формулам:
Мс = а^/З + а2/2/2;	(6.19)
Qc = l(a2 + ai/2),	(6.20)
где Мс, Qc — соответственно изгибающий момент и перерезываю-
щая сила в сечении с — с.
Ордината а эпюры давления на 1 м периметра ножа:
а = р2 = pg + ры — Ys&2tg2(45° — ф/2) +	(6.21)
где ysb — осредненный в пределах глубины z удельный вес
грунта с учетом взвешивающего действия воды; z, za — соот-
ветственно расстояние от поверхности грунта и от горизонта
грунтовых вод до рассматриваемого сечения.
 Блок 8. Расчет стен колодца на изгиб в горизонтальной
плоскости производится для наиболее невыгодного случая, когда
колодец погружен до проектной отметки.
Расчетная нагрузка на стены колодца включает в себя актив-
ное давление грунта с учетом наклона пластов грунта; гидро-
статическое давление подземных вод или тиксотропного раство-
ра; дополнительное давление грунта, вызванное перекосом ко-
лодца при его опускании.
К расчету принимается участок стены над консолью (ножом)
высотой, равной толщине стены. Условно считается, что этот
участок воспринимает также всю нагрузку, приходящуюся на
нож. Выделенный участок стены рассчитывается методами строи-
тельной механики как замкнутая рама, воспринимающая не-
равномерную (в общем случае) нагрузку (рис. 6.7).
Расчет вышележащих участков стен колодца производится
аналогично. По глубине колодец разделяется на зоны высотой
2...3 м. В каждой зоне выделяется участок высотой 1 м, в преде-
лах которого давление грунта и воды принимается постоянным.
Вся зона армируется так же, как и расчетный участок.
Для круглых железобетонных колодцев, воспринимающих не-
равномерную нагрузку в плане, при условии
1 /24 ba/Do J/10
изгибающие моменты и соответствующие им нормальные силы
(рис. 6.8) определяются по формулам [3]:
Ма = -0,14887г2 (Ки - 1);	(6.22)
Мь = 0,1366 qr2m(Ku - 1);	(6.23)
Na = qrm[\ + 0,7854(/G - 1)];	(6.24)
Nb = qrm[\	1)],	(6.25)
197
г.г.в
Рис. 6.7. Схема к расчету стен колодца на изгиб
в горизонтальной плоскости:
1 — расчетный участок
где q — равномерная нагрузка на расчетный участок стены ко-
лодца; гт — внутренний радиус колодца; Ки — коэффициент не-
равномерности бокового давления грунта; Ма, Мь, Na, Мь—соот-
ветственно изгибающие моменты и продольные силы в сечениях а и
b расчетного участка стены.
Равномерная нагрузка на расчетный участок высотой h. стены
колодца составляет
q = pcgh,	(6.26)
где pcg — среднее давление грунта на стену колодца в пределах
высоты h.
Основное давление pg грунта (.горизонтальное) на колодец
определяется как активное давление грунта.
Упрощенно можно принять
рё = уКН,	(6.27)
где у — удельный вес грунта; Н — расстояние от поверхности
грунта до рассматриваемого сечения колодца.
Коэффициент активного давления грунта
X = tg2(45° - ф/2),	(6.28)
где <р — угол внутреннего трения грунта рассматриваемого слоя.
Если колодец погружается в многослойное основание, при
расчете pg в формулу (6.27) подставляется осредненное в пре-
делах глубины Н значение удельного веса грунта:
у = (Ъу^/Н,	(6.29)
1'98
где yi, hi — соответственно удельный вес и толщина t-го слоя,
лежащего выше рассматриваемого сечения; =
При погружении колодца ниже уровня грунтовых вод к
активному давлению грунта, вычисленному с учетом взвеши-
вающего действия воды, добавляется гидростатическое дав-
ление воды [см. формулу (6.21)].
Коэффициент неравномерности давления грунта по пери-
метру колодца в период его погружения вычисляют по формуле
Ки = (Pg + Pgi + Pgs)/Pg,	(6.30)
где pgi, pgs — дополнительные давления грунта (см. табл. 6.1).
Дополнительное давление грунта, вызываемое наклоном пла-
стов, принимается равным
pgi = apg,	(6.31)
где а — коэффициент, зависящий от угла ф наклона пластов
грунта к горизонту [33]:
ф,	рад.................... 0,139	0,175	0,262	0,349	0,437	0,524
а........................... 0,02	0,06	0,13	0,24	0,37	0,50
Дополнительное давление грунта, вызываемое кренами ко-
лодца, определяется расчетом взаимодействия колодца с окру-
жающим грунтом. Упрощенно допускается принимать
pgS = Q,25pg.	(6.32)
Дополнительные давления pgi, pgs принимаются изменяющи-
мися в плане по закону косинуса (рис. 6.8, а).
Расчеты колодца на эксплуатационные нагрузки выполняются
в блоках 9...12.
 Блок 9. Расчет колодца на всплытие в период эксплуатации
выполняется по формуле
(SG + 2П + Q)/(AaHaya)^yem,	(6.33)
где Q — пригружающие усилия в анкерах (если они предусмот-
рены конструкцией колодца).
Остальные обозначения соответствуют обозначениям форму-
лы (6.6).
 Блок 10. При расчете деформаций опускного колодца и окру-
жающего его грунта расположенный выше подошвы колодца
грунт рассматривается как упругое винклерово основание (см.
§ 5.6) с коэффициентом постели С, прямо пропорциональным
глубине [см. формулу (5.24)]. Коэффициент пропорционально-
сти k принимается в зависимости от вида грунта по табл. 1
приложения 1 к СНиП 2.02.03—85.
Если в пределах глубины Н заложения подошвы колодца
расположено несколько слоев грунта, в расчет вводится одно
приведенное значение k, величина которого определяется по
формуле (5.26). Приведенное значение k рассчитывается для
hm = Н.
199
Рис. 6.8. Кольцевой пояс опускного колодца:
а — распределение основного и дополнительного давления грунта; б — эпюра
изгибающих моментов
Расположенный под подошвой колодца грунт рассматрива-
ется как упругое винклерово основание с коэффициентом постели
Со. Коэффициент Со определяют по формулам:
при //<10 м Со = 10/г;	(6.34)
при //>10 м Со = kH,	(6.35)
где k — коэффициент пропорциональности, принимаемый согла-
сно табл. 1 приложения 1 к СНиП 2.02.03—85 по наименованию
грунта под подошвой колодца.
При глубине заделки колодца в грунте, удовлетворяющей
условию ае// < 2,5, расчет колодца производится по схеме закреп-
ленного в грунте абсолютно жесткого стержня (рис. 6.9). Если
это условие не выполняется, опускной колодец необходимо рас-
считывать с учетом конечной жесткости методами, применяемыми
при расчетах фундаментов из оболочек, например, по [33].
Коэффициент деформации опускного колодца в грунте вычис-
ляют по формуле
<6-36>
где EJ — жесткость колодца на изгиб в плоскости действия сил;
6Р — расчетная ширина колодца, определяемая из выражения
6Р == k$(b + 1), здесь b — размер горизонтальной проекции сече-
ния колодца на плоскость, перпендикулярную плоскости действия
сил, м; — коэффициент формы поперечного сечения колодца,
принимается по рис. 6.10; ус — коэффициент условий работы,
принимаемый равным 3.
При опирании колодца на скальные породы значение Со при-
200
Zo
нимается независимо от глу-
бины расположения основа-
ния исходя из предела проч-
ности на сжатие скальной
породы [37]:
при /?с = 1,0 МПа Со =
= 3-105 кН/м3;
при Rc = 25 МПа Со --
= 1,5-106 кН/м3.
Для промежуточных зна-
чений Rc величина Со опре-
деляется интерполяцией.
Координату Zo центра
поворота и угол со поворота
колодца, рассматриваемого
как абсолютно жесткий
стержень, вычисляют по
формулам:
_ &pm//3(4Mi + 3FhH) + 12ГЛС0/0
2&рт№(ЗЛ11 + 2FhH)
Рис. 6.9. Расчетная схема опускного ко-
лодца:
• 1 — эпюра давлений по подошве колодца, 2— то же,
’ по задней грани колодца, — то же, по передней
грани колодца, 4 — эпюра коэффициента постели
(6.37)
(О
12(ЗМ, + 2FhH)
ЬрГпН4 -|- 36Со/о
г	1
(6.38)
где /о — момент инерции подошвы колодца в плоскости действия
силы; т = k/yc— коэффициент пропорциональности.
Остальные обозначения даны на рис. 6.9.
Горизонтальное смещение у верха опускного колодца опреде-
ляется выражением
у = co(zo&i + Hofas) + 6о,
(6.39)
где Но — высота колодца над поверхностью грунта; ki и k? —
коэффициенты, учитывающие влияние конечной жесткости колод-
ца на его смещение, принимаются по табл. 6.2 в зависимости
Рис. 6.10. Зависимость коэффициента от формы поверхности колод-
ца, контактирующей с грунтом
201
Таблица 6.2. Значения коэффициентов, учитывающих влияние конечной
жесткости опускного колодца на горизонтальное смещение его верха
	Коэффи- циенты	Значения коэффициентов при X, равном				
		0	1	2	4	СЮ
<1,6	kl	1,0	1,0	1,0	1,0	1,0
		1,0	1,1	1,1	1,1	1,1
1,8	kl	1,0	1,1	1,1	1,1	1,1
		1,1	1,2	1,2	1,2	1,3
2,0	kl	1,1	1,1	1,1	1,1	1,2
	&2	1,2	1,3	1,4	1,4	1,4
2,2	kl	1,1	1,2	1,2	1,2	1,2
	&2	1,2	1,5	1,6	1,6	1,7
2,4	kl	1,1	1,2	1,3	1,3	1,3
	&2	1,3	1,8	1,9	1,9	2,0
2,5	kl	1,2	1,3	1,4	1,4	1,4
	&2	1,4	1,9	2,1	2,2	2,3
от параметра X = M\/FhH и приведенной глубины Н = а£Н
заложения в грунте подошвы колодца; 6о — горизонтальное
смещение верха колодца за счет деформации части колодца, рас-
положенной выше поверхности грунта.
При передаче нагрузок через опорную конструкцию необхо-
димо учитывать также смещение тела опоры.
Рассчитанное горизонтальное смещение у не должно превы-
шать значения уа, определенного заданием на проектирование.
Расчет осадок опускных колодцев выполняется в соответ-
ствии со СНиП 2.02.01—83. При этом опускной колодец рас-
сматривается как условный массивный фундамент, размеры
подошвы которого определяются по рис. 6.11 (по аналогии с
Рис. 6.11. Схема к расчету осадки
опускного колодца:
1 — контур условного фундамента (ABCD)
с расчетом осадок свайного ку-
ста, см. п. 5.3). Давление под
подошвой условного фунда-
мента рассчитывают по фор-
муле
р == (Fv + 2 G)/Ay, (6.40)
где Ау — площадь подошвы
условного фундамента.
Вычисленное значение s
осадки опускного колодца не
должно превышать предельных
значений осадок su, установ-
ленных соответствующими гла-
вами СНиПа.
 Блок 11. Реактивные на-
пряжения в грунте под подош-
вой абсолютно жесткого ко-
лодца вычисляют по формуле
202
_ F
P max	V
min
2 W’
(6Л1)
где A — площадь подошвы колодца.
Нормальная сила F в уровне подошвы колодца определяется
выражением
F = Fv + 2G - Т2,
(6.42)
а при скальном основании
F = Fv 4- 2G.
(6.43)
Вычисленные напряжения рта* не должны превышать рас-
четного сопротивления грунта /? (или 1,2/?), определяемого в
соответствии со СНиП 2.02.01—83, а при скальных грунтах —
предела прочности грунта на одноосное сжатие.
Напряжение в грунте по боковой поверхности абсолютно
жесткого колодца
Ог ==
z(Z0 — z)co
(6.44)
не должно превышать несущей
способности грунта:
Vми р
(6.45)
где фр, ср — расчетные значения соответственно угла внутрен-
него трения и удельного сцепления грунта; рекомендуется при-
нимать фр = 0,8фн, ср = 0,2сн (фн, Си — нормативные значения
соответствующих прочностных характеристик грунта). Осталь-
ные обозначения и коэффициенты формулы (6.45) аналогичны
обозначениям и коэффициентам (5.41) (см. § 5.6).
Проверка условия (6.45) выполняется для двух глубин: z =
— Н/3 и z = Н. При нарушении неравенства (6.45) необходимо
уточнить конструктивное решение опускного колодца, например
увеличить его размер в плане.
 Блок 12. При расчете прочности конструкций опускного
колодца на эксплуатационные нагрузки необходимо проверить
прочность, устойчивость формы и трещиностойкость наружных
и внутренних стен колодца, днища, колонн и перекрытий. Стены
колодца в местах опирания балок рассчитываются на местное
действие нагрузки. Железобетонные элементы конструкций ко-
лодца проектируются в соответствии с требованиями СНиП
2.03.01—84, при этом ширина раскрытия трещин в наружных
железобетонных стенах в период эксплуатации колодца не дол-
жна превышать 0,2 мм.
Усилия в конструкциях колодца определяются с учетом его
взаимодействия с окружающим грунтом. Ввиду сложности кон-
струкции колодца расчеты целесообразно выполнять на ЭВМ.
203
6.4.	Расчет опускного колодца
ф Пример 6.1. Запроектировать круглый в плане опускной колодец, погру-
жаемый без применения мероприятий по уменьшению сил трения по боковой
поверхности колодца.
 Блок 1. И с х одные данные. Внутренний диаметр колодца, исходя из
условий размещения оборудования, составляет DBn—16 м. Внутренняя глубина
колодца Но = 18 м. Литологический разрез площадки строительства и физико-
механические характеристики грунтов приведены на рис. 6.12 и в табл. 6.3. Грун-
товые воды в период строительства находятся на глубине 10 м, в период эксплуа-
тации ожидается повышение уровня грунтовых вод до глубины 6 м от поверх-
ности земли. Эксплуатационные нагрузки на колодец (без учета веса конструк-
ций самого колодца) составляют в уровне верха колодца Л, —20 000 кН,
Fh = 1900 кН; М = 1010 кН*м. Момент от внешних временных нагрузок на
уровне подошвы колодца равен моменту от внешних постоянных нагрузок:
Мс = Mt. Колодец выполняется монолитным из тяжелого бетона класса В22,5,
удельный вес бетона уь — 25 кН/м3.
Решение.
И Блок 2. Определяем основные размеры колодца. Принимаем колодец облег-
ченной конструкции с толщиной стен Ьш = 0,3 м.
Минимальный внутренний диаметр колодца должен превышать DBH на
величину Д1, определяемую по формуле (6.1): Ai = 0,01-18 + 0,2 = 0,38 м,
т. е. Z)o^ 16,38 м. Согласно унифицированным размерам, с учетом толщины
стен принимаем наружный диаметр колодца D = 18 м (Do == 17,4 м).
Колодец погружается через толщу грунтов средней плотности, устойчивых
Рис. 6.12. К расчету опускного колодца
204
Таблица 6.3. Физико-механические характеристики грунтов
Но- мер слоя	Наименование грунта	Y, кН/м3	кН/м3	е	Jl	ф, град	с, кПа	k, кН/м4
1	Песок мелкий средней плотности	18,7	26,9	0,65	~—	31	1.5	16 000
2	Супесь пластичная	19,6	27,1	0,76	0,50	24	16,0	9 500
3	Суглинок мягкоплас- тичный	19,8	27,2	0,74	0,60	21	34,0	10 000
против наплыва из-под ножа. Принимаем ножевую часть колодца типа «Ь»,
ширину банкетки назначаем b = 0,1 м (рис. 6.13).
Днище колодца расположено ниже уровня грунтовых вод. Учитывая слабую
водоотдачу прорезаемых водонасыщенных грунтов (коэффициент фильтрации
1 м/сут), погружение колодца осуществляем с открытым водоотливом с
разработкой грунта насухо экскаватором, оборудованным обратной лопатой.
Грунт на поверхность извлекаем в бадьях краном.
Щ Блок 3. Проверим возможность погружения колодца на проектную отметку.
Предварительно вычислим вес стен колодца как произведение объема стен на
удельный вес бетона:

n(D2 - Z)o)	3,14-(182 - 17,42)
—----------уьНк =-----------—----------25-18,9 = 7778 кН.
ТГ	7Г
Силы трения Т% стен колодца по грунту при погружении определяем по
формуле (6.4), при этом значения ft принимаем по табл. 5.16 для глубины, соот-
ветствующей середине Z-го слоя грунта: f\ = 33 кПа, = 26 кПа, f3 = 20 кПа.
Наружный периметр колодца и = 3,14-18 — 56,5 м. Тогда Т% — 0,7-56,5(33*5 +
+ 26-10 + 20-1,7) = 18 153 кН.
Учитывая, что ширина банкетки b = 0,1 м,
сопротивлением грунта под
ножом пренебрегаем; Fu = 0.
По формуле (6.3) про-
веряем возможность погру-
жения колодца (с учетом
коэффициентов надежности
по нагрузкам, табл. 6.1):
0,9-7778/(1,1-18 153) =
— 0,35 с ур1= 1,2.
Веса колодца для его погру-
жения недостаточно. Приме-
ним погружение колодца
способом задавливания.
Сущность данного способа
заключается в задавливаний
в грунт системой гидродом-
кратов оболочки колодца.
Расчетное усилие задавли-
вания:
Рис. 6.13. К расчету ножа и первого пояса ко-
лодца:
а—конструкция ножа, б — эпюры активного давления грун-
та и гидростатического давления воды Pw на ножевую
часть колодца прн погружении до проектной отметки —16,7,
1 — первый пояс колодца
205
Qf = Т2Ур! — Gw == 1,1*18 153-1,2 — 0,9*7778 = 16961 кН.
Принимаем для погружения колодца 9 домкратов грузоподъемностью 2000 кН,
располагаемых по окружности колодца на одинаковом расстоянии. Погружение
колодца осуществляем с опережением режущей кромки ножа поверхности забоя
на глубину: в слое песка—1,5 м, в слоях супеси и суглинка — 0,75 м [23].
Блок 4. Проверим колодец на всплытие после устройства водозащитной
подушки толщиной h[ = 0,5 м и плиты днища толщиной h2 = 0,4 м. Вес водо-
защитной подушки и плиты днища:
3,14 -17,42
Gp = ——yb(hi + h2) --------------—25(0,5 + 0,4) = 5348 кН.
ТГ	Тг
Сумма усилий трения при расчете колодца на всплытие:
ЯЛ = 0,5Г2 = 0,5-18 153 = 9076 кН.
Площадь основания колодца:
л/)2
“Т ==
3,14-18,02
4
= 254 м2.
Расчетное превышение уровня грунтовых вод над основанием водозащитной
подушки колодца в период строительства (см. рис. 6.12) составляет Н& — 6,7 м.
Тогда, учитывая вес стен колодца G& = 7778 кН, по формуле (6.6) рассчиты-
ваем коэффициент запаса от всплытия:
0,9’(7778 + 5348) + 9076
254-6,7-10
= 1,23>ует - 1,2.
Колодец устойчив против всплытия в строительный период.
М Блок 5. Учитывая, что погружение колодца осуществляется задавливанием
системой гидродомкратов с опережением режущей кромки ножа поверхности
забоя, зависание колодца в процессе погружения невозможно. Следовательно,
необходимость проверки колодца на разрыв при зависании отпадает.
Щ Блок 6. Погружение колодца осуществляем ярусами, высоту первого яруса
принимаем равной минимальному значению Ня — 5 м. Проверим необходимость
расчета первого яруса колодца на изгиб. По формуле (6.8) находим
5,0/17,4 = 0,29>0,2.
Следовательно, необходимость в расчете первого яруса колодца на изгиб от-
падает.
В Блок 7. Рассчитываем усилия, действующие на нож (консоль) в период
погружения колодца (см. рис. 6.13). Все обозначения соответствуют обозна-
чениям на рис. 6.6.
Первый расчетный случай. Рассмотрим начало погружения первого яруса
колодца высотой Ня — 5 м в первый слой грунта (песок). Нагрузку на 1 м
периметра ножа определим, пренебрегая сложной формой ножа, по формуле
= ЬПКуь = 0,3 • 5,0- 25 = 37,5 кН/м.
Изгибающие моменты в сечении с — с находим с использованием формул
(6.12)... (6.18). При вычислении MFh по формуле (6.17) необходимо учесть, что
ширина расчетного сечения с — с меньше полной ширины ножа на с — 0,2 м, а
при вычислении MFh по формуле (6.18)—что горизонтальная составляющая
206
силы давления грунта на скошенную часть ножа имеет плечо относительно
сечения с — с, равное Z — Zi/3.
Находим
47 4
Ро = п < , п’ё А-л = 125 кН/м2; F = 125-0,1 = 12,5 кН/м;
U, 1	0,0 • U,4
FB = 125-0,4/2 = 25 кН/м; Fh = 25 tg (45° - 31°) = 6,2 кН/м,
MF = 12,5(0,3 — 0,1)/2 = 1,25 кН- м/м;
MFv = 25(0,3/2 + 0,2 — 2-0,4/3) = 2,0 кН-м/м;
Л4Л = 6,2(0,5 — 0,4/3) = 2,3 кН-м/м.
Сечение с — с рассчитывается на совместное действие изгибающих моментов
MF, MF„, MFfi относительно центра сечения и нормальной силы qw. Напомним,
что все усилия определены для участка консоли длиной 1 м.
Второй расчетный случай. Перед устройством водозащитной подушки грунт
из-под скошенной части ножа будет полностью удален, поэтому консоль необхо-
димо проверить на действие активного давления грунта. Для вычисления орди-
нат эпюры активного давления грунта на нож необходимо знать осредненный
в пределах глубины расположения рассматриваемого сечения удельный вес
грунта с учетом взвешивающего действия воды. Предварительно определяем
удельный вес грунтов, находящихся ниже ГГВ, с учетом взвешивающего дей-
ствия воды. Для супеси пластичной (слой 2):
$>= (Ъ - Yffl)/(1 + в) = (27,1 - 10)/(1 + 0,76) = 9,7 кН/м3.
Для суглинка мягкопластичного (слой 3):
= (27,2 - 10)/(1 + 0,74) - 9,9 кН/м3.
Учитывая незначительную высоту ножа, определим для простоты осредненный
удельный вес вышележащих грунтов только для отметки низа ножа и будем
принимать его постоянным в пределах высоты ножа. Вычисления производим
по формуле (6.29). Имеем (см. рис. 6.13):
=
18,7-5 + 19,6-5 + 9,7-5 + 9,9-1,7
= 15,4 кН/м3.
5 + 5 + 5 + 1,7
Ординаты эпюры давления на 1 м периметра ножа определяем по формуле
(6.21). На отметке —16,2 м (сечение с — с):
а2 = 15,4-16,2tg2(45° - 21°/2) + 10-6,2 = 179,8 кПа.
На отметке —167 м (низ ножа):
ai + а2 = 15,4-16,7 tg2 (45° — 21°/2) + 10-6,7 = 188,5 кПа.
Изгибающий момент в сечении с — с [см. формулу (6.19)]:
Мс = (188,5 — 179,8)0,52 + . 179,8-0,5^ = кН
О	£
Перерезывающую силу, приходящуюся на 1 м периметра ножа, в сечении
с — с определим по формуле (6.20):
Qc =0,5 [179,8 + (188,5 — 179,8)/2] = 92,1 кН/м.
207
По найденным расчетным усилиям подбирается арматура в соответствии со
СНиП 2.03.01—84.
Н Блок 8. Определим внутренние усилия в 1-м поясе опускного колодца
(участок стены колодца выше ножа, высота участка равна толщине стены Ьиу =
= 0,3 м).
Осредненный в пределах глубины погружения низа ножа Я—16,7 м удель-
ный вес грунта с учетом взвешивающего действия воды (см. вычисления в
блоке 7) составляет	15,4 кН/м3. То же, на отметке — 15,9 м верха
1-го пояса:
— 15,9 _
Yst» —
18,7-5+ 19,6-5 + 9,7-5 + 9,9-0,9
= 15,65 кН/м3.
5 + 5 + 5 + 0,9
Ординаты эпюры активного давления грунта находим по формулам (6.27) и
(6.28), учитывая, что 1-й пояс колодца расположен в пределах слоя суглинка
(ф = 21°, табл. 6.3). На отметке —16,7 м:
= 15,4-16,7 tg2 (45° — 21°/2)= 121,4 кПа.
Гидростатическое давление воды на отметке —16,7 м в период строительства:
р~16-7 = 6,7-10 = 67 кПа.
Суммарная величина активного давления грунта и давления воды на отметке
— 16,7 м:
p"'6J = 121,4 + 67 = 188,4 кПа.
Те же величины, на отметке —15,9 м:
р->5.9 = 15,65-15,9tg2(45° — 21°/2) = 117,5 кПа;
р-15-9 = 5,9-10 = 59 кПа; р~15-9 = 117,5 + 59 = 176,5 кПа.
Равномерную нагрузку на 1-й пояс с учетом нагрузки, приходящийся на
нож, определяем по формуле (6.26):
q = (р~16-7 + р~'5'9)(+, + /)/2 = (188,4 + 176,5) (0,3 + 0,5)/2 = 146 кН/м.
Согласно геологическому разрезу, слои грунта залегают горизонтально. Сле-
довательно, дополнительное давление грунта, вызываемое наклоном пластов,
равно нулю.
Дополнительное давление грунта, вызываемое кренами колодца при погру-
жении, принимаем равным pgs = 0,25/?^. Тогда определяемый по формуле (6.30)
коэффициент неравномерности давления грунта по периметру колодца составит
Ku = 1,25.
Изгибающие моменты и продольные силы в соответствующих сечениях
1 -го расчетного пояса (см. рис. 6.8) находим по формулам (6.22)... (6.25):
Ма = -0,1488-146,0- 8,72(1,25 - 1) = -411 кН-м;
Мь = 0,1366-146,0-8,72(1,25 — 1) = 377 кН-м;;
Na = 146,0-8,7[1 + 0,7854(1,25 - 1)] = 1520 кН;
№ = 146,0-8,7[1 + 0,5(1,25 - 1)] = 1429 кН.
По найденным значениям расчетных усилий подбирается кольцевая арматура.
М Блок 9. Проверку на всплытие колодца в период эксплуатации выполняем по
208
формуле (6.33) по аналогии с расчетом в блоке 4. К весу стен и днища колодца,
удерживающему колодец от всплытия, добавляется вертикальная нагрузка в
эксплуатационный период Fv = 20 000 кН. Расчетное превышение уровня грунто-
вых вод на основании днища колодца в период эксплуатации составляет
Яш, = 10,7 м. Тогда получим
0,9(7778 + 5348 + 20 000) + 9076
254-10,7.10
— 1,432>Ует — 1,2.
Колодец устойчив против всплытия в период эксплуатации.
Щ Блок 10. Определим перемещения колодца. Предварительно по табл. 1
приложения 1 к СНиП 2.02.03—85 находим коэффициенты пропорциональности k
для каждого слоя грунта (см. табл. 6-3).
Многослойное основание в пределах глубины погружения колодца Н = 16,7 м
заменяем однослойным, для чего вычисляем приведенное значение k для hm = Н.
Строим график подобно рис. 5.24.
Находим соответствующие площади графика (рис. 6.14):
1 + 0,6
2
Fs
5 — 4; F2 —
0,1 -1,7
2
0,6 + 0,1
2
= 0,085.
10 = 3,5;
Приведенное значение коэффициента пропорциональности вычисляем по
формуле (5.29):
k _ 2(4-16 000 + 3,5-9500 + 0,085-10 000) = j j 748 кН/м«
16,7
Коэффициент постели грунта под подошвой колодца находим по формуле
(6.35),	грунт — суглинок:
Со = 10 000-16,7 = 167 000 кН/м3.
Расчетная ширина колодца
(Лф 0,9, рис. 6.10):
&р = 0,9(18 + 1) = 17,1 м.
Момент инерции поперечного' сечения
колодца:
л(Р4-^)  3,14 - (184 - 17,44) _
64	64
— 653,5 м4.
Коэффициент деформации а8 опреде-
ляем по формуле (6.36):
11 748-17,1
3-2,5-10?-653,5 ~ °’084’
Находим приведенную глубину погру-
жения колодца в грунт:
Н = аЛ = 0,084*16,7 = 1,4<2,5.
Рис. 6.14. К определению приведен-
ного значения коэффициента про-
порциональности К
14—1040
209
Расчет колодца производим по схеме закрепленного в грунте абсолютного жест-
кого стержня.
Момент инерции подошвы колодца в плоскости действия сил:
/о = л£4/64 = 3,14 -184/64 = 5153 м4.
Момент, действующий на колодец в уровне поверхности земли (см. рис. 6.9):
Mi = М + FhH^ = 1010 + 1900-2,2 = 5190 кН-м.
Находим положение центра колодца по формуле (6.37):
_ 17,1-11 748-16,73(4-5190 + 3-1900-16,7)/3 + 12-1900-167 000-5153 _
“	2-17,1-11 748-16,72(3-5190 + 2-1900-16,7)/3	~
= 18,9 м.
Определяем угол поворота колодца по формуле (6.38):
12(3-5190 + 2-1900-16,7)	9	5
со =-----------1-----------------------------= 2,6-10 рад.
17,1-11748-16,74/3 + 36-167 000-5153
Горизонтальное смещение верха колодца находим по формуле (6.39), учиты-
вая, что k\ = ^2 — 1 (табл. 6.2) и 6о — 0:
у = 2,6-10~5(18,9 + 2) = 5,4-10“4 м = 0,54 мм.
Определяем размеры условного массивного фундамента для расчета осадки
колодца (см. рис. 6.11). Средний угол внутреннего трения грунтов в пределах
глубины погружения колодца:
Фер-—
31-5 + 24-10 4-21-1,
25,8
Диаметр условного массивного фундамента
Dy = D 4- 2Н tg(<pcp/4) = 18 + 2-16,7tg(25,8°/4) = 21,8 м.
Давление
(6.40):
под подошвой условного фундамента рассчитываем по формуле
(20 000 + 7778 + 5348)4
3,14-21,82
= 89 кПа.
Далее расчет осадки производится методом послойного суммирования в соответ-
ствии с требованиями СНиП 2.02.01—83.
Щ Блок 11, Находим нормальную силу в уровне подошвы колодца по формуле
(6.42):
F = 20 000 + 7778 + 5348 — 18 153 = 14 973 кН.
Напряжения в грунте под краем подошвы колодца определяем по формуле
(6.41):
Р max
mm
14 973-4
3,14-182

98 „
---кПа.
20
Вычислив расчетное сопротивление грунта под подошвой колодца по формуле (7)
СНиП 2.02.01—83, убеждаемся, что ртах<Я-
Проверим устойчивость грунта на двух глубинах х\ = Н/3 = 16,7/3 = 5,6 м
210
(супесь пластичная, слой 2) и 22 = Н = 16,7 м (суглинок мягкопластичный,
слой 3) по формулам (6.44) и (6.45):
ffzi = П?48 5,6(18,9 - 5,6)2,6-10-5 = 7,6 кПа;
О
ст22 = HJ48 16,7(18,9 - 16,7)2,6-IO-5 = 3,7 кПа.
Коэффициенты в формуле (6.45) определяем в соответствии с указаниями
п. 5.6: г] 1 = 1; т]2 = 0,4 (Л4С = Mt, п = 4 — колодец является особо ответствен-
ным сооружением). Тогда, принимая удельный вес грунта с учетом взвешиваю-
щего действия воды (для глубины 21 — в запас устойчивости), находим
аг, = 7,6< 1 -0,4-----.....(9,7-5,6tg(0,8-24°) + 0,2-16] = 37 кПа;
cos(0,8 • 24°)
aZ2 = 3,7< 1-0,4------- 4 р  [9,9-16,7tg(0,8-21°) +0,2-34] = 95 кПа.
cos (0,8-21°)
Следовательно, устойчивость грунта, окружающего колодец, обеспечена.
Щ Блок 12. Внутренние усилия, возникающие в конструкции опускного колод-
ца, определяют от воздействия расчетных нагрузок. Если полость колодца име-
ет сплошное заполнение бетоном, при расчете прочности колодца ограничива-
ются определением изгибающего момента и нормальной силы, вызывающих
появление нормальных напряжений в поперечных сечениях колодца. Если по-
лость колодца не заполняется бетоном, то дополнительно к вышеуказанному
выполняется расчет на односторонний горизонтальный отпор грунта. Методики
расчета изложены в [3, 14, 37]. Днище колодца рассчитывают как плиту на
упругом основании, например по [8].
14*
Особенности
проектирования
фундаментов на структурно-
неустойчивых грунтах
7.1.	Общие положения
Структурно-неустойчивыми называют такие грунты, которые
обладают способностью изменять свои структурные свойства под
влиянием внешних воздействий с развитием значительных оса-
док, протекающих, как правило, с большой скоростью.
Внешние воздействия, обусловливающие разрушение струк-
туры грунтов, подразделяют на физические и механические.
Увлажнение грунтов, их промерзание и оттаивание, суффозия и
выветривание рассматриваются как основные виды физического
воздействия. К механическим относятся передача внешней на-
грузки, перемятие грунтов, воздействие на грунт динамическими
импульсами.
К структурно-неустойчивым относятся слабые сильно сжи-
маемые глинистые грунты, лессовые просадочные, водонасыщен-
ные биогенные, засоленные, набухающие и вечномерзлые грун-
ты. Они используются в качестве оснований зданий и сооружений
при условии учета возможного нарушения структуры и развития
значительных и неравномерных осадок.
В данной главе рассматриваются особенности проектирования
фундаментов на слабых водонасыщенных, засоленных, лессовых
просадочных и набухающих грунтах, в гл. 8 — на пучинистых и
вечномерзлых грунтах.
7.2.	Фундаменты на слабых водонасыщенных
глинистых грунтах
К слабым водонасыщенным относятся глинистые грунты раз-
личного происхождения (аллювиальные, морские) с модулем
общей деформации грунтов £^5 МПа (при изменении давления
до 0,3 МПа) и степенью влажности Sr> 0,8 (более 80 % пор
заполнены водой). Такими являются илы, ленточные глинистые
отложения, водонасыщенные лессовые макропористые грунты.
К слабым можно отнести и водонасыщенные биогенные грунты
(заторфованные, торфы и сапропели). Присутствие в таких грун-
212
тах большого количества органических веществ (более 10%)
обусловливает ряд специфических свойств, поэтому изучение этих
грунтов нужно проводить по специальной методике [25].
Рассматриваемые грунты характеризуются следующими осо-
бенностями, специфичными вообще для слабых грунтов;
1)	обладают большой и неравномерной сжимаемостью; воз-
веденные на таких грунтах здания и сооружения претерпевают
большие осадки;
2)	слабые водонасыщенные глинистые грунты имеют низкую
прочность; определенные по методике быстрого сдвига значения
угла внутреннего трения и удельного сцепления составляют
соответственно 4...10° и 0,006...0,025 МПа;
3)	процесс уплотнения слабых водонасыщенных глинистых
грунтов идет очень медленно и достигает иногда нескольких
десятилетий;
4)	структурные свойства слабых водонасыщенных глинистых
грунтов характеризуются, как правило, неустойчивостью и низ-
кой структурной прочностью сжатия.
Слабые водонасыщенные глинистые грунты занимают 11 %
общей территории СССР. Большая часть их располагается вдоль
рек, морей и озер. По условиям образования они подразделяются
на морские грунты, глинистые грунты озерного, речного, аллю-
виального и пролювиального происхождения.
Биогенные грунты по характеру залегания классифицируются
на открытые (не перекрытые естественными песчано-глинистыми
отложениями), погребенные (залегают в виде линз или слоев и
перекрытые естественными отложениями) и искусственно погре-
бенные (перекрытые искусственно сформированными отложе-
ниями) .
Морские грунты широко распространены в районе Беломоро-
Балтийского бассейна, слагают большую часть Ледовитого океа-
на, бассейна нижнего течения Печоры, Северной Двины. Слабые
глинистые грунты морского происхождения распространены на
территории Западной Сибири, Урала, на Чукотском и Охотском
побережьях, Сахалине. В южных районах нашей страны морские
глинистые отложения распространены на территории Черномор-
ского бассейна, Таманском и Керченском полуостровах, Азов-
ском побережье. Водонасыщенные глинистые грунты занимают
территорию дельты Волги, Амударьи, Оби, Енисея и др.
За последние годы строительство на слабых водонасыщенных
глинистых грунтах приобрело большой размах в связи с огра-
ничением использования пахотных земель для строительства
зданий и сооружений. Поэтому проблема строительства на этих
грунтах становится особенно актуальной.
Физико-механические свойства слабых водонасыщенных гли-
нистых грунтов определяются рядом факторов (минералогиче-
ский, химический состав, природное состояние и др.).
Деформационные свойства этих грунтов характеризуются
модулем деформации грунтов и коэффициентом бокового расши-
213
рения (коэффициентом Пуассона). Модуль общей деформации
рекомендуется определять в полевых условиях жесткими круг-
лыми штампами площадью 1 тыс. см2, а время испытаний назна-
чается до полной стабилизации осадки. Достоверность таких
испытаний проверяется опытами на штампах площадью 10 тыс.
см2. В лабораторных условиях испытания сжимаемости слабых
глинистых грунтов проводят на компрессионных приборах и
приборах трехосного сжатия. С учетом текучести и подвижно-
сти биогенных грунтов и илов компрессионные испытания следует
проводить малыми ступенями нагрузок (0,0025, 0,005 МПа). За
условную стабилизацию следует принимать приращение верти-
кальной деформации образца 0,01 мм за 24 ч наблюдений.
Сопоставления значений модулей деформаций по данным по-
левых и лабораторных опытов свидетельствуют о том, что рас-
хождения не превышают 15 % (данные М. Ю. Абелева) [1].
Поэтому нет необходимости вводить поправочные коэффициенты.
Исследование сжимаемости слабых водонасыщенных глини-
стых грунтов свидетельствует о зависимости величины модуля
общей деформации от напряженного состояния грунта (от 2 до
7 раз при изменении давления от 0 до 0,5 МПа). Существенное
влияние оказывает режим нагружения образцов грунта.
Структурная прочность сжатия является важной величиной и
зависит от статического или динамического воздействия на грунт.
Она зачастую используется в расчетах консолидации слабых
грунтов, при проектировании дрен, песчаных подушек, песчаных
свай и др.
Коэффициент бокового давления также зависит от напряжен-
ного состояния. При внешнем давлении, меньшим структурной
прочности сжатия, коэффициент бокового давления не превы-
шает 0,1. С превышением внешнего давления на 20 % над струк-
турной прочностью коэффициент бокового давления возрастает
до 0,43...0,56. Дальнейший рост давления на образец до 0,25МПа
вызывает увеличение коэффициента бокового давления до 0,84.
Исследования прочностных характеристик слабых водонасы-
щенных глинистых грунтов показали, что они зависят от ряда фак-
торов. В частности, с уменьшением скорости сдвига увеличивается
сопротивление таких грунтов сдвигу. В зависимости от выбран-
ных критериев разрушения результаты сдвиговых испытаний
имеют различные параметры. Значительное влияние на прочност-
ные характеристики оказывает возникающее в образце поровое
давление. С учетом изменчивости прочностных характеристик
слабых глинистых грунтов М. Ю. Абелевым разработана мето-
дика их определения. На стадии проектного задания или ТЭО все
образцы грунта испытывают по методике ускоренного неконсо-
лидированного сдвига при вертикальных напряжениях 0,025;
0,05; 0,075; 0,1; 0,15; 0,2 МПа и продолжительности опыта на
сдвиге 5...6 мин. Это позволяет выделить участки с более или
менее прочными или, наоборот, со слабыми грунтами. На стадии
рабочей документации прочностные характеристики следует
214
определять с учетом совместной работы сооружения и основания
(скорости возведения, расчетной схемы вероятной потери устой-
чивости, типа сооружения и т. д.).
На стадии проектного задания необходимо проводить пред-
варительные расчеты консолидации слабых глинистых грунтов
на различной глубине. Если эти грунты имеют небольшую толщи-
ну, то прочностные характеристики следует определять по мето-
дике нормально уплотненных образцов. Для водонасыщенных
глинистых грунтов, которые подвергались вначале большому
давлению с последующим снятием этого давления, сопротивле-
ние сдвигу следует определять на переуплотненных образцах.
При большой мощности слабых* водонасыщенных глинистых
грунтов (более 5 м) прочностные характерстики определяются
на недоуплотненных образцах. На стадии рабочих чертежей ис-
пытания грунтов на сдвиг для расчетов оснований производятся
с учетом реальной степени консолидации грунта.
Фильтрационные свойства слабых водонасыщенных глини-
стых грунтов обладают рядом особенностей. В частности, филь-
трация воды у многих видов слабых глинистых грунтов отлича-
ется от закономерности, определяемой законом Дарси (началь-
ный градиент напора). В процессе уплотнения таких грунтов
существенно изменяются коэффициент и начальный градиент
напора. При этом коэффициент фильтрации и коэффициент
пористости связаны логарифмической зависимостью.
В зависимости от структурных свойств слабых водонасы-
щенных глинистых грунтов и действующих градиентов напора
фильтрационные характеристики изменяются во времени. Вслед-
ствие анизотропности этих грунтов значения коэффициентов
фильтрации в вертикальном и горизонтальном направлениях
могут отличаться более чем в 10 раз.
С учетом этих особенностей в процессе исследований филь-
трационных свойств водонасыщенных глинистых грунтов необхо-
димо установить коэффициент фильтрации и начальный гра-
диент напора для образцов естественной пористости после уплот-
нения его давлением 0,3...0,5 МПа, а также при горизонтальном
движении воды через образец. Необходимо также установить
изменения этих характеристик в течение длительного времени.
Для ряда зданий и сооружений допускаются незначительные
по величине осадки (статически неопределимые системы и др.),
поэтому прогноз их развития должен выполняться с большой
точностью. В связи с этим необходимо учитывать процессы пол-
зучести, которые имеют место при сжатии водонасыщенных
глинистых грунтов.
Общая величина осадки образца подразделяется на часть
осадки, скорость которой описывается теорией фильтрационной
консолидации, и вторую часть, у которой скорость изменения
деформации описывается процессами вторичной консолидации.
Опыты показали, что у некоторых видов водонасыщенных
глинистых грунтов процесс консолидации может быть описан
.215
только фильтрационной теорией. И в то же время у ряда слабых
грунтов осадка за счет процессов вторичной консолидации может
составлять большую часть общей осадки (60...90 %).
При проведении инженерных геологических изысканий пло-
щадок, сложенных водонасыщенными биогенными грунтами,
необходимо установить характер их залегания в плане и по глу-
бине, а также содержание органического вещества ]от и сте-
пень разложения органического вещества DPd в торфах. Проч-
ностные характеристики этих грунтов определяются по резуль-
татам сдвиговых испытаний образцов в условиях завершенной
консолидации или на приборах трехосного сжатия по методике
консолидированно-дренированных опытов.
Характеристики деформируемости биогенных грунтов и илов
определяются по результатам компрессионных испытаний. С уче-
том большой сжимаемости этих грунтов высота испытуемых
образцов должна быть 30...50 см.
При расчете оснований, сложенных биогенными грунтами и
илами, по первой и второй группе предельных состояний необ-
ходимо использовать расчетные характеристики, определяемые,
как правило, на основе полевых или лабораторных опытов. Ори-
ентировочные расчеты могут выполняться с использованием таб-
личных значений характеристик физико-механических свойств
сапропелей, илов или торфов.
Методы строительства зданий и сооружений на водонасы-
щенных слабых глинистых грунтах определяются рядом условий.
Фундаменты должны иметь такие размеры и закладываться на
такую глубину, чтобы обеспечить развитие осадок, не превышаю-
щих предельных значений по условиям нормальной эксплуатации
зданий и сооружений. При этом разность осадок в пределах
здания или его части не должна также превышать предельных
значений. Очень важно обеспечить приемлемую скорость проте-
кания осадок, особенно при их значениях, близких к допустимым.
Далеко не всегда представляется возможным удовлетворить
эти условия. В таких случаях зачастую конструктивно увеличи-
вают жесткость зданий и сооружений, применяя для этого
сплошные железобетонные плиты, монолитные железобетонные
пояса и т. д.
При строительстве промышленных и гражданских зданий в
большинстве случаев идут на создание искусственных оснований
путем уплотнения слабых водонасыщенных глинистых грунтов.
Если такие грунты имеют мощность до 12 ми подстилаются
прочными породами, то в таких случаях применяются сваи с
полной прорезкой слабых водонасыщенных глинистых грунтов с
опиранием на прочные породы.
Искусственные основания при строительстве зданий и соору-
жений на слабых водонасыщенных глинистых грунтах создаются
зачастую в виде песчаных подушек толщиной до 7 м при наибо-
лее часто повторяющихся толщинах 1...2 м.
Песчаные подушки позволяют уменьшить глубину заложения
216
фундаментов и распре-
делить давление на
площадь большую, чем
подошва фундамента.
Это дает возможность
передать давление на
слабые грунты значи-
тельно меньшей вели-
чины, чем давление на
грунты под подошвой
фундамента (рис: 7.1).
В большинстве случаев
Рис. 7.1. Схема песчаной подушки
прочностные характеристики грунтов песчаной подушки (угол
внутреннего трения и удельное сцепление) значительно больше
прочностных характеристик подстилающих водонасыщенных гли-
нистых грунтов, поэтому применение песчаных подушек позво-
ляет повысить устойчивость фундаментов и в целом зданий и
сооружений.
Устройство сплошной песчаной подушки под отдельно стоя-
щие или ленточные фундаменты позволяет уменьшить общую
величину осадок — значительно снизить ее неравномерность.
Особо возрастает роль песчаной подушки в качестве дре-
нирующего слоя. В этом случае под действием внешней нагрузки
происходит отжатие поровой воды и процесс консолидации водо-
насыщенных слабых грунтов значительно ускоряется.
Песчаные подушки отсыпаются чаще всего из среднезернис-
тых и крупнозернистых песков, щебня, гравия, гравийно-песча-
ной смеси.
Расчет песчаной подушки состоит в определении ее размеров
(высоты, горизонтальных размеров), проверки устойчивости на
действие горизонтальных сил. Вначале по данным гранулометри-
ческого состава песка и возможных методов его уплотнения в
теле песчаной подушки находят коэффициент пористости и
модуль общей деформации.
Высоту песчаной подушки определяют из следующих условий:
СЛ СЛ I „СЛ СЛ ПСЛ сл
Огр	+ Ог</	;
(7.1)
S Su,
(7.2)
где о^рсл — вертикальное напряжение на слабый слой грунта от
внешней нагрузки по подошве песчаной подушки; o^'CJI — верти-
кальное напряжение от собственного веса грунта, приходящееся
на слабый слой грунта в основании песчаной подушки; s — сов-
местная деформация основания и сооружения, определяемая по
СНиП 2.02.01—83; $и — предельное значение совместной дефор-
мации основания здания и сооружения в соответствии со
СНиПом.
Для построения эпюры распределения напряжений под по-
дошвой фундамента используется решение теории упругости для
217
Рис. 7.2. Вертикальные песчаные дрены:
1 — плотный грунт, 2 — насыпь, 3 — песчаная подушка,
4 — дрены
жесткого штампа. Если
модуль общей деформа-
ции слабого грунта отли-
чается от модуля дефор-
мации песчаного грунта
более чем в 5 раз, следу-
ет использовать решение
К. Е. Егорова для двух-
слойного основания.
Размеры песчаной по-
душки в плане по реше-
ниям Б. И. Далматова и
Я. Д. Гильмана проверя-
ются путем оценки устой-
чивости подушки на действие горизонтальных сил. Устойчивость
песчаной подушки определяют путем сравнения величин актив-
ного давления Fah (за счет давления от фундамента и песчаного
грунта подушки) и пассивного давления Fh, которое может вос-
принять слабый слой грунта. Необходимо, чтобы выдерживалось
условие
Е"Л = (1,2...1,5)П.	(7.3)
Приведенные формулы следует рассматривать как прибли-
женные, поскольку поверхность скольжения принята в виде плос-
кости, что не в полной мере соответствует фактической поверх-
ности скольжения при потере основанием устойчивости.
Ширину подушки понизу b + 2Со (см. рис. 7.1) определяют
из контура, ограниченного изобарами напряжений. Величина
Со принимается равной 0,1...0,3, но не более 0,5 м.
Согласно теории фильтрационной консолидации, время уплот-
нения водонасыщенного глинистого грунта прямо пропорцио-
нально квадрату расстояния до дренажной поверхности.
Для сокращения расстояния движения отжимаемой воды из
глинистого слоя и, следовательно, уменьшения времени уплот-
нения грунтов основания принимают вертикальные песчаные
дрены.
Их выполняют на глубину до 20 м на расстоянии 2,5 м друг
от друга диаметром 400...600 мм (рис. 7.2). План расположения
дрен, их сечение и шаг определяются расчетом из условия 90 %
консолидации основания; он зависит от сроков уплотнения стро-
ительной площадки. При прорезке дренами уплотняемых грунтов
или наличия песчаной подушки консолидация происходит за счет
отжатия поровой воды в дрену и дренирующий слой. Диаметр
зоны влияния dc в этом случае равен l,05d (d — шаг дрен).
Вертикальные дрены объединяются поверху песчаной подуш-
кой толщиной 0,6...1 м, которая служит горизонтальным дрена-
жем для отвода отжатой поровой воды из вертикальных песча-
ных дрен. Для отжатия воды в песчаные дрены устраивают при-
грузочную насыпь.
218
Песчаные дрены выполняют путем погружения с помощью
башенных копров пустотелых цельнотянутых металлических труб
диаметром 420...600 мм с самораскрывающимся или железобе-
тонным башмаком, оставляемым в грунте. По мере извлечения
труб производят засыпку скважин песком.
Дрены из искусственных материалов применяют в районах,
где отсутствуют песчаные грунты для устройства вертикальных
песчаных дрен. Следует учесть и то, что устройство песчаных
дрен сопряжено с необходимостью добычи большого объема пес-
ка и транспортирования его зачастую на большие расстояния,
с устройством складов песка на строительной площадке, много-
дельными работами по устройству самих дрен и т. д.
Поэтому в ряде случаев применение дрен из искусственных
материалов является более экономичным вариантом вместо пес-
чаных дрен.
Картонные дрены изготовляют из непроклеенного трехслой-
ного картона с поперечным сечением 3X100 мм и площадью
поперечного сечения проходящих внутренних каналов 3 мм2
(рис. 7.3).
Для предохранения картонной дрены от разъедания бактерия-
ми картон пропитывают раствором солей мышьяка. Коэффи-
циент фильтрации картонной дрены из пропитанного картона
составляет 10-3...10-1 см/с, что в 100...1000 раз больше коэф-
фициентов фильтрации большинства слабых водонасыщенных
глинистых грунтов основания.
Картонные дрены изготовляют в виде сплошных лент длиной
400 м с массой 1 м дрены 200 г. Они легко наматываются на
барабаны и могут доставляться в собранном виде на значитель-
ные расстояния. Достоинством картонных дрен является возмож-
ность заводского изготовления, долговечность в эксплуатации,
высокая производительность установки в грунтовый массив.
Кроме картонных дрены могут изготовляться также из пласт-
массовых, бумажных материалов и тканей.
Песчаные сваи устраивают путем забивки в грунт металличе-
ской трубы с закрытым концом с последующим заполнением
полости тщательно уплотненным песчаным грунтом. Вокруг ство-
ла сваи образуется уплотненная зона слабого грунта за счет его
смещения в окружающую область. При устройстве песчаной сваи
диаметром 40...50 см образуется зона уплотненного грунта тол-
щиной до 1,5 м от центра сваи. Поэтому песчаная свая явля-
| ГТ П И П JJ П Г! IT" Tl  II— ЧТ — 1
Рис. 7.3. Картонные дрены
219
Рис. 7.4. График изменения
осадки s от нагрузки р:
1 — уплотненный грунт, 2 — неуплот-
ненный грунт
ется, по сути, песчаной дреной, но с
уплотненной вокруг нее зоной местного
грунта. Для ускорения консолидации
слабого грунта с песчаными сваями
нет необходимости устраивать пригру-
зочную насыпь. За счет забивки ме-
таллической трубы в уплотненной зоне
возникают большие напряжения (до
0,8 МПа), которые воспринимаются
поровой водой. Это обусловливает в
ней избыточное давление, и вода от-
жимается в песчаную сваю.
После устройства основания с
песчаными сваями внешняя нагрузка,
передаваемая фундаментом, воспри-
нимается песчаными сваями и уплот-
ненным окружающим грунтом. Устрой-
ство вертикальных песчаных свай позволяет увеличить модуль
общей деформации слабого водонасыщенного глинистого грунта
(рис. 7.4).
Песчаные сваи устраивают так же, как и песчаные дрены, с
той лишь разницей, что у свай песчаный грунт тщательно уплот-
няют. Для этого после устройства песчаной сваи и извлечения
металлической трубы с самораскрывающимся башмаком трубу
вновь погружают в тело устроенной сваи. Считается нормаль-
ным, если труба при повторном погружении опускается до глу-
бины, равной 0,8 длины песчаной сваи. Далее снова засыпают
песок и снова уплотняют. В конечном итоге при диаметре пес-
чаных свай 40...50 см до уплотнения образуется песчаная свая
диаметром 60...70 см после уплотнения. Такой способ устройства
гарантирует сплошность песчаной сваи по всей ее длине.
После устройства песчаных свай над ними выполняют песча-
ную подушку толщиной 50 см.
Для заполнения свай лучше использовать песок средней
крупности или крупный с содержанием пылеватых и глинистых
частиц не более 10 % (глинистых — не более 3 %).
Известковые сваи устраивают для уплотнения слабых водо-
насыщенных глинистых грунтов. Для этого в толще слабых
грунтов устраивают скважины диаметром 32...50 см. Скважины
чаще проходят с обсадными трубами для сохранения вертикаль-
ности откосов. В грунтах, где вертикальность откоса обеспечи-
вается окружающим грунтом, проходка скважин осуществляется
без обсадных труб.
Скважины заполняют негашеной комовой известью таким
образом, чтобы внутри трубы толщина слоя извести оставалась
не менее 1 м. Далее в трубу опускается трамбовка массой
300...400 кг и производится уплотнение извести. При таком спо-
собе происходит многоразовое уплотнение слабого грунта. Внача-
ле грунт уплотняется при погружении обсадной трубы, затем —
220
после трамбования извести. И наконец, при взаимодействии
негашеной комовой извести с поровой водой происходит ее
гашение, что приводит к увеличению диаметра известковой
сваи на 60...80 % и дополнительному уплотнению слабого водо-
насыщенного глинистого грунта. Так как гашение извести сопро-
вождается выделением большого количества тепла, то под воз-
действием высокой температуры (300 °C) теряется большое коли-
чество поровой воды, и влажность окружающего грунта умень-
шается. При этом прочностные и деформационные характерис-
тики водонасыщенных слабых грунтов улучшаются. Так какг
степень влажности окружающего грунта уменьшается, то при ее
значении, равном 0,7, можно уплотнять грунты тяжелыми трам-
бовками. Обычно над слоем уплотненного слабого грунта отсы-
пают слой из местного грунта толщиной 1,5...3,0 м и уплотняют
тяжелыми трамбовками. Следует иметь в виду, что для изготов-
ления известковых свай необходимо применять известь с актив-
ностью более 75 %.
Дренирующие прорези выполняют при устройстве сооружений
большой площади на слое водонасыщенных слабых глинистых
грунтов толщиной до 7 м. Они оказываются более экономич-
ными вместо многочисленных вертикальных песчаных дрен.
Вертикальные дренирующие прорези устраивают в виде
траншей шириной 60...80 см и глубиной до 5,5 м (рис. 7.5).
Траншеи полностью заполняются песком, над прорезями отсыпа-
ется горизонтальная песчаная подушка. Устройство вертикаль-
ных дренажных прорезей стало возможно в связи с примене-
нием в СССР и за рубежом цепных (глубина отрывки траншеи
составляет 7,5 м) и роторных экскаваторов (глубина отрывки
3,5 м).
Открытые траншеи засыпаются песком или песчано-гравий-
ной смесью различными механизмами — бульдозерами, авто- или
тракторопогрузчиками, самосвалами. Наиболее эффективными
являются одноковшовые тракторные автопогрузчики.
Сплошные дренажные прорези требуют значительно боль-
шего количества песка, чем вертикальные песчаные дрены. По-
этому они устраиваются в тех районах, где дренирующий грунт
(песок, песчано-гравийные смеси) является местным материалом
и имеет низкую стоимость. С учетом накопленного опыта можно
рекомендовать применение вертикального сплошного дренажа
при толщине слоя слабого водонасыщенного грунта не более 6 м
или когда активная зона основания находится в пределах 6 м.
Свайные фундаменты при строительстве зданий и сооружений
на слабых водонасыщенных глинистых грунтах применяются в
основном при сравнительно небольшой толщине слабых грунтов
(до 12 м) подстилаемыми малосжимаемыми прочными грунтами.
В этом случае сваи полностью прорезают слабые грунты и опи-
раются на прочные грунты. Такой вариант устройства свайных
фундаментов позволяет уменьшить осадку проектируемого зда-
ния или сооружения. Если ставится задача увеличивать устой-
221
Рис. 7.5. Вертикальные дренажные прорези:
1 — песчаная подушка; 2 — дренажные прорези
чивость сооружения, то сваи могут не прорезать всю толщу сла-
бых водонасыщенных глинистых грунтов.
Расчет свайных фундаментов, в том числе и их осадок, опре-
деляется общепринятой методикой, т. е. по СНиП 2.02.03—85.
Однако угол распространения давления, который принимается
равным '/4 угла внутреннего трения грунта, в данном случае
определяется по методике быстрого сдвига, т. е. сдвиг образцов
слабых грунтов производится в течение 5...6 мин без предвари-
тельного обжатия образцов.
Следует учесть эффект «засасывания» свай в слабых водо-
насыщенных грунтах.
При забивке свай в такие грунты происходит перемещение
грунта вокруг сваи на расстоянии 1...2 диаметра, что сопровож-
дается возникновением в скелете грунта напряжения и порогового
давления. В этот момент несущая способность свай резко сни-
жается. В течение определенного времени напряжения в скелете
грунта снижаются, и поровое давление уменьшается до нуля.
Основная доля несущей способности свай будет достигнута
именно в этот момент, когда поровое давление в окружающем
сваю грунте упадет до нуля. В настоящее время считается, что
несущая способность сваи в слабых глинистых грунтах достига-
ется через 6 суток после ее забивки. Эту рекомендацию следует
считать весьма условной, требуется дополнительное исследова-
ние в этой области, особенно при проектировании зданий и соору-
жений на слабых грунтах в сейсмических районах.
Несущую способность свай в слабых водонасыщенных гли-
нистых грунтах следует определять в соответствии с рекоменда-
циями СНиП 2.02.03—85.
При этом необходимо учитывать явление отрицательного тре-
ния, возникающее в процессе эксплуатации зданий и сооружений.
Сущность отрицательного трения заключается в том, что в
процессе осадки окружающей грунтовой среды по боковой по-
верхности свай возникает отрицательное трение, которое погру-
жает сваю в толщу слабого водонасыщенного глинистого грунта.
Опытные исследования свидетельствуют о том, что величина
222
негативного трения очень велика и может превышать 400...
500 кН.
В городских условиях отрицательное трение может возник-
нуть при динамическом воздействии на слабый грунт тяжелого
транспорта, оборудования предприятий. Намыв песка и подсыпка
грунта при проведении планировочных работ, склады сыпучих
материалов и другие длительные нагрузки приводят также к
сжатию толщ водонасыщенных глинистых грунтов, развитию
осадок и возникновению отрицательного трения.
По методу Ю. В. Россинина и Б. В. Бахолдина можно рассчи-
тать сваи на отрицательное трение. Для этого определяется
глубина Zo, где осадки сваи и грунта вокруг нее равны между
собой. Это и будет границей зоны, выше которой действует
отрицательное трение по боковой поверхности сваи. Ниже этой
зоны перемещение грунта меньше осадки сваи, в результате
чего возникает положительное трение. Несущую способность
сваи определяют с учетом зон негативного и положительного
трения. Одновременно проверяется прочность ствола сваи с уче-
том продольного изгиба.
Величина отрицательного трения зависит от времени и по-
следовательности приложения нагрузок на толщу слабого грунта.
Если пригрузка действует давно и процессы консолидации в
слабых грунтах прекратились, отрицательное трение будет от-
сутствовать.
Для уменьшения величины отрицательного трения приме-
няют специальные обмазки (например, битумное покрытие), спо-
собы уменьшения прилипания слабого грунта к боковой поверх-
ности сваи (электроосмос) и др.
Экспериментальное определение несущей способности свай
статическими нагрузками в слабых грунтах производится в более
длительное время, чем в обычных грунтах. Каждая ступень
нагрузки выдерживается не менее 24 ч.
Чаще всего в слабых водонасыщенных глинистых грунтах
применяют сборные железобетонные и набивные бетонные сваи.
В таких грунтах удовлетворительно работают деревянные сваи.
В последнее время используют трубчатые и цилиндрические
полые сваи. Трубчатые сваи имеют длину 18...24 м при длине
одного звена 6...8 м и диаметром 40... 160 см. Звенья стыкуются
с помощью сварки или болтовыми соединениями. Сварной стык
бетонируется и обмазывается битумом.
Цилиндрические полые сваи применяют диаметром более
160 см, их условно называют колодцем-оболочкой. В современ-
ной практике используют колодцы-оболочки диаметром 5...6 м
и глубиной до 20 м. Такие колодцы-оболочки опускаются в
слабые водонасыщенные глинистые грунты вибропогруже-
нием.
Макропористые водонасыщенные глинистые грунты имеют
выраженную макропористую текстуру. Чаще всего она обнару-
живается у слоев морского происхождения с развитыми в основ-
223
ном вертикальными порами 1...2 мм и длиной 6... 10 см. Иногда
встречаются горизонтальные и наклонные макропоры.
Макропоры оказывают существенное влияние на физико-
механические свойства илов. Исследования сжимаемости илов в
компрессионных приборах свидетельствуют о том, что в диапа-
зоне давлений от величины структурной прочности сжатия
(0,015...0,045) МПа до 0,06 МПа наблюдается линейная зависи-
мость между относительной деформацией образца и изменением
давления. Следовательно, в этом диапазоне давлений модуль
общей деформации сохраняет постоянное значение.
При изучении прочностных свойств макропористых илов на
одноплоскостных приборах по методике быстрого сдвига уста-
новлено, что угол внутреннего трения и удельное сцепление
сохраняют постоянные значения, несмотря на увеличение верти-
кального давления на образец с 0,05 до 0,30 МПа.
Практически не изменяется и коэффициент фильтрации мак-
ропористых илов в вертикальном направлении, несмотря на их
уплотнение. При этом конфигурация подавляющего большинства
макропор остается неизменной. Исследования фильтрационных
свойств показали также, что макропористые илы являются
анизотропными, что необходимо учитывать в расчетах консоли-
дации этих грунтов.
При прогнозе осадок фундаментов на макропористых водо-
насыщенных грунтах процессы вторичной консолидации следует
учитывать до достижения 50 %-ной консолидации. Поскольку
водопроницаемость этих грунтов в вертикальном направлении
значительно выше, чем в горизонтальном при устройстве искус-
ственных оснований, следует применять песчаные подушки. Не-
сущая способность свай при их опирании на макропористые илы
оказывается невысокой.
Сейсмическое воздействие на водонасыщенные глинистые
грунты изучено еще недостаточно. Установлено, что при прохож-
дении через грунтовый водонасыщенный массив сейсмических
волн создается поровое давление и значения угла внутреннего
трения и удельного сцепления уменьшаются. Изменяется уровень
подземных вод в сторону увеличения.
При строительстве зданий и сооружений в сейсмических
районах со слабыми водонасышенными грунтами основное вни-
мание следует уделять применению конструктивных мероприя-
тий, повышающих жесткость зданий и сооружений, а также
устройству искусственных оснований.
При проектировании свайных фундаментов рекомендуется
применять сваи-стойки из забивных или буронабивных армиро-
ванных железобетонных свай с полной прорезкой слабых водо-
насыщенных глинистых грунтов и опиранием на нижележащие
плотные грунты. Возможно также применение свай-стоек сов-
местно с промежуточной песчаной или щебенистой подушкой.
В сейсмических районах можно применять песчаные подушки
вместо висячих железобетонных свай, вертикальные песчаные
224
дрены, дренажные прорези с пригрузочными насыпями, песчаные
сваи, известковые сваи с последующим уплотнением грунтов
тяжелыми трамбовками, химическое закрепление слабых грунто-
вых массивов. Весьма эффективными являются конструктивные
мероприятия, так как они способствуют не только повышению
сейсмостойкости зданий и сооружений, но и обеспечивают длитель-
ную эксплуатационную пригодность.
Конструктивные мероприятия применяют в тех случаях, когда
существующие методы уплотнения и упрочения водонасыщенных
глинистых грунтов не дают должного эффекта и расчетная
осадка зданий и сооружений превышает предельную.
Чаще всего конструктивные мероприятия используют для зда-
ний и сооружений конечной жесткости, поскольку с помощью
специальных мероприятий жесткие здания удается сделать более
жесткими, а гибкие — более податливыми и гибкими. Жесткость
зданий и сооружений может быть увеличена путем разрезки
осадочными швами на отдельные блоки. Обычно осадочнце швы
устраивают в местах изменения этажности, резкого изменения
действующих нагрузок, мощности слоев слабых водонасыще^ных
глинистых грунтов и т. д.
Расстояние между осадочными швами принимают 45...60 м,
для кирпичных одноэтажных зданий эти расстояния соответ-
ственно равны 40...60 м и 35...50 м. Осадочные швы назнача-
ются так, чтобы разделенные блоки зданий и сооружений могли
перемещаться в вертикальном и горизонтальном направлениях.
В пределах каждого блока жесткость может быть увеличена
путем устройства монолитных жестких фундаментов. Возможен
вариант сборно-монолитных фундаментов.
Рекомендуется на уровне надподвального перекрытия преду-
сматривать монолитный железобетонный пояс, непрерывный по
наружным и внутренним стенам.
Пространственная жесткость зданий и сооружений может
быть увеличена путем устройства железобетонных или металли-
ческих поясов и армированием швов кирпичной кладки.
В жилых и общественных зданиях, где широко применяются
конструкции из сборных железобетонных плит, между ними
устраиваются прочные стыки. С этой целью по углам плит и по
длине закладываются специальные металлические элементы, ко-
торые сваривают и стыки изолируют.. Таким образом устраива-
ется жесткая горизонтальная диафрагма.
Следует отметить, что указанные конструктивные мероприя-
тия являются необходимыми при возведении зданий и сооруже-
ний на слабых водонасыщенных глинистых грунтах в сейсмиче-
ских районах.
И еще нужно обратить внимание на важное обстоятельство,
связанное с обеспечением устойчивости долговечности зданий и
сооружений на водонасыщенных глинистых грунтах. Речь идет
о гидроизоляции подвалов и стен зданий от проникания в них
поровой воды. По существующим нормам допустимая влажность
225
15—1040
для кирпичных стен составляет 3%. Фактически влажность
кирпичных стен зданий на водонасыщенных грунтах повышается
до 25 %, поэтому назначение гидроизоляционных мероприятий
является необходимым.
Гидроизоляция стен назначается в зависимости от инженер-
но-геологических условий строительной площадки. Наиболее на-
дежным способом гидроизоляции является обмазка и пропитка
стен и конструкций специальным раствором. Окрасочная гидро-
изоляция осуществляется горячими резинобитумными, битумно-
латексными и битумно-полимерными материалами.
Для сборных и сборно-монолитных конструкций зданий и
сооружений применяется цементная штукатурная гидроизоля-
ция, которую наносят на поверхность стен в несколько слоев
с последующим окрашиванием битумной мастикой. Защита кир-
пичных и бетонных конструкций производится с помощью шту-
катурной асфальтовой или горячей асфальтовой литой гидро-
изоляции.
Гидроизоляция подземных помещений осуществляется поли-
мерными материалами, используются также эпоксидные и ка-
менноугольные смолы. В качестве рулонных гидроизоляционных
материалов применяют пластмассовые полимерные пленки (поли-
этиленовые, полихлорвиниловые и др.).
В слабых глинистых грунтах гидроизоляция подземных со-
оружений осуществляется с помощью фильтрационных завес,
устраиваемых путем нагнетания в грунт через инъекторы раство-
ров битума, жидкого стекла и различных смол. В итоге образу-
ется водонепроницаемая область, которая препятствует поступ-
лению воды к подземным конструкциям.
Расчет оснований зданий и сооружений на слабых водона-
Таблица 7.1. Значения коэффициента условий работы
Грунты
Yd
Пески мелкие водонасыщенные при степени заторфован-
ности:
0,03	0,25
0,25	0,4
Пески пылеватые водонасыщенные при степени заторфо-
ванности:
0,03	0,25
0,25 </от^ 0,4
Пылевато-глинистые грунты водонасыщенные при степени
заторфованности 0,05	0,25 и показателе текучести:
/л^0,5
Д>0,5
Пылевато-глинистые грунты водонасыщенные при степени
заторфованности 0,25</от^0,40 и показателе текучести:
Д^0,5
Д>0,5
226
сыщенных глинистых грунтах должен производиться по первой и
второй группе предельных состояний.
При определении расчетного сопротивления грунта коэффи-
циент условий работы грунтового основания принимают по
табл. 7.1.
Расчетное сопротивление R находят по формуле (4.43) с
использованием расчетных характеристик, определяемых, как
правило, на основе полевых или лабораторных опытов. Для зда-
ний и сооружений всех классов на заторфованных песчаных
грунтах предварительные размеры фундаментов и окончатель-
ные для зданий и сооружений III класса допускается использо-
вать условные расчетные сопротивления Ro (табл. 7.2).
Таблица 7.2. Значения условных расчетных сопротивлений /?0
Песчаные грунты средней плотности	Значение Ro (МПа)		при степени заторфованности грунта	
	0,03</отС0,1	0,1	J q -тЗ 0,2b	0,25<J„m<0.40
Пески мелкие:				
маловлажные	0,25		ОД 8	0,09
очень влажные и насыщен- ные водой Пески пылеватые:	0,15		ОДО	0,07
маловлажные	0,2		0,12	0,08
очень влажные	од		0,08	0,05
насыщенные водой	0,08		0,06	0,04
При этом предполагаются основания, сложенные горизонталь-
ными, выдержанными по толщине заторфованных песчаных грун-
тов (уклон не более 0,1), обладающих сжимаемостью без ее уве-
личения в пределах двойной ширины наибольшего фундамента.
Для определения конечных осадок фундаментов на основани-
ях, сложенных биогенными грунтами и илами, используют рас-
четные схемы в виде линейно деформируемого полупространства
или линейно деформируемого слоя (см. гл. 2).
Границу сжимаемой зоны определяют на такой глубине, где
дополнительные напряжения равны 3 кПа (0,03 кгс/см2).
Осадку грунтов основания за счет разложения органических
включений можно не учитывать, если уровень подземных вод не
будет понижаться в период эксплуатации зданий и сооружений.
Конечная осадка слоя $ биогенного грунта или ила в стаби-
лизированном состоянии, обусловленном намытым и отсыпанным
слоем песка, определяется по формуле
s = 3ph/(3E + 4р),	(7.1)
где р — давление от песчаного грунта (насыпи) на поверхность
слабого водонасыщенного биогенного грунта или ила, кПа; h —
толщина слоя биогенного грунта или ила, м; Е — модуль общей
227
15*
деформации биогенного грунта или ила при полной влагоемкости,
кПа.
Если основание состоит из нескольких горизонтальных слоев
биогенных грунтов или илов с различными модулями общей де-
формации, стабилизированная осадка определяется как сумма
осадок отдельных слоев. Если модуль деформации песчаного
слоя при его намыве или отсыпке в 10 раз и более превышает мо-
дуль деформации биогенного грунта или ила, то, конечная осадка
и время консолидации определяются без учета осадки подстилаю-
щего слоя.
Осадка st за время t слоя биогенного грунта или ила, при-
груженного намытым или отсыпанным слоем песчаного грунта,
будет равна
st = Qvs,	(7.2)
где s — конечная стабилизированная осадка слоя водонасыщен-
ного биогенного грунта или ила, определяемая по формуле (7.1);
Qv — степень консолидации грунта, которая определяется зави-
симостью
Qv = 1 — Uz/ad,	(7.3)
где Uz/aZ — определяется по табл. 7.3 как относительное среднее
избыточное давление в поровой воде.
Факторы времени Tv и Tv находят по формулам:
Tv = Cvt/H-	(7.4)
Tv = Cvt/H,	(7.5)
где Cv — коэффициент консолидации биогенного грунта или ила
при вертикальном дренировании, _м2/год; t — время консолида-
ции, определяемое заданием, год; t — время, определяемое окон-
чанием приращения нагрузки от песчаной насыпи или намыва,
год; Н — длина пути фильтрации (м) принимается при двусто-
роннем дренаже равной половине толщины слоя биогенного
грунта или ила, при одностороннем — полной толщине этого слоя
грунта.
Если значения относительных средних избыточных давлений
нельзя найти по табл. 7.3, то их можно определять по формулам,
приведенным в Пособии к СНиП 2.02.01—83.
Для биогенных грунтов и илов коэффициент консолидации Cv
определяется по результатам компрессионных испытаний в одо-
метре с пористыми поршнями путем обработки кривой консо-
лидации по методу Тейлора (рис. 7.6). Для этого строится кри-
вая сжатия грунта в осях у — -уд, где у — деформация грунта,
мм; t — время, мин. На этом графике вначале проводят прямую,
практически совпадающую с начальным прямолинейным участ-
ком кривой консолидации. Точка пересечения этой прямой с осью
ординат дает точку А, называемую началом первичной консоли-
дации. Из нее проводится вторая прямая, абсциссы которой
228
Т а б л и ц а 7.3. Значения относительных средних избыточных давлений
ти	Относительное среднее избыточное давление u/at для грунта в условиях двустороннего дренажа при 7\,, равном		
	0,1	0,2	0,3
1	2	3	4
0	1	1	1
0,05	0,83	0,83	0,83
0,10	0,76	0,76	0,76
0,20	0,56	0,66	0,66
0,3	0,44	0,50	0,59
0,4	0,34	0,39	0,45
0,5	0,27	0,31	0,35
0,6	0,21	0,24	0,27
0,7	0,16	0,19	0,21
0,8	0,13	0,14	0,17
0,9	0,10	0,12	0,13
1	0,08	0,09	0,10
1,1	0,06	0,07	0,08
1,2	0,05	0,05	0,06
1,3	0,04	0,04	0,05
1,4	0,03	0,03	0,04
1,5	0,03	0,02	0,03
1,6	0,02	0,02	0,02
1,7	0,01	0,02	0,02
1,8	0,0-1	0,01	0,01
1,9	0,01	0,01	0,01
2,0	0,01	0,01	0,01
больше в 1,15 раз абсцисс первой кривой. Так получается точ-
ка В как пересечение второй прямой с кривой консолидации,
она и определяет время, соответствующее 90 %-ной первичной
консолидации.
Коэффициент консолидации определяют по формуле
G = 0,848(0,5//2)Жо • 60)...,	(7.6)
где 0,848 — коэффициент Тейлора для 90 %-ной первичной кон-
солидации; Н — высота образца, см; /90 — время, соответствую-
щее 90 %-ной первичной консолидации, мин.
Если основание сложено слоями биогенных грунтов или илов,
то в этом случае приведенные коэффициенты консолидации опре-
деляют по формуле
С. = я2/( 2 -М2,	(7.7)
где Н — общая мощность водонасыщенных биогенных грунтов
или илов, м; hi — толщина отдельного слоя, м.
229
Рис. 7.6. График для определения коэффициента
консолидации
При устройстве
песчаных дрен с песча-
ной подушкой степень
консолидации Qrv необ-
ходимо определять в
вертикальном и гори-
зонтальном направле-
ниях:
Qrv=l - (l-Qv)X
X(l-Qr), (7.8)
где Qv — степень кон-
солидации при филь-
трации воды в верти-
кальном направлении,
определяемая по зави-
симости (7.3); Qr — то
же, при фильтрации
воды в радиальном на-
правлении
Qr = 1 — exp ( — 8 Tr/FQ,
(7.9)
Тг — фактор времени
при фильтрации воды в
горизонтальном на-
правлении
Tr=Crt/dl	(7.10)
Сг — коэффициент фильтрации поровой воды в горизонтальном
направлении (м2/год) находится по результатам компрессионных
испытаний образцов, ориентированных перпендикулярно слоисто-
сти; t — время от момента приложения нагрузки, год; de — диа-
метр зоны влияния дрены, м; Fv — параметр
Ft, = v2ln V(v2 — 1) — 0,75,	(7.11)
v = de/d<i,, dm — диаметр дрены, который принимается равным:
для бумажных дрен — 0,025 м, дрен из тканей — 0,066 м.
Если радиальный фильтрационный поток представлен много-
слойным основанием, то в этом случае определяют приведенный
коэффициент консолидации Сг(еу.
п
Сг^=тЫС^/1,	(7.12)
с — 1
где hi — толщина г-го слоя грунта; СГ1 — коэффициент консоли-
дации г-го слоя грунта; / — толщина слоистого напластования
водонасыщенных биогенных грунтов или илов, по которому про-
исходит радиальная фильтрация.
Степень консолидации при фильтрации воды в горизонталь-
ном направлении Qr может определяться также по табл. 7.4.
При расчете оснований из водонасыщенных биогенных грун-
230
Таблица 7.4. Значения степени консолидации Qr при фильтрации воды
в горизонтальном направлении
Qr	Фактор времени Tv при фильтрации з при V,			голько в горизонтальном направлении равном		
	3	5	10	15	20	25
0	0	0	0	0	0	0
0,1	0,007	0,012	0,021	0,026	0,030	0,033
0,2	0,014	0,026	0,040	0,055	0,063	0,069
0,3	0,023	0,042	0,070	0,088	0,101	0,110
0,4	0,033	0,060	0,101	0,126	0,144	0,168
0,5	0,045	0,081	0,137	0,171	0,195	0,214
0,6	0,059	0,107	0,181	0,226	0,258	0,263
0,7	0,077	0,141	0,238	0,297	0,339	0,372
0,8	0,103	0,188	0,181	0,397	0,454	0,498
0,9	0,148	0,270	0,238	0,567	0,649	0,712
0,95	0,192	0,351	0,318	0,738	0,844	0,927
0,99	0,296	0,539	0,454 0,591 0,909	1,135	1,298	1,424
тов и илов по первой группе предельных состояний силу предель-
ного сопротивления основания пи при действии вертикальной
нагрузки определяют для ленточных фундаментов по формуле
пи = b'(q + 5,14ci),	(7-13)
где Ь' — приведенная ширина фундамента; q — боковая нагруз-
ка; С\ — расчетное значение удельного сцепления грунта.
Для прямоугольных фундаментов силу предельного равнове-
сия определяют по формуле (16) СНиП 2.02.01—83 при epi = 0
и величине £с, определяемой из выражения
1 = 2 + 0,21т].
(7-14)
7.3.	Фундаменты на засоленных грунтах
Засоленные грунты рассматриваются так же, как слабые
грунты, и имеют ряд специфических особенностей, которые необ-
ходимо учитывать при проектировании и устройстве оснований
и фундаментов (просадки фундаментов в результате суффозии
солей, солевая коррозия материалов конструкций и т. п.).
Основные принципы проектирования и расчета фундаментов
на засоленных грунтах практически не отличаются от общих
принципов проектирования и расчета фундаментов на естествен-
ном основании. При этом общая величина осадки с учетом уплот-
нения засоленных грунтов, суффозионной осадки не должна пре-
вышать предельных значений, а устойчивость фундаментов про-
веряется в условиях замачивания грунтов[25].
Скорости осадок фундаментов большой площади на засолен-
231
ных грунтах определяются по теории фильтрационной консоли-
дации грунтов только до достижения степени консолидации,
равной 40...60 %. При степени консолидации более 60 % расчет
скорости осадок следует производить с учетом вторичной кон-
солидации засоленных глинистых грунтов.
При расчетной осадке оснований, превышающей допустимую
на 30 % для данного типа зданий и сооружений, рекомендуется
осуществлять конструктивные мероприятия вместо устройства
искусственных оснований. В качестве конструктивных мероприя-
тий применяется целый комплекс, направленный на повышение
общей жесткости здания или сооружения, что позволяет допус-
тить большую величину средней осадки оснований.
При небольшом общем значении осадки, не превышающем
10 см, и мощности сильнозасоленных грунтов до 12 м, подсти-
лаемыми прочными незасоленными и непросадочными грунтами,
чаще всего рекомендуется применение свайных фундаментов с
заглублением свай в прочные грунты. При этом следует больше
применять сборные железобетонные сваи, так как набивные сваи
больше подвержены воздействию легкорастворимых солей и мо-
гут быть разрушены. В случае большой необходимости примене-
ния набивных и буронабивных свай большого диаметра их сле-
дует изготовлять из кислотоупорного бетона.
При проектировании свайных фундаментов необходимо учи-
тывать вероятность развития «отрицательного» трения. Это мо-
жет иметь место после забивки свай и развития суффозионной
осадки в результате вымывания солей, при этом грунты могут
перемещаться вниз под воздействием вышележащих слоев грунта
или нагрузки от полов и т. д.
При проектировании зданий и сооружений, для которых в
процессе эксплуатации допустимы небольшие осадки, рекомен-
дуется применять метод предварительного обессоливания грунтов
основания, особенно если в них содержится большое количество
легкорастворимых солей. Это производится по специальной мето-
дике в котлованах, заполняемых пресной водой.
Особое внимание следует обращать на защиту фундаментов
и подземных сооружений от солевой коррозии.
Сущность ее заключается в том, что грунтовые воды засо-
ленных водонасыщенных грунтов, имеющие высокую степень
минерализации, проникают в тело бетонных фундаментов и под-
вальных стен, а также в верхние конструктивные части соору-
жений. При испарении воды происходит кристаллизация солей,
что сопровождается увеличением объема и создает большое
давление в порах стен и фундаментов (до нескольких десятков
МПа). В конечном итоге происходит разрушение подземных и
надземных конструкций и сооружений.
Наиболее эффективным способом защиты конструкций под-
земных частей сооружений от солевой коррозии являются раз-
личные защитные покрытия вяжущих и искусственных смол.
Применяются также полимерные пленочные, рулонные и гид-
232
роизоляционные материалы, обработанные битумными вяжу-
щими.
Ответственные подземные помещения эффективно защищают-
ся от солевой коррозии устройством различных футеровок из
кислотоупорных материалов. Применяются также армированные
и неармированные лакокрасочные покрытия, для защиты метал-
лических труб рекомендуется восьмислойное перхлорвиниловое
покрытие и др.
При производстве работ нулевого цикла необходимо также
учитывать отмеченные особенности засоленных грунтов. Прежде
всего до проведения земляных работ следует провести планиро-
вочные работы, исключающие попадание атмосферных вод в кот-
лованы будущих зданий и сооружений. Для этого проектиру-
ются постоянные водосточные сети открытого типа, нагорные
канавы для отвода атмосферных вод и т. д. Следует иметь в
виду, что маловлажные засоленные грунты обладают очень высо-
кой прочностью, поэтому без предварительного рыхления не уда-
ется разработать котлованы обычными землеройными механиз-
мами. Предварительное рыхление производится копрами, экска-
ваторами и кранами, к стрелам которых подвешиваются грузы
весом 20...50 кН, а также машины вибрационного и ударно-виб-
рационного действия.
Особое внимание нужно уделять качеству устройства инже-
нерных сетей, поскольку большинство деформаций зданий и со-
оружений на засоленных глинистых грунтах происходит вслед-
ствие неравномерной суффозионной осадки, причиной развития
которой является утечка воды из наружных сетей водопровода,
канализации и т. д
Если есть опасность поражения материала трубопроводов
солевой коррозией, целесообразно предусмотреть наземную и
надземную прокладку.
При устройстве свайных фундаментов из забивных железо-
бетонных свай следует учитывать высокую прочность маловлаж-
ных засоленных грунтов, поэтому для забивных свай следует
предусматривать тяжелые свайные молоты. Если вес молота не-
достаточен, целесообразна забивка свай в лидирующие сква-
жины.
Проектируя работы нулевого цикла, необходимо обратить вни-
мание на устройство обратной засыпки стен подвалов и подзем-
ных коммуникаций. Это должно выполняться грунтом с содержа-
нием не более 0,3 % легкорастворимых солей. В противном слу-
чае необходимо предусмотреть работы по искусственному пред-
варительному обессоливанию грунтов, особенно при содержании
легкорастворимых солей.
Засоленные глинистые грунты характеризуются относитель-
ным суффозионным сжатием ESf и начальным давлением суффо-
зионного сжатия pSf.
Величина относительного суффозионного сжатия должна
определяться, как правило, по данным полевых испытаний ста-
233
тическими нагрузками с длительным замачиванием засоленных
грунтов. Для детального изучения этих грунтов полевые опыты
дополняются лабораторными компрессионно-фильтрационными
испытаниями.
Предварительные расчеты суффозионной осадки для зданий
и сооружений I и II классов и для окончательных расчетов соору-
жений III класса разрешается определять суффозионное сжатие
для загипсованных глинистых грунтов по формуле
Ksf = ktdoQd^/Pq,	(J. 1 5)
где ki — коэффициент, принимаемый по табл. 7.5 в зависимости
от вида грунта, содержания гипса и давления; do — начальное
содержание гипса в грунте, доля единицы; pd — начальная плот-
ность сухого грунта, г/см3; р9 — плотность частиц гипса, г/см3;
Р — степень выщелачивания, доля единицы; п — коэффициент,
зависящий от вида грунта и принимаемый равным для суглинков
п = 1, супесей п = 1 /3.
Величину Esf по формуле (7.15) допускается определять для
загипсованных грунтов: суглинков — при со = 0,02...0,04; h =
— 0,08...0,12; pd — 1200... 1600 кг/см3; е = 0,750...1,100; супесей:
со = 0,01...0,03; h = 0,03. ..0,07; pd = 1400... 1450 кг/см3; е =
— 0,900... 1,000.
Начальное давление суффозионного сжатия psf определяется
давлением, при котором относительное суффозионное сжатие
&sf = 0,01.
Расчет оснований зданий и сооружений, сложенных засолен-
ными грунтами, производится в соответствии с требованиями
гл. 1. Если эти грунты обладают просадочными или набухающими
свойствами, то их следует учитывать при расчете согласно ре-
комендациям настоящей главы.
Деформации оснований из засоленных грунтов следует опре-
Таблица 7 5. Значения коэффициента ki
Содержание гипса, доли единицы	Значения k\ при		давлении, МПа	
	0,1	0,2	0,3	0,4
0,1	0,86	Супесь 0,70	0,52	0,43
0,2	0,95	0,90	0,83	0,76
о,з	0,97	0,95	0,90	0,85
0,1	0,08	Суглинок 0,15	0,30	0,46
0,2	0,15	0,27	0,50	0,84
0,3	0,45	0,60	0,80	1,10
0,4	0,85	0,96	1,07	1,30
0,5	1,08	1,15	1,22	1,38
234
делять с учетом осадки от внешней нагрузки, просадки, набуха-
ния или усадки и суффозионной осадки.
Если исключается возможность длительного замачивания
засоленных грунтов и выщелачивание солей, то деформации
определяются как для обычных незасоленных грунтов, но с ис-
пользованием характеристик сжимаемостей этих грунтов в водо-
насыщенном состоянии.
Расчетное сопротивление засоленных грунтов при возможно-
сти длительного замачивания и выщелачивания солей находят
по формуле (см. гл. 4) с использованием прочностных характе-
ристик и сп, определенных при испытании этих грунтов в водо-
насыщенном состоянии после выщелачивания солей. Если отсут-
ствует возможность длительного замачивания и выщелачивания,
то расчетное сопротивление /?. определяют по прочностным ха-
рактеристикам, полученным на основе испытания засоленного
грунта в водонасыщенном состоянии.
Для частично или полностью выщелоченных засоленных грун-
тов расчетное сопротивление определяют для загипсованных
суглинков с начальным содержанием гипса do 20 % с исполь-
зованием коэффициента условий работы yci = 1,1, для суглинков
с do > 20 % и всех загипсованных супесей yci = 1.
Коэффициент k\ = 1 при определении угла внутреннего трения
и удельного сцепления в приборах трехосного сжатия (стабило-
метрах) и в полевых условиях методом сдвига целика. При рас-
чете этих характеристик на приборах одноплоскостного среза
^=1,1.
Осадка уплотнения основания из засоленных грунтов рас-
считывается обычным способом с использованием деформацион-
ных характеристик природной влажности.
Суффозионная осадка sSf основания из засоленных грунтов:
п
Ssf = 2 Ksfi- hi,	(7.16)
z=i
где Esfi — относительное суффозионное сжатие грунта Z-го слоя при
давлении, определяемом на рассматриваемой глубине, как сумма
давлений от внешней нагрузки а2р и от собственного веса грун-
та Gzq при полном водонасыщении засоленного грунта; hi — тол-
щина Z-го слоя засоленного грунта; п — общее число слоев в преде-
лах зоны суффозионной осадки.
Величина этой зоны для засоленных грунтов с легкораство-
римыми солями и загипсованными песками ограничивается глу-
биной сжимаемой толщи Нс или линейно деформируемым слоем
конечной толщины. Если такие грунты подвергаются длитель-
ному обводнению, то считается, что происходит их полное рассо-
ление и степень выщелачивания р = 1.
Если основание сложено загипсованными пылевато-глинисты-
ми грунтами, то суффозионные осадки возникают только в пре-
делах выщелачиваемой зоны, и по мере ее развития деформации
возрастают. При этом длина этой зоны (выщелачиваемая зона
235
Ht) ограничивается предельным насыщением гипсом фильтрую-
щей жидкости. Увеличение размеров выщелачиваемой зоны
происходит в процессе фильтрации воды, т. е. в направлении
движения фильтрационного потока уменьшается содержание
гипса в грунте.
Расчет суффозионных осадок оснований, сложенных загипсо-
ванными пылевато-глинистыми грунтами, необходимо произво-
дить из схемы фильтрационного потока в основании фундамен-
тов (рис. 7.7).
Если замачивание оснований происходит по схеме I (рис.
7.7, а), то вначале необходимо определить длину выщелачивае-
мой зоны и распределение в ней гипса в расчетный момент вре-
мени. С этой целью в пределах сжимаемой толщи основания
выделяются слои с различным начальным содержанием гипса do
(рис. 7.8). В этом случае график распределения гипса в грунте
представляется в виде ступенчатой функции do = f(z) по слоям
толщиной 0,5 м.
При однородных грунтах основания начальное содержание
гипса принимается постоянным в пределах зоны суффозионной
осадки (рис. 7.9).
Если величина суффозионной осадки определяется по схеме
I, то зона суффозионной осадки обусловливается горизонтом
глубиной Нс, на котором суммарные вертикальные давления от
нагрузки фундамента и собственного веса грунта равны началь-
ному давлению суффозионного сжатия (рис. 7.10).
При Н\ < Нс в расчетный момент времени определение суф-
фозионных осадок следует производить только в пределах выще-
лачиваемой зоны. Если последняя больше сжимаемой толщи,
расчет осадки следует выполнять в пределах этой толщи. В пер-
вом случае распределение напряжений принимается по схеме
линейно деформируемого слоя конечной толщины, во втором —
по схеме линейно деформируемого полупространства.
Очень важно определить количество оставшегося в твердой
фазе гипса в расчетный момент времени в каждом слое. Грани-
цей выщелачиваемой зоны будет являться слой, в котором со-
держание гипса равно начальному.
Количество оставшегося в твердой фазе гипса di в расчетный
момент времени t:
di^doi^l	(7.17)
где dot — начальное массовое содержание гипса Z-м слое, доли
единицы; z-t — координата середины i-го слоя грунта, м; т — при-
веденное время; Xi — приведенная координата для середины
г-го слоя; qt — приведенная масса.
Величины т, Xi и qi определяются по следующим формулам:
т = у(//ц;	(7.18)
Xi = yiZi/v;	(7-19)
236
Рис. 7.7. Схемы замачивания
оснований и фундаментов:
а — равномерная вертикальная де-
формация; б — горизонтальная
фильтрация в слое конечной мощно-
сти
7777777777777777777777777777/
Водоупор
Рис. 7.8. Схема расчета рассоле-
ния (основание неоднородное,
фильтрация вертикальная):
/ — границы слоев; 2 — границы расчет-
ных слоев; 3 — направление фильтра-
ции; 4 — начальная эпюра относи-
тельного содержания гипса da(z); 5 —-
расчетный слой
Рис. 7.9. Схема для расчета рас-
соления (основание однородное,
фильтрация вертикальная):
1 — границы расчетных слоев; 2 — на-
правление фильтрации; 3 — начальная
эпюра относительного содержания гипса
do(z) = const
Рис. 7.10. Схема для расчета дефор-
маций при вертикальной фильтрации:
1 — отметка природного рельефа; 2 — отметка
подошвы фундамента; 3 — граница сжимаемой
толщи
qt = №
n
0,52 doi + O,25do(A!+l)
<=i
/[vp(CT
Co)],
(7.20)
где у, — коэффициент растворения, сут~‘, t— расчетный момент
времени, сут; ц — недостаток насыщения, доли единицы; v —
скорость фильтрации, м/сут; — плотность сухого грунта, т/м3;
Ст — концентрация насыщения фильтрующей воды гипсом т/м3;
Со — концентрация гипса в воде на участке входа ее в загипсо-
ванный грунт, т/м3; п — количество слоев, лежащих выше /-го
слоя.
Коэффициент растворения определяется в полевых и лабора-
торных условиях по соответствующим методикам, разработан-
ным НИИОСП и ВНИИГЕО.
Недостаток насыщения можно рассчитать по формуле
ц = 0,13 + 0,71gfy,
(7.21)
где kf — коэффициент фильтрации, м/сут. Ориентировочно для
песков при <^5о, равном 0,1; 0,2; 0,5 мм (где dso — диаметр частиц
грунта, составляющих 50 % по массе), соответственно ц = 0,18;
0,25 и 0,28; для супесей р, = 0,25...0,015; для суглинков р =
-=0,01...0,1.
Для каждого расчетного слоя определяется относительное
суффозионное сжатие esf, соответствующее данной степени выще-
лачивания:
р(= 1 — dt/dn.
(7.22)
Суффозионная осадка на расчетный момент времени при фильт-
рации по схеме Г.
п
ssf = 0,5^ Ssf.hi.	(7.23)
i = 1
Обозначения те же, что и в формуле (7.16).
При расчете суффозионной осадки при фильтрации по схе-
ме 2 (см. рис. 7.7, б) необходимо учитывать выщелачивание
зоны в горизонтальном направлении и изменение в связи с этим
деформационных свойств засоленных грунтов основания.
Для этого вначале устанавливают состояние выщелачивае-
мой зоны на расчетный момент времени; далее определяют осад-
ку сторон фундамента и его крен. Начальное содержание гипса
в грунте do при расчете состояния выщелачиваемой зоны при-
нимается постоянным как по глубине, так и по площади и рав-
ным среднему значению загипсованной толщи. Основание раз-
бивается на слои шириной по 0,5 м в пределах зоны от z = 0
до z = I + 2L + 1, где I — расстояние от входного участка фильт-
рационного потока до фундамента, 2L — ширина фундамента
(рис. 7.11). При этом за входной участок фильтрационного пото-
ка (z = 0) принимается вертикальная плоскость, проходящая
через источник замачивания.
238
Водоупор
Рис. 7.11. Схема для расчета рассоления основания
при горизонтальной фильтрации:
/ — участок входа фильтрационного потока, 2 — направление
фильтрации, 3 — расчетный слой, 4 — границы расчетных слоев
Состояние выщелачиваемой зоны на расчетный момент вре-
мени определяют по формулам (7.17)...(7.22) с формированием
ее в горизонтальном направлении.
• Пример 7.1. Определить величину суффозионной осадки фундаментов
при вертикальной фильтрации (схема 1) через шесть лет после начала эксплуа-
тации сооружения. Основание сложено однородным суглинком с содержанием
гипса do = 0,4. Фильтрующая жидкость представлена водой, начальное давле-
ние суффозионного сжатия psf — 0,2 МПа, активная (сжимаемая) толща грунта
составляет Нс= 5 м. Плотность грунта 1,8 т/м3, сухого грунта р^ ~ 1,45 т/м3,
коэффициент растворения уг — 1,6-103 сут-1, недостаток насыщения ц — 0,1,.
скорость фильтрации и — 0,35 м/сут, концентрация насыщения фильтрующей
воды гипсом Ст— 2,2* 10~3 т/м, концентрация гипса в воде на участке входа ее
в загипсованный грунт Со — 0.
Фундамент имеет размеры в плане 2X2 м, давление по подошве фундамента
0,25 МПа.
По формуле (7.18) определяем значение приведенного времени, общее для
всех слоев:
т — 1,6-10“3 *2184/0,1 —34,8.
Величина xt для каждого слоя будет равна
Xt = 1,6* 10“Ч/0,35 — 0,0046z£.
Разбиваем пятиметровую сжимаемую толщину на 10 слоев по 0,5 м и опре-
деляем xt для каждого слоя (табл. 7.6).
Таблица 7.6. Значения приведенной координаты xt
Параметр	Номер слоя									
	1	2	3	4	5	6	7	8	9	10
Xi	0,001	0,003	0,006	0,008	0,01	0,013	0,015	0,017	0,019	0,022
239
По формуле (7.20) определяем qt для каждого слоя:
£ dot + O,25rfo(fe +
“ t -- 1
7,= 1,6-10-3
1,45-0,5
1) /[0,35-0,1(2,2-10“3)] —
= 30 0,5 2 dOi + 0,25о!0(Л + 1 -	1 — 1 Все расчеты представлены в табл. 7.7. Таблица 7.7. Значения napaiv							- «етра qi			
Параметр	Номер слоя									
	1	2	3	4	5	6	7	8	9	10
	2,25	6,75	11,2	15,8	20,2	24,8	29,2	33,8	39,4	42,8
В качестве примера приведем расчет для 1-го и 9-го слоев:
=30(0 + 0,25-0,3) —2,25;
q9 = 30(8 - 0,5 • 0,3 + 0,25 • 0,3) — 39,4.
Теперь представляется возможность определить di—количество оставшего-
ся в твердой фазе гипса в i-м слое на расчетный момент времени t.
Таблица 7.8. Значения параметра di
Параметр	Номер слоя									
	1	2	3	4	5	6	7	8	9	10
di	0	0	0	0,014	0,3	0,3	0,3	0,3	0,3	0,3
Из табл. 7.8 следует, что в 5-м слое содержание гипса равно исходному
(do = 0,3), поэтому зону выщелачивания ограничиваем глубиной 2,5 м. Состав-
ляется табл. 7.9 для расчета суффозионной осадки.
Таблица 7.9. Расчет суффозионной осадки
Номер слоя	Значения				параметров			
	Z, м	2z/b	а	Qzpi, МПа	МПа	®zpt + + Gzqt, МПа	Pi	М
1	0,25	0,25	0,948	0,24	0,04	0,028	1	0,146
2	0,75	0,75	0,795	0,20	0,05	0,25	1	0,131
3	1,25	1,25	0,605	0,12	0,058	0,178	1	0,108
4	1,75	1,75	0,392	0,098	0,067	0,165	0,04	0,01
5	2,25	2,25	0,296	0,074	0,076	0,150	0	0
240
Относительное суффозионное сжатие esf рассматривается по формуле (7.15),
а степень выщелачивания — по формуле (7.22).
По табл. 7.9	= 0,395.
Суффозионную осадку определяют по формуле (7.23):
ssf ~ 0,5-0,395 — 0,197 м = 19,7 см.
7.4.	Фундаменты на просадочных лессовых
грунтах
Просадочные лессовые грунты имеют ряд специфических
особенностей, отличающих их от других видов грунтов. Главная
из них заключается в том, что, находясь под давлением от внеш-
ней нагрузки или от собственного веса грунта, при повышении
влажности выше определенного уровня такие грунты имеют спо-
собность давать быстроразвивающие деформации, называемые
просадками (см. гл. 2).
Влажность лессовых просадочных грунтов может увеличи-
ваться как за счет замачивания сверху из внешних источников
или снизу при подъеме уровня подземных вод, так и путем на-
копления влаги в грунте (инфильтрация поверхностных вод
или экранирование поверхности за счет постройки различных
сооружений).
За расчетные состояния просадочных грунтов цо влажности
принимается их полное водонасыщение (Sr 0,8) при возможно-
сти их замачивания или установившееся значение влажности
a>eq при невозможности замачивания. Последнее принимается
равным природной влажности 'w при w > wP или влажности на
границе раскатывания при
Основными характеристиками лессовых просадочных грун-
тов являются:
1.	Относительная просадочность ея/, представ-
ляющая собой относительное сжатие грунтов при заданном дав-
лении после их замачивания. Ее значение определяется по ре-
зультатам испытания образцов грунтов без возможности боко-
вого расширения по формуле
== (/inp hsat,p)/hnq,	(7.24)
где /гпр, hsat.p — высота образца соответственно при природной
влажности и после полного насыщения водой при суммарном
давлении р, равном напряжению от внешней нагрузки на рас-
сматриваемой глубине и напряжению от собственного веса грун-
та р = <угр + аг?; при расчете просадки в нижней зоне учитыва-
ется давление от сил негативного трения; hnq — высота образца
при природной влажности и природном давлении р — а^.
Относительную просадочность лессовых пород при неполном
водонасыщении определяют по формуле (7.25) при wsi w
^sat-
E'sl = 0,0 1 (Wsat — w)/(wsat ~ WsZ) — Est(w — Wsi)/(wsat — Wst),
(7-25)
241
16—1040
где Wsat — влажность грунта при полном водонасыщении; w —
естественная влажность грунта; wsi — начальная просадочная
влажность; es; — относительная просадочность грунта при пол-
ном водонасыщении.
Относительная просадочность es/ может определяться и по
результатам полевых испытаний грунтов статическими нагруз-
ками с искусственным замачиванием. Лессовый грунт считается
просадочным, если относительная просадочность &si 0,01.
2.	Начальным просадочным давлением psi,
рассматриваемым как минимальное давление, при котором про-
являются просадочные свойства лессовых пород при их полном
водонасыщении. Начальное просадочное давление принимается
равным:
1)	при испытании лессовых просадочных грунтов в компрес-
сионных приборах — давлению, при котором относительная про-
садочность е$/ = 0,01;
2)	при испытании в полевых условиях водонасыщенных лес-
совых грунтов — давлению на пределе пропорциональности гра-
фиков «нагрузка — осадка»;
3)	при проведении опытов путем замачивания котлованов —
давлению от собственного веса грунта на глубине, с которой
начинается просадка от собственного веса грунта.
3.	Начальной просадочной влажностью wsi—
минимальной влажностью, при которой лессовый грунт проявля-
ет просадочные свойства.
В зависимости от возможности проявления просадки от соб-
ственного веса все грунтовые условия площадок подразделяются
на два типа: I тип — такие грунтовые условия, когда просадка
возможна в основном от действия внешней нагрузки и просадка
от собственного веса отсутствует или не превышает 5 см; II тип —
грунтовые условия, при которых возможна просадка как от
внешней нагрузки, так и от собственного веса грунта и ее значе-
ние превышает 5 см.
При замачивании грунтов сверху происходит просадка в пре-
делах части или реже всей просадочной толщи (ширина замачи-
ваемой площади Bw меньше просадочной толщи Hsi, т. е. Bw<Hsi)
и полной просадке в пределах всей просадочной толщи как от
внешней нагрузки, так и собственного веса грунта (Bw > Hsi).
В общем случае в зависимости от особенностей гидрогеоло-
гических условий застроенного участка, технологического назна-
чения зданий и сооружений возможно замачивание грунтов под
одновременным воздействием комплекса факторов: подъема
уровня подземных вод, постепенного накопления влаги, замачи-
вания грунтов сверху. При этом размер увлажненной зоны зави-
сит от соотношения просадочной толщи Hsi и ширины замачи-
ваемой площади Bw
Если замачивание происходит сверху и Bw < Hsi, то в грунте
образуется увлажненная зона, близкая по форме к усеченному
242
Рис. 7.12. Увлажненные зоны при замачивании грунтов:
а ~ Bw < Hsl, б — Bw> Hst
эллипсу (рис. 7.12, а). При Bw > Hsi увлажненная зона по форме
приближается к трапеции (рис. 7.12, г).
Расчет оснований зданий и сооружений на лессовых проса-
дочных грунтах производится, как правило, по второй группе
предельных состояний [19].
Расчетное сопротивление просадочных грунтов
определяется в зависимости от возможности замачивания грун-
тов, вида источника замачивания, проектируемых методов обес-
печения устойчивости зданий и сооружений, размеров фунда-
ментов и прочностных характеристик грунтов основания.
При возможном замачивании лессовых просадочных грунтов
расчетное сопротивление грунтов основания R принимается
равным:
1) начальному просадочному давлению psi, при этом устра-
няется возможность просадки грунтов от внешней нагрузки за
счет снижения давления под подошвой фундамента;
2) рассчитанной по формуле (4.43) величине с использова-
нием значений прочностных характеристик грунтов си и (рп, опре-
деленных в условиях полного замачивания.
Если исключается возможность замачивания грунтов основа-
ния, то величина R рассчитывается также по формуле (4.43),
но с использованием прочностных характеристик этих грунтов
при установившейся влажности. В случае проектирования фун-
даментов на уплотненных или закрепленных основаниях расчет-
ное сопротивление определяется с применением си и фи уплот-
ненных или закрепленных просадочных грунтов в водонасыщен-
ном состоянии.
Для расчета предварительных размеров фундаментов на про-
садочных грунтах используются расчетные сопротивления Ro,
принимаемые по таблице СНиП 2.02.01—83 (табл. 7.10).
Значение Ro можно использовать при назначении оконча-
243
16*
Таблица 7.10. Расчетные сопротивления /?о
7?о, кПа (кгс/см2), грунтов
непросадочного сложения с плотностью в сухом состоянии prf, т/м3		уплотненных с плотностью в сухом состоянии	т/м3	
1,35	1,55	1,60	1,70
300(3) 150(1,5) 350 (3,5) 180(1,8) Примечани	Суп 350(3,5) 180(1,8) С у гл 400(4) 200(2) е. В числителе при	,еси 200 (2) инки 250(2,5) ведены значения /?о	250 (2,5) 300 (3) , относящиеся к не-
замоченным просадочным грунтам со степенью влажности Sr^ 0,5; в знамена-
теле — значения относящиеся к таким же грунтам с Sr >>0,8, а также к замо-
ченным просадочным грунтам.
тельных размеров фундаментов зданий и сооружений III класса,
если в них не предусматривается мокрый технологический про-
цесс.
Если устраняются просадочные свойства лессовых грунтов
их уплотнением или закреплением, то необходимо, чтобы полное
давление на кровлю подстилающего неуплотненного или не-
закрепленного слоя не превышало начального просадочного
давления этого слоя, т. е.
(огр "4” ^г</) Psi-	(7.26)
При этом расчетное сопротивление уплотненного или закреп-
ленного грунта Rc определяется по формуле (7.26) исходя из
недопущения просадки подстилающего слоя:
Rc = (Psi — (5zq + аог(?0)/а,	(7-27)
где ог? и ог(?„ — напряжения от собственного веса грунта соответ-
ственно на кровле подстилающего слоя и на отметке заложения
фундамента; a — коэффициент рассеивания дополнительного
давления на кровле неуплотненного или незакрепленного слоя.
Деформации оснований зданий и сооруже-
ний на лессовых просадочных грунтах определяются сумми-
рованием осадок и просадок:
s + ssZ < su,	(7.28)
где s — совместная деформация основания, определяемая без
учета просадочных свойств грунтов, исходя из деформационных
характеристик природной или установившейся влажности; ssi —
деформация основания, определяемая просадкой лессового про-
244
садочного грунта; su — предельная совместная деформация осно-
вания и сооружения, устанавливаемая СНиП 2.02.01—83.
Просадку основания из просадочных грунтов при замачи-
вании их сверху на больших площадях или снизу при подъеме
уровня подземных вод определяют по формуле
п
$si — У। £$Iiffsi,,	(7.29)
где es;, — относительная просадочность t-ro слоя грунта при сум-
марном давлении, равном вертикальному напряжению на рас-
сматриваемой глубине от внешней нагрузки и собственного веса
грунта; hi — толщина i-ro слоя грунта; — коэффициент:
а) при b 12 м Ksi, = 1 в пределах зоны просадки для всех
слоев грунта; б) при b 3 — рассчитывается по формуле
Ksif = 0,5 + 1,5(р — psi.^/po,	(7.30)
(р — среднее давление под подошвой фундамента,кПа; psZl —
начальное просадочное давление i-ro слоя, кПа; ро — давление,
равное 100 кПа); в) при Зм<6<И2м Ksi, определяется по
интерполяции между значениями при & = 3м и 6=12 м.
Суммирование просадки по формуле (7.29) производится в
пределах зоны просадки hsi.
Толщина зоны просадки принимается равной:
a)	hsi = hsi,p, т. е. толщине верхней зоны просадочной толщи
при определении просадки от внешней нагрузки; нижняя граница
зоны определяется глубиной, где соблюдается условие ог = огр +
+	= psl (рис. 7.13, а), или глубиной, где значение ог имеет
минимальное значение и ozmm>psi (рис. 7.13, б, в, г);
б)	hsi = hsi,q, т. е. толщине нижней зоны просадки при опреде-
лении просадки от собственного веса грунта ss;,?, начиная с глу-
бины zq, где с>2> Psi или величина ог имеет'минимальное значе-
ние При Огтш > Psl-
При расчете просадки по формуле (7.29) рассматриваются
только те слои грунта, у которых значение относительной проса-
дочности при фактическом напряжении &si 0,01.
Если в пределах зоны деформации имеются слои грунта с
es/<0,01, то они исключаются из расчета.
При замачивании лессовых просадочных грунтов сверху на
малых площадях (Bw < Hsi) возможная просадка от собственного
веса определяется по формуле
S',l, q — Sslt q д/(2 — Bw/Hsj}Bw/Hsl,	(7-31)
где ssi,q— максимальное значение просадки лессового грунта от
собственного веса, определяемого по формуле (7.29).
Горизонтальные перемещения usi на поверхности грунта при
просадке от собственного веса в результате замачивания опре-
деляются по формуле
U S[ = О,5его(1 + cos лх/го),	(7.32)
где е — относительные горизонтальные перемещения
245
Рис. 7.13. Схемы к расчету просадок оснований:
а — просадка грунта от собственного веса, б — верхняя и нижняя зоны просадки
не сливаются, имеется нейтральная зона hn, в — верхняя и нижняя зоны просадки
сливаются, а — просадка от внешней нагрузки отсутствует, / — вертикальные напря-
жения от собственного веса грунта 2 — суммарные вертикальные напряжения от
внешней нагрузки и собственного веса грунта о? = 'Ъд + аг<?, 5 — изменение с глуби-
ной начального просадочного давления Psi
е = O,66(ss/i9/ro - 0,005),	(7.33)
где го = 0,5г — расчетная полудлина криволинейного участка
просадки (г — расчетная длина криволинейного участка):
г = hsi,p(0,5 + m(V tg р),	(7.34)
где р — угол распространения воды в стороны при замачивании
(Р = 35° — для лессовидных супесей и лессов, р = 50° — для
лессовидных суглинков); /Ир— коэффициент учета увеличения
угла распространения воды в стороны вследствие слоистости
грунта основания (принимается от —0,7 до —2 в зависимости
от количества напластований); х — расстояние от центра зама-
чиваемой площади до точки, в которой определяется просадка
(О^х^г) (рис. 7.14).
Проектирование оснований, сложенных лессовыми просадоч-
ными грунтами, в случае их возможного замачивания должно
осуществляться с применением мероприятий, исключающих или
снижающих просадки оснований до допустимых значений и
уменьшающих их влияние на эксплуатационную пригодность
зданий и сооружений. При этом следует предусматривать одно
из следующих мероприятий:
1)	устранение просадочных свойств лессовых грунтов в пре-
делах всей просадочной толщи;
2)	прорезку просадочных грунтов глубокими фундаментами
всех видов, в том числе свайными и массивами из закрепленного
грунта;
3)	комплекс водозащитных и конструктивных мероприятий,
а также предусматривающих частичное устранение просадочных
свойств грунтов.
Назначение этих мероприятий определяется типом грунтовых
условий по просадочности, видом замачивания, расчетной про-
246
Рис. 7.14. Характер развития проса
дойных деформаций на поверхности
от собственного веса грунта:
а — поперечный разрез увлажненной зоны,
б — кривая просадки поверхности грунта,
в — кривые наклонов (/) и кривизны (2)
поверхности, г—кривая горизонтальных пе-
ремещений поверхности, / — зона разуплот-
нения, II— зона уплотнения, /// — нейт-
ральная зона
садкой, взаимосвязью проекти-
руемых сооружений с соседними
объектами и коммуникациями.
В грунтовых условиях I типа
устранение просадочных свойств
допускается выполнять только в
пределах верхней зоны просадки,
но не менее 2/з ее высоты. При
этом конструкции сооружения
должны быть рассчитаны на воз-
можные деформации здания и
сооружения, а величины проса-
док и их неравномерность не
должны превышать 50 % пре-
дельных значений, рекомендуе-
мых СНиПом.
Устранение просадочных
свойств лессовых грунтов дости-
гается применением следующих
способов:
1) в пределах верхней зоны
просадки — уплотнением грунтов
тяжелыми трамбовками, устрой-
ством подушек, вытрамбовыва-
нием котлованов, закреплением грунтов химическим или терми-
ческим методом;
2) на всю глубину просадочной толщи — глубинным уплот-
нением грунтовыми сваями, предварительным замачиванием лес-
совых грунтов основания, в том числе и применением глубинных
взрывов, термическим и химическим закреплением грунтов.
При проектировании глубоких фундаментов в грунтовых усло-
виях I типа необходимо учитывать сопротивление грунта по боко-
вой поверхности, II типа — негативное трение, которое имеет
место при просадке грунтов от собственного веса.
На площадках со II типом грунтовых условий по просадоч-
ности необходимо применять полный комплекс мероприятий,
включающий водозащитные и конструктивные мероприятия, а
также уплотнение лессовых просадочных грунтов в пределах
деформируемой зоны.
В грунтовых условиях I типа водозащитные и конструктивные
мероприятия предусматриваются в том случае, когда просадоч-
ные свойства грунтов не могут быть устранены в пределах дефор-
мируемой зоны, неэффективна или не может быть применена
прорезка глубокими фундаментами.
Уплотнение трамбовками лессовых просадочных
грунтов применяется в грунтовых условиях I типа — для устра-
нения просадочных свойств только в основании фундаментов,
II типа — то же, а также для создания маловодопроницаемого
экрана под всем зданием и сооружением.
247
Уплотнение тяжелыми трамбовками рекомендуется применять
при степени влажности лессовых грунтов не более 0,7 и плот-
ности сухого грунта не выше 1,55 т/м3, при этом наибольшая
эффективность уплотнения достигается при оптимальной влажно-
сти Шо- Последняя определяется по результатам опытного уплот-
нения или приближенно по формуле
w0 = wv- (0,01 -0,03),	(7.35)
где wp — влажность на границе раскатывания.
На глубину уплотнения hs существенное влияние оказывают
плотность, влажность лессовых грунтов, диаметр и масса трам-
бовки, режим уплотнения. Приближенно величину hs при опти-
мальной влажности определяют по формуле
hs = kd,	(7.36)
где k — коэффициент, принимаемый по результатам экспери-
ментальных исследований для супесей и суглинков равным 1,8,
для глин— 1,5; d — диаметр основания трамбовки.
При разработке проекта уплотнения лессового грунта тяже-
лыми трамбовками необходимо указывать размер уплотняемой
площади в плане, глубину уплотнения, величину недобора грун-
та, диаметр и массу трамбовки, проектируемую плотность на
нижней границе уплотняемой зоны, оптимальную влажность
грунта и объем воды для его увлажнения, расчетное сопротив-
ление уплотненного грунта.
В целях создания в основании маловодопроницаемого экрана
следует принимать размеры уплотняемой толщи на 1 м больше
размеров здания по наружным граням фундамента в каждую
сторону. Ширину bs и длину ls уплотняемой площади прини-
мают
bs = b + 0,5(6 - d)- bs= I + 0,5(/ - d),	(7.37)
где b и I — соответственно ширина и длина фундамента; d —
диаметр трамбовки.
Величина средней плотности сухого грунта в уплотненном
слое должна быть не менее 1,65...1,70 т/м3, на нижней границе
уплотненной зоны— 1,6 т/м3.
Величину понижения трамбуемой поверхности (величину
недобора грунта) определяют по формуле
A/i = l,2/is(l -Pd/Pd,s),	(7.38)
где hs — толщина уплотненного слоя, м; — средняя плотность
сухого грунта до уплотнения, т/м3; P</,s — средняя плотность
сухого грунта уплотненного слоя, т/м3.
При проектировании массы трамбовки необходимо исходить
из статического давления ее на грунт не менее 15 кПа.
Осадка основания из уплотненных лессовых грунтов опреде-
ляется- по схеме двухслойного основания — уплотненного и под-
стилающего природного сложения грунта. Модуль общей дефор-
248
мации этих слоев должен определяться, как правило, по резуль-
татам испытания статической нагрузкой. При отсутствии опыт-
ных данных допускается принимать модули деформации для
уплотненных лессовых грунтов по табл. 7.11.
Таблица 7.11. Модули общей деформации уплотненных грунтов
Уплотненный грунт	Модуль деформации уплотненного грунта, МПа	
	природной влажности, близкой к оптимальной	в водонасыщенном состоянии
Супеси	20	15
Суглинки	25	20
Примечание. Модули деформации приведены при плотности сухого
грунта не менее 1,65 т/м3.
Грунтовые подушки применяют для создания в осно-
вании фундаментов уплотненного слоя грунтов большей толщи-
ны, чем это возможно при уплотнении тяжелыми трамбовками и
степени влажности просадочных грунтов Sr >• 0,7.
При проектировании грунтовых подушек должны быть ука-
заны толщина и размеры подушек, схема планировки котлована,
применяемые для уплотнения виды грунтов, значения оптималь-
ной влажности, требуемая плотность грунтов, толщины уплотняе-
мых слоев, тип механизмов для уплотнения грунтов и количество
проходок, расчетное сопротивление уплотненного слоя лессо-
вого грунта.
Толщину грунтовой подушки назначают из условия ликвида-
ции просадочных свойств лессовых грунтов в пределах всего про,-
садочного слоя. Если просадочные свойства устраняются в пре-
делах деформируемой зоны, толщину подушки определяют рас-
четом по деформации.
В плане размеры грунтовых подушек назначаются с таким
расчетом, чтобы они выступали за наружные грани фундаментов
на 1 м. Ширину подушки bs и ее длину Zs понизу определяют по
формуле
bs = b(\ -|-2feft); ls = l + 2bkh,	(7.39)
где b и I — ширина и длина фундамента здания; kh — коэффи-
циент учета распределения горизонтальных деформаций в осно-
вании фундаментов при пцосадке и равный 0,3 при р= 150...
200 кПа, 0,35 при р — 250...300 кПа, 0,4 при р = 350...400 кПа.
Плотность сухого грунта грунтовой подушки должна быть не
менее 1,6 т/м3 при устранении просадочных свойств; 1,7 т/м3 для
создания сплошного водонепроницаемого экрана. Для возведе-
ния подушек применяются лессовые глины и суглинки как обес-
печивающие наибольшую водонепроницаемость. В грунтовых
условиях I типа по просадочности для устройства грунтовых
249
подушек можно применять дренирующие материалы — песок,
щебень и др. Подушки следует возводить из однородных грунтов
оптимальной влажности.
Фундаменты в вытрамбованных котлова-
нах применяют в лессовых просадочных грунтах I и II типа
с числом пластичности 0,03, плотности сухого грунта 1,6 т/м3 и
степени влажности Sr 0,75 — для фундаментов неглубокого за-
ложения и Sr< 0,65 — для удлиненных фундаментов.
Фундаменты в вытрамбованных котлованах устраивают с по-
мощью трамбовки, имеющей форму фундамента и сбрасываемой
с высоты 4...8 м. Глубина вытрамбования составляет обычно
0,6...3 м. В процессе вытрамбования грунта вокруг котлована
образуется уплотненная зона с более высокой плотностью грунта,
позволяющей устранить просадочные свойства (рис. 7.15). После
вытрамбования котлован враспор заполняется бетоном или уста-
навливается сборный фундамент.
Рекомендуются следующие виды фундаментов в вытрамбо-
ванных котлованах:
столбчатые — для каркасных зданий и сооружений при дей-
ствующей вертикальной нагрузке до 5000 кН;
ленточные прерывистые и столбчатые — для бескаркасных
зданий и сооружений при нагрузке до 8000 кН/м;
фундаменты с уширенным основанием при нагрузках, превы-
шающих 500...800 кН.
Фундаменты в вытрамбованных котлованах подразделяют на
следующие виды:
по глубине заложения: мелкого заложения при cfp/&m^l,5
(рис. 7.15, а) и удлиненные при dp/bm > 1,5Х (рис. 7.15,6);
по способу устройства: без уширения основания (рис. 7.15, а)
и с уширенным основанием (рис. 7.15, б).
В просадочных лессовых грунтах II типа фундаменты в вы-
трамбованных котлованах применяются:
1)	если суммарная величина деформации, определяемая про-
садкой от собственного веса грунта и осадкой от действующей
нагрузки, не превышает предельных значений, рекомендуемых
СНиПом для проектируемых зданий и сооружений;
2)	для одноэтажных производственных и складских зданий
с малочувствительными к неравномерным деформациям кон-
струкциями; с нагрузкой на отдельный фундамент не более 400 кН,
величине просадки от собственного веса грунта до 20 см и в со-
четании с комплексом водозащитных и конструктивных меро-
приятий.
В проект фундаментов в вытрамбованных котлованах необ-
ходимо включить:
план котлована с отметками поверхности вытрамбования;
размеры (план, глубина) вытрамбованных отдельных котло-
ванов;
основные характеристики трамбовки (размер, форма, масса),
высоту сбрасывания, рекомендуемое количество ударов;
250
Рис. 7.15. Фундаменты в вытрамбованных котло-
ванах:
1 — фундамент; 2 — втрамбованный жесткий материал; 3 —
уплотненная зона грунта
рекомендуемую влажность трамбуемых грунтов, в том числе
и требуемое количество воды для увлажнения грунтов;
ориентировочные размеры уплотненной зоны;
расстояния между котлованами прерывистых ленточных
фундаментов;
основные размеры уширенной зоны основания, объем втрам-
бованного в грунт жесткого материала (бетона, щебня, песчано-
гравийной смеси и т. д.);
расчетные значения прочностных и деформационных харак-
теристик уплотненных грунтов, условное расчетное сопротивление
и действующие нагрузки.
При устройстве фундаментов неглубокого заложения без
уширения основания минимальную глубину вытрамбованных кот-
лованов определяют по формуле
dpmin =	Pd/pd,s),	(7.40)
где hs — максимальная толщина уплотненного слоя под котло-
ванами, приближенно принимается hs = l,5Z?m, а ширина зоны —
2bm', pd — среднее значение плотности сухого грунта в пределах
слоя от отметки трамбовки до нижней границы уплотненной
зоны; pd,s — среднее значение плотности сухого грунта в преде-
лах уплотняемой зоны:
Pd.s — 0,5[prf + 5гррю/(хгрю + w р)],	(7.41)
251
где Sr = 0,9 — степень влажности уплотненного грунта; р — плот-
ность грунта; рш — плотность воды; w — влажность.
Минимальная глубина трамбования для фундаментов с уши-
ренным основанием принимается dpmm 2Ьт.
Сопряжение колонн с фундаментами в вытрамбованном кот-
ловане выполняется с помощью стакана, анкерных болтов или
анкерной плиты (рис. 7.16). Фундаментные балки устанавливают
в гнезде (рис. 7.16, а), на подбетонку (рис. 7.16, в) или прямо
на фундамент (рис. 7.16,6).
Конструкция прерывистых ленточных фундаментов в вытрам-
бованных котлованах приведена на рис. 7.17.
Расчетное сопротивление грунта основания в вытрамбованном
котловане определяется как минимальное значение из следующих
величин расчетных сопротивлений:
полученного с использованием прочностных характеристик
срп и сп уплотненных грунтов в водонасыщенном состоянии;
определенного из условия (7.27) по давлению на грунт при-
родного сложения, подстилающего уплотненную зону.
Одновременно максимальное расчетное сопротивление грунта
в вытрамбованном котловане не должно превышать следующих
величин при ширине фундамента на глубине 0,5с?р: 1) при Ьт<~
< 0,8 м R = 0,5 МПа; 2) при Ьп > 1,4 м R = 0,6 МПа.
При R = 0,8...1,4 расчетное сопротивление грунта определя-
ется интерполяцией.
При проектировании столбчатых и прерывистых ленточных
фундаментов в вытрамбованных котлованах краевые давления
Стах и Отт определяют по формуле (рис. 7.18):
атах = (Fv + G)/Xm ± (2М - O,5fnbmd2p)/W, (7.42)
min
где Fv — вертикальная составляющая равнодействующих, кН;
G — собственный вес фундамента, кН; Ат — площадь фундамен-
та на глубине 0,5г/р, м , SM — суммарный момент всех сил отно-
сительно подошвы фундамента, кН/м; W — момент сопротивле-
ния сечения фундамента на глубине Q,5dp, м3; fh — реактивный
отпор грунта:
fh :=	(7.43)
Рис. 7.16. Варианты сопряжения колонн с фундаментом в вытрамбо-
ванных котлованах:
/ — фундамент, 2 — фундаментная балка, 3 — колонна, 4 — стакан; 5 — гнездо для
фундаментной балки, 6 — анкерные болты, 7 — анкерная плита; 8— бетонные стол-
бики
252
где а и b — коэффициенты, равные а = 60 кПа и b = 0,4; вт —
среднее вертикальное напряжение в сечении фундамента на глу-
бине 0,5dp, кПа; R — расчетное сопротивление грунта основа-
ния, кПа.
Фундаменты в вытрамбованных котлованах удлиненной фор-
мы рассчитывают по несущей способности, исходя из следующего
условия:
N =С Ff/Уп
(7.44)
Рис. 7Л7. Прерывистые ленточные фун-
даменты в вытрамбованных котло-
ванах:
а — с бетонными блоками, б —с железобетонны-
ми перемычками, в — с железобетонными пане-
лями, г — с подколенниками и железобетон-
ными ростверками, 1 — ленточные прерывистые
фундаменты, 2 — стеновые фундаментные блоки,
3 — перемычки, 4 — панели, 5 — ростверк, 6 —
подколенники
где N — вертикальная на-
грузка, действующая на
фундамент, кН; Ff — несу-
щая способность, соответ-
ствующая расчетному со-
противлению грунта осно-
вания, кН; у„ — коэффи-
циент надежности, равный
Рис. 7.18. Схема к расчету
столбчатого фундамента в вы-
трамбованных котлованах:
1 — фундамент, 2 — граница уплотни-
тельной зоны грунта
1,4 — при определении несущей способности фундаментов расче-
том и 1,0—по данным статических испытаний опытных фунда-
ментов.
При расчете несущей способности фундаментов с уширенным
основанием ее величина определяется для полного замачивания
лессового просадочного грунта как наименьшее из следующих
величин несущей способности:
по жесткому материалу, втрамбованному в дно котлована;
по уплотненному грунту в пределах зоны уплотнения;
по грунту природной плотности и влажности, подстилаю-
щему уплотненную зону.
253
При втрамбовании в грунт жесткого материала несущую спо-
собность фундамента Ff, определяют по формуле
Ffl = ycFcrA,	(7.45)
где ус = 1 — коэффициент условий работы фундамента; Fcr —
параметр, принимаемый для жесткого бетона, щебня и гравия
10 000 кПа, для крупного песка — 5000 кПа; А — площадь ниж-
него сечения фундамента, м2.
Несущую способность фундамента Ffa в вытрамбованных
котлованах по уплотненному слою рассчитывают по формуле
/у, = [/?<А hг	dplLin\f mYcl	("7-46)
где Rs — расчетное сопротивление уплотненного грунта под
втрамбованным в дно котлована жестким материалом, опреде-
ляемое по табл. 7.12; Аы — площадь поперечного сечения осно-
вания из жесткого материала в месте наибольшего уширения;
Таблица 7.12. Расчетные сопротивления
Глубина ностн до ренного	от поверх- низа уши- основания, м	Значения	(кПа) при показателе текучести /t, равном						
		0	0,1	0,2	0,3	0,4	0,5	0,6
	2	6500	2900	2000	1400	900	700	500
	3	7500	4000	3000	2000	1200	1100	600
	4	8300	5100	3800	2500	1600	1250	700
	5	8800	6200	4000	2800	2000	1300	800
	6	9250	6550	4150	3050	2100	1350	825
ит — периметр поперечного сечения в средней части фундамента;
fm — расчетное сопротивление грунта по боковой поверхности
наклонной части фундамента, принимаемое по табл. 7.13; ун =
= 0,8 — коэффициент условий работы по боковой поверхности
фундамента; I — уклон боковых стенок фундамента; ус2 = 0,5 —
Таблица 7.13. Расчетные сопротивления fm
Средняя глубина рас- положения слоя грунта, м	Значения fm (кПа) при показателе текучести	равном						
	0,2	0,3	0,4	0,5	0,6	0,8	1,0
1	35	23	15	12	8	4	2
2	42	30	21	17	12	5	4
3	48	34	25	20	14	7	5
4	52	38	27	22	16	8	5
5	56	40	29	24	17	8	6
6	58	42	31	25	18	8	6
Примечание. В табл. 7.12 и 7.13 показатель текучести определяется
при влажности: если w<wp т— l,lwp, но не менее 1,1^р; при w>wp w— 1,2wp
при увлажнении грунтов во время трамбования.
254
коэффициент условий работы; Е — модуль общей деформации
грунта в пределах наклонной части фундамента, определяемый
в компрессионных опытах водонасыщенных грунтов в интервале
давлений от 0 до Ps/; с, — коэффициент, равный 0,8.
При определении несущей способности фундаментов F^ в вы-
трамбованных котлованах на вертикальную нагрузку по грунту
природного сложения, подстилающего уплотненную зону, исполь-
зуются следующие выражения:
Ffi = ykiqRAs + dpum(fwyc\ + iEyczl')],	(7.47)
где — коэффициент условий работы подстилающего слоя грун-
та, принимаемый по табл. 7.14; R— расчетное сопротивление
подстилающего слоя грунта, определяемое по формуле (4.43)
как для непросадочных грунтов и по формуле (7.26) для проса-
дочных грунтов с коэффициентом k= 1,2 (при определении R по
результатам штамповых испытаний) или k= 1,5 (при определе-
нии по данным компрессионных опытов);	— площадь попереч-
ного сечения зоны уплотненного грунта в месте наибольшего
диаметра.
Таблица 7.14. Значения коэффициентов условий работы yfq
Глубина трамбования, м	2	2,5	3	3,5
	1	1,2	1,4	1,6
Фундаменты в вытрамбованных котлованах могут испытывать
воздействие горизонтальных нагрузок. Несущая способность
фундаментов в этом случае проверяется по формуле
Fh = ynfnbmd^^Fhl-^ZMi/dp,	(7.48)
где уп — 0,8 — коэффициент условий работы; fn — горизонталь-
ная составляющая реактивного отпора грунта, определяемая по
формуле (7.42); %Fhi— горизонтальная составляющая равнодей-
ствующих сил; SM— сумма моментов всех сил, действующих
на фундамент относительно центра тяжести сечения верха фун-
дамента; dp — высота части фундамента, располагающейся в
грунте.
Осадки основания столбчатых и ленточных фундаментов в
вытрамбованных котлованах определяют по схеме двухслойного
основания из уплотненного слоя мощностью 1,56т и подстилаю-
щего просадочного грунта.
Осадки рассчитывают без учета сжатия жесткого материала,
втрамбованного в грунт основания. Размер фундамента в плане
принимается равным размерам поперечного сечения уширенного
основания из жесткого материала в месте наибольшего ушире-
ния, глубина заложения — по низу уширенной части основания.
Уплотнение грунтовыми сваями лессовых про-
255
Рис. 7.19. Расположение грунтовых свай
в плане (а) и разрез уплотненного грунто-
вого массива (б):
/ — грунтовые сваи, 2—уплотненные зоны грунта во-
круг свай
садочных грунтов на всю
толщу заключается в про-
бивке скважин для созда-
ния вокруг них уплотнен-
ной зоны с последующим
заполнением пылевато-
глинистым грунтом (рис.
7.19). Этот способ позво-
ляет устранить просадоч-
ные свойства на всю глу-
бину просадочной толщи,
создать маловодонепрони-
цаемый кран и противо-
фильтрационные завесы
из уплотненного грунта.
Уплотнение грунтовы-
ми сваями рекомендуется
применять при мощности
слоя от 10 до 24 м, влажно-
сти, близкой к оптималь-
ной, степени влажности
Sr<0,75 и отсутствии сло-
ев из пылевато-глинистых
грунтов, песков, переув-
лажненных грунтов.
Размеры уплотняемого
котлована должны превы-
шать на 3 м в каждую сто-
рону контура уплотняемой
площади. После частичной
срезки буферного слоя его
доуплотняют на глубину
1,5 м тяжелыми трамбов-
ками. Толщина буферного слоя hb принимается
hb kbd,
(7.49)
где kb — коэффициент пропорциональности, принимаемый рав-
ным для супесей — 4, суглинков — 5 и глин — 6; d — диаметр
грунтовых свай, м.
В пределах уплотняемой площади грунтовые сваи располага-
ются в шахматном порядке. Расстояние между осями грунтовых
свай I определяют по формуле
I = 0,95d^pds/(pds — рД	(7.50)
где pjs — средняя плотность сухого грунта в уплотненном мас-
сиве, принимаемая в грунтовых условиях I типа по просадочно-
сти 1,65 т/м3, II типа — в пределах слоя до Hs/2— 1,65 т/м3,
ниже слоя— 1,7 т/м3; pd — плотность сухого грунта, т/м3.
На площадках с I типом по просадочности уплотнение грун-
256
товыми сваями производят в пре-
делах деформируемой зоны, со
II типом — на всю величину про-
садочной толщи.
Предварительное за-
мачивание лессовых проса-
дочных грунтов выполняется для
их уплотнения. Уплотняются ниж-
ние слои просадочной толщи, где
напряжение от собственного веса
превышает начальное просадочное
давление. При этом верхние слои
остаются недоуплотненными, по-
этому предварительное замачива-
ние обусловливает перевод толщи
лессовых грунтов II типа в I тип
грунтовых условий по просадоч-
ности.
Замачивание лессовых проса-
Рис. 7.20. Планировка котлованов
и карт для замачивания грунтов:
а — под здание небольших размеров, б —
замачивание на всей застраиваемой площа-
ди, / — контур котлованов и карт, 2 —
контур здания, 3 — направление уклонов
в котлованах и картах, / —16 (в кружках) —
номера карт
дочных грунтов производится в
котлованах глубиной 0,4...! м пу-
тем снятия растительного слоя
отдельными картами (рис. 7.20).
Карты обваловываются мест-
ным суглинистым грунтом. Зама-
чивание производится до дости-
жения полной стабилизации просадок от собственного веса грун-
тов, что требует 1...3 месяцев. Для уменьшения сроков замачи-
вания грунтов, особенно при залегании с поверхности суглинков
и глин, пробуривают скважины. Расстояние между ними прини-
мается 2... 10 м, диаметр — не менее 15 см, глубина — на всю тол-
щину малофильтрующего слоя (но не менее 0,5 и не более 0,7 тол-
щины просадочного слоя) с засыпкой песком, гравием и т. д. На
дно котлована также отсыпается дренирующий слой из песка тол-
щиной 5... 10 см.
Размеры замачиваемых котлованов (ширина Bw и длина Lw)
принимаются
Bw = В + 0,6/7щ Lw = L Д 0,6/7sZ,	(7.51)
где В и L — соответственно длина и ширина здания по наруж-
ным граням фундаментов; Hsi — толщина просадочных грунтов.
Расчетное время промачивания просадочной толщи опреде-
ляют по формуле
T = ywHst/kf,	(7.52)
где — коэффициент, равный 1,0 — при замачивании с отсып-
кой дренирующего слоя из песка, 1,2 — при отсутствии дрени-
рующего слоя и 0,8 — при замачивании через скважины; kf —
257
17—1040
минимальное значение коэффициента фильтрации слоев грунта,
слагающих просадочную толщу.
Распространение воды в стороны при замачивании происхо-
дит в лессовых супесях под углом 35°, суглинках и глинах —
под углом 50° к вертикали.
Объем воды, необходимый для замачивания просадочной
толщи, определяют по формуле
Q = (0,8wsat — w)pa( Vi + К2/2)/рю,	(7.53)
где pd—среднее значение плотности сухого грунта, т/м3; Vi—
объем замачиваемого грунта, равный произведению площади
котлована на толщину промачиваемого слоя, м , V2 — суммар-
ный объем грунта с учетом распространения воды в стороны, м3;
Ри, — плотность воды, т/м3.
Для контроля просадки грунтов во времени устанавливают
поверхностные марки по поперечникам через 3...8 м. По данным
наблюдений строят кривую изменения просадки- от собственного
веса грунта. Она может быть представлена уравнением
ssi,t = ssit(t 4- р),	(7.54)
где ssi — стабилизированная просадка, определяемая по формуле
(7.29); t — время после начала просадки, сут; р — параметр,
сут.
Где	p = ss/«tga,	(7.55)
tga = (l/ss/i - 1/М/(1/6- 1А),	(7.56)
Ss/i, ssi2 — экспериментально полученные значения просадок в
моменты времени Л и t%.
Водозащитные мероприятия применяются для
уменьшения возможности замачивания оснований из лессовых
просадочных грунтов II типа и исключения замачивания на всю
толщину просадочной толщи. Комплекс водозащитных меро-
приятий предусматривает соответствующую компоновку гене-
рального плана, планировку площадки строительства, устрой-
ство маловодопроницаемых экранов, необходимого качества па-
зух, отмосток, прокладку внутренних и внешних коммуникаций,
несущих воду, отвод аварийных вод за пределы зданий и соору-
жений.
При компоновке генеральных планов стремятся сохранить
естественные условия стока поверхностных вод, а здания и со-
оружения с мокрым технологическим процессом располагают
в пониженных частях рельефа.
При планировке застраиваемой площадки устройство плани-
ровочных насыпей на грунтах II типа по просадочности из пес-
чаных грунтов и других дренирующих материалов не допуска-
ется.
При строительстве на площадках с грунтовыми условиями
II типа по просадочности устраиваются сплошные водонепрони-
цаемые экраны из уплотненного лессового грунта. При этом их
258
прорезка траншеями для коммуникаций по глубине более ’/з их
толщины не разрешается.
Засыпка пазух фундаментов выполняется из местных грун-
тов при оптимальной влажности с уплотнением до плотности
сухого грунта не менее 16 кН/м3.
Отмостки должны быть водонепроницаемыми, ширина их на
площадках со II типом грунтовых условий по просадочности
должна быть не менее 2 м и перекрывать пазухи.
Вводы водопровода и теплосетей, выпуски канализации сле-
дует выполнять в каналах со съемным перекрытием, уклон кана-
ла должен быть не менее 0,02 в сторону от здания. Для обнару-
жения аварийных вод в конце каналов следует предусматривать
устройство контрольных колодцев диаметром 1 м.
При прокладке вводов и выводов коммуникаций расстояние
от верха трубы до верха отверстия или проема должно быть рав-
ным /3 расчетной просадки основания здания.
Для сетей водопровода и канализации материал для труб
принимается в зависимости от просадки грунта от собственного
веса и назначения водовода. Если просадка грунта не превы-
шает 40 см, то для напорных трубопроводов рекомендуются же-
лезобетонные, напорные асбестоцементные, полиэтиленовые тру-
бы, для самотечных трубопроводов — железобетонные, асбесто-
цементные безнапорные, керамические трубы. При просадке
грунта более 40 см для напорных трубопроводов рекомендуются
чугунные, стальные и полиэтиленовые трубы, для самотечных —
железобетонные, асбестоцементные, напорные керамические тру-
бы диаметром до 250 мм.
Конструктивные мероприятия чаще всего при
строительстве зданий и сооружений на просадочных грунтах
II типа по просадочности назначаются по расчету конструкций
на неравномерные просадки грунтов основания. Конструктив-
ные мероприятия объединяются в три основные группы и должны
обеспечивать: 1) увеличение прочности конструкций и общей
пространственной жесткости зданий и сооружений;
2) применение гибких конструкций, увеличение податливости
зданий или сооружений;
3) создание нормальных условий для эксплуатации зданий и
сооружений при возможных неравномерных просадках грунтов
оснований.
Применение групп мероприятий обосновывается конструктив-
ными особенностями зданий и сооружений, условиями их экс-
плуатации и технико-экономическими соображениями.
Мероприятия первой группы применяют для жестких зданий
и сооружений и включают разрезку осадочными швами на отсе-
ки, устройство железобетонных поясов или армированных швов,
увеличение прочности стыков соединяемых элементов, устройство
жестких горизонтальных диафрагм, применение монолитных или
Сборно-монолитных фундаментов.
Для увеличения податливости зданий и сооружений приме-
259
17*
няется гибкая связь между элементами конструкций, увеличение
площади опирания элементов, повышение их устойчивости, влаго-
и водонепроницаемости стыков.
Обеспечение нормальной эксплуатации зданий и сооружений
обусловливается применением конструктивных решений, позво-
ляющих восстановить в короткие сроки нормальную работу
кранов, лифтов и т. д., увеличением расстояний между конструк-
циями для восстановления нормальной эксплуатации оборудо-
вания (например, зазоров между мостовым краном и покры-
тием и т. д.).
• Пример 7.2. Запроектировать центрально-нагруженный фундамент под
колонну одноэтажного производственного здания, основанием которой служат
лессовые просадочные грунты. Сечение колонны 50X50 см, вертикальная. на-
грузка А/= 1500 кН (150 тс). Географический пункт строительства — г. Бар-
наул.
Физико-механические характеристики грунтов основания приведены в табл. 7.15.
Оценивая инженерно-геологические условия строительной площадки, прихо-
дим к выводу, что основанием фундамента мелкого заложения служит первый
слой — супесь лессовая просадочная.
По табл. 2 СНиП 2.02.01-83 следует, что глубина заложения фундамента
не зависит от глубины промерзания грунтов. Конструктивно принимаем ее равной
1,5 м.
Определим ориентировочную площадь, а по ней и размер подошвы фун-
дамента при 7?о = 0,165 МПа (см. табл. 3 приложения 3 СНиПа):
Таблица 7,15. Физико-механические характеристики грунтов основания
Вид грунта	Мощ- ность ЛОЯ, м	рз, т/м3	Р’ 3 т/м	РсЛ т/м3	Границы пластич- ности		
							•С
Супесь просадочная	6,8	2,68	1,70	1,45	0,22	0,18	0,04
Суглинок	8,2	2,72	1,66	1,31	0,31	0,21	0,1
Песок средней крупности	4,0	2,67	2,04	1,67		—	—
Продолжение
Вид грунта	w	Jl	е	Sr	Фп, град	Гц, МПа	Е, МПа
Супесь просадочная	0,17	—0,25	0,850	0,53	14	0,009	8,3
Суглинок	0,33	1,18	1,076	0,83	10	0,008	3,8
Песок средней крупности	0,22	—	0,600	0,98	38	0,001	40,0
Примечания: 1. Для супеси значения <рц и сц приведены по резуль-
татам испытаний лессовых грунтов в водонасыщенном состоянии. 2. Значения
относительной просадочности &s/ лессовых супесей составляют при р — 0,3 МПа:
на глубине 2м- 0,08; 3 м — 0,07; 4 м — 0,05; 5 и 6 м — 0,02. 3. Подземные воды
отсутствуют.
260
A = 1500/(165 — 20-1,5)= 11,1 мг,
а = 6=л/Т171 = 3,3м.
При ср =14°; At = 0,29; М, = 2,17; Мс = 4,69
1 25 • 1
/? =	’	(0,29  1 • 3,3  17,0 + 2,17  1,5 • 17,0 + 4,69 • 11,0) =
= 151,8 кПа(1,52 кгс/м2).
Полученное расчетное сопротивление грунта отличается от 7? о = 165 кПа,
поэтому делаем перерасчет:
А = 1500/(151,8 — 20 • 1,5) = 12,4 м2, а = b = \Л2ТГ = 3,5 м,
1 25 • 1
7? = —--------(0,29 • 3,5  17,0 + 2,17 • 1,5 • 17,0+ 4,69 -11,0 =
= 152,9 кПа (1,53 кгс/м2).
Значения 151,8 и 152,9 кПа близки между собой, поэтому полученные
размеры фундамента а — b = 3,5 м оставляем для дальнейших расчетов.
Зададимся конструктивными размерами фундамента исходя из норм проекти-
рования бетонных и железобетонных конструкций и уточним их расчетом
(рис. 7.21).
Поперечная сила у грани колонны равна Q:
1500 • 1,2 + 12,4 • 1,5 • 20 • 1,1
12,4
= 178,8 кПа (1,79 кгс/см2);
Qi = 178,8(1,75 - 0,26)1,75 - 420 кН;
Q2 = 178,8(17,52 - 0,6)1,75 = 360 кН,
Q3 = 178,8(1,75 - 1,2)1,75 — 170 кН.
Расчет на действие поперечной силы не
производится, если выполняются условия:
Q < ybzRbtbh^
420 <	0,6	•	750	•	1,75	«	1,3;
360 <	0,6	•	750	’	1,75		0,54;
170 <	0,6		750	•	1,75	•	0,25;
420 < 1020;
360 < 420;
170 < 195.
Расчет на поперечную силу можно не произ-
водить.
Расчет по продавливание выполняют из
условия
R tybRbtU'm h$.
Рис. 7.21. Центрально-нагру-
женный фундамент мелкого
заложения
Для фундамента с квадратной подошвой
ит = 2(6К + Ьк + 2Ао) =
= 2(2• 0,5 + 2 1,3) = 7,2 м;
261
F = W — рсрЛ = 1800 — 178,8(0,5 + 2 • 1,3)2 = 100 кН.
Продавливающая сила F > Q. Следовательно, размер пирамиды продавли-
вания меньше размеров фундамента:
100 < 1 • 750 • 7,2 • 1,3
100 < 6900,
где 750 кПа — прочность бетона
Определим среднее давление
на растяжение для бетона класса В15.
на подошве фундамента:
1500 + 12,4 • 1,35 • 20 _ 1835 ___
123	“ 12^~
147 кПа, 147 кПа < 152,9 кПа.
Условие удовлетворяется, оставляем принятые размеры фундаментов для даль-
нейших расчетов.
Переходим к расчету деформации оснований, которая по СНиПу для лес
совых просадочных грунтов состоит из осадки и просадки. Расчет осадки осно-
вания сведем в табл. 7.16.
Таблица 7.16. Данные для расчета осадки грунта основания
г, м	а=- s ь	а	^zp, ,МГ1а	®zq, МПа	0,2агр, МПа	£, МПа
0	0	1	0,122	0,025	—	8,3
1,4	0,8	0,800	0,098	0,049	—	8,3
2,8	1,6	0,449	0,055	0,073	—	8,3
4,2	2,4	0,257	0,031	0,097	—	8,3
5,3	з,о	0,18	0,022	0,116	0,023	8,3
Используя формулу для. определения осадки, получим
3 = А8 ‘112-(0,061 + 0,098 + 0,055 + 0,015) + 0,8 ' 1 ° 0,026 = 3,4 см.
<5,3	о,3
Для расчета просадки грунта необходимо знать относительную просадоч-
ность на любой глубине и при любом давлении. В нашем случае относительная
просадочность &3i задана при давлении р — 0,3 МПа. Для определения при
любом давлении строятся два графика: первый — для переходного коэффи-
циента К от &31 при давлении огр = 0,3 МПа к другим давлениям (рис. 7.22)
и второго — зависимости от давления на различных глубинах (рис. 7.23).
Таблица 7.17. Расчет просадки грунта основания
г, м	Е = - £ ь	а	МПа	МПа	<7zp 4~ 4“ Gzq, МПа	Среднее давление, МПа	В si	Ksl	$Sl
0	0	1	0,119	0,028	0,147	0,146	0,03	1,8	7,5
1,4	0,8	0,800	0,095	0,05	0,145	0,139	0,02	1,5	4,2
2,8	1,6	0,449	0,053	0,08	0,133	0,135	0,018	0,78	0,7
4,2	2,4	0,257	0,030	0,107	0,137	0,146	0,011	0,44	0,5
5,3	3,0	0,229	0,027	0,128	0,155				
262
= 12,9 см
Таким образом, суммарная величи-
на деформации составит
$ = 3,4 + 12,9= 16,3 см.
Полученная величина суммарной
деформации превышает предельную,
равную 8 см для одноэтажных произ-
водственных зданий.
Определим тип грунтовых условий
по просадочности:
Рис. 7.22. График зависимости К =
ssiq= 100 -0,015 + 140-0,01 =2,9 см.
Величина просадки от собствен-
ного веса составляет менее 5 см, что
позволяет рассматривать грунты I типа
по просадочности.
Для уменьшения деформации основания проектируемого фундамента пре-
дусмотрим уплотнение грунтов тяжелыми трамбовками на глубину 1,4 м. Как
известно, наиболее эффективное уплотнение достигается в том случае, когда
естественная влажность грунта близка к оптимальной. Для нашего случая
wQ == 0,18 - (0,01 • 0,03) = 0,17...0,15,
т. е. она близка к влажности лессовой просадочной супеси w = 0,17.
Определим величину недобора грунта по формуле (7.38):
А/г = 1,2 • 1,4(1 — 14,5/17,9) = 0,25 м.
Найдем необходимый диаметр трамбовки исходя из формулы (7.36):
d = hs/k = 1,4/1,8 = 0,78 м ж 0,9...1,0 м.
Рассчитаем размеры уплотняемой площади по формулам (7.37):
ls = bs = 3,5 + 0,5(3,5 — 1,0) = 4,75	5 м.
Далее определим величину суммарной деформации основания с учетом
уплотненного слоя грунта. Модуль общей деформации в пределах уплотненного
слоя примем до 20 МПа. Тогда осадка будет
0,8 - 140
0,8 - 140
0,8-110
8,3
0,08 -
0,07 -
0,06 -
0,05 -
0,05 -
0,03-
0,02-
0,01 -
0,031 +0,022
X-------5-----— 2,5 см.
Величина просадки со-
ставит ssi= 5,4 см.
Суммарная деформация
5 = 2,5 + 5,4 = 7,9 см С 8 см.
Полученная деформация
основания меньше предель-
ной величины. Следователь-
но, уплотнение грунтов тя-
желыми трамбовками доста-
Рис. 7.23. График изменения относительной про-
садочности е5/ с изменением давления огр и глу-
бины Н
точно для обеспечения допус-
тимой деформации основа-
ния.
263
7.5. Фундаменты на набухающих грунтах
Ряд глинистых грунтов обладает способностью набухать
при повышенной влажности и, наоборот, давать усадку при пос-
ледующем снижении влажности. Способность к набуханию име-
ют также некоторые виды шлаков и пылевато-глинистых грун-
тов при замачивании химическими отходами производства.
Способность к набуханию нескольких грунтов устанавливает-
ся на основе опытов в лабораторных и полевых условиях.
На величину набухания существенное влияние оказывают влаж-
ность и плотность грунтов. Увеличение начальной влажности
способствует уменьшению набухания; с увеличением начальной
плотности линейно возрастает набухание грунта.
.При проектировании зданий и сооружений на набухающих
грунтах необходимо учитывать их набухание при подъеме уров-
ня подземных вод или инфильтрации (увлажнение грунтов произ-
водственными или атмосферными водами), вследствие накопле-
ния влаги под сооружениями при застройке и асфальтирования
территории набухание и усадку грунтов в результате измене-
ния водно-теплового режима, усадку грунтов в процессе их вы-
сыхания от воздействия тепловых источников.
Набухающие грунты характеризуются следующими парамет-
рами: 1) давлением набухания psw', 2) влажностью набухания
wsw; 3) относительным набуханием при заданном давлении
eSK); 4) относительной усадкой при высыхании esh-
Относительное набухание грунта при инфильтрации влаги
определяют по формуле
&sw = (/isat — hn)/hn,	(7.57)
где hsat — высота образца, обжатого давлением Oz,tot после
замачивания до полного водонасыщения;
hn — высота образца при естественной плотности и влажнос-
ти, обжатого суммарным давлением о2, tot, равным:
Os, tot = <3zp -|- О2? -f- О2> ad,	(7.58)
где о2р — напряжение от нагрузки фундамента; о2? — то же, от
собственного веса грунта; о2, ad — дополнительное давление,
обусловленное влиянием веса неувлажненной части массива
грунта за пределами замачивания;
о2, ad = kqy(d + г),
(7.59)
где kq — коэффициент, принимаемый по табл. 7.18; d — глубина
заложения подошвы фундамента, м; z — расстояние от подошвы
фундамента до рассматриваемого горизонта грунта, м.
При экранировании,поверхностей грунта и изменении водно-
теплового режима величину zsw определяют по формуле
8SW = k(weq — Wq)/\ во,
(7.60)
264
Таблица 7.18. Значения коэффициентов kq
(d 4”	Значения kq при отношении длины к ширине замачиваемой площади Lw/Bw, равном				
	1	2	3	4	5
0,5	0	0	0	0	0
1	0,58	0,5	0,43	0,36	0,29
2	0,81	0,7	0,61	0,5	0,4
3	0,94	0,82	0,71	0,59	0,47
4	1,02	0,89	0,77	0,64	0,53
5	1,07	0,94	0,82	0,69	0,77
где k — коэффициент, определяемый опытным путем или при
отсутствии таковых принимается k = 2; weq — установившаяся
(конечная) влажность грунта; wo и во — соответственно влаж-
ность и коэффициент пористости грунта в природном состоя-
нии.
Величину weq при экранировании поверхности определяют
по графику зависимостей влажности набухания wSw от давления
р при давлении pt:
pi = ?w(z — zt ф- 2о/0/.г/уг),	(7.61)
где — удельный вес воды; z — расстояние от поверхности
грунта до уровня подземных вод; zt — глубина рассматриваемого
слоя, м; у, — удельный вес грунта, кН/м3.
Метод определения wsw = f(p) аналогичен методике нахож-
дения &sw = f(p).
При измерении водно-теплового режима значение —
— wo) находится как разность между наибольшей влажностью
грунта в период максимального увлажнения и наименьшей
влажностью в процессе максимального подсыхания. Для послед-
него определяется и коэффициент пористости.
Относительная линейная усадка грунта при его высыхании
= (hn — hd)/hn,	(7-62)
где hn — высота образца грунта при наибольшей влажности
и обжатии суммарным давлением в условиях невозможности бо-
кового расширения грунта; hd — высота того же образца грунта
при влажности после высыхания.
Нормативные значения относительного набухания esw и отно-
сительной усадки &sh определяются по результатам лабораторных
опытов при невозможности бокового расширения. Эти величины
могут быть определены также по данным полевых испытаний
набухающих грунтов.
Зависимости esw = f(p) и eSh = f(p) получаются путем обра-
ботки результатов лабораторных опытов методом наименьших
квадратов. При этом минимальное число определений 8SW и
zSh в лабораторных условиях при заданном давлении должно
265
быть не менее 4. Если эти величины определяются по резуль-
татам полевых опытов, разрешается использовать единичные зна-
чения. Выбор лабораторных или полевых исследований определя-
ется степенью набухания грунта (табл. 7.19).
Таблица 7.19. Методы определения характеристик набухающих грунтов
Характеристика набухающих грунтов	Грунты при исследованиях					
	полевых			лабораторных		
	слабона- бухаю- щие	средне- набухаю- щие	сильно- набуха- ющие	слабо- набуха- ющие	средне- набуха- ющие	сильно- набуха-‘ ющие
	—	—	—|—	—|—	—|—	+
е5Л = Др)	—	—		к.	+	—1—	
Давление набуха- ния				+	+	+	—	 1 
Примечание. Знак « + » означает необходимость проведения того или
иного метода исследования.
Расчет оснований, сложенных набухающими грунтами, вы-
полняется в соответствии с гл. 1. Деформации уплотнения
грунтов основания от внешней нагрузки и возможная осадка от
уменьшения влажности набухающего грунта должны суммиро-
ваться. Подъем основания при набухании грунтов рассчитывает-
ся в предположении полной стабилизации осадок уплотнения
грунтов от внешней нагрузки. При этом предельные значения
деформаций оснований в результате набухания грунтов опреде-
ляются по СНиП 2.02.01—83.
Осадка основания в результате высыхания набухающих
грунтов
п
Ssh == &sh, ihiKsh,	.63)
i = 1
где e.sh, t — относительная линейная усадка грунта z-ro слоя;
hi — толщина z-ro слоя грунта; /Qa — 1,3 — коэффициент; п —
число слоев в пределах зоны усадки.
Нижняя граница зоны усадки, как правило, должна опреде-
ляться опытным путем. При отсутствии таковой величина HSh
принимается равной 5 м.
Подъем основания при набухании грунта
(7.64)
где &SBBi i—относительное набухание z-ro слоя грунта; hi —
толщина z-ro слоя грунта; Ksw, i — коэффициент, принимаемый
равным 0,8 при о2, tot = 0,05 МПа; 0,6 — при о2, tot = 0,3 МПа;
266
Рис. 7.24. Схема для расчета
подъема основания при на-
бухании грунта
при промежуточных значениях о2,<0/
Ksw,i принимается по интерполяции; п —
число слоев, на которое разбита зона
набухания грунта.
Положение нижней границы зоны
набухания Hsw находится из следующих
условий (рис. 7.24): 1) при инфильтра-
ции влаги — горизонтом грунта, где
суммарное давление равно давле-
нию набухания psw\ 2) при экраниро-
вании поверхности и изменении водно-
теплового режима — опытным путем
или равным Hsw=5 м при отсутствии
опытных данных.
Если расчетные деформации основа-
ний, сложенных набухающими грунта-
ми, оказываются больше предельных,
предусматривают следующее: 1) водозащитные мероприятия;
2) предварительное замачивание набухающих грунтов в пределах
всей зоны или ее части; 3) проектирование компенсирующих пес-
чаных подушек; 4) замену набухающего грунта ненабухающим
полностью или частично; 5) прорезку фундаментами слоя набу-
хающих грунтов (полную или частичную).
Для уменьшения возможности локального замачивания на-
бухающих грунтов атмосферными или производственными вода-
ми предусматриваются следующие водозащитные ме-
роприятия: планировка территории с обеспечением стока
атмосферных вод в открытую или закрытую канализацию, ор-
ганизованный отвод с кровли зданий, устройство отмосток с
уклоном не менее 3° и перекрытием пазух фундаментов мини-
мум на 1,4 м, устройство вводов и выпусков водонесущих
трубопроводов в виде железобетонных лотков с соединением со
смотровыми и контрольными колодцами и т. д.
Предварительное замачивание набухающих
грунтов производится из котлованов или траншей на глубине
на 0,1...0,3 м выше проектной отметки заложения подошвы
фундамента. Для интенсивного промачивания набухающих грун-
тов пробуриваются скважины на расстоянии 2...4 м диаметром
100...250 мм с заполнением их дренирующим материалом (гра-
вием, щебнем и др.). В котлованы устанавливаются поверх-
ностные марки на расстоянии 3...5 м одна от другой, нивелиро-
вание их производится через 7... 10 дней.
При величине подъема поверхности, равной 0,8 расчетной,
замачивание прекращают:
Для устройства фундаментов на предварительно замоченном
основании предусматриваются подушки из песка, щебня или гра-
вия или укрепление верхнего слоя замоченного грунта связую-
щими материалами (известью и др.).
Компенсирующие песчаные подушки вы-
267
полняют в пределах набухающих грунтов или его кровли при
давлении на основание не менее 0,1 МПа. Песчаные подушки
устраивают из песка любой крупности (кроме пылеватых) с
уплотнением до плотности сухого грунта 16 кН/м3.
Компенсирующие песчаные подушки устраивают только под
ленточные фундаменты при ширине не более 1,2 м. Рекомендуе-
мые размеры подушек приведены в табл. 7.20.
Для замены набухающих грунтов используют местные не-
набухающие грунты с уплотнением их до заданной плотности.
В этом случае проектирование и строительство зданий и соору-
жений выполняется как на обычных ненабухающих грунтах.
Таблица 7.20. Рекомендуемые размеры компенсирующих песчаных подушек
Ширина фундамента Ь, м	Ширина подушки В, м	Высота подушки h, м
0,5<6<0,7	2,46	1,26
0,7<6<1	26	1,156
1<6<1,2	1,86	1,16
Для засыпки пазух фундаментов и траншей разрешается
использовать набухающие грунты, если горизонтальное давление
за счет увлажнения окажется допустимым для данного типа
здания или сооружения, а возможный подъем засыпки не ухуд-
шит условий эксплуатации.
При этом горизонтальное давление будет
Ph == УcKswpmax., h,	(7.65)
где ус = 0,85 — коэффициент условий работы; — коэффи-
циент, принимаемый по табл. 7.21; ртах, h — максимальное гори-
зонтальное давление, которое определяется в лабораторных ус-
ловиях.
Таблица 7.21. Значения коэффициентов K.sw
Интенсивность набуха- ния за 1 сутки, %	0,1	0,2	0,3	0,4	0,5	0,6	0,7
Ksw	1,40	1,25	1,12	1,05	1,02	1,01	1,00
Для уменьшения подъема фундаментов на основании из на-
бухающих грунтов принимается анкеровка фундаментов с по-
мощью свай с прорезкой ими полностью или частично толщи
набухающих грунтов.
В этом случае нагрузка, передаваемая зданием или соору-
жением, воспринимается фундаментами и сваями. В целом дол-
жна обеспечиваться совместная работа системы фундамент —
сваи.
В качестве конструктивных мероприятий принимается уве-
268
личение жесткости зданий и сооружений путем разбивки на
отдельные отсеки осадочными швами, устройство железобетон-
ных непрерывных поясов толщиной не менее 15 см, выполняемых
в нескольких уровнях по высоте. Железобетонные пояса реко-
мендуются при частичной прорезке набухающих грунтов, предва-
рительном замачивании, устройстве компенсирующих песчаных
подушек, частичной замене набухающих грунтов ненабухаю-
щими.
Ф Пример 7.3. Определить величину подъема ленточного фундамента под
внутреннюю стену здания при инфильтрации влаги — увлажнении набухающих
грунтов основания. В плане здание имеет размеры 12X24 м, фундаменты шири-
ной 1,5 м, с глубиной заложения подошвы d — 1,5 м и давлением по подошве
0,15 МПа.
Основанием фундамента являются хвалынские набухающие глины толщи-
ной 8,5 м, подстилаемыми пылеватыми песками. Покровные отложения пред-
ставлены суглинками. Удельный вес хвалынских глин у = 18 кН/м3, 27 кН/м3,
коэффициент пористости е = 0,830. Подземные воды находятся на глубине
z ~ 11,5 м от поверхности земли, psw — 0,78 МПа.
В процессе эксплуатации возможно увлажнение водой в пределах всего
здания, соотношение сторон замачиваемой площади L/B = 24/12 = 2.
Разобьем основание фундамента на 7 слоев толщиной 1 м и определим
суммарное давление в середине каждого слоя при набухании грунта. Для
первого слоя, который примыкает к подошве фундамента, определим коэффи-
циент Ksw Середина этого слоя расположена на глубине z + d = 0,5 Д- 1,5 =
= 2,0 м. Тогда при (и + d}/B= 2,0/12 = 0,16 значение kq — 0. Для этого слоя
напряжение от фундамента равно огр —	= 0,123 • 0,943 — 0,144 МПа,
= 1Д . 1,5 + 1,8 . 0,5 = 0,036 МПа.
Все расчеты требуемых величин сведем в табл. 7.22.
Таблица 7.22. Значения параметров для определения Ksw
Средняя глу- бина рассматри- ваемого слоя, м	(z+d)B		Огр — Ot-Po, МПа	МПа	О?, od > МПа	О?, totf МПа	/Cs W
0,5	0,17	0	0,114	0,036	0	0,150	0,72
1,5	0,25	0	0,063	0,054	0	0,117	0,74
2,5	0,33	0	0,042	0,072	0	0,114	0,75
3,5	0,41	0	0,029	0,090	0	0,119	0,74
4,5	0,50	0	0,023	0,108	0	0,131	0,74
5,5	0,58	0,08	0,020	0,126	0,009	0,155	0,72
6,5	0,66	0,16	0,016	0,144	0,023	0,183	0,69
На глубине 6,5 м от подошвы фундамента суммарное давление равно дав-
лению набухания, поэтому толщину зоны набухания принимаем 6,5 м.
Воспользуемся данными компрессионных испытании по определению отно-
сительного набухания при различных давлениях.
269
Таблица 7.23. Значения относительного набухания
/Л, МПа	0,07	0,08	0,096	0,12	0,15	0,19	0,23	0,27	0,32
&SW	0,032	0,03	0,024	0,02	0,018	0,017	0,013	0,01	0,007
Рассчитаем величину подъема фундамента, используя формулу (7.64):
hsw = 100(0,72 • 0,017 + 0,74 • 0,02 + 0,75 • 0,019 + 0,74 • 0,02 +
+ 0,74 • 0,019 + 0,72 • 0,0175 + 0,69 • 0,017) = 100 * 0,094 = 9,4 см.
Ф Пример 7.4. Рассчитать деформацию основания фундамента за счет усад-
ки грунта под влиянием климатических факторов.
Фундамент отдельный с размерами 2X2 м по подошве, глубина заложе-
ния 2 м, давление на основание 0,26 МПа, 7 м от поверхности грунты представ-
лены глиной, удельный вес равен 20 кН/м3, нижняя зона усадки расположена
на глубине 5 м.
Таким образом, мощность грунта, обусловливающего усадку под подошвой
фундамента, составляет 3 м. Разбиваем его на три слоя толщиной по 1 м и оп-
ределяем суммарное давление в середине каждого слоя. Необходимые расчеты
сведем в табл. 7.24.
Таблица 7.24. Данные для определения величины усадки
Средняя глуби- на рассматри- ваемого слоя, м	(У2р — аро, МПа	&zq, МПа	Игр + O'ztj) МПа	&sh, i
0,5	0,20	0,05	0,25	0,06
1,5	0,108	0,07	0,178	0,04
2,5	0,053	0,09	0,143	0,03
Значения относительной усадки ( определены по результатам компресси-
онных испытаний.
Общая усадка будет
ssh = 100 • 1,3(0,06 + 0,04 + 0,03) = 16,9 см.
Особенности
проектирования
фундаментов на пучинистых
и вечномерзлых грунтах
Интенсивное освоение природных ресурсов в различных ре-
гионах нашей страны ставит в разряд актуальных вопрос о
надежности и долговечности зданий и сооружений, возводимых
на пучинистых и вечномерзлых грунтах.
8.1.	Особенности проектирования
фундаментов на пучинистых грунтах
Морозное пучение грунтов относится к физико-механическим
процессам, в результате которых промерзающий грунт приобре-
тает напряженно-деформированное состояние под действием тер-
модинамических изменений.
Напряжения, возникающие при пучении грунтов, настолько
значительны, что могут вызвать: деформации промышленных
зданий и сооружений, смещение (и искривление) железнодорож-
ной колеи, опор мостов и линий электропередачи, разрушение
покрытий автомобильных дорог, аэродромов и др.
8.1.1.	Общие сведения
Пучинистыми или морозоопасными называются грунты, кото-
рые при промерзании увеличивают свой объем.
На рис. 8.1 показаны силы пучения, возникающие при сезон-
ном промерзании грунтов.
К пучинистым грунтам относят пески мелкие 'и пылеватые,
суглинки и глины, а также крупнообломочные грунты с глинис-
тым заполнителем, содержащие в своем составе более 30 % (по
массе) частиц размером менее 0,1 мм и промерзающие в усло-
виях увлажнения.
По степени морозоопасности (в зависимости от грануло-
метрического состава, природной влажности, глубины промерза-
ния и уровня подземных вод) пучинистые грунты подразделяют
на пять групп [25], приведенных в табл. 8.1.
Пучинистые грунты характеризуются деформацией морозного
пучения hf, равной высоте поднятия поверхности слоя промерз-
271
Рис. 8.1. Силы пу-
чения, действую-
щие на фундамент
при промерзании
грунта:
& — нормальные, т —
касательные
шего грунта, а также относительным пучением
f, определяемым по отношению f = hf/df (df—
слой промерзающего грунта, подверженного
морозному пучению).
Параметром R; оценивают принадлежность
глинистого грунта к одной из вышеуказанных
групп, при этом определяют
Rf= 0,012(ау — 0,1) +[ау(ау — wCr)2]/(wLWp^M0),
(8-1)
где w, wl, wp — влажности в пределах слоя
промерзающего грунта, соответствующие при-
родной, на границе текучести и раскатывания,
доли единиц; wcr — расчетная критическая
влажность, ниже которой перераспределение
влаги в промерзающем грунте прекращается,
доли единиц (определяется по рис. 8.2); Л40—
безразмерный коэффициент, определяемый так
же, как и коэффициент Mt (по СНиП [44],
п. 2.27).
8.1.2.	Типы фундаментов
Фундаменты, возводимые на пучинистых грунтах, представле-
ны на рис. 8.3. К фундаментам мелкого заложения относят та-
кие, отношение высоты которых к ширине подошвы не превы-
шает 4. Малозаглубленными* называют фундаменты глубиной
заложения 0,5...0,7 от нормативной глубины промерзания.
Незаглубленные фундаменты из монолитных (сборно-моно-
литных) плит применяют для зданий с отношением длины их
к высоте менее 4. Фундаментные плиты укладывают на подсып-
ки (подушки) из непучинистых материалов. В качестве материа-
ла при устройстве подушки используют песок крупный или
средней крупности, мелкий щебень, котельный шлак либо мест-
ный материал, подвергнутый противопучинистой обработке.
В качестве мероприятий против морозного выпучивания в
настоящее время широко применяют заложение фундаментов
ниже расчетной глубины промерзания. Однако такое решение
не только приводит к значительному удорожанию стоимости
строительства, но и не исключает (для малонагруженных фун-
даментов) больших неравномерных перемещений фундаментов,
что приводит к повреждению конструктивных элементов зданий.
Это обусловлено тем, что нагрузки, передаваемые на фундамен-
ты малоэтажных зданий, как правило, значительно меньше ка-
сательных сил морозного пучения, действующих по боковой по-
верхности заглубленных фундаментов.
* Малозаглубленные и (незаглубленные) фундаменты рекомендуют для одно-
и двухэтажных зданий.
272
Рис. 8.2. Величина критической влажности wcr в зависимости от
числа пластичности 1Р и границы текучести грунта
ПО ХАРАКТЕРУ
ЗАГЛУБЛЕНИЯ
—на естественном
основании
столбчатые;
ленточные
ПО ВИДУ
ИЗГОТОВЛЕНИЯ
—мелкого
заложения
—малозаглуб-
ленные
—незаглуб-
ленные
—свайные
—сборно-
монолитные
-монолитные
*—на локально-
уплотненном
основании
забивные
блоки;
• фундаменты
в вытрамбован-
ных котлованах
Рис. 8.3. Классификация фундаментов
При проектировании фундаментов на пучинистых грунтах
кроме фундаментов на естественном основании (столбчатых,
ленточных) и свайных нашли применение фундаменты на ло-
кально уплотненных основаниях. Они представлены фундамента-
ми из забивных блоков и фундаментами в вытрамбованных
котлованах (ФВК).
Особенность метода ФВК состоит в том, что котлованы
под отдельные фундаменты не отрываются, а вытрамбовывают-
ся на необходимую глубину с последующим заполнением его
монолитным бетоном враспор или установкой сборных элементов.
Выбор конструкции фундамента следует производить, исходя
из конкретных условий строительной площадки на основе ре-
зультатов технико-экономического сравнения возможных вариан-
тов фундаментов.
18—1040
273
8.1.3.	Основные положения по расчету оснований
фундаментов на пучинистых грунтах
При проектировании фундаментов на пучинистых грунтах
следует исходить из универсальной схемы (4.2), рассмотренной
в гл. 4, т. е. на основании анализа инженерно-геологических
условий строительной площадки и данных табл. 8.1 назначается
глубина заложения фундамента (с учетом предупреждения
возможности промерзания и пучения грунта под его подошвой),
предварительно задаются размерами подошвы фундамента и
толщиной подушки из непучинистого материала, а в комплексе
проверок основными следует считать расчеты оснований и фун-
даментов: по устойчивости и прочности на воздействие сил мо-
розного пучения; по деформации промерзающих морозоопасных
грунтов.
Устойчивость фундаментов всех типов на воздействие каса-
тельных сил пучения, согласно СНиП [43],
Таблица 8.1. Классификация пучинистых грунтов по степени
морозоопасности
Вид грунта и пределы нормативных значений числа пластичности	Значения параметра //ХЮ2 для грунта				
	практиче- ски непу- чинистого /<0,01	слабопучи- нистого 0,01 </< <0,035	среднепу- чинистого 0,035</< <0,07	сильнопу- чинистого 0,07</< <0,12	чрезмер- но пучи- нистого />0,12
1	2	3	4	5	6
1. Супесь 2<JP$^7	<0,14	0,14...0,49	0,49...0,98	0,98...1,69	>1,69
2. Супесь 2</р<7	<0,09	0,09...0,3	0,3...0,6	0,6...1,03	>1,03
3. Суглинок 7</р<17	<0,1	0,1...0,35	0,35...0,71	0,71...1,22	>1,22
4. Суглинок 7</р<13	<0,08	0,8...0,27	0,27...0,54	0,54 ..0,93	>0,93
5. Суглинок 13</р<17	<0,07	0,07...0,23	0,23...0,46	0,46...0,79	>0,79
6. Глина /р>17	<0,12	0,12...0,43	0,43...0,86	0,86...1,47	>1,47
Примечания: 1. Значение определять по формуле (8.1), в которой
плотность сухого грунта принята равной 1,5 т/м3; при другой плотности грунта
расчетное значение умножать на отношение р^/1,5 (р^ — плотность иссле-
дуемого грунта), т/м3. 2. Грунты, перечисленные в поз. 2, 4, 5, содержат пыле-
ватых частиц размером 0,05...0,005 мм более 50 % по массе.
rfhAfh — F ycFrf/yn,
(8.2)
где Xfh — расчетное значение удельной касательной силы мороз-
ного пучения (кПа), принимаемое по табл. 41 [25] или определя-
емая опытным путем; Afh — площадь боковой поверхности фун-
дамента, находящейся в пределах расчетной глубины сезонного
промерзания, м2; F — расчетная постоянная нагрузка (кН),
определяемая с коэффициентом надежности по нагрузке уп =
274
= 0,9; ус = 1,1 —коэффициент условий работы; уп = 1,1 —
коэффициент надежности; Frf — расчетное значение силы, удер-
живающей фундамент от выпучивания за счет трения его боко-
вой поверхности с талым грунтом, кН:
п
Е,1 = 2 RiA,	(8.3)
i — 1
где Rfj — расчетное сопротивление талого грунта сдвигу по боко-
вой поверхности фундамента в /-м слое (кПа) принимается по
указаниям СНиП 2.02.03—85; А;, — площадь вертикальной по-
верхности фундамента ниже расчетной глубины промерзания
м2; п — число слоев.
Расчет на прочность всех типов фундаментов с вертикаль-
ными гранями при действии касательных сил морозного пучения
выполняется в соответствии со СНиПом [43] по формуле
Ffh = XfhAfh — F,	(8.4)
где Ffh — расчетное усилие, разрывающее фундамент, кН; т^,
Afh, F — обозначения те же, что и в формуле (8.2).
Расчет фундаментов по допустимым деформациям сооруже-
ний от морозного пучения грунтов основания выполняется из
двух условий:
hfP < s«; (Ahfp/L) < (As/L)u,	(8.5)
где hfp — расчетное вертикальное перемещение (деформация)
от действия сил пучения промерзающего грунта под подошвой
фундамента; su — предельно допустимое вертикальное перемеще-
ние (деформация) фундамента, определяемая по [43]; (Ahfp/L) —
расчетная относительная неравномерность пучения грунта, опре-
деляется согласно рекомендациям [27]; (А5/Л)ы — предельно до-
пустимая деформация сооружения при неравномерном пучении,
определяемая по [43].
Использование сезонно-промерзающего слоя в качестве ес-
тественного основания под малозаглубленными (и незаглублен-
ными) фундаментами значительно сокращает стоимость работ
по нулевому циклу и снижает время строительства объектов.
Поэтому ниже несколько подробнее остановимся на некото-
рых особенностях их расчета. При этом на стадии проверок
следует выделить:
проверку условия, согласно которому среднее давление под
подошвой фундамента не должно превышать расчетного сопро-
тивления материала подушки, а давление на глубине (равной
толщине подушки) — расчетного сопротивления грунта (выпол-
няется согласно СНиП 2.02.01—83);
проверку фундамента по устойчивости на воздействие каса-
тельных сил морозного пучения (выполняется согласно СНиП
[43]); нормативные значения Xfh могут быть приняты равными:
для слабопучинистых грунтов — 70 кПа, для среднепучинистых
275
18*
грунтов — 90 кПа; для сильно- и чрезмерно пучинистых грун-
тов — 110 кПа;
определение деформации пучения ненагруженного основания
hft (выполняется с помощью табл. 8.2 и 8.3);
определение температурного режима и динамики сезонного
промерзания грунтов основания;
Т а б л и ц а 8.2. Наименьшее расстояние от границы промерзания до уровня
подземных вод
Наименование грунта
Глина с монтмориллонитовой и иллитовой основой
Глины с каолинитовой основой
Суглинки пылеватые с /р>0,13
Суглинки с /р > 0,13
Суглинки пылеватые с /п -С 0,13
Суглинки с /р 0,13
Супеси пылеватые с /р 0,2
Супеси с /р > 0,02
» с /р 0,02
Пески пылеватые
» мелкие
Значение г, м
3,5
2,5
2,5
2,0
2,0
1,8
1,5
1,3
1,0
1,0
0,8
расчет основания фундамента по деформациям пучения
грунта hfP.
Расчетные формулы для определения hfi (табл. 8.3) включают
деформацию пучения hf при его промерзании до расчетной глу-
бины df, определяемую в зависимости от расчетной предзимней
влажности w и влажности предела пучения грунта wpr.
Так, деформацию пучения ненагруженной поверхности пыле-
вато-глинистого грунта hf при w > wpr определяют по формуле
(8.6), при w Wpr — по формуле (8.7), а для песчаного грун-
та — по формуле (8.8):
hf = df (0,09[ау — kwwp]-l- 1,09/гв//фл/-“-'г] X
От	’ J о
/1, = 1,09<г.	-д/ф- л - “’"У ;
Р®	V То ! wp
hf = ftdf...,
Wpr = o,92	+ 0,08£Л
PsPrf
(8.6)
(8.7)
(8-8)
(8.9)
где df — расчетная глубина промерзания, определяемая по [391;
р<ь р® — соответственно плотность сухого грунта и воды, т/м13;
w — расчетная предзимняя влажность в слое грунта толщиной,
276
Таблица 8.3. Расчетные формулы для определения деформации пучения hft ненагруженного основания
Но- мер схемы	Условия увлажнения грунтов по виду рельефа	Расстояние от поверх- ности грунта до уровня			Ориентировочное значение средней влажности в пре- делах сезоннопромерзаю- щего слоя dfn			Формулы для определения деформации пучения ненагру- женного основания hft			
		подземных вод		d®, м							
1	2	3			4			5			
i	Сухие участки — возвышенности, всхолмленные места. Водораздельное плато. Грунты увлажняются только за счет атмосферных осадков	dw	>dfn-{-	z	а) б)	W с/ W Z>	wcr Т" 0,3/р Wcr + 0,3/р	hfi = hfl hfi — hA	i — 1 —	0,75dz ) d-\-hn 0,75d;)	2 3/2
2	Сухие участки — слабо всхломлен- ные места, равнины, пологие склоны с затяжным уклоном, котловины с признаками поверхностного забола- чивания. Грунты увлажняются за счет атмосферных осадков и верхо- водки, частично подземных вод	dw <	Zdfn-{~	z	W	>wcr	+ 0,3/Р	=hj	( 1 "	d —|— hn df	^3/2
3	Мокрые участки — пониженные равнины, межсклоновые низины, за- болоченные места. Грунты водона- сыщаются за счет атмосферных осад- ков и подземных вод, включая верхо- водку	dw			W		+ 0,5/Р	hfi -~=hf^	1 —	df )	
Примечание. Значение dw рассчитывается с учетом прогноза изменения уровня подземных вод; z — наименьшее рас-
стояние (м) от границы промерзания dfn до уровня подземных вод, при котором эти воды не оказывают влияния на увлажнение
у промерзающего грунта; значение z определяется по табл. 8.2, hn — толщина подушки из непучинистого материала; hf опреде-
ляют по формулам (8.6)... (8.8) данной главы.
равной глубине нормативного промерзания, определяемой по
формуле w — wa -5—, здесь зуп — средневзвешенное значение
влажности в слое сезоннопромерзающего грунта (доли единиц),
полученное по результатам испытаний в летне-осенний период;
Qe, Qq — соответственно расчетное количество осадков, выпав-
ших за период te, предшествовавший моменту проведения изыс-
каний и за тот же период te до установления среднемесячной
отрицательной температуры воздуха: te = dfn/k (k — коэффи-
циент фильтрации, м/сут; kw — коэффициент содержания неза-
мерзшей воды в мерзлом грунте, температура которого равна
0,5 Тир (Тир — минимальная температура грунта, при которой
прекращается его пучение): kw и Тир — определяются по
табл. 8.4; шр, wcr — те же обозначения, что и в формуле (8.1);
/гв = w/wsat — коэффициент; wsat — полная влагоемкость грун-
та) ; Jt — температурный коэффициент;
jt = VWMioW
(ф — параметр, характеризующий зону одновременного пу-
чения, определяется по номограммам, представленным на
рис. 8.4 и 8.5); ft — интенсивность пучения, принимаемая равной
0,035 — для слабопучинистого песчаного грунта и 0,07 — для
среднепучинистого песчаного грунта; 0,92, ps — соответственно
плотность льда и твердых частиц грунта, т/м3.
Давление Рг на подошву мелкозаглубленного фундамента
(кН/м2) от нормальных сил пучения определяется по расчетным
формулам, приведенным в табл. 8.5.
Продолжительность периода промерзания грунта, месяцы:
(8.Ю)
где t0 — продолжительность периода с отрицательными темпера-
турами воздуха, определяемая по СНиП 2.01.01—82; d, h, df —
обозначения те же, что в примечании табл. 8.5.
Расчетная температура грунта под фундаментом
где
27 min^d / . id \
т \1 — ттт) ’
(8.Н)
(8-12)
где Tmin — средняя температура воздуха наиболее холодного
месяца зимнего периода (°C) определяется по СНиПу [44].
Расчет деформации пучения грунта с учетом давления под
подошвой фундамента выполняют по формуле
Л/Р = Л„[1 — Кр.7>)].
(8.13)
где |3 — коэффициент, учитывающий влияние подушки на работу
фундамента, определяется по табл. 8.6; pi — давление по подош-
278
Таблица 8.4. Значения параметров т|, kw и температуры прекращения пучения Гцр различных видов глинистого грунта
Вид	грунта	Число пластичности		Темпера- тура пре- кращения пучения тир	Значение парамет- ра п	Значения		kw при расчетной температуре грунта То, °C						
		грунта												
						-0,3	— 0,5	— I	— 2	— 3	— 4	-6	-8	-10
	I	2		3	4	5	6	7	8	9	10	11	12	13
Супесь Супесь пылеватая Суглинок		0,02 <7Р«	10,07	— 1,5	3,55	0,6	0,5	0,4	0,35	0,33	0,3	0,28	0,26	0,25
Суглинок	пылеватый	0,07 <;р^	:о,13	-2,0 -2,5	4,25 5,0	0,7	0,65	0,6	0,5	0,48	0,45	0,43	0,41	0,4
Суглинок		0,13<Zp=g	СО,17	-2,5	3,8	—	0,75	0,65	0,55	0,53	0,5	0,48	0,46	0,45
Суглинок	пылеватый	0,13</р^	;о,17	—3	5,35	—	—	—		-—	-—	—	—	—
Глина		7Р>0,17		-4,0	2,5	' 1 —	0,95	0,9	0,65	0,63	0,6	0,58	0,56	0,55
Примечания: 1. Для промежуточных значений температуры коэффициент kw принимается по интерполяции. 2. Го — рас-
четная температура открытой оголенной от снега поверхности грунта (°C), принимаемая равной средней температуре воздуха за
зимний период. 3. ц — параметр, отражающий связь между температурой и содержанием незамерзшей воды в зоне промерзания.
ч> W/vJcr
ч> ш/шСГ
О 0,1 0,2 0,5 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0
Супесь пылеватая (2<1р*7)
°’5' ,Ти^.Г° ,
0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0
Супесь (2<1р^7)
0 0,1 0,2 0,3 0,5 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0
Суглинок пылеватый (1р*13)
Суглинок (1р * 13)
v w/wcr
__।__।	।__।__।_।__।_।__1_
0 0,1 0,2 0,3 0/ 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0
Суглинок пылеватый (Ip* и)
У
1,2 -
1,1 '
/,0 -
0,0-
0,8-
0,7-
0,6-
0,5-
0 0,1 0,2 ОД 0,4 0,5 0,5 0,7 0,8 0,9 1,0
Суглинок (1р>13)
Рис. 8.4. Значение параметра ф для супесей и суглинков
ве фундамента от внешней нагрузки, МПа; рг — давление на
подошву фундамента от нормальных сил пучения определяется
по табл. 8.5.
Относительная деформация пучения грунта определяется от-
ношением
\hfP/L,	(8.14)
где \hfp — разность деформаций пучения (hfP\ — hfP2) (м), опре-
деляемая при экстремальных значениях расчетной предзимней
280
влажности грунта на строи-
тельной площадке; L — дли-
на отсека или стены зда-
ния, м.
С учетом жесткости над-
фундаментных конструкций
здания относительную де-
формацию пучения опреде-
ляют по формуле
&fp== у ntokhfp/L,	(8.15)
где уп = 1,1 — коэффициент
надежности; w — коэффи-
циент, зависящий от показа-
теля гибкости X и определяе-
мый по графику (рис. 8.7):
V н/*сг
I I > ! Тцр/То
О 0,1 0,1 0,3 О,if 0,5 0,6 0,1 0,8 0,9 1,0
Глина
Рис. 8.5. Значение параметра ф для глин
= 4 VC/4[£7],
где С — коэффициент жесткости основания при пучении; [EJ] —
приведенная жесткость на изгиб поперечного сечения конструк-
ций здания в системе «фундамент — цоколь — пояс усиления —
стена» (кН/м2) определяется в соответствии с рекомендациями
работы [27].
При возведении зданий и сооружений на пучинистых грун-
тах необходимо учитывать следующие виды мероприятий по
снижению деформаций от действия сил морозного пучения:
Т аблица 8.5. Расчетные формулы для определения Рг
Вид фундамента, форма в плане	Расчетная формула	Примечание
Л енточный	Рг = <2ka@sdz/b\	bi — ширина ленточного фундамента
Столбчатый квадратный прямоугольный круглой формы	Pr^4kaosdz/b Pr — 2ka<5sdz(a + b) jab P г —	sdz / T	b — сторона фундамента а, b — соответственно длина и ширина фунда- мента г — радиус фундамента
Примечания: 1. Для столбчатого фундамента круглой формы подошвы
dz=0J5df— d — Лп; для остальных видов dz=df — d—(d^ d —- соответственно
расчетная глубина промерзания грунта и глубина заложения фундамента; ftn —
толщина подушки из нелучинистого материала). 2. Принятые обозначения:
ka — коэффициент условий работы промерзшего грунта основания, определяемый
из графиков (рис. 8.6); crs — сопротивление смещению мерзлого грунта относи-
тельно фундамента (кН/м2), определяемое по [35] в зависимости от скорости
пучения грунта Vf=hft/3Qtd и расчетной температуры грунта под фундаментом
Td', dz — мощность слоя пучинистого грунта, вызывающего ниже подошвы фунда-
мента деформацию hft (см. примечание табл. 8.5).
281
инженерно-мелиоративные; кон-
структивные; тепловые и хими-
ческие. Подробно эти мероприя-
тия изложены в соответствую-
щих руководствах по проекти-
рованию и технологии физико-
укрепления про-
и оттаивающих
причиной мороз-
грунтов является
химического
мерзающих
грунтов.
Основной
ного пучения
наличие в них воды, способной
переходить в лед при промерза-
нии. Поэтому мероприятия, на-
правленные на осушение грун-
Рис. 8.6. Значение коэффициента Ка TOB, считаются важнейшими.
Любое инженерно-мелиоратив-
ное мероприятие сводится либо к осушению грунтов, либо к недо-
пущению их водонасыщению в зоне сезонного промерзания и ниже
этой зоны на глубине 2...3 м.
В связи с тем что не все грунты способны быстро отдавать
воду, необходимо грунтовое основание максимально обезводить
перед промерзанием.
При этом следует учитывать, что источниками увлажнения
могут служить не только атмосферные осадки, но и подземные
воды (при близком их расположении к фронту промерзания —
за счет миграции влаги из нижележащих водонасыщенных
грунтов), а также верховодка.
Наличие подземных вод на строительной площадке и распо-
ложение их уровня близко к дневной поверхности считается
крайне неблагоприятным фактором при проектировании фунда-
Таблица 8.6. Значения коэффициента (3
Отношение толщины подушки к ширине фундамента	Значения |3 для фундаментов	
	столбчатых	ленточных
0,00	1,00	1,00
0,25	0,95	0,98
0,50	0,90	0,96
0,75	0,85	0,94
1,00	0,80	0,92
1,25	0,71	0,88
1,50	0,63	0,84
1,75	0,54	0,80
2,00	0,45	0,76
2,25	0,36	0,72
2,50	0,25	0,68
2,75	0,16	0,64
3,00	0,10	0,60
282
ментов, так как именно это обусловливает
и назначение глубины заложения фунда-
мента, и их конструкцию, и способ произ-
водства работ по возведению фундамен-
тов.
Особо следует отметить разновидность
подземных вод — верховодку. Она отли-
чается ограниченным распространением
в плане, невыдержанным уровнем стоя-
ния подземных вод и встречается в толще
грунта в виде отдельных очагов (линз).
В толще сезоннопромерзающего грунта
верховодка вызывает большую неравно-
Рис. 8.7. Зависимость ко-
эффициента w от показа-
теля гибкости конструк-
ции здания X
мерность морозного пучения грунтов и вы-
пучивания фундаментов.
В пределах одной строительной пло-
щадки может встретиться несколько оча-
гов верховодки и не только с различным
уровнем стояния подземной воды, но и даже иногда напорной.
Если инженерно-мелиоративные мероприятия не позволяют
избавиться от подземных вод и осушить грунты промерзающего
слоя, то соответствующие руководства по проектированию фун-
даментов на пучинистых грунтах рекомендуют проектировать
конструктивные или теплотехнические мероприятия.
При назначении конструктивных мероприятий для мелко-
заглубленных и незаглубленных фундаментов следует руковод-
ствоваться работой [27]. При этом:
1. При малонагруженных фундаментах целесообразно приме-
нять конструктивные решения, направленные на снижение сил
морозного пучения и деформаций конструктивных элементов
зданий, а также приспособление
формациям оснований.
Рис. 8.8. Мелкозаглубленный фундамент-
1 — стена здания, 2 •—гидроизоляция, 3 — фунда-
ментный блок, 4 — подушка из непучинистого мате-
риала, 5 — засыпка из непучинистого материала.
6 — отмостка
зданий к неравномерным де-
2. Боковые грани фунда-
мента рекомендуется выпол-
нять наклонными (рис. 8.8).
Материалом подушки может
быть песок крупный или сред-
ней крупности, мелкий ще-
бень, котельный шлак или
местный грунт, прошедший
противопучинистую обработ-
ку. Для увеличения несущей
способности основания в не-
обходимых случаях устраи-
вают песчано-щебеночную
подушку (смесь песка круп-
ного, средней крупности —
40 % и щебня или гравия —
60%).
283
3.	Высокий уровень подземных вод и верховодка диктуют
устройство подушки из местного материала, обязательно под-
вергнутого противопучинистой стабилизации в соответствии с ре-
комендациями [34, 35] по физико-химическому укреплению про-
мерзающих и оттаивающих грунтов.
4.	Для уменьшения влияния т (касательных сил пучения)
пазухи траншей (котлованов) следует либо заполнять непучинис-
тым материалом, либо предусматривать обмазку выровненных
боковых поверхностей непрочно смерзающимся материалом
(«Рекомендации по снижению касательных сил морозного выпу-
чивания фундаментов с применением пластических смазок» —
НИИОСП: М., 1980), либо назначать химические мероприятия
согласно [34, 35].
Таблица 8.7. Конструктивные мероприятия по уменьшению деформаций
зданий при пучении грунтов
Вид грунта по степени морозной
пучинистости
Практически непучинистые, сред-
непучинистые (при 0,05 и
<0,12 МПа)
Среднепучинистые, сильнопучи-
нистые (при0,05 < f < ОД и0,120 <
< Рг < 0,250 МПа)
Сильнопучинистые, чрезмерно
пучинистые (при f>0,1 и Рг>
>0,250 МПа)
Вид мероприятий при устройстве мелко-
заглубленных ленточных фундаментов под
стены из кирпича, блоков и панелей
Свободная укладка блоков без соедине-
ния между собой
Применение сборных железобетонных (ке-
рамзитобетонные) блоков, жестко соеди-
ненных между собой (см. вариант соедине-
ния на рис. 8.9), или выполнение фунда-
ментов из монолитного железобетона. До-
пускается выполнение ленточных фундамен-
тов из свободно уложенных блоков с устрой-
ством по нцм и под блоками армированных
поясов*
Применение армированных фундаментов,
а также армированных или железобетонных
поясов над проемами последнего этажа
(и в уровне перекрытий при необходимости)
* Армирование блоков, фундаментных поясов, необходимость усиления стен
армированными или железобетонными поясами определяются расчетом.
Рис, 8.9. Вариант соединения блоков:
1 — выпуски арматуры, 2 — сборные фундамент-
ные блоки, 3 — монолитный бетон
284
5.	При устройстве подушек и обратной засыпке пазух (тран-
шей) следует применять послойное трамбование или уплотнение
площадочными вибраторами.
6.	При устройстве мелкозаглубленных ленточных фундамен-
тов следует выполнять рекомендации, указанные в табл. 8.7.
7.	При возведении мелкозаглубленных столбчатых фунда-
ментов под стены (из любых материалов) фундаментные балки
необходимо укладывать с зазором между ними и грунтом не
менее величины, равной расчетной величине подъема ненагру-
женного грунта при пучении. При этом фундаментные балки
должны быть связаны между собой на опорах или применены
пояса усиления (армированные или железобетонные) при возве-
дении фундаментов на средне- и сильнопучинистых грунтах.
Следует отметить, что при строительстве зданий из деревян-
ных конструкций на слабопучинистых грунтах возможно приме-
нение незаглубленных ленточных фундаментов из сборных бло-
ков, свободно уложенных на подсыпку из непучинистого мате-
риала.
Окончательный выбор типа и конструкции фундамента, спо-
соба подготовки и комплексов мероприятий по уменьшению де-
формаций зданий при пучении грунтов решается на основе тех-
нико-экономического анализа.
8.2. Особенности проектирования оснований
фундаментов на вечномерзлых грунтах
Вечномерзлыми называют грунты, которые в условиях при-
родного залегания находятся в мерзлом состоянии непрерывно
(без оттаивания) в течение многих лет (обычно столетий и даже
сотен тысяч лет) [9, 10].
К мерзлым относятся грунты, имеющие отрицательную тем-
пературу и содержащие в своем составе лед.
Поверхностный слой грунта, промерзающий зимой и оттаи-
вающий летом, называют деятельным слоем. Различают деятель-
ный слой: сливающийся (рис. 8.10, б), когда грунт промерзает
до верхней границы слоя вечного грунта, и несливающийся
Рис. 8.10. Разновидности расположения слоев грунта:
/ — деятельный слой. 2 —- перелеток, 3 — талый грунт, 4 — вечно-
мерзлый грунт
285
(рис. 8.10, в), т. е. грунт зимой не промерзает до границы веч-
номерзлого грунта.
Часто при наступлении периодов с температурами ниже
среднегодовых или вследствие временного изменения местных
условий образуются перелетки — слои мерзлого грунта неболь-
шой толщины, не оттаивающие в течение 1...2 лет (рис. 8.10, а).
Необходимо выделить среди мерзлых грунтов сильнольдис-
тые, засоленные, а также заторфованные грунты, содержащие
растительные остатки.
К сильнольдистым вечномерзлым грунтам относят грунты,
льдистость которых за счет включения льда больше значения
0,4 [9, 43].
К засоленным грунтам в мерзлом состоянии относят:
Грунты...........Песчаные Супеси Суглинки Глины
Содержание легкорас-
творимых солей, % от мас-
сы абсолютно сухого грунта >0,1	>0,15	>0,2	>0,25
Согласно ГОСТ 25100—82, к легкорастворимым солям отно-
сят: хлориды NaCl, КС1, CaCh, MgCb; бикарбонаты NaHCOa,
Са(НСОз), MgHCOs, карбонат натрия NasCOs, сульфаты натрия
и магния NasO4, MgO4; к среднерастворимым солям — гипс
CaSO4 • 2Нг0 и ангидрид CaSO4-
По относительному содержанию растительных остатков в
мерзлом грунте (т. е. степени заторфованности) их подразделяют
согласно требованиям ГОСТ 25100—82.
По физическому состоянию, т. е. по степени цементации
льдом, мерзлые грунты подразделяют на три вида: твердомерз-
лые, пластичномерзлые и сыпучемерзлые [9].
Т вер до м ер злые — прочно сцементированные льдом
грунты, характеризуемые относительно хрупким разрушением и
практически несжимаемые под действием нагрузок от зданий и
сооружений.
Пластичномерзлые — грунты, сцементированные
льдом, но обладающие вязкими свойствами и сжимаемостью
под действием приложенной нагрузки.
Сыпучемерзлые — крупнообломочные и песчаные грун-
ты, которые имеют отрицательную температуру, но не сцемен-
тированы льдом из-за их малой влажности.
Для мерзлых грунтов кроме регламентированных [9] харак-
теристик грунтов дополнительно должны определяться [34, 43]:
суммарная влажность и суммарная льдистость; морозная
(криогенная)* текстура; степень заполнения объема пор льдом
и незамерзшей водой; характеристики грунтов после оттаивания;
характеристики грунтов слоя сезонного промерзания (деятель-
* Криогенная текстура — это совокупность признаков сложения мерзлого
грунта, обусловленная ориентировкой, относительным расположением различных
по форме и размерам ледяных включений льда-цемента.
286
ного слоя); пучинистость грунтов; касательные и нормальные
силы морозного пучения; теплофизические характеристики в
мерзлом и талом состоянии (коэффициент теплопроводности,
теплоемкость грунта); засоленность; характеристики агрессив-
ности подземных вод к материалу фундаментов.
Необходимость определения вышеперечисленных расчетных
параметров связана со сложными процессами, протекающими в
мерзлых грунтах, например мерзлотно-геоморфологическими.
Они проявляются в виде бугров пучения, наледей, морозобойных
трещин, солифлюкции, термокарстовых явлений.
Бугры пучения и наледи образуются вследствие подпора
(бугры) и прорыва (наледи) подземных вод, которые превра-
щаются в лед.
При неравномерном охлаждении грунтов возникают разрывы
почвы на глубину от 5 до 10 м, которые называют морозобой-
ными трещинами, а вода и снег в них занесенные также превра-
щаются в лед. Морозобойные трещины особенно опасны для ин-
женерных коммуникаций (трубопроводы, подземные кабели
и т. п.).
Медленное сползание грунта по склонам, происходящее в ре-
зультате морозного пучения грунтов, носит название солифлю-
кация (от лат. solum. — почва, земля и fluktio — истечение).
Скорость перемещения обычно измеряется несколькими санти-
метрами в год (в отличие от быстрых катастрофических сплы-
вов, скорость которых доходит до сотен м/ч вследствие сильного
увлажнения талыми и дождевыми водами).
Термокарстовые явления, т. е. образование пустот (прова-
лов) при вытаивании льдов, возникают даже при незначительном
изменении на поверхности земли условий, способствующих про-
никновению тепла в грунт (например, уничтожение мохового
покрова, растительного слоя и т. п.).
8.2.1.	Типы фундаментов
Прежде чем рассматривать типы фундаментов на вечномерз-
лых грунтах, следует остановиться на принципах использования
этой разновидности грунтов в качестве оснований.
Для каждой строительной площадки должен предусматри-
ваться один из принципов их использования [43]:
Принцип I предполагает использовать вечномерзлые грунты
в мерзлом состоянии, сохраняемом в процессе строительства
и в течение всего периода эксплуатации здания или сооружения.
Принцип II предполагает использование вечномерзлых грун-
тов в оттаявшем состоянии (с допущением оттаивания их в
процессе эксплуатации здания или сооружения, а также оттаи-
ванием этой разновидности грунтов на расчетную глубину до
начала возведения).
Таким образом, принцип использования грунтов в качестве
оснований устанавливает, в каком состоянии — мерзлом или от-
287
Рис. 8.11. Расчетные схемы фунда-
ментов (при принципу I):
а — столбчатый (отдельный), б — свайный,
Ят—расчетная глубина сезонного оттаивания,
/?м — расчетное давление на мерзлый грунт,
/?см — расчетное сопротивление грунта сдвигу
по поверхности смерзания
таявшем — будут эксплуатиро-
ваться грунты оснований после
возведения здания или соору-
жения.
При использовании вечно-
мерзлых грунтов в качестве
оснований по I принципу приме-
няют как столбчатые, так и
свайные фундаменты (расчет-
ные схемы приведены на рис.
8.11) [10].
Свайные фундаменты вы-
полняют из железобетонных
свай (сплошного сечения и по-
лых), свай-оболочек (диамет-
ром более 800 мм) и свай-стол-
бов (железобетонных элемен-
тов сплошного сечения диамет-
ром более 800 мм).
Сваи по способу погружения
в вечномерзлые грунты подразделяют на:
буроопускные, так как погружаются в предварительно
пробуренные и заполненные грунтовым раствором скважины,
диаметр которых на 5 см и более превышает наибольший размер
поперечного сечения сваи (буроспускными могут быть все виды
свай, включая сваи-оболочки и сваи-столбы) — данный способ
погружения следует применять в твердомерзлых и пластично-
мерзлых грунтах;
опускные, так как погружаются с оттаиванием грунта
(диаметр зоны оттаивания должен быть не более 2d, где d —
наибольшая сторона поперечного сечения сваи), опускные сваи
следует применять в твердомерзлых глинистых грунтах, а также
мелких и пылеватых песках, содержащих крупнообломочные
включения в количестве не более 15 %>
бурозабивные, так как забиваются в предварительно
пробуренные скважины — лидеры, диаметр которых на 1...2 см
меньше наименьшего размера поперечного сечения сваи. Эту
разновидность свай следует применять в пластичномерзлых
грунтах (кроме тех случаев, когда в грунте имеются крупнооб-
ломочные включения).
Следует отметить, что в условиях использования вечномерз-
лых грунтов по I принципу свайные фундаменты наиболее
целесообразны, так как при их устройстве отпадает необходи-
мость отрывки глубоких котлованов и траншей, а земляные ра-
боты сокращаются до минимума; проветривание подполий орга-
низуется проще. Разработанные в настоящее время современные
методы устройства свайных фундаментов не только резко сокра-
щают затраты времени и сил при устройстве собственно
фундаментов, но и снижают расход бетона.
288
Рис.
8.12. Ростверки:
а — низкий, б — пониженный, в — высокий,
1 — ростверк» 2 — свая, 3 — грунт
На рис. 8.12 приведены виды
ростверков:
низкий, когда его подошва
ниже поверхности земли более
чем на 0,5 м;
пониженный, когда подошва
его расположена в уровне по-
верхности земли или ниже ее не
более чем на 0,5 м;
высокий, когда подошва рост-
верка находится выше поверхно-
сти земли.
Наиболее частое применение
(при устройстве проветриваемых
подполий) находит высокий ростверк.
В настоящее время разработаны решения безростверковых
свайных фундаментов.
Сохранение грунтов основания в мерзлом состоянии и соблю-
дение их расчетного теплового режима обеспечиваются (рис. 8.13):
устройством холодного подполья или холодных первых
этажей;
укладкой охлаждающих труб, устройством каналов и т. п.;
установкой саморегулирующих охлаждающих устройств, в
которых за счет циркуляции газа (например, фреона) или жид-
кости (керосина) охлаждается окружающий грунт;
ограничением зоны оттаивания (основной способ — это уси-
ление термического сопротивления пола, а в зданиях с теплы-
Рис. 8.13. Варианты сохранения вечной мерзлоты
под фундаментами:
а — открытое нерегулируемое подполье; б — открытое регулируе-
мое подполье с продухами; в — подполье и технический этаж; г —
подсыпка грунта; д — искусственное охлаждение; 1 — утепленное
перекрытие; 2 — вентилируемое подполье; 3 ~ продухи; 4 — тех-
нический этаж; 5 — подсыпка; 6 — трубы системы искусствен-
ного охлаждения
19—1040
289
ми подпольями необходима укладка дополнительной теплоизо-
ляции по поверхности пола в подполье);
заложением фундаментов ниже расчетной зоны оттаивания;
понижением температуры пластичномерзлых грунтов.
Применяемые для искусственного охлаждения грунтов под
фундаментами различного рода холодильные установки позволя-
ют получить значительную экономию стоимости фундаментов,
но их эксплуатационные расходы довольно велики, а установки
требуют постоянного контроля и обслуживания. В связи с этим
особого внимания заслуживает достаточно простой и надежный
способ сохранения вечной мерзлоты с помощью жидкостных
термосифонов (термосвай), предложенный Гапеевым С. Н. [51].
Термосвая представляет собой металлическую запаян-
ную трубу, заполненную хладагентом (керосином). Ее устанавли-
вают в грунт так, что верх несколько выступает над поверх-
ностью.
Действие установки основано на разности плотностей хо-
лодного и теплого хладагента: охлажденный сверху керосин под
действием силы тяжести опускается вниз, охлаждая нижнюю
часть трубы и прилегающий к ней грунт. После отдачи холода
потеплевший керосин поднимается вверх по трубе. Так за счет
циркуляции керосина в термосвае сохраняется мерзлое состояние
грунта.
В отечественной и зарубежной практике применяется целый
ряд жидкостных и парожидкостных охлаждающих саморегули-
руемых установок, в основу которых положен принцип, предло-
женный С. Н. Гапеевым (рис. 8.14, а...в).
При использовании мерзлых грунтов в качестве оснований,
оттаивающих в период эксплуатации зданий (сооружений)-либо
оттаиваемых предварительно (принцип И), рекомендуется при-
менять тип фундаментов (табл. 8.8) в зависимости от кон-
структивной схемы возводимого объекта [43].
Рис. 8.14. Схемы жидкостных и парожидкостных установок:
а, б, в — одно-, двух- и многотрубная установка системы С Н Галеева, г, д — установки фирмы
«Термодайяэмикс»’ (США), е — термосовая Е Л Лонга (Канада), 1— керосин, 2 — труба, 3 — анти-
фриз, 4 — ребра, повышающие интенсивность охлаждения, 5 — распределительное устройство, 6' —
жидкий пропан, 7 рандбалка
290
Таблица 8.8. Типы фундаментов на вечномерзлых грунтах (II принцип
использования грунтов основания)
Конструктивная схема здания и сооружения	Тип фундаментов	Примечание
Жесткая	Ленточные (параллель- ные, перекрестные)	
	Плитные	
	Столбчатые (отдельные)	Для предварительно от- таявших и уплотненных грунтов
Гибкая	Свайные	
	Столбчатые (отдельные)	
	Свайные	Для предварительно от- таянных и уплотненных грунтов
Примечание. При проектировании естественных оснований (для грун-
тов, имеющих положительную температуру в условиях природного залегания)
следует руководствоваться главой СНиП 2.02.01-83 «Основания зданий и соору-
жений», а при проектировании свайных фундаментов на талых грунтах — главой
СНиП 2.02.03 -85 «Свайные фундаменты».
В соответствии со СНиП 2.02.04—88 принцип II должен при-
меняться:
если деформации скальных или вечномерзлых грунтов в ос-
новании при оттаивании не превышают предельно допустимых
значений для возводимых
зданий (сооружений);
если мерзлые грунты
не имеют сплошного рас-
пространения при неоди-
наковой глубине залега-
ния верхней поверхности
вечномерзлых грунтов;
если по технологиче-
ским или конструктивным
особенностям возводимого
объекта экономически не-
целесообразно применение
принципа I.
Оттаивание вечномерз-
лых грунтов допускается
Рис. 8.15. Варианты фундаментов овощехра-
нилища:
а — из буронабивных свай; б — фундамент в вытрамбо
ванном котловане; / — стакан; 2 — ростверк; 3 — буро
набивная свая; 4 — обратная засыпка; 5 — фундамент
в вытрамбованном котловане; 6 — уширение из щебня
(У = Ц5 м3)
в процессе эксплуатации
зданий или сооружений,
если деформации оттаива-
ющего основания не будут
превышать предельно до-
291
19*
Рис. 8.16. Фундаменты теплого склада:
а — ленточный, б — фундамент в вытрамбованном котлова
не, 1 — монолитный ленточный фундамент, 2 — ростверк лен-
точный, 3 -- вытрамбованный ствол фундамента, заполнен
ный монолитным бетоном, 4 — уширение из щебни (V —
— 1,5 м3)
пускаемые, определяе-
мые по СНиП 2.02.01 —
83.
При невыполнении
данного условия сле-
дует предусматривать
[43]: 1) мероприятия
по уменьшению дефор-
маций основания; 2) ме-
роприятия по приспо-
соблению конструкций
возводимого объекта к
восприятию повышен-
ных деформаций.
В настоящее время
имеется опыт проекти-
рования и устройства
фундаментов в вытрам-
бованных котлованах, полученный в районах Восточной Сибири
и Крайнего Севера (рис. 8.15 и 8.16) [21].
8.2.2.	Основные положения по расчету
при проектировании фундаментов на вечномерзлых
грунтах
Проектирование и возведение объектов промышленного и
гражданского строительства на территории распространения
вечномерзлых грунтов имеют свою специфику, обусловленную
сложными процессами, происходящими в них. В зависимости от
принципов использования этих грунтов (I или II) в качестве ос-
нований под фундаментами зданий или сооружений расчет идет
в разной последовательности [34, 43]. Наглядно это представ-
лено на рис. 8.17.
Независимо от принятого принципа проектирования этап
ЛИГУ (анализ инженерно-геологических условий) включает:
подготовку исходных данных (инженерно-геологические раз-
резы, физические и теплофизические характеристики грунтов);
назначение конкурентоспособных типов фундаментов; опреде-
ление нагрузок: выделяют постоянные и временные нагрузки, в
том числе длительные, кратковременные и особые; устанавли-
вают основные сочетания нагрузок (используемые при расчете
оснований по несущей способности и по деформациям) и осо-
бые; определяют вид нагрузок — вертикальные, горизонтальные
(продольные, поперечные), выдергивающие.
Последующие этапы расчета зависят от принятого принципа
использования грунтов оснований (I или II), кратко изложенных
ниже [34].
А.	Теплотехнические расчеты (I принцип) включают:
1)	выбор мероприятий, обеспечивающих сохранение грунтов
292
Последовательность расчета оснований вечномерзлых грунтов
I принцип (сохранение мерзлого
состояния)
и
j
Т1 принцип (с допущением
оттаивания вечномерзлого
грунта)
—	ЛИГУ (а, б)
—	А. Теплотехнические
расчеты (п.п.1... 9)
—	Б.Статические расчеты
(по несущей способности
- п.п.1... 7
— ЛИГУ (а, б)
— А. Теплотехнические
расчеты (п.п. 1 ... 4)
— Б. Статические
расчеты (п.п. 1 — И)
•	— В. Статические расчеты
(по деформациям) —
п.п. 1 ... 5
Рис. 8.17. Схема расчета оснований, сложенных вечномерзлыми
грунтами
в мерзлом состоянии (данные мероприятия должны не только
сохранять мерзлое состояние грунтов основания, но и обеспечи-
вать поддержание заданной температуры этих грунтов, например
применением вариантов, указанных на рис. 8.13);
2)	определение расчетной глубины сезонного оттаивания и
глубины заложения фундаментов (расчетная глубина сезонного
оттаивания грунтов находится в зависимости от способов ох-
лаждения; минимальная глубина заложения фундаментов долж-
на приниматься по табл. 6 [43] в зависимости от типа фунда-
ментов) ;
3)	назначение исходных данных для теплотехнических рас-
четов (анализ материалов инженерно-геологических изысканий
и табличных данных по мерзлым грунтам позволяет назначить
расчетные теплотехнические характеристики грунта, определить
ряд параметров, входящих в расчетные формулы, а также опре-
делить Т — температуру вечномерзлого грунта (°C) на глубине
10 м, которая принимается равной среднегодовой по данным ин-
женерных изысканий с учетом прогноза по ее изменению при
застройке территории);
4)	теплотехнический расчет вентилируемых подполий (пред-
полагает определение значения среднегодовой температуры веч-
номерзлого грунта на его поверхности, которая устанавливается
при эксплуатации объекта; определяется температура воздуха в
подполье, обеспечивающая поддержание заданной температуры
вечномерзлого грунта; согласно рекомендациям [34] определяют
модуль вентиляции и площадь продухов, а затем вычисляют
расчетную глубину сезонного оттаивания грунта под зданием у
внутренних опор его с вентилируемым подпольем);
5)	теплотехнический расчет холодного первого этажа (вклю-
293
чает определение температуры воздуха в холодном помещении
первого этажа в зимний период; определяют затем температуру
вечномерзлого грунта на его верхней поверхности и, определив
расчетную глубину сезонного оттаивания, уточняют температуру
грунта);
6)	теплотехнический расчет охлаждающих труб и каналов
(включает расчеты, связанные с определением глубины заложе-
ния труб и расстояния между ними); вычисляют глубину гра-
ницы промерзания подсыпки и среднегодовую температуру веч-
номерзлого грунта на этой границе; вычисляют расчетную глу-
бину оттаивания материала подсыпки, после чего определяют
ее (подсыпки) толщину;
7)	теплотехнический расчет по ограничению зоны оттаива-
ния с заданными пределами (определяют максимальную глубину
оттаивания и расчетную температуру вечномерзлого грунта);
8)	составление расчетной схемы основания (на инженерно-
геологическом разрезе выделяются однородные по физическим
и механическим свойствам слои грунта в пределах глубины за-
ложения фундаментов и под их подошвой; составляются краткие
характеристики вида и состава каждого выделенного слоя
грунта);
9)	для определения расчетных прочностных характеристик
вечномерзлых грунтов вычисляются расчетные температуры грун-
та (расчет выполняется согласно приложению 1 [34] в зависи-
мости от выбранного типа фундаментов — свайных и столбча-
тых) .
Б. Статические расчеты (по несущей способности — I прин-
цип) выполняются в соответствии с указаниями приложения
1 [34], при этом в зависимости от выбранного типа фундамен-
тов — свайных или столбчатых — применяется своя методика рас-
чета, основными пунктами которой являются:
предварительное назначение размеров фундаментов и опреде-
ление коэффициента условий работы;
определение расчетных характеристик прочности грунта (7?,
/?см и (см. приложение 6 [43]);
определение несущей способности основания при вертикаль-
ной нагрузке;
определение несущей способности оснований, сложенных
особыми видами мерзлых грунтов (например, для засоленных);
сильнольдистых и подземных льдов; для заторфованных грун-
тов) ;
учет горизонтальных и внецентренных нагрузок;
проверка условий расчета по несущей способности F^.Fu/yn>
где F — расчетная нагрузка на основание в наиболее невыгод-
ной комбинации, включая массу фундамента, а при столбчатом
фундаменте и массу грунта, лежащего на его уступах; Fu —
несущая способность основания, определяемая по (4.7) [34];
уп — коэффициент надежности, принимается в зависимости от
вида фундаментов;
294
проверка устойчивости и прочности фундаментов на действие
сил пучения.
В.	Статические расчеты (по деформациям — I принцип) —
выполняются согласно приложению 1 [34] в зависимости от типа
фундаментов (свайных или столбчатых) и включают:
определение исходных данных, необходимых для расчета по
деформациям оснований, сложенных пластичномерзлыми грунта-
ми;
определение расчетных характеристик грунтовых оснований
(по данным полевых и лабораторных испытаний);
определение осадки;
определение осадок оснований, сложенных особыми видами
грунтов (например, засоленных мерзлых; сильнольдистых и под-
земных льдов; заторфованных мерзлых грунтов);
проверку условия s su (s — деформация основания; su —
предельно допустимая деформация основания).
При проектировании оснований по II принципу, т. е. когда
вечномерзлые грунты используются в оттаявшем состоянии с
допущением оттаивания их в процессе эксплуатации объекта или
оттаиваются на расчетную глубину до начала возведения объек-
та, на стадии ЛИГУ (см. рис. 8.17) при сборе нагрузок учиты-
вается только их основное сочетание, а в остальном последова-
тельность расчета аналогична последовательности при исполь-
зовании оснований по принципу I (см. ЛИГУ, поз. а, б).
А. Теплотехнические расчеты (принцип II) включают:
определение расчетной глубины сезонного промерзания и
глубины заложения фундаментов;
определение исходных данных для расчета глубины оттаива-
ния грунтов;
выбор расчетного периода оттаивания грунтов основания;
определение необходимости расчета оттаивания с учетом времени
(глубина зоны оттаивания рассчитывается либо на срок службы
сооружения, либо для стационарного теплового состояния —
максимально возможная глубина);
определение глубины оттаивания вечномерзлого грунта под
зданием или сооружением по разным методикам в зависимости
от допущений: оттаивание грунтов допускается в процессе
эксплуатации здания (сооружения); оттаивание грунтов произ-
водится предварительно до начала возведения здания (соору-
жения) .
Б. Статические расчеты (принцип II) — их последователь-
ность находится в прямой зависимости от вышеуказанных допу-
щений, а основные этапы следующие:
составление схемы для расчета по деформациям;
определение расчетных деформационных характеристик от-
таивающих грунтов, необходимых для расчета деформаций ос-
нования;
предварительное определение размеров фундамента;
выбор расчетной схемы при определении осадок: либо в виде
295
линейно деформируемого слоя конечной толщины, либо в виде
линейно деформируемого полупространства;
определение вертикальных давлений, передаваемых зданием
(сооружением) на грунтовое основание;
корректировка размеров фундаментов;
вычисление конечной осадки фундамента, если расчет осно-
вания принят по схеме линейно деформируемого слоя конечной
толщины (последовательность расчета зависит от того — или
оттаивание грунтов допускается в процессе эксплуатации здания
(сооружения), или оттаивание мерзлого грунта производится
предварительно до начала возведения объекта);
определение конечной осадки фундамента, если расчет осно-
вания принят по схеме линейно деформируемого полупростран-
ства;
определение крена фундаментов;
проверка соблюдения условия s su (см. п. 2.38 и 2.39 [39]);
расчет реактивных давлений грунта на фундамент (необхо-
дим для вычисления дополнительных усилий, возникающих в
конструкциях здания от неравномерных осадок оснований, а
также в целях последующего расчета как самого фундамента,
так и надфундаментных конструкций).
Особенности
проектирования
фундаментов при действии
динамических нагрузок
9.1.	Общие сведения о фундаментах
под машины
Машиной принято называть любой механизм, осуществляю-
щий целесообразное движение для преобразования энергии или
для производства полезной работы.
Главными признаками, которые положены в основу класси-
фикации машин для проектировщика-строителя, являются ин-
тенсивность, вид и частотная характеристика динамичного воз-
действия машины на фундамент.
По виду динамического воздействия на фундаменты машины
с динамическими нагрузками разделены на две основные группы
(табл. 9.1).
Фундамент под любую машину должен служить для нее на-
дежным основанием. Для1 соблюдения этого условия необходимо,
чтобы конструкция фундамента: имела удобное размещение в
плане; обеспечивала надежное крепление машины; отвечала тре-
бованиям прочности, устойчивости, экономичности, выносливости;
не допускала осадок и деформаций, нарушающих условия, необ-
ходимые для нормальной эксплуатации машин; не допускала
возникновения сильных вибраций, мешающих работе машины
и обслуживающего персонала, а также создающих какие-либо
другие помехи.
Фундаменты машин с динамическими нагрузками должны
отделяться от смежных фундаментов здания, сооружения и обо-
рудования сквозным швом. Расстояния между боковыми граня-
ми фундаментов машин и смежных фундаментов конструкций
должны быть не менее 100 мм.
Фундаменты машин следует проектировать бетонными или
железобетонными монолитными и сборно-монолитными, а при
соответствующем обосновании сборными.
Монолитные фундаменты допускается предусматривать под
все виды машин с динамическими нагрузками/ а сборно-моно-
литные (или сборные) — главным образом под машины периоди-
ческого действия (с вращающимися частями, с кривошипно-
297
Таблица 9.1. Классификация машин с динамическими нагрузками
Группа машин	Вид главного движения	Типичные представители
1	2	3
I. Машины перио- дического действия II, Машины непе- риодического действия	Равномерное вращение Равномерное вращение и связанное с ним возврат- но-поступательное движе- ние Возвратно-поступатель- ное движение, завершаю- щееся периодическими уда- рами Неравномерное враще- ние или возвратно-поступа- тельное движение Возвратно-поступатель- ное движение, завершаю- щееся отдельными ударами Движения, вызывающие перемещение масс обраба- тываемого материала, пере- дающего на фундамент слу- чайные нагрузки	Электрические машины (электродвигатели, мотор- генераторы и др.) Турбо- агрегаты (турбогенераторы, турбовоздуходувки, турбо- компрессоры и турбонасо- сы) Машины с кривошипно- шатунными механизмами (компрессоры и насосы, дви- гатели внутреннего сгора- ния, лесопильные рамы) Встрахивающие и ударно- вибрационные формовочные машины, применяемые в ли- тейном производстве и в промышленности сборного железобетона, штамп-авто- маты Приводные электродвига- тели прокатных станов, ге- нераторы разрывных мощно- стей и т. п. Молоты (ковочные и штамповочные). Копровые устройства для разделки ме- таллического скрапа Мельничные установки
шатунными механизмами и др.). Устройство сборно-монолитных
и сборных фундаментов под машины с ударными нагрузками
не допускается.
Проектный класс бетона для монолитных и сборно-монолит-
ных фундаментов должен быть не ниже В 12,5, а сборных — В15.
Форму фундаментов под машины необходимо принимать
наиболее простую.
Фундаменты машин допускается проектировать отдельными
под каждую машину или общими под несколько машин.
По конструкциям фундаменты под машины с динамическими
нагрузками делятся на два основных вида — массивные, рамные.
Массивные фундаменты выполняются в виде сплошных бло-
ков или плит с выемками, отверстиями, необходимыми для раз-
мещения и крепления частей машины и ее обслуживания
(рис. 9.1). Преимуществом массивных фундаментов является
их большая жесткость, которая, как правило, позволяет пре-
298
Рис. 9.1. Схема массивного
фундамента:
1—нижний штамп, 2 — прокладка,
3 — фундамент
Рис. 9.2. Схема рамного фундамента:
/—стойки, 2— ригель, 3—верхняя плита рамы, 4--
опорная плита
небрегать в расчетах деформациями таких фундаментов и
рассматривать их как твердые тела.
Рамные фундаменты (рис. 9.2) представляют собой несущую
машину пространственную многостоечную жесткую раму, заде-
ланную стойками в опорную плиту или фундаментные ленты.
Горизонтальные элементы рамы образуют площадку, предназна-
ченную для установки и обслуживания машины.
Наряду с массивными и рамными фундаментами используют-
ся свайные облегченные фундаменты. Свайные фундаменты под
машины следует применять, если: а) строительная площадка
сложена сильно и неравномерно сжимаемыми грунтами, исполь-
зование которых в качестве естественного основания может при-
вести к недопустимым осадкам и перекосам фундамента;
б) стесненность площадки не позволяет разместить фундамент
на естественном основании.
Экономически наиболее выгодно использовать сваи для воз-
ведения глубоких фундаментов бесподвального типа, например
под прокатные станы, тяжелые кузнечные молоты и копровые
установки, когда с поверхности площадки на значительную глу-
бину залегают слабые грунты.
В некоторых случаях применение свай не вызывается вы-
шеперечисленными требованиями, но дает возможность унифици-
ровать методы производства работ и оказывается эффективным
для строительного объекта в целом. В таких случаях вопрос о
выборе 'типа фундамента принимается на основе всестороннего
технико-экономического обоснования.
Необходимость применения свай может возникнуть и при рав-
номерном залегании сильно сжимаемых грунтов, например
в тех случаях, когда основание представляет мощную толщу
мелкозернистых водонасыщенных грунтов и фундаменты под
299
крупные высокочастотные машины могут давать дополнительные
неравномерные осадки.
Широкое применение свайные фундаменты имеют в районах
распространения вечномерзлых грунтов, где во многих случаях
это единственно возможный вариант.
9.2.	Проектирование и расчет фундаментов
под машины
Задание на проектирование фундаментов машин с динами-
ческими нагрузками должно содержать:
технические характеристики машины (наименование, тип,
частота вращения (мин-1), мощность, общий вес, вес движу-
щихся частей, скорость ударяющих частей и т. п.);
данные о величинах, местах приложения и направлениях
действия статических нагрузок, а также об амплитудах, часто-
тах, фазах, местах приложения и направлениях действия дина-
мических нагрузок, в том числе усилий, действующих на рас-
четные фундаментные болты;
данные о предельно допускаемых деформациях фундаментов
и их оснований, если такие ограничения вызываются условиями
производства;
требования к условиям размещения машины на фундамен-
тах: отдельные фундаменты под каждую машину или общий фун-
дамент;
чертежи габаритов фундамента в пределах расположения ма-
шины, а также вспомогательного оборудования и коммуникаций,
чертежи расположения фундаментных болтов, закладных де-
талей и т. п.;
данные об инженерно-геологических условиях строительной
площадки;
данные о привязке проектируемого фундамента к конструк-
циям здания, в частности к его фундаментам, данные об осо-
бенностях здания или сооружения;
требования к защите фундамента от агрессивных воздействий
воды, смазочных материалов, температуры и т. п.
Проектируются фундаменты под машины в соответствии
со СНиП 2.02.05—87 «Фундаменты машин с динамическими
нагрузками».
Фундаменты под машины и их основания рассчитывают по
двум группам предельных состояний:
по несущей способности (первая группа);
по деформациям, затрудняющим нормальную эксплуатацию
установленных на этих фундаментах машин и оборудования или
соседних объектов, чувствительных к вибрациям (вторая группа).
Общая схема расчета по первой и второй группам предельных
состояний следующая:
зоо
Первая группа
Первая группа:
1.	Проверка выполняется для всех без исключения типов ма-
шин. При проверке среднего статического давления под подош-
вой фундамента учитываются только статические нагрузки.
Влияние динамических нагрузок учитывается соответствующими
коэффициентами.
Центр тяжести проектируемого фундамента и машины обычно
располагают на одной вертикали (допускаемые эксцентриситеты:
3 % — для грунтов с 150 кПа; 5 % — для грунтов с R >
> 150 кПа). Поэтому проверка производится как при централь-
ном сжатии:
Р < YcoYci#,	(9.1)
где р — среднее давление на основание под подошвой фунда-
мента ' от расчетных статических нагрузок (вес фундамента,
грунта на его обрезах, машины и вспомогательного оборудова-
ния, с коэффициентом перегрузки п — 1); ус0 — коэффициент
условия работы грунтов основания, учитывающий характер ди-
намической нагрузки и ответственность машины (табл. 9.2);
Yd — коэффициент условия работы грунтов основания, учиты-
вающий возможность возникновения длительных деформаций
при действии динамических нагрузок (табл. 9.2); R — расчетное
сопротивление основания, определяемое с учетом размеров и
глубины заложения фундамента.
2.	Расчет прочности производится для отдельных элементов
рамных фундаментов (стоек и ригелей рам, балок, плит, консоль-
ных выступов), фундаментов плитного или балочного типа, а
также отдельных сечений массивных фундаментов, ослабленных
отверстиями и выемками. Расчет производится по общим пра-
301
Таблица 9.2. Коэффициенты условия работы грунта основания
Машины	?е0	Yci
С вращающимися частями	0,8	0,7* 1,0
С кривошипно-шатунными механизмами	1,0	0,6* 1,0
Кузнечные молоты	0,5	0,8** 1,0
Формовочные машины	0,5	0,7** 1,0
Дробилки	0,8	0,7** 1,0
Прессы	1,0	1,о
Мельничные установки	0,8	0,7** 1,0
Прокатное оборудование	1,0	1,0
* Мелкие и пылеватые водонасыщенные пески и глинистые .текучие грунты.
** Все водонасыщенные пески, мелкие и пылеватые маловлажные пески и
глинистые текучие грунты; не отмеченные цифры — ко всем грунтам.
вилам СНиП «Бетонные и железобетонные конструкции» на
расчетные нагрузки от веса фундамента, машины, вспомогатель-
ного оборудования и засыпки грунта, а также на расчетные
статические действующие нагрузки, эквивалентные максимально
возможному воздействию машины.
Вторая группа:
1.	Основным требованием при проектировании фундаментов
под машины является соблюдение условия
а < аи,	(9.2)
где а — наибольшая амплитуда колебаний верхней грани фун-
дамента, рассчитываемая для определенного типа фундамента
под машины; аи — предельно допускаемая амплитуда, определя-
емая по СНиП 2.02.05—87.
2.	Расчеты осадок фундаментов или их элементов под маши-
ны с динамическими нагрузками производятся в соответствии
с указаниями СНиП 2.02.01—83.
9.3.	Расчет массивных фундаментов
Динамический расчет массивных фундаментов основан на
двух допущениях:
1)	фундамент вместе с установленной на нем машиной рас-
сматривается как абсолютно жесткое тело;
2)	основание фундамента считается идеально упругим или
упруговязким и невесомым.
Согласно принятым допущениям между перемещениями, ско-
302
Рис. 9.3. Расчетная
схема массивного фун-
дамента
го, %о — соответ-
ростями перемещений фундамента и реак-
циями упругого основания (рис. 9.3) суще-
ствует линейная зависимость:
Rz = kzZo + BzZo
Rx == kxXQ —В%Xq ,
(9-3)
МхОг — &<p(po -H
MxOy — ^ффо + ^фФо.
где Rz и Rx — соответственно вертикальная
и горизонтальная составляющие равнодей-
ствующей реакций упругого основания; Мхог,
Мхоу — моменты реактивных пар, действую-
щих в плоскостях XQZ, XOY-, kz, kx, kq, /гф —
коэффициенты жесткости упругого основан
ственно вертикальное и горизонтальное перемещения центра по-
дошвы фундамента; сро, фо — углы поворота фундамента в плоско-
стях X0Z, ХОУ; Bz, Вх, Bq, В^— коэффициенты демпфирования
основания.
Методика определения перечисленных коэффициентов приве-
дена в [13]. В практике проектирования для расчетов массивных
фундаментов используют расчетную схему, приведенную на
рис. 9.3, и формулы, приведенные ниже, с выводом некоторых
можно ознакомиться в [36]. Пользуясь этой схемой и расчетными
формулами, искомую величину наибольшей амплитуды, вводимую
в основную формулу (9.2), либо берут непосредственно из формул
(например, при вертикальных колебаниях), либо определяют
путем сложения составляющих колебаний различных видов.
Ниже приводятся наиболее часто встречаемые случаи опреде-
ления амплитуды колебания фундамента при следующих условных
обозначениях: G, т — вес и масса фундамента, 0 — момент инер-
ции этой массы относительно оси Оу, проходящей через центр
тяжести тела; ©о — то же, относительно главной оси Оу$ площади
подошвы, параллельной оси Оу, у = ©/©о — отношение моментов
инерции; © — момент инерции массы фундамента относительно
оси Oz; £г, %,х,	— коэффициенты относительного демпфирова-
ния грунтов основания; лг — круговая частота собственных верти-
кальных колебаний фундамента; Хф — то же, вращательных коле-
баний относительно вертикальной оси; М, 7.2 — соответственно пер-
вая и вторая круговые частоты главных горизонтальных и враща-
тельных колебаний фундамента в плоскости хОг (рис. 9.3); х, у, z —
перемещения центра тяжести фундамента; ср, ф — углы поворота
в плоскостях хОг, хОу, рад; аг, ах — амплитуды колебаний центра
тяжести фундамента; а*г, Ukx — то же, любой точки k фундамента;
ач, Щ — амплитудные значения углов поворота фундамента в
плоскостях xOz и хОу, рад; Zq, %о, Уо — начальные смещения фунда-
мента; Уог — начальная скорость движения фундамента; 6 — лога-
рифмический декремент колебаний; Sx, — коэффициенты жест-
303
кости фундамента; t — время действия динамической нагрузки;
ш — круговая частота колебаний.
1. Свободные вертикальные колебания фундаментов
Без учета затухания и наличия начального смещения фунда-
мента:
z = azsin (kzt ф- 6); az = -д/zo + (погДг); лг = ^kz/tn',
tg 6 = (гоХг/Уог).	(9.4)
При центральном ударе начальное смещение 2о = 0.
В расчетах фундаментов под машины ударного действия пред-
полагается, что продолжительность удара мала по сравнению с
периодом собственных колебаний фундамента, в этом случае
уОг = (1+б)-^!—у,	(9.5)
где в — коэффициент восстановления скорости, зависящий от
свойств материалов ударяющихся частей; т0 — масса ударяюще-
го тела; v — скорость его движения в момент удара.
Формулы (9.4) и (9.5) используются, в частности, для расчета
на колебания фундаментов под кузнечные молоты, для которых
(1 + &}vmo
(1 + 1,6^)Хгт ’
(9.6)
где то — вес падающих частей молота; и — скорость движения
падающих частей в момент удара.
Для расчета более мощных машин при действии внецентрен-
ного удара используется следующее выражение для определения
перемещения фундамента:
^0?	 Л 4.	Р( 1 | в)	/л
z = -г— sin U; Уог =------,	(9.7)
1 4----1----
mo ©
где e — расстояние между вертикальной центральной осью и
вертикалью, проходящей через точку удара, т. е. эксцентриситет
приложения ударной нагрузки.
2. Вынужденные колебания фундаментов под действием перио-
дических сил:
А. При действии центрально приложенной силы pz —
= pz sin wt вертикальные колебания фундамента определяют
z = azsinay£;	(9.8)
= Р°г 1
kz 1 —
(9.9)
Б. Вынужденные горизонтальные и вращательные колебания
в плоскости xOz под действием пары сил с моментом М =
= M(0)sin ((jit 4- 6i):
где
х — ах sin ((jit + 6i); ср = a^sin ((jit -|- 6i),
x~~ k,f 'A. ’	k.	’
(9.10)
(9.11)
304

[y<d4 — (хх + /'4)t,j2 + а,ха,ф].
(9.12)
В. Вынужденные горизонтальные
и вращательные колебания в плоско-
сти xOz (рис. 9.4) под действием гори-
зонтальной силы Рх — Рх0> • sin(<joic-(-62),
действующей в этой плоскости:
Рис. 9.4. Схема к расчету
фундамента на действие го-
ризонтальной силы
х — axsin (oMt 4- 62);
ср = аф- sin (at + 62);
(9.13)
1 । /1	h-\-h$ кх _ со2
—	+	7 h ~ W 7 4s
k'x	A i
(	. h co
_	+ Ao) /г + /г0 TF
a<p	kx	Ai
(9-14)
Ai определяется по формуле (9.12).
9.4.	Расчет рамных фундаментов
9.4.1.	Расчет на колебания
Расчет рамных фундаментов под низкочастотные (не более
1000 мин-1) машины основан на следующих допущениях:
верхняя горизонтальная рама фундамента и нижняя опорная
плита (рис. 9.5) рассматриваются как жесткое тело;
масса нижней плиты не учитывается;
предполагается, что центр тяжести массы верхней рамы, центр
жесткости поперечных рам и центр тяжести площади подошвы
нижней плиты расположены на одной вертикали.
При данных допущениях максимальную амплитуду горизон-
тальных колебаний верхней грани фундамента определяют по фор-
муле
аи = ах + обетах,	(9.15)
где ах и (ц — амплитуды горизонтальных колебаний центра тяжес-
ти верхней рамы и угла ее поворота относительно оси Oz; emax —
расстояние от центральной оси Oz системы до наиболее удаленного
от нее подшипника машины.
(9.16)
305
20—1040
Рис. 9.5. Расчетная
схема рамного фунда-
мента
где Fh — расчетная величина горизонталь-
ной составляющей возмущающей силы,
определяемая по табл. 9.3; 5х,5ф — коэффи-
циенты жесткости фундамента; ш = О,1О5по—
круговая частота возмущающей силы;
Хф — круговые частоты собственных гори-
зонтальных и вращательных колебаний фун-
дамента:
(9.17)
(9-18)
(9.19)
(9.20)
i~ h
h — высота фундамента; S£ = У, S£ — коэффициент жесткости
i = 1
системы при поступательных горизонтальных смещениях верхней
рамы в направлении оси Ох (п — число поперечных рам); 5ф =
I ~ т
— X. $$—то же, при повороте верхней рамы вокруг оси Oz.
i= i
Таблица 9.3. Нормативная амплитуда горизонтальной составляющей
возмущающей силы
Машины			
С вращающимися частями при частоте вращения, мин-1:			
<500	4	2	3
от 500 до 1500	4	2	6
>1500	4	2	10
С кривошипно-шатунными механиз- мами	2	1	1
Дробилки щековые и конусные	1,3	1,2	1,2
»	молотковые	4	1	1
Прокатное оборудование	1,2	2	2
Примечание. т)й, т)„ — коэффициенты динамичности для определения
горизонтальных и вертикальных динамических нагрузок.
306
Значения S,- определяют по формуле
„ _ 12£7/и 1-4-6*,
д‘ “‘ Л? 2 + 3k,
ki = hiJ hi),
(9.21)
(9.22)
E — модуль упругости материала рам; //,,	— моменты инерции
поперечных сечений ригеля и стойки рамы; hi, h — соответственно
расчетная высота стойки и расчетный пролет ригеля.
Для определения кх, Лф можно использовать формулы
Хх = -\[Sx/nv,
(9.23)
где т — расчетная масса верхней плиты, включающая массу ма-
шины, всех ригелей и балок, 1 /з массы стоек; Оф — момент инерции
массы т относительно оси Oz.
Для упрощения расчетов можно приближенно принимать
0Ф ~ 0,1 mL2
(9.24)
где L — длина верхней рамы в осях крайних ригелей.
9.4.2.	Расчет на прочность
Расчет рамных фундаментов на прочность выполняется на сле-
дующее сочетание нагрузок:
1)	постоянных, которые включают в себя вес машины, вес
вспомогательного оборудования и собственный вес фундамента;
2)	временных, включающих: а) нагрузки, заменяющие дина-
мическое действие машины; б) особые нагрузки, характерные для
данного вида машин; в) монтажные нагрузки.
Постоянные нагрузки рассчитываются как произведение нор-
мативных значений нагрузок на коэффициент перегрузки п. Вре-
менные (26) и монтажные даются заводом-изготовителем. Нагруз-
ки (2а) определяются по формуле
F<u =
(9.25)
где Fdi — временная статическая нагрузка, приложенная к г-му
подшипнику, заменяющая динамическое действие машины; у/ —
коэффициент перегрузки; т] — коэффициент динамичности; Ft —
нормативное значение динамической нагрузки, действующей на
этот подшипник.
Расчет на прочность рамных фундаментов выполняется по
нормам на бетонные и железобетонные изделия.
Расчеты машин должны производиться не только на устано-
вившиеся колебания, но и по условию прохождения через резонанс
во время пуска и остановки машины.
307
20*
9.5.	Определение динамических характеристик
основания
1. Коэффициенты жесткости естественных оснований:
где Сг, Сх — коэффициенты упругого неравномерного сжатия
основания; А — площадь фундамента; Сф, — коэффициенты
упругого неравномерного сжатия и сдвига основания; /ф — момент
инерции этой площади относительно горизонтальной оси, проходя-
щей через центр тяжести параллельно оси Оу (рис. 9.4); J — то же,
относительно вертикальной оси.
Расчетные значения коэффициента Сг (кН/м3) для естествен-
ных оснований, относящихся к фундаментам с площадью подошвы
А < 200 м2, определяют по формуле
С2 = 60£(1 + 4А^/А),	(9.27)
где Ьо — коэффициент (м-1), принимаемый равным: для песков —
1,0; для супесей и суглинков — 1,2; для глин и крупнообломочных
грунтов — 1,5; £ — модуль деформации грунта, кПа; Лю = 10 м2.
Для фундаментов с площадью подошвы А > 200 м2 значение
коэффициента Сг принимается как для фундамента с площадью
подошвы А = 200 м2.
Величины Сх, Сф, допускается определять независимо от
соотношений размеров подошвы по формулам:
Сх = 0,7Сг; Сф = 2Сг; С,г = Сг.	(9.28)
2.	Коэффициент жесткости свайных оснований. В соответствии
со СНиП 2.02.05—87 коэффициент жесткости для свайного фунда-
мента при упругом равномерном сжатии определяют по формуле
г, ____ л/р
kz, red — NEbtd Р р + a^pZ ,
где kzred — приведенный коэффициент жесткости;
Р = ki/-yjEbtd-
а = C*/Ebt,
(9.29)
(9.30)
М — количество свай; Ем — начальный модуль упругости бето-
на, кПа; I — длина свай, м; d — длина стороны поперечного сече-
ния сваи, м; ki — коэффициент, учитывающий упругое сопротивле-
ние грунта по боковой поверхности сваи; принимается равным
3-102 кПа1/2-м ~1/2; С* — коэффициент упругого равномерного
сжатия грунта на уровне нижних концов свай (кН/м3), определяе-
мый по формуле (9.27), в которой А принимается равной площади
поперечного сечения сваи, а значение Ьо для забивных свай удваи-
вается.
308
Коэффициент жесткости при неравномерном сжатии для свай-
ного фундамента
(9.31)
1	1=1
где г,- — расстояние от оси г-й сваи до оси поворота подошвы фун-
дамента, м.
Коэффициент жесткости при упругом равномерном сдвиге
kx,red = Na'3EbtJ/q,	(9.32)
где EbtJ — жесткость поперечного сечения сваи на изгиб, кПа-м4;
а' — коэффициент упругой деформации системы «свая — грунт»:
а'= 1,6а</ (ad — коэффициент деформации сваи, определяемый
как и при расчете свай на статические горизонтальные нагрузки).
Коэффициент q определяют следующим образом:
при шарнирном сопряжении сваи с низким ростверком
q = Do;	(9.33)
при жестком сопряжении свай с низким ростверком
q — Do- bo/Co;	(9.34)
при шарнирном сопряжении сваи с высоким ростверком
q = ао;	(9.35)
при жестком сопряжении сваи с высоким ростверком
q = а0- Ь'о,	(9.36)
ао = Do + 2Во1оа' + С0(/0а')2 +	;	(9.37)
« = enWй" + СЛа' + W (9-38)
где Do, Bq, Со — коэффициенты, зависящие от приведенной глуби-
ны погружения сваи I = а'1 и условий опирания нижнего конца
сваи; 1о — расстояние от подошвы ростверка до поверхности
грунта.
Коэффициент жесткости при упругом неравномерном сдвиге
ft,,,. = s г,2,	(9.39)
/v 1 = 1
где Ti — расстояние от оси г-й сваи до вертикальной оси, проходя-
щей через центр тяжести подошвы фундамента, м.
3.	Определение коэффициента демпфирования естественных
оснований. Коэффициент относительного демпфирования для вер-
тикальных колебаний дг связан с коэффициентом демпфирования
упруговязкого основания В? следующим образом:
=	(9-40)
309
где л2 — угловая частота свободных вертикальных колебаний
установки.
При отсутствии экспериментальных данных допускается
определять по формулам:
для установившихся гармонических колебаний
& = 2/х[р;
(9.41)
для неустановившихся (импульсных) колебаний
= Ъу[Ё/Сгр,	(9.42)
где р — среднее статическое давление (кПа) на основание под
подошвой фундамента от расчетных статических нагрузок при
коэффициенте перегрузки, равном 1,0.
Значения коэффициентов относительного демпфирования для
горизонтальных колебаний и вращательных колебаний относи-
тельно горизонтальной и вертикальной осей принимаются:
= 0,6^;	= 0,5^;	= 0,3£г.	(9.43)
Для практических расчетов фундаментов машин могут быть
использованы имеющиеся экспериментальные данные о значениях
модуля затухания Ф, приведенные в табл. 9.4.
Таблица 9.4. Коэффициенты к определению временной
статической нагрузки
Характеристика грунтов	Ф, с
Плотные песчаные грунты, пластичные глины и су- глинки, находящиеся в условиях естественного зале- гания Рыхлые и средней плотности пески, любые насып- ные грунты	0,004...0,006 0,007...0,008
В этом случае
ср,Ф cp.ip/2.
(9.44)
9.6.	Примеры расчета фундаментов
под машины
• Пример 9.1. Рассчитать массивный фундамент под штамповочный молот.
Молот паровоздушный штамповочный модели 17 КП. Масса падающих частей
(с учетом массы верхнего штампа) - 5 т, масса молота тк = 40 т; масса шабо-
та тап ~ 100 т, максимальная энергия удара ESh— 191,9 кДж; площадь шабота
Аап — 5,6 м2; отметка подошвы шабота от уровня пола цеха 2,125 м; материал
штампуемых изделий — сталь.
В инженерно-геологическом отношении строительная площадка сложена
следующими грунтами: 1-й слой — насыпные грунты мощностью 1,5...2 м;
310
2-й слой — суглинки полутвердые мощностью слоя 6...8 м; 3-й слой — глины туго-
пластичные мощностью изученного слоя 5...6 м. Подземные воды не вскрыты.
Материал фундамента — бетон класса В15, по морозостойкости Мрз50 Арма-
тура — сталь круглая, горячекатаная классов А-I и A-IL Подшаботная прокладка
из дубовых брусьев 1-го сорта по ГОСТ 2695—53*.
Решение. Штамповочные молоты относятся к типу машин с импульсными
нагрузками, поэтому необходимо обеспечить допустимый уровень вибраций путем
рационального подбора площади подошвы и массы фундамента.
Исходя из анализа инженерно-геологических условий строительной площадки
основанием фундамента молота будут служить суглинки твердые с расчетным
сопротивлением /? = 250 кПа и модулем деформации Е = 16 МПа.
Высота фундамента hf при отметке низа шабота относительно пола цеха
2,125 м, толщине подшаботной прокладки (принятой из трех рядов дубовых
брусьев площадью сечения 10 X 15 см) = 0,45 м и толщине подшаботной части
фундамента 2,25 м (для молотов с массой падающих частей 4 < т0 < 6 т) должна
быть не менее hf = 2,125 + 0,45 + 2,25 = 4,825 м. Размеры подошвы фундамента
предварительно (исходя из конструктивных условий) принимаются равными
6,5 X 8м.
Окончательно размеры фундамента назначаются после проверки динамиче-
ского давления на подшаботную прокладку, среднего статического давления на
основание, амплитуд колебаний фундамента.
Скорость падающих частей молота в момент удара [36]:
V = ^2Esh/m0 = 7(2-191,9/5 = 8,68 т/с.
Расчетное динамическое давление на подшаботную прокладку определяем по
формуле [36]:
а = О,5тоу^+т1^апЁГ,
где Ew = 5 105 кПа — модуль упругости древесины из дуба; т\ = ть + тап —
= 40+ 100 = 140 т.
Тогда о = 0,5-5*8,68 у	= 800,7 кПа<о^т = 3600 кПа [2].
Принятая толщина подшаботной прокладки достаточна.
Принимаем высоту фундамента 4,9 м (рис. 9.6). Масса подшаботной прокладки
= 0,45-2,5-3,2-0,85 = 3,1 т. Масса фундамента гщ = (6,5-8-4,9—3,2-2,5 X
X 5,575)2,4 = 562,1 т. Проверка условия (9.1):
(тА + тап + mf + mv)q _ (40+100 + 562,1+3,1)9,8
А	~	6,5-8
= 136,5 кПа;
Р^УсоУс^ = 0,5-1-250 = 125 кПа.
136,4 д> 125 кПа. Условие (9.1) не выполнено, следовательно, необходимо увели-
чить площадь подошвы фундамента, уменьшить массу фундамента или принять
свайный фундамент.
По периметру фундамента принимаем уступ высотой 1 м (рис. 9.6). Тогда
= 562,1 +(2-8,5+ 2-8)1-2,4 = 641,3 т.
(40+100 + 641,3 + 3,1 +231,7)9,8 _
-------------- ———-------------- — 1 1 У, О Kild,
119,5 кПа<125 кПа. Условие (9.1) выполнено.
311
Рис. 9.6. Фундамент штамповочного молота
Определяем амплитуду вертикальных колебаний фундамента по формуле (9.6):
=	(1 + е) vmQ
(1 + 1,6|г)Хгт
где е = 0,5 — коэффициент восстановления скорости удара при штамповке сталь-
ных изделий [2].
Вычисляем необходимые параметры по формуле (9.27):
с = 1,2.1,6-104( 1 +V о+л) = 25 790 кН/м3;
\	“ 0,0 *10/
по формуле (9.26)
по формуле (9.42)
kz = 25 790*8,5 = 2 191 800 кН/м;
,2
1,6* 104
25 790*119,5
= 0,456.
При m — 40 + 100 + 641,3 + 3,1 +231,7 = 1061,1 т
+ = ^/гг/т = у/2 191 800/1061,1 = 46 с"1.
Подставляя найденные результаты в формулу (9.6), получим
(1+0,5)8,68-5 _ПЛПП7О
(1 + 1,67-0,456)46.1061,1	°'00079 м>
az — 0,79 мм < аи — 1,2 мм, следовательно, размеры фундамента определены
верно.
• Пример 9.2. Рассчитать колебания рамного фундамента электрической
машины. Масса машины тт = 32,6 т (mi = 8,4 т; 2т2 = 24,2 т); нормативная
горизонтальная динамическая сила Fn = 13,5 кН, частота вращения главного
вала пГ — 600 мин-1; допускаемая амплитуда колебаний фундамента аи = 0,15 мм
(см. табл. 9.3). Основанием фундамента служат тугопластичные глины, имеющие
модуль деформации Е = 15 МПа, расчетное сопротивление R ~ 250 кПа.
Схема фундамента приведена на рис. 9.7, где Qi = mig; Q% = m2g.
Составляющими элементами фундамента является нижняя плита из монолит-
ного железобетона, сборные железобетонные колонны и ригели (три поперечные
рамы) и верхняя плита из сборного железобетона (базовая конструкция). Бетон
нижней плиты класса В15, сборных элементов класса В20. Сечение колонн 400 X
X 400 мм, ригелей 300 X 500 мм.
312
Рис. 9.7. Фундамент электрической машины:
1 — ось вращения машины
Решение. Определяем упругие характеристики основания фундамента
при площади подошвы А = 3,6 * 6,0 = 21,6 м2 по формуле (9.27):
Сг = 1,5 - 1,5 • 104(1 + V*0/2l>6)= 37800 кН/м3;
по формуле (9.28):
= 2 * 37 800 = 75 600 кН/м3;
= 0,7 • 37 800 = 26 460 кН/м3;
Сф = 37 800 кН/м3;
по формуле (9.26):
kx = 26 460 - 21,6 = 571 540 кН/м;
по формуле	(9.26)	при Jq	= 6,0 *	3,63/12 = 23,3 м4:
ky	75 600	- 23,3 = 1 761 500 кН	• м ;
по формуле	(9.26)	при	= 23,3	+ (3,6 • 63)/12 = 88,1	м4:
=	37 800	* 88,1 = 3 330 180 кН	* м.
Коэффициент относительного демпфирования основания определяется, если
угловая частота вращения машцны отличается менее чем на 25 % от собственных
угловых частот колебаний установки [36].
Коэффициенты жесткости конструкции фундамента находим по формулам
(9.19) ...(9.20):
_ 1
+ h2/^ +T/sl '
1/^ + 1/3(г ’
где h — 6,5 м — высота фундамента.
п
Для определения S'— 2 (сумма коэффициентов жесткости всех попереч-
i — 1
ных рам в горизонтальном направлении, перпендикулярном оси вала машины)
313
и ^7 = 2 (то же, при повороте верхней плиты в горизонтальной плоскости
относительно ее центра тяжести) вычисляем дополнительные параметры:
/| = /3 — 2,5 м* /2 = Oj
_ 12Eft(/41 + 6fe.)
‘ ~	h?(2 + 3fc) ~
Еы = 2,9 • 107 кПа;
/А| = Jhs = Jh3 = 0,4 • 0,43/12 = 0,00213 м4
Ju = Ja = Jls = 0,3 • 0,5712 = 0,00313 м4;
hi — hi = /13 = 4,85 м;
l\ = li = Аз == 2,6 m;
ki = k2 = k3 = 4,85  0,00313/2,6 • 0,00213 = 2,74;
12  2.9 . 10’  0,00213(1 + 6  2,74) _ „
4,856(2 + 3 • 2,74)
С учетом найденных значений коэффициентов получим
Si = 3-11100 - 33300 кН/м;
3^ = 2-11 100-2,52 - 138 750 кН/м.
Находим коэффициенты жесткости:
----------------------------------— 179 400 кН/м;
1 /571540 + 6,5?/1761500 + 1 /33000
41 —
1/3330180+ 1/138750
333 300 кН-м.
Угловая частота собственных горизонтальных колебаний фундамента (9.23):

где т — масса системы, включающая массу машины, верхней плиты mi, m2 и
30 % массы всех колонн фундамента m3:
mi — 2,4 • 0,4 • 3 • 5,5 — 15,84 т;
т2 — 3 • 2,4 - 0,3  0,5 • 3 — 3,24 т;
т3 - 6 • 2,4 - 0,4 • 0,4 * 4,6 = 10,6 т;
m — 32,6 + 15,84 + 3,24 + 0,3  10,6 — 56 т.
Тогда
Хх = л/17940/56 = 17,9 с
Угловая частота собственных вращательных колебаний фундамента

314
где 6^ = 0,1 ml2 = 0,1 *56*5,52 — 169 т-м2 (/= 5,5 м — длина верхней плиты)
Ч = -у Ш 330/169 = 28 с“ L
Определяем амплитуды горизонтально-крутильных колебаний верхней плиты
фундамента по формулам (9.15)...(9.16):
Clh — Q-х -|- Я-ф/гпак,
где /max = 2,5 м — расстояние от центра тяжести верхней плиты до оси наиболее
удаленного подшипника;
_____________________Рл__________
ах ~ 7(1 - 0)7^ + 4(ад20)7^ • 5Д ’
F Лептах
~ 7(1 -
<о = 0,105га, = 0,105 • 600 = 63 с'1;
Fh/Sx = 13,5/17 940 = 0,753  10~3 м,
где F. = n.F,, = 1 • 13,5 = 13,5 кН;
Л4а/3,|, = 16,9/133 330 = 0,127 • И)3 рад,
где Мп = 13,5 • 1,25 = 16,9 кН  м.
Поскольку угловая частота вращения машины «— 63 с'1 отличается более
чем на 25 % от угловых частот собственных колебаний фундамента: Хх =
= 17,9 с-1;	= 28 с-1, принимаем = 0;	= 0.
Тогда
0,753 • 10~3
' -- --- . - —
V(l - 63717,92)2
Яф —
0,127 - К) 3
у(Г - 637287
= 0,066
ИГ3 м;
10 3 рад.
Вычисляем аЛ:
ah = 0,066-10 3 + 0,03-10~3-2,5 =0,143- И) '3 м;
ah ~ 0,144 мм < аи — 0,15 мм.
Таким образом, колебания рамного фундамента соответствуют ограничениям
СНиП 2.02.05—87.
315
Проектирование
искусственных оснований
Размах строительства в нашей стране требует возведения
различных зданий и сооружений в разнообразных и сложных
инженерно-геологических условиях. Большой диапазон грунто-
вых условий представляет значительные затруднения для строи-
телей из-за необходимости обеспечения надежности и долговеч-
ности проектируемых и возводимых объектов при минимальных
затратах.
Часто строительство требуется вести не на удобных, надеж-
ных и устойчивых грунтах, а на опасных для возводимых зда-
ний (сооружений) подрабатываемых территориях, просадочных
или набухающих грунтах, в оползневых районах, на болотис-
тых заторфованных отложениях и других разновидностях неус-
тойчивых и слабых грунтов.
В этих условиях особое значение приобретает решение та-
кой проблемы, как целенаправленное изменение физико-механи-
ческих характеристик грунтов, достигаемое их уплотнением или
закреплением. Данный раздел строительства в процессе разви-
тия фундаментостроения превратился в актуальное направление.
10.1. Общие сведения
Если естественное основание оказывается недостаточно проч-
ным (т. е. физико-механические характеристики его не соответ-
ствуют предъявляемым к нему требованиям), то прибегают к
устройству искусственных оснований [11, 12, 19, 30].
В соответствии с принятой классификацией [11] все методы
улучшения грунтовых оснований можно подразделить на кон-
структивные, механические и физико-химические (рис. 10.1).
Область применения тех или иных методов улучшения осно-
ваний приведена в табл. 10.1.
В результате технико-экономического сравнения конкуренто-
способных вариантов выбирается вид основания и способ его
устройства.
Как уже отмечалось ранее (см. рис. 10.1), конструктивные
методы искусственного улучшения оснований реализуются
316
Таблица 10.1. Область применения методов искусственного улучшения
оснований
Вид метода (рис. 10.1)	Грунтовые условия	Примечание
1	2	3
1	Слабые сильносжимаемые грунты (илы, связные грунты в текучем со- стоянии, торфы, заторфованные грун- ты) То же, а также просадочные грунты	Песчаные подушки Грунтовые подушки из связ- ного грунта
2	Слабые грунты, обводненные илы	Пригрузка насыпи отсыпкой (в пределах возможной призмы выпирания)
3	То же	—
4	Слабые песчаные и связные грунты	Стальные стержни с. анти- коррозийным покрытием или технически негниющая ткань
5	Макропористые, просадочные грун- ты, рыхлые песчаные, свежеуложен- ные связные и насыпные грунты при Sr<0,7	—
6 7	i То же Рыхлые песчаные грунты	—
8	Макропористые просадочные грун- ты (I типа) при Sr<0,7	Возможно применение метода и в непросадочных связных грунтах при уа— 16...17,5 кН/м3
9	Макропористые просадочные грун- ты Рыхлые пылеватые и мелкие пески, слабые сильносжимаемые заторфо- ванные грунты	Сваи грунтовые Песчаные сваи
10*	Рыхлые песчаные грунты	—
и	Макропористые просадочные грун- ты	——
12	То же	—
13	Рыхлые песчаные грунты	—
14	Слабые сильносжимаемые водона- сыщенные грунты	При снятии взвешивающего действия воды
15	Слабые сильносжимаемые пылева- тоглинистые и заторфованные грунты	'	
16	Пески макропористые просадочные грунты	—
17	В песках всех видов от пылеватых до гравелистых	Кроме карбонатных
317
Продолжение табл. 10.1
1	2	3
18	Трещиноватая скала, гравелистые и крупные пески	Метод рекомендуется для за- крепления грунтов с большой водопроницаемостью
19	Слабые пылевато-глинистые грун- ты (при коэффициенте фильтрации 6^0,01 м/сут)	Электроосмос с одновремен- ной силикатизацией грунтового основания
20	Макропористые просадочные грун- ты	—
* При уплотнении песчаных грунтов широко применяют песчаные сваи, под-
водные, глубинные и поверхностные взрывы.
устройством грунтовых подушек, насыпей, шпунтового огражде-
ния и армированием грунта.
1.	Грунтовые подушки (рис. 10.2, а), согласно СНиП
2.02.01—83, рекомендуется, выполнять из песка, гравия, щебня
(возможно применение шлака и минеральных отходов различных
производств) с полной или частичной заменой (в плане и по
глубине) грунтов с неудовлетворительными свойствами.
В объеме подушки грунт находится в более сложном состоя-
нии, чем в слоистом основании. Это связано с тем, что по пери-
метру подушки находится слабый грунт, значительно уплотняю-
щийся в горизонтальном направлении. Поэтому для обеспечения
устойчивости расчетное сопротивление грунтов основания на по-
душку рекомендуется ограничивать значениями, не превышаю-
щими величин, указанных в приложении 3 СНиП 2.02.01—83.
При устройстве, например, песчаной подушки угол а колеб-
лется в пределах 30...45°. Их не рекомендуется применять при
возможном вымывании (явление суффозии) песка из тела по-
душки, а также при заложении фундамента выше расчетной глу-
бины промерзания, так как возможно пучение грунта в теле по-
душки при его замерзании.
2.	Пригрузка насыпи (рис. 10.2, в), к которой прибегают
для исключения выпора слабого грунта из-под сооружения. Ус-
тройство пригрузки в пределах возможной призмы выпирания
обеспечивает устойчивость объектов, возведенных на насыпях.
3.	Шпунтовое ограждение основания применйют часто при
сооружении одиночных фундаментов (мостовых опор, фунда-
ментов маяков и т. п.) кругового очертания в плане. Шпунт
забивается по всему периметру фундамента с целью избежать
выпирания слабого грунта из-под фундамента (более широкое
применение шпунтовых ограждений приводится в работах
ВНИИОСП, ЛИСИ и др.).
При наличии слабого прослоя грунта в основании шпунто-
318
— устройство
насыпей
17 — синтетическими
смолами
3 — шпунтовое
ограждение
4*— армирование
грунта
18 — цементацией
19 - электрохимическое
20L. термическое (обжиг)
н
уплотаЕниЕ]
_______V_____
Поверхностное
V
 ' 1 ' 
Глубинное
Предварительное
обжатие грунтов
тяжелыми
трамбовками
катками, легки-
ми трамбовками;
6 — другими механиз-
мами и транспорт-
ными средствами
виброуплотнение
(виброкатками,
7 — самоходными и пе-
реставными вибро-
трамбовками)
возведение
о! фундаментов
в вытрамбован-
ных котлованах
10
пробивкой
скважин
пробивкой
скважин со
взрывами
предваритель-
ным замачива-
нием (ПЗ)
одновременно
ПЗ с глубинными
взрывами
виброуплотнением
или гидровиброуп-
лотнением
понижением
14 —уровня под-
земных вод
с помощью
внешней при-
15 грузки и
вертикальных
дрен
Рис 10.Г. Классификация методов искусственного улучшения оснований
вое ограждение забивают с таким расчетом, чтобы он (шпунт)
заглублялся в прочные грунты с заделкой верха его в фунда-
мент, под которым устраивают дренирующую песчаную подсып-
ку (рис. 10.2, б).
4.	Армирование грунта применяют для повышения устойчи-
вости основания насыпей, а также для значительного увеличе-
ния устойчивости подпорных стен. При этом по мере обратной
засыпки грунта в него закладывают арматурные стержни (или
техническую негниющую ткань), которые идут, например, от под-
порной стены и выходят за пределы призмы обрушения,
Иногда, согласно СНиП 2.02.01—83, армирование насыпного
грунта выполняют введением в основание специальных пленок,
сеток и других материалов.
319
Рис. 10.2. Конструктивные методы искусственного улучшения оснований:
1 — песчаная подушка, 2 — шпунтовое ограждение. 3 — дренирующая прослойка, 4 — насыпь, 5 —
пригрузка
В соответствии с рис. 10.1 ниже рассмотрим методы поверх-
ностного (механического) уплотнения грунтов.
1.	Уплотнение грунтов тяжелыми трамбовками получило
большое распространение для ликвидации, например, просадоч-
ных свойств грунтов (рис. 10.3, а). Применение трамбовок
массой 5...7 т, которые сбрасываются с высоты 6...8 м, позволяет
уплотнить основание на глубину 2,5...3,5 м. В настоящее время
в СССР данным методом уплотняются грунты на глубину до
6...10 м.
Уплотнение грунта ведется участками; число ударов «по сле-
ду» принимается из условия уплотнения основания до «отказа» —
это соответствует числу ударов, начиная с которого приращение
понижения трамбуемой поверхности происходит на одну и ту же
величину (значение отказа уточняется на строительной площад-
ке опытным трамбованием).
При необходимости уплотнения дна котлована глубина его
разрабатывается с недобором на величину понижения поверх-
ности при трамбовании Д/г, которая устанавливается при опыт-
ном уплотнении. После окончания процесса трамбования раз-
рыхленный верхний слой толщиной от 7 до 10 см следует доуп-
лотнить либо легкими ударами трамбовки, сбрасываемой с вы-
соты 0,5... 1 м, либо катками — при больших площадях трамбуе-
мой поверхности.
2.	Уплотнение грунтов катками, легкими трамбовками и дру-
гими механизмами и транспортными средствами выполняют при
оптимальной влажности Wo по формуле (7.35) [23].
Уплотнение ведут до определенной степени плотности, кото-
рая выражается через коэффициент
сот — Pd/Pd,max,
(10.1)
где pd — плотность сухого уплотненного грунта; р^тах — макси-
мальная плотность сухого грунта, полученная из опыта стандарт-
ного уплотнения.
Если грунты, подлежащие уплотнению, имеют влажность
меньше Wo, то их доувлажняют, например котлован перед
уплотнением замачивают расчетным количеством воды:
320
Q = Pd'com" (kw0 — w)V,	(Ю.2)
Рш
где pd, com — среднее значение плотности сухого грунта в преде-
лах зоны распространения уплотнения* (/icom); Pw — плотность
воды; k — коэффициент, зависящий от климатических условий и
принимаемый равным k = 0,9 — при отсыпке в дождливое вре-
мя, а в сухое летнее — k = 1,1; V — объем грунта.
3.	Вибротрамбование выполняется самоходными виброкатка-
ми при фронте работ, достаточном для их маневрирования и
разворота, а самопередвигающиеся виброплиты (рис. 10.3, б)
и вибротрамбовки используют, как правило, в стесненных усло-
виях. Более подробно данный вопрос изложен в работах
[15, 22, 23, 24].
4.	Устройство фундаментов в вытрамбованных котлованах
выполняется путем сбрасывания с высоты 4...8 м трамбовки ве-
сом 15... 100 кН, имеющей форму фундамента (рис. 10.3, в, г).
При изготовлении данным методом фундамента, например с уши-
ренным основанием, в котлован отдельными порциями отсыпает-
ся жесткий грунтовый материал (щебень, гравий, песчано-гра-
вийная смесь, крупный песок и т. п.) с уплотнением каждой
порции той же трамбовки [19, 23].
Ниже рассмотрим кратко методы глубинного уплотнения
грунтовых оснований (см. рис. 10.1).
1.	Уплотнение грунтов пробивкой скважины заключается в
том, что в уплотняемом массиве пробивают ударным снарядом
скважины. Вытесненный при этом грунт перемещается в стороны
и создает вокруг скважины уплотненную зону, а скважины за-
сыпаются местным грунтом (или песком) с послойным уплотне-
нием тем же снарядом.
Скважины пробиваются друг от друга на расстоянии I =
= (2,5...5) d, где d — диаметр скважины (рис. 10.4, а)
[12 19, 23].
Данный метод нашел широкое применение в насыпных и про-
садочных грунтах при Sr = 0,3...0,7.
Если необходимо повышение прочности в нижней части уп-
лотненного массива, т. е. создание под ним основания повышен-
ной прочности, то в дно пробитых скважин втрамбовывается
жесткий грунтовый материал (щебень, гравий, песчано-гравий-
ная смесь или крупный песок), который отсыпается отдельными
слоями (0,8... 1,2) d, где d — диаметр скважины [23].
2.	Уплотнение грунтов взрывом малобризантного заряда**
взрывчатого вещества (ВВ), который помещается в патронах,
* Зоной распространения уплотнения считается толща грунта h'com в пределах
которой происходит повышение его плотности. Она считается от уплотненной
поверхности до глубины, на которой плотность сухого грунта повышается не менее
чем на 0,02 г/см3 по сравнению с ее значением до уплотнения.
** Бризантность (от франц, brisant — разбивающий) — способность взрывча-
тых веществ производить дробящее действие.
21—1040
321
Рис. 10.3. Методы поверхностного механического уплотнения:
I — трамбовка, 2 — полоса перекрытия, 3 — место стоянки экскаватора, 4 — ось проходки экскава-
тора, 5 — возмущающая сила, 6 — вибратор, 7 — плита, 8 — каретка, 9 — направляющая штанга,
10 — котлован, 11 — трамбовка, 12 — бункер с жестким материалом, 13 — жесткий материал, 14 —
втрамбованный в грунт жесткий материал, 15, 17 — стакан для установки колонны, 16 — бетон фунда-
мента, 18 — тело фундамента, 19 — уплотненная зона, 20 — втрамбованный жесткий материал, I—
вибрирование на месте, II—движение вперед, III— движение назад, IV—установка трамбовки и
вытрамбовки и вытрамбовывание котлована, V — засыпка в котлован жесткого материала, VI —
втрамбовка жесткого материала, VII — бетонирование фундамента; VIII — готовый фундамент, IX —
столбчатый фундамент без уширения, X — фундамент с уширенным основанием, XI—разрез и план
ленточного прерывистого фундамента
соединенных между собой в цепочку. Взрыв выполняют при по-
мощи детонирующего шнура. После взрыва диаметр скважины
увеличивается, а грунт вокруг нее уплотняется (рис. 10.4, б).
Полость (скважину) заполняют затем порциями указанным в
проекте грунтом (оптимальной влажности) с последующим трам-
бованием.
3.	Уплотнение грунтов предварительным замачиванием нахо-
дит широкое применение в просадочных грунтах, так как в про-
цессе замачивания грунт самоуплотняется [19]. Данный метод
наиболее целесообразен на вновь застраиваемых территориях.
При применении этого метода в застроенных районах необхо-
димо выполнять мероприятия по исключению замачивания грун-
тов в основании существующих зданий.
Для полного устранения просадочных свойств грунтов метод
предварительного замачивания следует применять в комплексе
с другими методами, например с устройством грунтовых поду-
шек, применением уплотнения тяжелыми трамбовками и т. п.
4.	Метод предварительного замачивания грунтов в сочетании
с глубинными (или подводными) взрывами (рис. 10.4, в) заклю-
чается в том, что при предварительном повышении влажности
грунт доводится до состояния, близкого к полному водонасыще-
нию. При взрывании взрывчатого вещества (ВВ) происходит
разрушение существующей структуры грунта и его дополнитель-
ное уплотнение [19, 23].
Уплотнение в пределах деформируемой зоны подводными
взрывами рекомендуется выполнить на площадях I типа грунто-
вых усилий, а глубинными — на площадках со II типом для
устранения просадок грунтов от их собственного веса.
Уплотнение подводными взрывами (рис. 10.6, в — IX) про-
изводится в котлованах с высотой столба воды 1,3...1,5 м. При
уплотнении глубинными взрывами (рис. 10.4, в — X) котлован
отрывается глубиной 0,3... 1 м, а заряды ВВ устанавливаются на
глубине 3...12 м.
При применении данного метода необходимо учитывать воз-
никновение опасных зон, которые проявляются в виде воздушной
волны и колебаниями грунтового массива и зависят от массы
одновременно взрываемого заряда (радиус опасной зоны 30...
60 м при весе ВВ 50...120 Н) [23].
5.	Глубинное уплотнение грунтов вибрированием (рис. 10.4, г)
применяют, например, для уплотнения насыщенных водой песча-
ных грунтов и выполняют двумя способами: либо погружением
вибратора (вибробулавы) в песок (рис. 10.4, г — XI); либо
погружением вибропогружателя (рис. 10.4, г — XII): планки 22
стержня 21 увеличивают объем уплотненного грунта.
Вибробулаву чаще применяют для уплотнения песка толщи-
ной до 10 м, а вибропогружатели — от 5 до 20 м.
Для ускорения работ по уплотнению грунтов применяют
«куст» вибраторов, которые крепят на раме, а погружение и из-
влечение его из грунта выполняются с помощью крана.
21*
323

В соответствии с рис. 10.1 ниже рассмотрим методы уплот-
нения грунтов предварительным обжатием.
1. Уплотнение грунта понижением уровня подземных вод
целесообразно осуществлять в слабых грунтах (см. табл. 10.1).
Понижение подземных вод производят путем откачки воды через
иглофильтры (рис. 10.5, сг). Из скважин непрерывно откачивают
воду и уровень подземных вод оказывается ниже дна котлована
(рис. 10.5, б — депрессионная кривая 7), что позволяет вести
строительство в осушенном котловане. При необходимости глу-
бокого водопонижения при котлованном способе работ игло-
фильтры устанавливают в несколько ярусов (рис. 10.5, в).
Глинистые слабо фильтрующиеся грунты, как правило, плохо
«отдают» воду, поэтому при их уплотнении прибегают к электро-
осмосу (рис. 10.5, г): в грунт по контуру котлована погружают
две взаимно перпендикулярные сети электродов и пропускают
через них электрический ток. Иглофильтры с коллектором обра-
зуют сеть электродов — катодов. Анодами же являются стержни,
погружаемые в грунт с внутренней стороны котлована на рас-
стоянии, равном примерно 0,8 м от иглофильтров.
При пропускании электрического тока по сети паровая вода
концентрируется у катодов и откачивается насосом, что позволя-
ет вести разработку котлована в обычных необводненных усло-
виях.
2. Уплотнение грунтов пригрузкой с устройством вертикаль-
ных дрен выполняют при слабых водонасыщенных илах, глинах
и суглинках, находящихся в текучем и текучепластичном состоя-
нии, а также торфах. Перечисленные грунтовые отложения обла-
дают малой водопроницаемостью. Роль пригрузки выполняет
насыпь (см. рис. 7.2), а вертикальные дрены ускоряют процесс
уплотнения.
В настоящее время кроме песчаных дрен нашли применение
дрены из специального пористого картона, а также пластмассо-
вые ленты в бумажном корпусе (см. § 7.1 и [12]).
Ранее отмечалось, что с ростом объемов и темпов строитель-
ства, повышением требований к устойчивости грунтов особое
значение приобретает решение такой сложной проблемы, как це-
ленаправленное искусственное изменение оснований зданий и
вооружений в нужную для человека сторону.
Особая роль при этом отводится закреплению грунтов.
В соответствии с классификацией, приведенной на рис. 10.1,
ниже рассмотрим методы закрепления грунтов.
Рис. 10.4. Методы глубинного уплотнения грунтов:
а — пробивкой скважин, б — образование скважины энергией взрыва, в — уплотнение грунтов под-
водными (VIII) и глубинными (/X) взрывами, г — уплотнение вибрированием, / III— последователь-
ность изготовления грунтовых свай, IV — размещение грунтовых свай в плане, 1 — свая, 2 — зона
уплотнения, V VII — последовательность образования скважины, 3 — молот, 4 — наголовник, 5 —
штанга, 6 — башмак, 7 — детонирующий шнур, 8 — брусок для подвески заряда, 9 — заряд ВВ,
10 — обвалование котлована, 11 — уровень воды, 12 — котлован, 13 — заряды ВВ, 14 — скважины
для взрыва ВВ, 15 — заряды ВВ, 16 — дренажные скважины, 17 — трос, 18 — вибратор, 19 — грани-
ца уплотнения, 20 — вибропогружатель, 21 — стержень трубчатый, 22 — приваренные планки
325
Рис. 10.5. Уплотнение грунтов предварительным обжатием:
а — иглофильтр, б — понижение уровня подземных вод, в — ярусное понижение уровня подземных
вод, г — схема осушения котлована с помощью электроосмоса, 1,5 — коллекторы, 2 — гибкий шланг,
3 — иадфильтровая труба, 4 — фильтр, 6 — насос, 7 — депрессионная кривая, 8 — уровень грунто-
вых вод, 9 — иглофильтры, 10 — котлован, К — коллектор (вместе с иглофильтрами 9 образует
сеть электродов-катодов), А — сеть электродов-анодов, М — мотор-геиератор, Н — насос
При этом отметим, что если при методах механического
уплотнения за счет уменьшения коэффициента пористости про-
исходила «переупаковка» (сближение) частиц, то при закрепле-
нии грунтов твердые частицы, как правило, не меняют своего
положения, но между ними возникают прочные связи за счет
инъекций различных химических растворов (иногда и с приме-
нением электрического тока) в грунты в условиях их естествен-
ного залегания.
1.	Метод силикатизации реализуется тремя способами: двух-
растворным, однорастворным и газовым (табл. 10.2).
В результате поочередного нагнетания, например, в песчаный
грунт любой влажности (при двухрастворном способе) через
перфорированную трубу (инъектор) раствора силиката натрия и
раствора хлористого кальция вследствие химической реакции
между ними в порах грунта образуется гидрогель кремниевой
326
Таблица 10.2. Коэффициенты фильтрации грунтов k и возможные
способы закрепления оснований
Способ закрепления	k, м/сут
Двухрастворный	Пески крупные и средней крупности: 5,2...10,4 10,4...19,9 19,9...79,5
Однорастворный	Пески мелкие и пылеватые 0,52...5,2 Лессовые грунты 0,09...1,99
Газовая силикатизация	Грунты песчаные, супесчаные и лессовые 0,095...1,99
кислоты. Это приводит к быстрому и прочному закреплению
грунтового основания.
Сущность однорастворного способа состоит в том, что в
закрепляемый грунт через систему инъекторов нагнетается один
раствор силиката натрия с небольшой плотностью р =
= 1,13 г/см3). Под влиянием химической реакции между раст-
вором силиката натрия и солями грунта выделяется гидрогель
кремниевой кислоты — грунт прочно закрепляется и приобретает
водоустойчивость.
При влажности, например, лесса 17 % и более в практике
закрепления грунтовых оснований нашла применение газовая
силикатизация. Она заключается в том, что в качестве
отвердителя жидкого стекла используется диоксид углерода
СОг (в грунт через инъекторы поочередно подается под неболь-
шим давлением диоксид углерода, а затем раствор силиката
натрия).
Однако не все застраиваемые территории сложены химически
активными грунтами. Для возведения объектов на слабых хи-
мически не активных грунтах разработан ряд рецептур [30], в
которых раствор силиката натрия перед нагнетанием в грунт
смешивается с кислотами (являвшимися отвердителем) и в уста-
новленное время твердеет, образуя гель кремниевой кислоты в
порах грунта.
Применение того или иного способа закрепления определя-
ется коэффициентом фильтрации (см. табл. 10.2) и необходи-
мой прочностью закрепленного грунта [23].
2.	Закрепление синтетическими смолами (смолизация) при-
меняется в песчаных грунтах с коэффициентом фильтрации
от 0,5 до 80 м/сут, а также в лессовых просадочных грунтах
с коэффициентом фильтрации от 0,2 до 2,0 м/сут.
Суть метода заключается в том, что в грунт через систему
327
инъекторов (или скважин) нагнетаются синтетические смолы
с отвердителем.
В Советском Союзе было проведено много исследований по
использованию различных смол (карбамидных, фенольных, фура-
новых, акриловых и т. д.), но самой приемлемой для закрепления
грунтов оказалась карбамидная (мочевиноформальдегидная)
смола с различными отвердителями. Эта смола имеет малую вяз-
кость, легко растворяется в воде, твердеет при невысокой
температуре. Основным достоинством ее является относительно
низкая стоимость (по сравнению с другими смолами), а выпуска-
ется она отечественной промышленностью в виде клеев в боль-
ших количествах, что делает эту смолу доступной для широкого
использования при закреплении грунтов.
3.	Цементация представляет собой заполнение пустот, тре-
щин, крупных пор в крупнообломочных грунтах цементным или
цементно-глинистым раствором, который со временем образует
твердый цементный или цементно-глинистый камень.
Широк диапазон применения данного метода:
при укреплении оснований под здания и сооружения (при
капитальном строительстве и при реконструкции);
при создании противофильтрационных завес;
для придания водонепроницаемости породам при устройстве
шахт, тоннелей и т. п.
Однако цементация, например, скальных пород возможна,
если ширина трещин в скале превышает 0,15...0,2 мм, а
скорость подземных вод не более 0,25 см/с. При этом цементный
раствор нагнетают в пробуренные скважины, который, заполняя
трещины и пустоты в скале, после твердения придает ей моно-
литность и уменьшает ее водопроницаемость.
При закреплении песчаных грунтов цементный раствор нагне-
тают через инъекторы как и при силикатизации.
Ниже кратко остановимся на двух инъекционных методах
закрепления скальных пород — глинизации и битумизации.
4.	Глинизацию (так же, как и цементацию) применяют толь-
ко при небольших скоростях движения подземных вод во избе-
жание уноса раствора из тампонируемой зоны.
В качестве тампонажного раствора используют чистый гли-
нистый раствор плотностью р = 1,2... 1,3 г/см3. При повышении
давления (до 2 МПа и более) вода из этого раствора отжимает-
ся, а обезвоженное глинистое тесто заполняет пустоты и придает
породе водонепроницаемость.
5.	Битумизацию применяют при больших скоростях фильтра-
ции в трещиноватых скальных и полускальных породах, т. е.
в условиях, когда исключается применение цементации и гли-
низации.
Способ горячей битумизации состоит в том, что
расплавленный битум нагнетается через пробуренные скважины
и, остывая в породе, придает ей водонепроницаемость. Недостат-
ком способа является выдавливание битума из трещин при дли-
328
Рис. 10.6. Термическое закрепление грун-
тов обжигом:
/ — компрессор, 2 — трубопровод для подачи воз-
духа в камеру сгорания, -У — емкость для горючего.
4 — фильтр, 5 — насос для подачи горючего под
давлением в скважину, 6 — форсунка, 7 — затвор с
камерой сгорания, 8 — скважина, 9 — зона закреп-
ленного грунта, 10 — непросадочный грунт, 11 —
лессовый просадочный грунт
тельном действии напорных
подземных вод. Поэтому ме-
тод применяется редко как
в гидротехническом, так и в
гражданском строительстве.
Способ холодной
битумизации нашел
применение для закрепления
песчаных грунтов с коэффи-
циентом фильтрации от 10 до
50 м/сут и в основном для
придания им водонепрони-
цаемости. Способ заключает-
ся в нагнетании в закреп-
ляемый грунт битумной
эмульсии.
В связи с тем что техно-
логия приготовления битум-
ной эмульсии значительно
сложнее технологии приго-
товления растворов для си-
ликатизации и смолизации,
способ холодной битумиза-
ции широкого распространения не получил.
6.	Электрохимическое закрепление грунтов (с}л. рис. 10.1)
применяют в слабых илах, глинах и суглинках, находящихся
в текучепластичном и текучем состоянии (ранее описанными ме-
тодами их закрепить невозможно).
Суть метода заключается в том, что при пропускании через
грунтовое основание электрического тока в нем наблюдается
явление электроосмоса (рис. 10.5, г). При этом через перфори-
рованный анод последовательно вводят в грунты химические
вещества (например, раствор силиката натрия и хлористого
кальция), в результате чего грунт обезвоживается и уплотняется.
Этот метод нашел широкое применение при борьбе с оползня-
ми, плывунами и с пучением грунтов.
7.	Термическое закрепление грунтов (см. рис. 10.1 и 10.6)
обжигом применяют в лессовидных грунтах с коэффициентом
газопроницаемости 0,15...0,30 см/с путем их обжига раскаленны-
ми газами (полученными от сжигания жидкого, твердого или
газообразного топлива) на глубину 6... 15 м. При температуре
около 800 °C (в результате подачи воздуха и топлива) горячие
газы хорошо проникают в грунт, нагревая его до 300 °C. В нем
происходят необратимые процессы и, как результат, устраняются
просадочные свойства грунтов.
Однако при температуре выше 900 °C происходит спекание
грунта и оплывание стенок скважины, что значительно снижает
условия проникания в грунт горячих газов. Исследования пока-
329
зали, что при температуре закрепляемого грунта ниже 300 °C
устранение просадочных свойств лессов не происходит.
Обжиг грунта начинают с нижней части скважины, и
фильтрацию теплоносителя регулируют с помощью отсекателя.
Когда закрепленный грунт при данном положении отсекателя
достигает проектной величины столба (что контролируется тер-
мопарами), то отсекатель перемещают вверх и процесс обжига
продолжается.
По сравнению с инъекционными методами закрепления грун-
тов данный способ более экономичен.
Из приведенных на рис. 10.1 методов 1 и 6 обладают низкой
эффективностью и поэтому применяются редко.
10.2. Основные принципы расчета
искусственных оснований
Независимо от примененных методов улучшения оснований,
приведенных на рис. 10.1, основные положения по расчету, из-
ложенные ранее в гл. 4, 7 и работах [23, 39], сохраняются.
Принципы проектирования при этом можно сформулировать
таким образом: при поверочных расчетах применима схема двух-
слойного основания; основными проверками улучшенных грунто-
вых оснований являются расчеты по первой и второй группам
предельных состояний; деформации сложного основания не дол-
жны превышать предельно допустимых, определяемых по СНиП
2.02.0183.
Ниже приведены некоторые справочные материалы для рас-
чета искусственных оснований [15, 23, 25].
При конструктивно улучшенных основаниях (например, уст-
ройством песчаных или грунтовых подушек, отсыпок, армирова-
нии насыпного грунта и т. п.), а также при механическом по-
верхностном уплотнении грунтов (см. рис. 10.1) следует учиты-
вать, что наибольший эффект уплотнения достигается при влаж-
ности их, близкой к оптимальной (рис. 10.7). В табл. 10.3 даны
пределы оптимальной влажности и плот-
9&>г/сн3	ности сухого уплотненного грунта в зави-
____ _	симости от вида основания.
Ранее отмечалось, что степень уплотне-
/ । 'V ния грунтов характеризуется коэффициен-
та ।	' том уплотнения kcom [см. формулу (10.1)].
_________|______ В табл. 10.4 приведены рекомендуемые kcom
о	w0 w в зависимости от назначения уплотненного
Рис. 10.7. Зависимость
плотности сухого грун-
та от влажности:
/ — ^кривая стандартного
уплотнения, 2 — максималь-
ная плотность грунта, Wo —
оптимальная влажность
основания.
Эффективность уплотнения грунтов за-
висит от равномерной толщины отсыпаемых
слоев, например при устройстве грунтовых
подушек, обратных засыпках пазух и т. п.
В табл. 10.5 дана оптимальная толщина
ззо
Таблица 10.3. Значения оптимальной влажности и плотности сухого
уплотненного грунта
Вид грунта	Диапазоны	
	оптимальной влажности »Уо, %	плотности сухого уплот- ненного грунта pd, т/м3
Песчаный	8...12	1,75.„1,95
Супесчаный	9...15	1,65.„1,85
Пылеватый	14.„23	1,6...1,82
Суглинистый: тяжелый	15.„22	1,6...1,8
пылеватый	17.„23	1,58...1,78
Глинистый	18.„25	1,55.„1,75
Таблица 10.4. Зависимость коэффициента уплотнения грунтов
от назначения уплотненного основания
Назначение	&сот
Для оснований фундаментов зданий (сооружений), тяжелого технологического оборудования и полов с равномерной нагрузкой более 0,15 МПа	0,98...0,95
То же, среднего оборудования, полов с нагрузкой 0,05...0,15 МПа, а также оснований под фундаменты внутренних конструкций	0,95.„0,92
То же, легкого оборудования, полов с нагрузкой менее 0,05 МПа, а также отмостки у зданий	0,92.„0,9
Насыпь: верхняя часть (глубиной до 1,5 м считая от поверхности) нижняя часть (глубиной от 1,5 до 6 м считая от поверхности) Незастраиваемые участки	1...0.95 0,95...0,9 0,9.„0,88
уплотняемого слоя в зависимости от типа машин и коэффициента
уплотнения грунта kCOm-
После уплотнения грунтов прочностные характеристики и
модуль деформаций их принимаются, как правило, по результа-
там непосредственных испытаний. Однако при отсутствии данных
допускается для уплотненных лессовых грунтов пользоваться
табл. 10.6 и 10.7. Для предварительного назначения размеров
фундаментов допускается пользоваться значениями расчетных
сопротивлений оснований из уплотненных грунтов, приведен-
ных в табл. 10.8.
Ниже отметим особенности проектирования некоторых видов
улучшенных оснований.
331
Таблица 10.5. Диапазон оптимальной толщины уплотняемого слоя грунта
Механизмы	-			 1" Вес, кН	Значения толщины, см при kcom для грунта			
		связного		несвязного	
		0,95	0,98	0,95	0,98
1	2	3	4	5	6
Катки:	100	15...20	10...15	20...25	15...20
прицепные и полупри-	250	30...35	25...30	35...40	25...30
цепные на пневматиче-	400	40...45	30...35	45...50	35...40
ских шинах	1000	70...80	45...60	90... 100	70...80
кулачковые,	90...180	20...25	15...20	—	—
решетчатые	250	35...40	25...30	40...50	35..'.40
вибрационные	30 60...80 100...120	—	—	40...50 60...70 80... 100	25...30 35...40 40...50
виброударные	6,8 15	25...30 40...45	15...20 25...30	40...45 60...65	20...25 35...40
Плиты трамбующие	20...30 120...150	80...90 250...300	50...60 150...200	100...ПО 300...320	70...80 200...220
То же, виброуплотняю-	1,2...2,5	—	—	20...30	10...15
щие	7,5	—	—	35...40	20...25
Таблица 10.6. Нормативные значения прочностных и деформационных
характеристик уплотненных лессовых грунтов
Характеристики	Характеристики грунтов при коэффициенте уплотнения keOm и удельном весе грунта в сухом состоянии уа (кН/м3), равных		
	kCotn — 0,93 и Yd = 16	kcom. — 0,95 и Yd= 17	kcom = 0,97 и ул = 18
Сцепление сп, МПа	0,055/0,025	0,075/0,035	0,1/0,045
Угол внутреннего трения ср„, град	28/24	30/25	32/26
Модуль деформации Е, МПа: супесей суглинков	—	20/15 25/20	—
Примечания: 1. Показатель текучести глинистых грунтов /л^0,14.
2. В числителе указаны значения при степени влажности грунта 0,05...0,6;
в знаменателе — при Sr^0,8.
332
Таблица 10.7. Нормативные значения модуля деформации Е некоторых
видов уплотненных грунтов
Уплотненный грунт	Е, МПа			
	при оптимальной влажности		в водонасыщенном состоянии	
	&сот= 0,92	beam — 0,95	/гсот-0,92	kcom = 0,95
Лессовидные супеси Лессовидные суглинки и	20	25	15	20
глины	25	30	20	25
Пески крупные	30	40	—	—
» средние	25	30	—	—
» мелкие	15	20	—			
Таблица 10.8. Расчетные сопротивления /?о уплотненных грунтов
Вес грунта	/?о (МПа) при коэффициенте уплотнения kcom, равном		
	0,92	0,95	0,97
Супесь	0,2	0,25	0,28
Суглинок	0,25	о,з	0,32
Глина	0,3	0,35	0,4
Песок крупный	0,3	0,4	0,5
» средний	0,25	0,3	0,4
» мелкий	0,2	0,25	0,3
Грунтовые подушки, как отмечалось ранее в гл. 7
(рис. 10.1 и 10.2), устраивают в тех случаях, когда грунт в осно-
вании сооружений имеет недостаточную прочность и высокую
сжимаемость. При этом если толщина этого слоя под подошвой
фундамента не превышает 1,5...2 м, то грунтовую (или песчаную)
подушку следует доводить до кровли подстилающего прочного
слоя.
При значительной толщине непрочных грунтов грунтовые
подушки применяют для частичной замены сильносжимаемых
грунтов в основании зданий и сооружений. В связи с этим при
выполнении проверок (например, расчета по деформациям) рас-
четная схема может быть представлена в виде двухслойного
основания: первый слой — грунтовая подушка, второй — естест-
венное основание (рис. 10.8).
Глубина заложения подушки назначается исходя из условий
(7.1) и (7.2) такой, чтобы передаваемое на слабый слой давле-
ние не превышало его расчетного сопротивления*.
* Определение ширины грунтовой подушки понизу дано в § 7,1.
333
Рис. 10.8. Схема к расчету грунтовой
подушки
В соответствии с работой
[39] устойчивость грунтовой
подушки будет обеспечена,
если выполняется условие
ycFh/Fh^yn = 1, 2,
(10.3)
где ус — коэффициент усло-
вий работы (зависит от вида
грунта); FI — пассивное дав-
ление слабого грунта; FI —
активное давление грунтовой
подушки; уп — коэффициент
надежности.
Принимая во внимание
теоретические решения (Со-
коловский В. В., Цыто-
вич Н. А), запишем расчет-
ные формулы (рис. 10.8):
Fl^yizK, (Ю.4)
где у1 — удельный вес слабого грунта; z = d + 0,5/zn (hn —
высота грунтовой подушки; d — глубина заложения подошвы
фундамента);
Хп = tg2(45° + ф1/2),
(10.5)
где epi — угол внутреннего трения слабого слоя;
Ph = ydinZKa = ydidd -|- 0,5/in)А,а...,	(10.6)
где Уг — удельный вес грунтовой (песчаной) подушки;
ха = tg^45° - ф2/2),	(10.7)
где ф2 — угол внутреннего трения грунтовой (песчаной) по-
душки.
При механическом поверхностном уплотнении, например, тя-
желыми трамбовками (см. рис. 10.1 и 10.3) расчетные давления
и осадки вычисляют по схеме двухслойного основания, состояще-
го из уплотненного слоя и подстилающего грунта естественной
структуры.
По результатам непосредственных испытаний уплотненных
оснований определяют физико-механические характеристики
грунтов, в том числе и нормативные параметры С, ф, Е (соот-
ветственно сцепление, угол внутреннего трения, модуль дефор-
мации) .
При отсутствии данных испытаний прочностные и деформа-
ционные характеристики уплотненных лессовых грунтов могут
быть приняты по табл. 10.6 и 10.7.
Широкое применение нашел метод устройства ФВК — фун-
334
даментов в вытрамбованных котлованах (см. рис. 7.18) в грун-
товых условиях, приведенных в табл. 10.1 (см. п. 8).
При выполнении проверок для столбчатых и ленточных пре-
рывистых ФВК (рис. 10.9) в формуле краевых напряжений отах,
Отт под подошвой фундаментов соответствуют обозначениям,
принятым в гл. 7. При этом /?1)(2) — расчетное сопротивление
грунта основания, кПа (/?i определяется с использованием ха-
рактеристик фп и Си уплотненных грунтов в водонасыщенном со-
стоянии, /?2— исходя из давления на подстилающий уплотненную
зону грунт природного сложения по п. 3.42 [7]). Окончательно
за расчетное сопротивление грунта основания ФВК принимается
минимальное значение из R\ и R%. Расчет по деформациям как
столбчатых, так и ленточных прерывистых ФВК должен выпол-
няться по схеме двухслойного основания, состоящего из уплот-
ненного слоя грунта толщиной hs = l,5bm и подстилающего
грунта природного сложения в соответствии с указаниями
п. 3.131 [25]. При проектировании ФВК с уширенным основанием
осадки определяются без учета сжатия жесткого материала,
втрамбованного в дно котлована.
В зависимости от вида ФВК (мелкого заложения или удли-
ненные: без уширения — с плоской или заостренной подошвой;
с уширением) несущая способность их определяется согласно
п. 3.123; 3.134...3.140 работы [25].
min A)n	W
атах	(2)
^гпт Q
т 1 т2 К.
^R1_	---- + 'yii + Mccii-'yn db)
н
Р 4 — о + а о
r2 = sl zq z«>°
а
13a расчетное сопротивление грунта основания
принимать min из Rj и R2
+ Ssl Su]
Рис. 10.9. Фундамент в вытрамбованном котловане
(ФВК):
а — структурная (поэтапная) схема расчета, б — проверки ФВК
335
Расчет оснований по несущей способности необходимо вы-
полнять с учетом рекомендаций СНиП 2.02.01—83 (см. п. 2.3;
2.58; 2.63) и пособия [25] (пп. 2.271 ...2.276).
Глубинное уплотнение грунтов применяют в тех случаях, ког-
да поверхностным уплотнением нельзя достигнуть требуемого
улучшения основания. При этом уплотнение выполняют на всю
глубину слабого (или активного) слоя, влияющего на осадку
фундамента. Этот метод чаще всего применяют на рыхлых пес-
ках, слабых водонасыщенных и просадочных грунтах (см. гл. 7 и
[Н, 25]).
Последовательность проектирования песчаных свай:
1.	На основании инженерно-геологических изысканий и лабо-
раторных испытаний определяют коэффициент пористости грунта
природного сложения е.
2.	При пробном уплотнении грунта на строительной площад-
ке определяют коэффициент пористости уплотненного грунта еуп,
модуль деформации Еупа расчетное сопротивление Ryn (при необ-
ходимости и ряд других характеристик).
Согласно рекомендациям [11], для предварительных рас-
четов:
среднее значение коэффициента пористости грунта после уп-
лотнения можно принимать в пределах:
Пески мелкие..............
Пески пылеватые...........
Суглинки и глины..........
Илы и заторфованные грунты
0,55...0,70
0,60...0,75
0,65...0,85
0,85...1,10
расчетное сопротивление принимать равным Ryn (2...3)/?, где
R — расчетное сопротивление грунта до уплотнения.
3.	Вычисляют ориентировочное значение площади уплотнен-
ного основания:
Луп = 1,4(/ + 0,46),
(10.8)
где b и I — соответственно ширина и длина фундамента, м.
При уточнении площади уплотненного основания за основу
берется условие размещения песчаных свай:
число рядов их должно приниматься не менее трех;
центры крайних рядов свай должны выступать за грани фун-
дамента не менее чем на 1,5 dc (dc — диаметр трубы инвентарной,
а значит, и грунтовой сваи).
4.	Расстояние между сваями L вычисляют по формуле
L = 0,952dc/7(e - еуп)/(1 + е).
(10.9)
5.	Находим число свай по формуле
п
Куп Луп/Лсв,
(10.10)
где /СУп = (е — суп)/(1 + е) — коэффициент;
Лев — площадь поперечного сечения, м2.
336
При большой мощности слабых грунтов глубину уплотнения
принимают равной сжимаемой толще основания, но не менее
2Ь для прямоугольных фундаментов и (3...4) b — для ленточных
(Ь — ширина фундамента) [11].
В соответствии с рекомендациями работы [25] п. 3.145 спо-
соб уплотнения грунтовыми сваями целесообразен при больших
толщах слабых грунтов, например просадочных от 10 до 24 м
с отсутствием линз переувлажненного грунта и верховодки.
Расчет по деформациям при возведении фундаментов на ос-
нованиях, уплотненных грунтовыми сваями, выполняют аналогич-
но расчету грунтовой подушки.
При проектировании фундаментов на химически закреплен-
ных основаниях (рис. 10.10) следует учитывать конструктивную
схему закрепления, которая может быть сплошной, армирован-
ной или комбинированной [23].
На примере комбинированной схемы (представляющей
сплошное закрепление грунта на некоторую глубину непосред-
ственно под подошвой и армирование элементами из закреплен-
ного грунта лежащей ниже толщи, например просадочного грун-
та) отметим, что среднее давление под подошвой фундамента
Рис. 10.10. Инъекционное химическое закрепление грун-
тов (расчетные схемы):
а — при одиночной заходке, б — при сплошном массиве, 1 — инъек-
ционные скважины или инъекторы, 2 — расчетный массив закреп-
ленного грунта от одной заходки, 3 — действительный массив за-
крепленного грунта для однородной среды при одной заходке, 4 —
перфорированная часть инъектора, 5 — сплошной массив закреп-
ленного грунта
22—1040
337
не должно превышать расчетного сопротивления основания Ro.
При этом армирование основания необходимо назначить таким
образом, чтобы выполнялось условие
®zp -1- <5zq Raz,	(10.1 1)
где Raz — расчетное сопротивление основания из армированно-
го грунта, определяемое по формуле (13.13) для условного
фундамента, размеры которого определяются как при наличии
слабого подстилающего слоя СНиП 2.02.01—83 (см. п. 2.48).
При выполнении проверок (расчете осадок) для фундаментов,
возводимых, например, на закрепленных просадочных грунтах,
следует учитывать тип грунтовых условий по просадочности.
Так, в соответствии с указаниями [23] при закреплении
оснований способом силикатизации в грунтовых условиях I типа
по просадочности осадка фундамента определяется по формуле
(1) приложения 2 СНиП 2.02.01—83, при этом Ei — модуль де-
формации i-го слоя принимается равным:
/ при сплошной схеме закрепления — модулю деформации
закрепленного грунта в водонасыщенном состоянии;
при армированном основании — по формуле (13.15) [23];
при комбинированной схеме закрепления — модулю деформа-
ции закрепленного грунта в водонасыщенном состоянии до ниж-
ней границы сплошного по глубине закрепления, а в пределах
лежащей ниже армированной толщи — по формуле (13.15) [23]
для условного фундамента, размеры которого определяются как
и при наличии слабого подстилающего слоя по СНиПу [39].
В случае возведения фундаментов, например, на закреплен-
ном методом силикатизации массиве просадочного грунта со
II типом грунтовых условий по просадочности расчет осадок сле-
дует выполнять по формулам (13.23...13.25) [23].
Машины и механизмы для устройства искусственных осно-
ваний подробно представлены в работах [15, 22, 23, 24].
11
Усиление
и реконструкция
оснований и фундаментов
11.1.	Общие положения
Основным требованием обеспечения надежности здания или
сооружения является его пригодность к нормальной эксплуата-
ции, что, в свою очередь, рассматривается как важнейший пока-
затель качества. Обеспечение надежности зданий и сооружений
особенно важно при их реконструкции (надстройке дополнитель-
ными этажами, увеличении веса оборудования и т. д.), усилении
и ликвидации аварийного состояния. Например, при строитель-
стве вновь возводимых зданий и сооружений рядом с сущест-
вующими последние зачастую претерпевают недопустимые де-
формации. Основными причинами развития дополнительных де-
формаций являются: уплотнение грунта под воздействием нагру-
зок, передаваемых новым зданиям или сооружениям (рис. 11.1, а),
промораживание под фундаментом (рис. 11.1, б), смещение
шпунта (рис. 11.1, в),развитие отрицательного трения на сваи,
динамическое воздействие на несвязные грунты при забивке
свай, шпунта, разработке клин-бабой мерзлого грунта, выпора
грунта в сторону котлована (рис. 11.1, г), открытый водоотлив
из котлована (рис. 11.1, д').
11.2.	Обследование оснований и фундаментов
Для принятия рационального решения по усилению и рекон-
струкции фундаментов производится тщательное обследование
оснований и фундаментов. В итоге составляется заключение и
разрабатываются рекомендации по усилению и реконструкции
оснований и фундаментов. Как правило, рассматриваются раз-
личные варианты оснований и фундаментов как конкурирующие
в конкретных инженерно-геологических условиях с учетом кон-
структивных особенностей здания или сооружения. Предпочтение
отдается тому варианту, который является наиболее экономич-
ным и технически целесообразным.
Весь комплекс работ по обследованию фундаментов и основа-
ний разделяется на следующие этапы:
22*
339
Рис. 11.1. Возможные причины развития дополнительных осадок существующих
зданий и сооружений (по Б. И. Далматову):
1 — границы зон деформации уплотнения грунта, 2 — существующий фундамент, 3 — новый фунда-
мент, 4 — дно котлована, 5 — граница промерзания, 6 — давление грунта, 7 — шпунт, 8 — поверх-
ность скольжения, 9 — направление движения грунтовой воды
Первый этап — сбор и обобщение сведений по строительству
и эксплуатации здания или сооружения и детальное изучение
имеющейся технической документации.
Второй этап — обследование окружающей местности и над-
земных конструкций здания или сооружения. Осмотр окружаю-
щей местности позволяет выяснить причину деформаций, поэтому
большое внимание уделяется устройствам по отводу поверх-
ностных вод, состоянию близлежащих строений.
Для выявления характера деформаций важное значение име-
ет обследование надземных конструкций.
Обследования здания или сооружения начинают с внешнего
осмотра конструкций, производят необходимые замеры и, если
есть необходимость, отбирают образцы для определения прочнос-
ти. Для выявления процесса деформаций во времени необходимо
установить наблюдение путем устройства маяков.
Величина осадки деформированных зданий или сооружений
определяется путем нивелирования характерных точек относи-
тельно неподвижных реперов.
340
Третий этап — обследование фунда-
ментов и грунтов основания зданий
и сооружений.
Обследование фундаментов произ-
водится из шурфов, число и размер
которых определяются размерами и
конфигурацией объекта, грунтовыми
условиями и целями обследования.
Обычно шурфы закладывают в ава-
рийной зоне, если деформации здания
обусловлены аварийным состоянием
оснований и фундаментов. Целесооб-
разно производить обследование фун-
даментов и оснований и вне этой зоны,
с тем чтобы сравнить результаты. При
Рис. 11.2. Шурф для обсле-
дования фундамента:
1 — крепление шурфа, 2 — отвер-
стие, пробитое шлямбуром, 3 — под-
коп для определения ширины по-
дошвы фундамента
реконструкции зданий и сооружений
обследуются фундаменты всех характерных стен и колонн. При
частичной надстройке работы по обследованию фундаментов
производят на участке застройки. В качестве дополнительных
точек обследования назначаются места резкого изменения высоты
здания, изменения глубины заложения фундаментов и т. д.
Шурфы закладываются рядом с обследованными фундамен-
тами (рис. 11.2). Если здание с подвалом, то шурфы заклады-
вают, как правило, внутри здания с целью уменьшения объема
земляных работ.
При обследовании фундаментов в открытых шурфах уточня-
ют тип фундамента, форму, размеры в плане, глубину заложения.
Одновременно выявляются выполненные ранее подводки и усиле-
ния, дефекты кладки, определяются прочность тела фундамента,
наличие гидроизоляции. С помощью натурных обмеров опреде-
ляют ширину подошвы фундамента и глубину его заложения.
Ширину подошвы фундамента в наиболее нагруженных участках
рассчитывают в двусторонних шурфах. Определение ширины
фундамента и толщины «глухих» стен производится с помощью
сверления и замера металлическим метром, а также подкопом
и использованием Г-образного металлического щупа.
У свайных фундаментов замеряется диаметр или размеры по-
перечного сечения свай, шаг, количество свай на 1 м длины.
В результате обмера фундаментов для надстраиваемых зда-
ний строятся уточненные планы фундаментов, устанавливается
отношение площади существующих фундаментов и площади
застройки.
Прочность материала фундаментов определяется механичес-
кими и неразрушающими способами.
Механический способ определения прочности материала фун-
даментов и стен подвалов основывается на измерении величины
и определении характера следа, оставленного зубилом или молот-
ком на поверхности конструкции согласно таб. 11.1.
Прочность материала фундаментов может быть определена
341
Таблица 11.1, Способ определения класса бетона
Класс бетона	Способ определения класса бетона	
	ребром молотка	зубилом, установленным пер- пендикулярно поверхности
Ниже В10	Остается неглубокий след, края вмятия не осыпаются	Зубило легко вбивается в бе- тон
В10...В 12,5	Остаются вмятины, бетон крошится и осыпается, звук глуховатый	Зубило погружается в- бетон на глубину юколо 5 мм
В12Д..В30	Остается заметный след на поверхности, вокруг которого могут откладываться гибкие листочки	От поверхности бетона отде- ляются тонкие листочки
Выше ВЗО	Остается слабый заметный след на поверхности бетона, звук звонкий	Остается неглубокий след, листочки не отделяются, при царапании остается малозамет- ный штрих
также с помощью шарикового молотка Физделя и эталонного
молотка Кошкарова.
Молоток Физделя представляет собою обычный молоток,
который с одной стороны заострен, а с другой — имеет сфери-
ческое гнездо с завальцованным в нем свободно сидящим сфе-
рическим шариком (рис. 11.3). Для определения прочности бето-
на локтевым ударом молотка средней силы наносят отпечаток
(лунку) и замеряют ее размеры (глубину h или диаметр d)
штангенциркулем или с помощью углового масштаба. По раз-
мерам лунки определяют прочность бетона [47].
Молоток Кошкарова имеет несколько иную конструкцию
(рис. 11.4). При ударе по конструкции образуется одновременно
Рис. 11.3. Определение прочности конструкций молотком Физделя:
а — приборы, б — чарировочная кривая, / — молоток, 2 — ручка, 3 — сферическое гнездо,
4 — шарик, 5 — угловой масштаб
342
Рис. 11.4. Определение прочности конструкций молотком Кошкарова:
а — приборы, б — тарировочная кривая, 1 — корпус, 2 — металлическая рукоятка, 5 — резиновая
ручка, 4 --- головка, 5 — стальной шарик, 6 — стальной эталонный стержень, 7 — угловой масштаб
два отпечатка — на испытуемом материале dM и на эталонном
стержне d3. Удар средней силы наносят по молотку Кошкарова
слесарным молотком. По тарировочной кривой прочность
материала определяется в зависимости отношения dM/d3.
Более предпочтительными являются неразрушающие методы
определения прочностных характеристик фундаментов. Наиболь-
шее распространение получил акустический метод, основанный
на определении времени прохождения акустического сигнала
между датчиком и приемником в испытуемом материале.
В состав электронно-акустической аппаратуры входят мик-
росекундомер, датчики-приемники импульсов. Применение такой
аппаратуры позволяет определить класс бетона, качество запол-
нения бетонной массой в строительных конструкциях, обнару-
жить скрытые дефекты в материалах.
Определение плотности материала по всей его толще про-
изводится путем сквозного прозвучивания, при этом геометри-
ческий центр приемника устанавливается с другой стороны фун-
дамента по нормали к поверхности, опущенной из центра датчи-
ка. Прочность материала вычисляют по тарировочным кривым
с учетом полученных результатов испытаний.
Прочность материала железобетонных фундаментов акусти-
ческим методом находят эталонным или сравнительным спосо-
бом. Эталонный способ предполагает построение тарировочной
зависимости по образцам-близнецам, взятым из тела фундамен-
та. Прочность материала фундамента вычисляется путем про-
звучивания с определением скорости прохождения ультразвуково-
го сигнала. Прозвучивание может быть сквозным, продольным и
поверхностным.
Сравнительный способ применяется при отсутствии образ-
цов для тарировки и наличии по выпиливанию кернов. В этом
случае для оценки результатов прозвучивания используют тари-
ровочные кривые для бетона родственного состава.
Обследование грунтов оснбваний производится в тех же
шурфах, которые служат для обследования фундаментов. Число
шурфов зависит от целей обследования зданий или сооружений.
343
Ориентировочно их назначают в соответствии со следующими
рекомендациями (табл. 11.2).
Таблица 11.2. Число шурфов для обследования зданий
Цель обследования	Число шурфов
Реконструкция или капитальный ремонт без увеличения нагрузок Устранение проникновения воды в под- вал или сырости стен в подвале и первом этаже Углубление подвала	2...3 в здании По одному в каждом обводненном или сыром отсеке По одному у каждой стены
Одновременно шурфы закладывают в наиболее нагруженной
части здания и в каждой секции, в местах установки дополни-
тельных промежуточных опор. Обязательна закладка шурфов
в местах деформации стен и подвалов. В отдельных случаях
назначают дополнительные шурфы для определения границ рас-
пространения слабых грунтов оснований или фундаментов, на-
ходящихся в неудовлетворительном состоянии.
Шурфы отрывают ниже дна котлована на 0,5 м, с увеличе-
нием глубины котлована площадь шурфов в плане увеличивает-
ся. Кроме шурфов для инженерно-геологической оценки грунтов
основания назначаются разведочные скважины, число которых
определяется по табл. 11.3.
Таблица 11.3. Число скважин для обследования зданий
Количество секций в здании	Число скважин
1...2	4
3...4	6
Более 4	8
Указанное количество скважин должно быть уменьшено при
наличии материалов ранних изысканий и для участков с простым
геологическим строением. Глубина выработки:
h = h\ + Лак + с,	(11-1)
где h\ — глубина заложения подошвы фундамента, м; hак глу-
бина активной зоны основания, м; с — постоянная величина,
принимаемая равной 2 м для зданий до трех этажей и 3 м —
свыше трех этажей.
При детальном обследовании оснований в шурфах слои грун-
та описывают в соответствии с ГОСТ 25.100—82, особое внима-
ние обращают на слои грунта непосредственно под подошвой
фундамента.
344
В лабораторных и полевых условиях в соответствии с дей-
ствующими ГОСТами определяют все физико-механические свой-
ства грунтов. Для структурно-неустойчивых грунтов (просадоч-
ных, вечномерзлых, илистых и др.) дополнительно определяют
механические характеристики в соответствии со спецификой
этих грунтов.
Неразрушающие и экспресс-методы оценки состояния грун-
тов основаны на получении зависимости между скоростью про-
хождения через грунт фронта сложного акустического импульса
и числовым значением прочностных и деформационных характе-
ристик.
С помощью электронно-акустического импульсного метода
можно вычислить модуль общей деформации грунта Е, прочность
грунта при одноосном сжатии /?с. Применение радиометричес-
ких методов позволяет определить плотность и влажность
грунтов.
11.3.	Основные методы усиления оснований
и фундаментов
Методы усиления грунтов основания сводятся в основном
к повышению их несущей способности путем искусственного
упрочнения. Для этого на практике применяются способы сили-
катизации и электросиликатизации, термический обжиг, устрой-
ство песчаных подушек под новые фундаменты (см. гл. 10).
Для выполнения работ по силикатизации грунтов под подош-
ву фундаментов погружают инъекторы из стальных труб диа-
метром 19...38 мм, через которые производят нагнетание раст-
вода под давлением 0,3...0,6 МПа.
Для ленточных фундаментов инъекторы помещают с обеих
сторон с поверхности земли, из подвалов или специальных тран-
шей. Если ширина фундамента имеет значительные размеры,
то закрепления грунтов основания производят наклонными
инъекторами (рис. 11.5).
Силикатизация основания существующих фундаментов пред-
назначена для повышения несущей способности мелких и пыле-
ватых песков, плывунов, лессовидных и насыпных грунтов.
Способ электросиликатизации заключается в том, что в зак-
репляемый грунт пропускается постоянный электрический ток.
Это ускоряет и облегчает проникновение растворов в грунт,
увеличивает объем нагнетаемых растворов на 20 % по сравнению
с обычной силикатизацией и в конечном итоге повышается сте-
пень закрепления грунтов. Этот способ трудоемок, поэтому при-
меняется редко.
Термический способ используют чаще всего для закрепления
лессовых просадочных грунтов. По этому способу в грунт через
жароупорные трубы нагнетается воздух, нагретый до температу-
ры 600...800 °C При температуре воздуха 300 °C, лессовый грунт
345
Рис. 11.5. Схема силикатиза-
ции основания под ленточны-
ми фундаментами:
1 -- инъектор, 2 — фундамент,
3 — укрепленная зона
теряет просадочные свойства, при t —
= 700...800 °C приобретает высокие
прочностные свойства (рис. 11.6).
Средний диаметр закрепленного
массива грунта вокруг скважины со-
ставляет 1,0...2,5 м. Прочность на сжа-
тие образцов термически закрепленного
грунта составляет 1,5...2,0 МПа.
Основными методами усиления фун-
даментов зданий и сооружений явля-
ются цементация, устройство бетон-
ных и железобетонных обойм, укрепле-
ние фундаментов с расширением подо-
швы, усиление буроинъекционными
сваями и призматическими сваями.
Цементизация фундаментов выпол-
няется при недостаточной прочности
кладки. Для этого в теле фундамента
шлямбуром или перфоратором пробивают отверстия диаметром
25 мм и закладывают металлические трубки, через которые нагне-
тают цементный раствор состава
нием 0,3...0,5 МПа.
Укрепление фундамента бе-
тонным и железобетонными
обоймами применяется в том
случае, когда цементизацию
произвести невозможно.
Минимальная ширина бетон-
ной обоймы должна составлять
15 см, чаще всего ее принимают
равной 20..30 см. Железобетон-
ная обойма применяется при
неудовлетворительном состоя-
нии фундаментов или стен на
отдельных участках (рис. 11.7).
Такие обоймы могут быть одно-
сторонними и двусторонними.
Минимальная толщина обоймы
10 см, крепление их между со-
бой производят анкерами диа-
метром 20 мм.
Укрепление фундамента с
расширением подошвы осу-
ществляют с помощью как
односторонних, так и двусто-
ронних банкет (рис. 11.8). Из
условия производства работ ми-
нимальная ширина банкета в
нижнем обрезе должна состав-
1:1 (цемент — вода) под давле-
f
Рис. 11.6. Схема термического укреп-
ления грунтов:
/ — кирпичная труба, 2 --- бетонный фунда-
мент, 3 — скважина для обжига, 4 — зона
термически укрепленного грунта, 5 — кювет для
отвода дождевых вод, 6' — водозащитная обва-
ловка, 7 навес
346
Рис. 11.7. Железобетонная обойма:
а — односторонняя железобетонная обойма стены подвала, б — фасад степы, в — двусторонняя обой-
ма фундамента, 1 — существующая стена или фундамент, 2 — обойма, 3 — арматурный каркас, 4 —
анкер, 5 — стойка каркаса
лять 30 см, в верхнем — 20 см. Высота железобетонного банкета
на концах консолей должна быть 20...25 см. Для опирания разгру-
жающих балок применяют швеллеры или двутавры № 16—18.
Разгружающие балки рассчитывают, исходя из действующих
нагрузок, и выполняют из металлического проката или железо-
бетона. Армирование гибких железобетонных обойм производят
по расчету, для бетонирования применяют литой бетон классов
В25...В30.
При расширении подошвы фундаментов отдельно Стоящих
опор одновременно устраивают обойму со всех сторон колонны
(рис. 11.8). Для расширения подошвы фундаментов следует при-
менять металлические разгружающие консоли. Работы по расши-
рению отдельно стоящих опор выполняют поочередно со всех
сторон. Следует обращать особое внимание на качество и тща-
тельность уплотнения грунта под подошвой банкета и бетона в
штрабе после установки разгружающей консоли.
Усиление оснований и фундаментов можно выполнить с по-
мощью буроинъекционных свай. Один из вариантов такого уси-
ления, примененный Гидроспецстроем при реконструкции основа-
ний и фундаментов Государственной Третьяковской галереи, при-
веден на рис. 11.10. Особенность этого способа усиления состо-
ит в том, что буроинъекционные сваи несут полную вертикальную
нагрузку от стен и фундаментов как в эксплуатационный, так
и в строительный период, когда после разработки котлована
вскрываются фундаменты и стены и на противоположной сто-
роне возникают активные силы давления грунта.
Для усиления основания стен здания без вскрытия фунда-
мента буроинъекционные сваи выполнялись диаметром 150 мм,
347
Рис. 11.8. Усиление существующих ленточных фундаментов монолитными банке-
тами:
а — одностороннее расширение бетонным приливом, б, в — двустороннее расширение, г — то же, с уси-
лением основания цементно-песчаными сваями, О — расширение жесткими железобетонными банке-
тами, е — расширение гибкими железобетонными банкетами, / — подкос, 2 — разгружающие балки,
3 — щебеночная подготовка, 4 — анкеры, 5 — опоры балок, 6 — штыри-связи через 25 см по высоте,
7 — цементно-песчаные сваи, 8 — зачеканка цементным раствором
Tun I
Рис. 11.9. Усиление фундаментов отдельно стоящих опор:
/ — стойка каркаса, 2 — существующий фундамент, 3 — бетонный банкет, 4 — разгружающие
балки, 5 — арматурный каркас, 6 — щебеночная подготовка
Рис. 11.10. Схема усиления основа-
ния и фундаментов буроинъекцион-
ными сваями:
/ — усиливаемый фундамент, 2 — ростверк,
3 — вертикальные сваи подпорной стенки,
4 — откос котлована, 5 —• дно котлована
вновь строящегося заглубленного помеще-
ния, 6 — наклонные сваи козловой схемы
длиной до 13 м и устанавливались
в шахматном порядке под углом
друг к другу (козловая схема)
с шагом 1,0...1,2 м.
Усиление оснований и вывеши-
вание стен фундаментов, которые
вскрывались котлованами заглуб-
ленных помещений, производи-
лось наклонными и вертикальными
буроинъекционными сваями. На-
клонные сваи размещались с обеих
сторон вывешиваемых стен на рас-
стоянии 1,0...1,5 м друг от друга,
вертикальные — на бровке котло-
вана с шагом 0,4...0,8 м, образуя
подпорную стенку.
В целях передачи давления на
большую площадь подошву фун-
даментов уширяют (рис. 11.11).
Если при уширении фундаментов
не производят предварительного
обжатия грунтов основания, то
они включаются в работу только
при увеличении нагрузки, при этом
возникают дополнительные осад-
ки. В этом случае уширенная
часть фундамента воспринимает
только часть увеличивающейся
нагрузки (рис. 11.11, а), так как
ее значительная часть восприни-
мается существующим фундамен-
том.
Более предпочтительной является схема уширения фунда-
мента, предусматривающая предварительное обжатие грунта
(рис. 11.11, б) с помощью домкратов. При такой схеме грунт
под уширенной частью фундамента сразу вступает в работу и
дополнительных осадок не возникает.
Подводку новых фундаментов производят при разработке
грунта ниже подошвы существующих фундаментов, а также для
прекращения недопустимых деформаций зданий и сооружений.
В настоящее время зачастую усиление фундаментов произ-
водят путем пересадки их на сваи. Для этого вдавливают звенья
железобетонных или металлических свай в грунт с помощью
домкратов и таким образом передают нагрузку от здания на
свайный фундамент (рис. 11.12).
Свайные фундаменты усиливаются в случае их недостаточной
несущей способности путем задавливания свай с опиранием их
на плотные грунты или наращиванием существующих свай
дополнительными секциями.
350
Рис. 11.11. Схемы уширения подошвы фундамента
с эпюрами давления в плоскости подошвы (по Б. И. Дал-
матову):
а — без обжатия грунта основания (верхняя эпюра — до усиления,
нижняя — после усиления и загрузки фундаментов), б—с обжатием
грунта основания (верхняя эпюра -— после обжатия, нижняя — -после
усиления и загрузки фундамента), 1 — существующий фундамент,
2 — конструкция уширения, 3 — арматура, 4 — домкрат
Чаще всего усиление свайных фундаментов производится пу-
тем погружения дополнительных свай вне контура фундамента
(выносные сваи) с передачей на них нагрузки от реконструируе-
мых фундаментов. С помощью упорных горизонтальных балок,
пробиваемых через стену или ростверк здания, передается
нагрузка на сваи. В единый фундамент объединяются усиливае-
мый ростверк, горизонтальные (поперечные, продольные) балки,
передающие нагрузку на выносные сваи (рис. 11.13, а). Такая
схема усиления наиболее эффективна для ленточных свайных
фундаментов. Как вариант возможна передача нагрузки на сваи
с помощью нового ростверка (рис. 11.13, б). В этом случае для
связи дополнительного ростверка с усиливаемым заделываются
штыри из арматуры.
Можно оголять арматуру усиливаемого ростверка и привари-
вать к ней арматуру нового ростверка.
Усиление фундамента под машины связано с образованием
в них трещин, в результате чего установленные на фундаменте
машины получают различные деформации и выходят из строя.
На практике применяются следующие способы усиления таких
фундаментов.
Устройство железобетонных обойм — охватывает полностью
фундамент или его часть — является наиболее результативным
способом усиления. В качестве примера рассмотрим схему усиле-
ния обоймами нижней плиты и стоек железобетонного фунда-
мента вертикального компрессора, вертикальная неуравновешен-
ная сила которого составляет 65 кН, частота вращения
300 мин-1 (рис. 11.14).
Армирование обойм выполнялось стержнями класса А-П
с шагом 250 мм, нижняя обойма армировалась стержнями
351
Рис. 11.12. Пересадка
фундамента на сваи:
1 — фундамент, 2 — упор-
ная плита, 3 — домкрат.
4 — свая
диаметром 20 мм по контуру и поперечными
хомутами диаметром 10 мм. Верхняя обойма
высотой 4,6 м армировалась вертикальными
стержнями и замкнутыми двойными хому-
тами диаметром 16 мм, узлы обоймы арми-
ровались по типу рамных узлов.
С поверхности существующего фунда-
мента пропитанный маслом бетон удалялся,
бетонирование обойм выполнялось бетоном
класса В25.
На рис. 11.15 приведен вариант усиления
железобетонной обоймой фундамента под
две конусные дробилки. Горизонтальные си-
лы верхней дробилки составляют 35 кН, ниж-
ней — 81 кН, частоты собственных колеба-
ний равны соответственно 252 и 254 об/мин.
В процессе эксплуатации дробилок на фундаменте образовалось
шесть рядов горизонтальных трещин по швам бетонирования.
Усиление фундамента проводилось сначала инъекцированием
цементного раствора, а затем устройством железобетонных
обойм. С этой целью в стенах фундамента было пробурено
460 скважин диаметром 24,2 мм на глубину 500 мм, в которые
через трубки проводилось нагнетание цементным раствором.
Объем инъецируемого раствора составил 1200 л. Железобетон-
Рис. 11.13. Усиление свайных фундаментов с помощью вынос-
ных свай:
1 — сваи усиливаемого фундамента, 2 — дополнительная свая, 3 — новый
ростверк, 4 — продольная балка, 5 — поперечная балка, 6 — отверстие для
горизонтальной балкн, 7 — ростверк усиливаемого фундамента, 8 —- плотный
грунт, 9 — штыри для связи
352
ная обойма крепилась к
фундаменту путем при-
варки арматуры к инъек-
ционным трубкам. В мес-
тах с низкой прочностью
бетон отбивался, и к ого-
ленным стержням прива-
ривалась арматура обой-
мы.
После выполнения всех
работ по усилению фунда-
мент был сдан в эксплуа-
тацию. Инструментальное
обследование, которое
проводилось через год пос-
ле реконструкции фунда-
мента, показало его удов-
летворительную работу.
Рис. 11.14. Усиление железобетонной обоймой
фундамента вертикального компрессора:
а — нижней плиты, б — стены подземной части, 1 —
нижняя плита, 2 — обойма, 3 — стенка, 4 — трещины
11.4. Методы подводки новых фундаментов
При реконструкции и надстройке существующих зданий и
сооружений зачастую возникает необходимость подвести под сте-
ны новые фундаменты и передать на них нагрузку.
Рассмотрим несколько вариантов подводки новых фунда-
ментов. Один из них — пересадка существующего здания или со-
Рис. 11.15. Усиление железобе-
тонной обоймой фундамента под
две конусные дробилки:
/ — фундамент, 2 — обойма, 3 и 4 —
нижняя и верхняя дробилки
оружения на набивные сваи. С этой
целью с двух сторон деформирован-
ной стены отрывают траншеи глуби-
ной на 0,5 м ниже глубины сущест-
вующего фундамента, шириной 1,2...
...1,5 м и закрепляют стенки (рис.
11.16). В теле фундамента проби-
вают горизонтальную штрабу, в ко-
торую заводят обвязочные балки
с последующей стяжкой их болтами
и заделкой бетоном. После твердения
бетона под обвязочными балками
пробивают сквозные отверстия в
фундаменте и устанавливают попе-
речные несущие балки. Их опирают
на обвязку поверху набивных свай,
предварительно забитых по обеим
сторонам фундамента. После этого
производится обжатие свай расчет-
ной нагрузкой, превышающей на-
грузку от здания. Обжатие позво-
ляет в значительной степени умень-
353
23—1040
Рис. 11.16. Пересадка сущест-
вующего фундамента на набив-
ные сваи:
/ — обвязочные балки, 2 — поперечная
балка, 3 — обвязка наверху свай, 4 —
набивные сваи, 5 — существующий фун-
дамент, 6 — кирпичная стена
шить возможные осадки свайного
фундамента при передаче нагрузки
от здания или сооружения и выпол-
няется гидравлическими домкрата-
ми с упором в поперечные балки.
Другой вариант передачи нагру-
зок на набивные сваи приведен на
рис. 11.17, а. В этом случае устраи-
вается распределительная балка по
всей длине реконструируемого фун-
дамента, а нагрузка на набивные
сваи передается с помощью разгру-
зочных балок. Работы выполняются
участками длиной 1,5...2 м и в опреде-
ленной последовательности, указан-
ной в проекте. При этом обязатель-
ным является предварительное обжа-
тие свай. В качестве выносных опор
иногда используют сваи-оболочки и
бетонные банкеты (рис. 11.17, б и в).
Расчетом определяют количество
набивных свай и площадь банкета.
Нагрузка от здания на выносные
опоры передается с помощью железобетонных или металлических
балок. Распределительные балки устанавливают для равномер-
ной передачи нагрузки на балки-консоли, которые рассчитывают
на смятие над распределительными балками и по шагу между
балками-консолями.
Рис. 11.17. Передача нагрузок на выносные опоры:
/ — существующий фундамент, 2 — распределительная балка, 3 — разгрузочная балка,
4 — набивные сваи, 5 — сваи-оболочки, 6 — бетонные банкеты
354
При слабых грунтах
основания и больших ве-
личинах дополнительных
нагрузок устраивается
сплошная монолитная же-
лезобетонная плита (рис.
11.18). Заделка плиты в
существующие стены со-
ставляет 35...40 см. Мини-
мальная толщина плиты
принимается 25, а разме-
ры ребер 30...40 см, глу-
бина расположения пли-
ты — на высоте 70...80 см
от подошвы фундаментов.
Под плиту укладывают
щебеночное основание
толщиной 15...20 см с тща-
тельной протрамбовкой
слоями по 10 см.
На устройство фунда-
ментной плиты разраба-
тывается специальный
проект организации работ,
в котором определяется
последовательность раз-
работки штраб, пробивка
отверстий, монтаж арма-
турных сеток и бетониро-
вания. Особенно следует
обратить внимание на
тщательность заполнения
бетоном штраб и гнезд
в существующем фунда-
менте.
Рис. 11.18. Фундаментная плита:
/ — балки фундаментной плиты, 2 — прогон, 3 — плита,
4 — существующий фундамент
В случае подводки лен-
точных, фундаментов вывешивание стен производят с помощью
подкосных креплений, которые устраивают с двух сторон (рис.
11.19, а) или с одной стороны (рис. 11.19,6) фундамента с раз-
грузочной горизонтальной балкой. Для упора верхних концов под-
косов устраивают гнезда в стене с усилением прокладки обрезок
балок Z-образного профиля. Нижние концы подкосов упираются
в подушки, устраиваемые в виде перекрестных деревянных
брусьев.
Нагрузку от перекрытий многоэтажных зданий на усиляемые
ленточные фундаменты целесообразно передать на временные
вертикальные опоры (см. рис. 11.18, б), устраиваемые снизу
вверх. Для увеличения устойчивости конструкций между стойка-
ми устанавливают подкосы.
23*
355
Рис. 11.19. Схемы вывешивания стен при замене фундаментов:
1 — стена, 2 — подкос, 3 — клинья, 4 — подкладка из брусьев, 5 — шурф (траншея), 6 — то же,
со стяжной муфтой, 7 — балка, 8 — горизонтальный брус, 9 — перекрытие, 10 — стойка
Для усиления столбчатого фундамента нагрузку нижней час-
ти колонны можно произвести с помощью раскосной системы
(рис. 11.20). На колонне закрепляют металлическую обойму, к
которой приваривают предварительно раскос. Около существую-
щего фундамента устанавливают железобетонные элементы уси-
ления. Предварительно раскосы включаются в работу после сня-
тия предварительного напряжения и передают расчетную нагруз-
ку с колонн на сборные железобетонные балки.
Для снятия нагрузки с колонн могут применяться временные
опоры в виде свай, особенно при больших нагрузках, слабых
грунтах и стесненных условиях производства строительных
работ (рис. 11.21).
Вокруг каждого фундамента погружают металлические труб-
чатые сваи и устраивают временный металлический ростверк.
К колонне приваривают жесткие ребра, с помощью которых
передается нагрузка от колонны на ростверк. Колонну вывеши-
вают двумя домкратами ДГ-100 на величину ожидаемых оса-
док (20...30 мм) от свайного ростверка и нового фундамента.
Между ростверком и жесткими ребрами колонны устанавливают
металлические подкладки.
Металлические трубчатые сваи в процессе разработки грун-
та объединяют в пространственную систему с помощью раско-
сов, при этом колонны вывешиваются одновременно четырьмя
домкратами. Одну колонну вывешивают на восьми сваях из
труб диаметром 426 мм, длиной 13,5 м, свариваемых по длине из
отдельных труб.
Постепенное загружение вновь возведенного фундамента про-
изводят путем подрезания жестких ребер колонны и разборки
временных укреплений. На уровне подошвы нового фундамента
трубчатые сваи срезают и используют вторично. Фундаменты
заменяют одновременно по всей длине одного ряда колонн.
356
Рис. 11.20. Раскосная система для раз-
грузки фундамента и нижней части ко-
лонны:
а — общий вид, б — устройство для предваритель-
ного сжатия подкоса, / — фундамент, 2 — элементы
усиления, 3—колонна, 4—металлическая обойма,
5 — предварительно сжатый раскос, 6 — поперечный
элемент, 7 — упоры, 8 — металлические тяжи
Рис. 11.21. Схема вывешивания ко-
лонн на сваях:
/ — сваи, 2 — новый фундамент, 3 — заме-
няемый фундамент, 4 — домкраты, 5 — ко-
лонна, 6 — ребра жесткости, 7 — балки, 8 —
распределительная балка
Одним из способов эффективного вывешивания фундаментов
и вообще восстановления зданий, находящихся в аварийном
состоянии, является применение подкосов с затяжкой (рис. 11.22).
Для этого специально изготовляется кондуктор из двух подкосов
и затяжки. Колонну в ее верхней части и консоль охватывает
верхний узел кондуктора в виде металлической обоймы. Нижние
узлы кондуктора опираются на временные фундаменты. Колонны
поднимаются четырьмя гидравлическими домкратами ступенями
по 20...50 мм с остановками, во время которых осматривается
состояние конструкций. Подъем колонны контролируется с по-
мощью нивелира. После вывешивания фундамента ведутся ра-
боты по устройству нового или усилению существующего фун-
дамента.
11.5. Особенности проектирования оснований
при усилении и реконструкции фундаментов
Общие принципы расчета оснований при усилении и рекон-
струкции фундаментов остаются прежними и изложены в гл. 1.
Длительное воздействие нагрузок при эксплуатации зданий
и сооружений приводит к следующим изменениям грунтов осно-
ваний:
1) коэффициент пористости уменьшается, что обусловливает
повышение прочности грунтов оснований и уменьшение их сжи-
маемости;
2) в пределах площади застройки повышается влажность,
357
Рис. 11.22. Кондуктор подкосной системы с затяжкой:
/ — обойма, 2 — подкос, 3 — нижний узел, 4 — направляющая
рама, 5 — затяжка, 6 — тяга. 7 — опорная плита под домкраты,
8 — домкрат
в результате чего возможно уменьшение несущей способности
грунтов, особенно для глинистых.
Проведенные исследования свидетельствуют о том, что ос-
новную роль в изменении механических свойств грунтов играет
их уплотнение.
По данным обследования оснований при нагрузках 0,22...
0,25 МПа удельное сцепление интенсивно увеличивается в зоне
глубиной 0,3...0,5 b (Ь — ширина подошвы фундамента). Что
касается угла внутреннего трения, то его величина практически
не зависит от ранее действующего давления на грунты основа-
ния. Поэтому для глинистых грунтов расчетное сопротивление
увеличивается в основном за счет уплотнения и возрастания
удельного сцепления, для песчаных грунтов — за счет уплотне-
ния. По данным обследования ряда объектов изменение расчет-
ного сопротивления глинистых грунтов составляет от 0 до 56 %,
у песчаных — от 0 до 44 %.
При длительных нагрузках на основании эксплуатируемых
зданий уменьшается сжимаемость грунтов, В табл. 11.4 приведе-
ны данные проф. П. А. Коновалова — отношения модулей де-
формации грунтов, уплотненных в процессе эксплуатации, Еупл,
к неуплотнекчым £np при различных давлениях под подошвой
штампов [17].
358
Таблица 11.4. Отношения модулей общей деформации грунта при
различных давлениях уплотнения
Песок	Значения £упл/Епр при давлении, МПа					
	0,1	0,2	0,3	0,4	0,5	о,6
Мелкий	—	2,7	3,8	3,9	3,9	4,2
Средней крупности	—	2,2	2,1	1,9	1,7	1,6
Модуль общей деформации возрастает за счет уплотнения
грунта под действием нагрузки и вибрации от технологического
оборудования. В то же время установлено, что модуль деформа-
ции возрастает в большей степени, чем уменьшается пористость.
Поэтому увеличению модуля деформации способствуют и физи-
ко-механические процессы, протекающие в грунте. По табл. 11.4
видно, что рост модуля деформации в мелких песках больше,
чем в песках средней крупности.
Расчетное сопротивление грунтов основания определяется
по СНиП 2.02.01—83 для различных участков фундаментов.
Среднее расчетное сопротивление грунтов основания рассчиты-
вают по формуле
п	п
= s RA/2 А,	(11.2)
I = 1 е = 1
где Ri — расчетное сопротивление грунтов различных участков
фундаментов; Л, — площадь фундаметов; А — суммарная пло-
щадь фундаментов.
Расчетное сопротивление грунтов основания определяют с
учетом уплотнения в период эксплуатации зданий и сооружений.
Допустимую новую величину расчетного сопротивления грунтов
основания R' можно определить по формуле
R' = Rtnk,
(И-3)
где R— расчетное сопротивление грунта по СНиП 2.02.01—83
без учета уплотнения грунта; т — коэффициент учета изменений
физико-механических свойств грунтов в период эксплуатации
здания или сооружения; k — коэффициент, зависящий от отно-
шения расчетной осадки при расчетном давлении под подошвой
фундамента к предельно допустимой осадке su.
Коэффициент т определяется отношением фактического дав-
ления до настройки ро к расчетному сопротивлению грунта R.
При po/R более 80 % величина т = 1,3, при 80...70 % т = 1,15,
менее 70 % т = 1,0.
Коэффициент k принимается:
Пески	крупные и средней	крупности....................... 1,4
»	мелкие............................................. 1,2
»	пылеватые.......................................... 1,1
»	пылевато-глинистые	грунты при	  1,2
»	//,^0,5 (при сроке эксплуатации более 15 лет) . . .	1,1
359
Приведенные значения т действительны при s/su=0,2; при
s/su = 0,7 величина k = 1. Промежуточные значения k принима-
ются по интерполяции.
Для лессовых просадочных грунтов новое расчетное сопротив-
ление грунта определяют по формуле
R' = Rm,
(И.4)
где т — коэффициент, принимаемый по табл. 11.5.
Таблица 11.5. Значения коэффициента т для лессовидных суглинков
Влажность, о/ /О	R, МПа	Коэффициент т при сроке эксплуатации, годы		
		До 5	5 . 15	25
5...10	0,3...0,25	1	1	1
10...15	0,25...0,2	1	1	1,1...1,2
15...20	0,15...0,1	1	1,2...1,25	1,3...1,4
Примечания: 1. Максимальные значения т относятся к меньшим значе-
ниям R. 2. Значения т не интерполируются по времени и расчетному сопротив-
лению грунта.
Деформации оснований зданий и сооружений и их стабили-
зация зависят от вида и состояния грунтов, интенсивности роста
нагрузок на грунты основания. В период строительства практиче-
ски заканчивается осадка оснований из песчаных и глинистых
грунтов твердой консистенции. Стабилизация осадок оснований
из глинистых грунтов с показателем текучести /L>0 протекает
длительное время. Допускается принимать величину осадки за
период строительства на этих грунтах в размере 50 % от полной
осадки.
Основная доля неравномерности осадок падает на период
строительства, при этом максимальная величина неравномерно-
сти осадок зависит от средней осадки. С ростом ее увеличивается
разность осадок и стремится к своей определенной величине,
зависящей от жесткости здания.
По данным проф. П. А. Коновалова, замеренные осадки зда-
ний и сооружений составляют 25...30 % расчетных и только в
отдельных случаях достигают 70...80 %. Только здания и соору-
жения, возведенные на слабых грунтах, по расчетным осадкам
оказываются близки к предельно допустимым.
Проведенные наблюдения показывают, что для надстраивае-
мых зданий возможность повышения нагрузок определяется не
столько величиной средней осадки, сколько ее неравномерностью,
увеличивающейся, как правило, при надстройке. Поэтому при
расчете деформации оснований фундаментов надстраиваемых
зданий и сооружений особое внимание следует уделять расчету
неравномерности осадок.
Что касается метода расчета деформаций, то он определяется
360
по СНиП 2.02.01—83 с учетом роста давлений в условиях ре-
конструкции зданий и сооружений.
Следует иметь в виду, что на состояние конструкций зданий
и сооружений значительное влияние оказывает изменение усло-
вий работы оснований и фундаментов.
Особенно это проявляется при углублении или устройстве
новых подвалов в существующих зданиях, планировке участков
вблизи зданий со срезкой грунта, устройстве подпольных кана-
лов. Иногда возникают дополнительные деформации в связи со
снятием боковой нагрузки при устройстве подвалов, обуслов-
ленных выпором грунта из-под подошвы фундаментов. Во всех
случаях резерв несущей способности определяется СНиП
2.02.01—83 и уточняется соответствующими расчетами.
12
Проектирование
подземных сооружений,
устраиваемых способом
„стена в грунте"
12.1.	Общие сведения
Сущность способа «стена в грунте» заключается в устройстве
стен из монолитного или сборного железобетона или противо-
фильтрационного материала в узких и глубоких траншеях. В про-
цессе разработки грунта устойчивость стен траншей обеспечи-
вается за счет заполнения траншеи глинистыми растворами
(суспензиями), обладающими тиксотропными свойствами. После
разработки траншеи заданных размеров глинистый раствор
замещается различного рода материалами, которые образуют в
грунте несущие или ненесущие (в зависимости от назначения
сооружения) конструкции.
Способ «стена в грунте» рекомендуется применять в различ-
ных областях строительства:
промышленном — при возведении глубоких опор большой
несущей способности, подземных технологических галерей, бун-
керных ям, дробильных цехов горно-обогатительных предприя-
тий;
гражданском — при строительстве подземных этажей высот-
ных зданий, гаражей, складов;
транспортном — при прокладке тоннелей и пешеходных пере-
ходов, возведении опор большепролетных мостов, объектов мет-
рополитена мелкого заложения;
коммунальном — при возведении глубоких камер и колодцев
сточных вод, водозаборов, канализационных коллекторов;
гидротехническом — для устройства водозаборов и насосных
станций, противофильтрационных завес плотин и дамб, шлюзов,
крепления берегов рек и водоемов.
К основным достоинствам способа «стена в грунте» следует
отнести:
возможность устройства подземных сооружений вблизи суще-
ствующих зданий и сооружений без нарушения их устойчивости
и создания дополнительных динамических нагрузок, что особенно
важно при проведении реконструкции объектов;
362
Рис. 12Л. Виды траншейных и свайных стен:
а — из соединяющихся траншей, б — из непрерывных траншей с секционным
заполнением, в — из соприкасающихся свай, г — из пересекающихся свай,
д — устраиваемые в траншеях из пересекающихся скважин, /, 2—последо-
вательность операций, а? — ограничитель
исключение необходимости крепления стенок котлованов
шпунтом, отказ от дорогостоящих способов водопонижения и
замораживания при высоком уровне грунтовых вод;
сокращение трудоемкости возведения фундаментов ограж-
дающих конструкций и противофильтрационных завес за счет
высокой степени механизации производства работ.
Применение способа «стена в грунте» не допускается на
площадках с геологически неустойчивыми условиями (карст,
оползни и т. и), в крупнообломочных грунтах с незаполненными
пустотами между зернами грунта, в грунтах текучей консис-
тенции.
Подземные стены подразделяют на траншейные и свайные из
соприкасающихся и пересекающихся свай (рис. 12.1). Траншей-
ные стены могут сооружаться непрерывными или секциями.
Траншейные и свайные стены классифицируются: по назначе-
нию — несущие и противофильтрационные; по материалу — же-
лезобетонные, бетонные, грунтоцементные, глинистые, комбиниро-
ванные; по способу изготовления — монолитные, сборные, сбор-
но-монолитные.
363
Для монолитных стен применяют тяжелый бетон класса не
ниже В15, для сборных конструкций — не ниже В22,5. В обвод-
ненных грунтах используют бетон марки по водопроницаемости
не ниже W2, по морозостойкости не ниже F50.
Рабочая арматура каркасов выполняется из стержней перио-
дического профиля (класс стали А-П или А-Ш) диаметром от
10 до 30 мм, распределительная гладкая арматура из стали
класса А-I сечением от 8 до 20 мм.
Толщина защитного слоя бетона принимается не меньше
50 мм.
12.2.	Конструктивные решения и технология
работ
Сооружения, возводимые способом «стена в грунте», могут
иметь в плане любую форму, определяемую их технологическим
назначением.
Параллельные стены (обычно прямолинейные) применяются
при возведении транспортных тоннелей, подземных гаражей,
подвальных этажей высотных зданий. Насосные станции раз-
личного назначения, резервуары, как правило, проектируются
круглого очертания в плане.
Устойчивость стен подземного сооружения обеспечивается
заделкой их нижней части в грунтах, а также применением рас-
порных конструкций, железобетонных поясов и анкеров. При
расстоянии между параллельными стенами подземных сооруже-
ний до 15 м устойчивость стен обеспечивается, как правило,
применением распорных конструкций, при больших расстояниях
целесообразно предусматривать соответствующие анкеры.
Конструктивные схемы сооружений с параллельными стенами
приведены на рис. 12.2, устойчивость круглых в плане сооруже-
ний обеспечивается одноярусным или многоярусным креплением
в верхней части в виде железобетонных поясов (рис. 12.3).
Глубина заложения (высота) стен в грунте назначается
исходя из гидрогеологических условий строительной площадки,
принятой конструкции стен, технологии производства работ по
их возведению с учетом технико-экономического сравнения
возможных вариантов. При расположении подземного сооруже-
ния в водонасыщенных грунтах и близком залегании водоупор-
ного слоя грунта рекомендуется заглублять низ стены в водо-
упорные грунты, принимая величину заделки в скальных грунтах,
плотных глинах, мергеле — 0,5...1,0 м; в суглинках пластич-
ных — 1,0... 1,5 м.
В зависимости от назначения и конфигурации траншейных
стен их секции, как правило, должны иметь прямоугольное
поперечное сечение толщиной от 25 до 120 см. При назначении
толщины стен необходимо учитывать ширину рабочего органа
оборудования, применяемого для устройства траншеи.
364
Рис. 12.2. Конструктивные схемы сооружений с параллельными стенами:
а — консольная стена, б — стены с креплением распорками; в — стены с креплением анкерами. 1 -
стена, 2 — распорка, 3— анкер, Н — глубина заложения стеньг
Днище подземных сооружений, выполняемых способом «стена
в грунте», как правило, проектируют в монолитном исполнении с
предварительным выравниванием дна котлована и устройством
дренажного слоя.
Траншейные и свайные подземные стены независимо от их
конструктивного решения сооружаются поточным методом.
Длина захватки при устройстве траншейных монолитных стен
принимается от 3 до 6 м, при устройстве сборных стен определя-
ется шириной сборных панелей (150...350 см).
При расположении траншей вблизи существующих зданий
или сооружений длину захватки необходимо назначать с учетом
следующих ограничений:
при В/Н<2	1>В/2,	(12.1)
при В/Н^2	/>/7tg(450-cpi/2),	(12.2)
где В — длина захватки, т. е. длина одновременно бетонируемого
участка монолитной стены или одновременно монтируемого
участка сборной стены; Н — глубина траншеи; I — расстояние от
траншеи до существующего здания или сооружения; cpj — рас-
четное значение угла внутреннего трения грунта, при разнород-
Рис. 12.3. Сооружение с распорными железобетон-
ными поясами:
1 — стена, 2 — железобетонный пояс, 3 — днище сооружения
365
ных напластованиях грунта принимается средневзвешенное по
глубине Н значение ф[.
При сооружении траншейных стен на каждой захватке вы-
полняются следующие основные строительные работы:
изготовление направляющих стенок (форшахты) для отрывки
траншей по контуру сооружения;
приготовление и регенерация глинистой суспензии с после-
дующим контролем ее качества;
отрывка между направляющими стенками рабочей траншеи
под защитой глинистой суспензии;
выполнение монолитных или сборных стен.
Форшахта (рис. 12.4) предназначена для укрепления устья
траншеи от обрушения в процессе разработки грунта и служит
для направления движения грунторазрабатывающих механизмов.
Форшахта изготовляется из сборного или монолитного бетона и
железобетона, толщина стенок от 15 до 30 см. Глубина пионер-
ной траншеи Н$ принимается от 80 до 150 см в зависимости от
прочности грунта в поверхностном слое.
Свайные подземные стены проектируют в случаях, когда
затруднено или невозможно использование грейферного или
бурофрезерного оборудования для устройства траншей, а также
не обеспечивается устойчивость стенок траншей: наличие в осно-
вании горизонтов напорных вод, а также насыпных толщ и грун-
товых слоев, включающих обломки твердых пород.
При устройстве свайных стен из пересекающихся свай вы-
полняются следующие работы: изготовление направляющих
стенок для бурения скважин по контуру сооружения; приготов-
ление при необходимости и контроль качества глинистой сус-
Рис. 12.4. Конструктивные решения форшахты:
а, б — при уплотненном поверхностном слое: в — при наличии в по-
верхностном слое рыхлого или насыпного грунта, а также в случае
нагрузки от оборудования; г — при высоком стоянии грунтовых вод;
/—форшахта; 2 — ось пионерной траншеи; 3— насыпь; Яф— глу-
бина форшахты
366
пензии; бурение скважин под защитой глинистых суспензий,
обсадных труб или без них; установка арматурных каркасов;
бетонирование скважин с одновременным извлечением обсадных
труб или откачкой глинистой суспензии.
Подробное описание технологии работ по устройству буро-
набивных свай в различных грунтовых условиях приведено
В И.
Глинистая суспензия при устройстве свайных и траншейных
стен выполняет следующие функции:
удерживает стенки скважин и траншей от обрушения на
период выполнения в них технологических процессов за счет
создания на стенки скважин и траншей повышенного гидроста-
тического давления;
образует на стенках скважин и траншей малопроницаемый
экран, снижающий утечки суспензии в окружающие слои грунта;
облегчает вынос из скважин и траншей разработанного
грунта, так как частицы грунта в тиксотропном растворе нахо-
дятся во взвешенном состоянии;
обогащает глинистыми фракциями местный грунт в случае
его использования для заполнения противофильтрационных
завес.
Тиксотропия глинистого раствора, используемого при раз-
работке грунта, проявляется в его свойстве загустевать (пре-
вращаясь в гель) в спокойном состоянии и вновь становится
жидким (превращаясь в золь) при промешивании, встряхивании
и другом механическом воздействии.
Для приготовления глинистых суспензий при строительстве
сооружений методом «стена в грунте» применяются бентонито-
вые глины, каолинит-гидрослюдистые и палыгорскитовые гли-
нопорошки (ТУ 39-01-08-658-81). При отсутствии бентонитовых
порошков для приготовления тиксотропной суспензии могут
использоваться местные грубодисперсные глины, подвергнутые
дополнительной обработке. Методы обработки глинистых раство-
ров из местных глин описаны в [38].
Плотность глинистого раствора при использовании для его
приготовления бентонитовых глин принимается 1,05...1,15 г/см3,
а при использовании глин других видов— 1,10...1,30 г/см3 и
уточняется расчетом устойчивости стенок траншей или скважин.
Сведения о технологии приготовления и регенерации глинистого
раствора и соответствующие формулы приведены в [23, 38].
Выемки для траншейных и свайных стен устраивают с
помощью специальных или приспособленных для этой цели зем-
леройных или буровых механизмов (рис. 12.5). Различают сле-
дующие виды механизмов: долотовые или роторные (на базе
буровых станков); экскаваторы (с обратной лопатой или драг-
лайном, многоковшовые); специальные (вибрационные, фрезер-
ные, буровые); бурофрезерные (погружной электробур или вра-
щающиеся штанги с выдачей шлама эрлифтом); подвесные
грейферы (одноканатные, двухканатные, гидравлические); штан-
367
говые грейферы на телескопической или моноблочной штанге.
Подробное описание работы и технические характеристики
оборудования для проведения земляных работ приведены в
[7, 38].
При устройстве тонких противофильтрационных завес (тол-
щина 0,15...0,25 м) в грунте вместо разработки относительно
широких траншей прорезается тонкая щель с последующим за-
полнением ее противофильтрационным материалом. При этом
применяется оборудование (рис. 12.6), в основу работы которого
положены ударный, вибрационный, режущий и водовоздушный
(струйная технология) принципы действия [38].
После разработки траншеи заданных размеров и зачистки
забоя от шлама производится заполнение траншей монолитным
или сборным железобетоном [29, 38]. Заполнение траншей осу-
ществляется захватками.
При сооружении монолитных стен на каждой захватке вы-
полняются следующие операции: заведение в траншею ограни-
чителя между захватками; установка арматурного каркаса; за-
полнение захватки бетонной смесью с одновременной откачкой
глинистой суспензии; извлечение ограничителя из траншеи после
схватывания бетона.
Заполнение захватки бетонной смесью осуществляется спо-
собом ВПТ (вертикально перемещающейся трубы). Для бетони-
рования захватки стены протяженностью до 5 м способом ВПТ
используется одна бетонолитная труба, при большей протяжен-
ности захватки — две трубы с синхронной подачей бетонной
смеси.
При устройстве сборных траншейных или свайных стен на
каждой захватке после разраббтки грунта выполняются следую-
щие операции: погружение сборных элементов после их насы-
щения водой; при использовании глинистой суспензии замена
ее тампонажным раствором.
В состав тампонажного раствора входят цемент, бентонит,
глина, песок, вода и химические добавки для его пластификации
и замедления сроков твердения, а также противоагрессивные
добавки. Плотность тампонажного раствора принимается 1,55...
1,8 г/см3 и должна обеспечивать вытеснение из траншеи или
скважин глинистого раствора.
Для обеспечения устойчивости стен подземных сооружений
и уменьшения изгибающих моментов используются распорные и
анкерные конструкции. Постоянные распорные конструкции про-
ектируются входящими в состав сооружения в виде перекрытий,
балок, внутренних стенок и т. п.
Анкерные конструкции обеспечивают передачу в грунт за
пределы призмы обрушения действующих на свайную или тран-
шейную стену сил бокового давления грунта. Применение анке-
ров допускается во всех грунтах, за исключением глинистых
текучей и текучепластичной консистенции, торфов, илов. При на-
личии указанных грунтов крепление стен надземного сооружения,
368
Рис. 12.5. Оборудование, применяемое для разработки грунта при устройстве
сооружений методом «стена в грунте»:
а — многоковшовый траншейный экскаватор, б — штанговый глубинный экскаватор, в — грейфер, г —
установка ударного бурения, д — бурофрезерная установка СВД-500, е — многошпиндельная буро-
вая установка фирмы «Тонэ Боуринг» (Япония), ж—навесное фрезерное оборудование фирмы
«Солетанш» (Франция)
Рис. 12.6. Виды рабочих органов для устройства противофильтрационных завес:
а — устройство с погружаемым инвентарным элементом, б — устройство с вибропогружателем, в г,
д — оборудование для нарезания траншей цепным режущим органом соответственно с вертикальным
расположением бара, с горизонтальным расположением одиночного бара, с помощью двух баров,
е — устройство с канатным режущим органом, ж — струйный монитор
24—1040
выполнимое способом «стена в грунте», следует производить при
помощи распорных конструкций.
Конструкции анкеров, применяемое при их устройстве обо-
рудование и методы расчета приведены в [23].
12.3.	Расчет конструкций
Несущие траншейные и свайные стены, а также стены, ис-
пользуемые как ограждения, рассчитываются по двум группам
предельных состояний на раздельное действие вертикальных и
поперечных сил. При этом расчет выполняется для каждого
этапа строительства и эксплуатации при наиболее невыгодном
сочетании нагрузок.
Нормативные нагрузки, коэффициенты перегрузки и сочета-
ния нагрузок принимаются в соответствии со СНиП 2.01.07—85,
СНиП 2.02.01—83, СНиП 2.02.03—85, СНиП 2.03.01—84, а так-
же с учетом требований [29].
Несущая способность секций траншейных и свайных стен,
используемых в качестве опор глубокого заложения, определя-
ется как для набивных свай-столбов в соответствии с главной
СНиП 2.02.03—85 (см. § 5.3 данной книги). Коэффициенты усло-
вий работы в формуле (5.11) следует принимать равными
Уст = 1 и ycf = 0,9.
Осадки компактных в плане сооружений с фундаментами и
ограждениями из свайных и траншейных стен рассчитываются
по методу слоя конечной толщины. Удельное давление на грунт
основания принимается осредненным по площади пятна застрой-
ки [29].
Стены круглых в плане сооружений, устраиваемых способом
«стена в грунте», рассчитываются так же, как и стены опуск-
ных колодцев.
Расчет траншейных и свайных стен, устраиваемых способом
от конструктивной схемы соору-
жения производится по схеме
консольной конструкции, за-
щемленной в грунте (см. рис.
12.2, а), или по схеме конструк-
ции с одним или несколькими
ярусами распорок или анкеров
(см. рис. 12.2, б...д). Помимо
наличия или отсутствия распо-
рок характер работы ограждаю-
щей конструкции определяется
глубиной ее заведения в грунт
ниже дна котлована или днища
сооружения. При этом возмож-
ны две схемы работы стенки
(рис. 12.7).
«стена в грунте», в зависимости
Рис. 12.7. Работа заанкеренной стенки
в зависимости от глубины погружения
ниже дна котлована:
а — схема Якоби, б — схема Блюма-Ломейера
370
Согласно первой схеме, глубина погружения стенки определя-
ется только условием обеспечения ее статического равновесия
(схема Э. К. Якоби). Вторая схема предполагает погружение
стенки на глубину, обеспечивающую защемление стенки в грун-
те (схема Блюма—Ломейера).
Учитывая, что методы расчета набивных свай-столбов и
опускных колодцев достаточно подробно освещены в гл. 5 и 6 и
могут быть использованы при расчете соответствующих кон-
струкций, устраиваемых способом «стена в грунте», в данной
главе рассмотрим вопросы расчета только ограждающих кон-
струкций из траншейных и свайных стен.
Свайные и траншейные стены рассчитываются на действие
активного давления грунта. Активное давление сыпучих и связ-
ных грунтов рекомендуется определять упрощенно с учетом
плоских поверхностей скольжения [29].
Активное давление оа грунта на глубине z
<за = yzla — с(1 —	(12.3)
К. = tg2(45° — ф/2),	(12.4)
где у — осредненный по слоям удельный вес грунта, лежащего
выше рассматриваемого сечения, определяют по формуле (6.29),
при наличии грунтовых вод учитывается взвешивающее действие
воды; Ха—коэффициент активного давления грунта; с, ср — со-
ответственно удельное сцепление и угол внутреннего трения грун-
та на глубине.
Гидростатическое давление ow воды на ограждающую кон-
струкцию определяется как произведение удельного веса воды
на высоту столба воды. При наличии на поверхности грунта на
призме обрушения сплошной равномерно распределенной на-
грузки интенсивностью q, определенное по формуле (12.3)
активное давление грунта увеличивается на
(У q — qKa.	(12.5)
Таким образом, общая величина давления грунта на ограж-
дающую конструкцию составит
Oha == Оа ~I- Ow ~I- Oq-	(12.6)
Перемещению участка стены, расположенного ниже дна кот-
лована, препятствует пассивное давление ор грунта:
Ор = уг'Хр — с(1 — Xp)/tg(p;	(12.7)
ХР = tg2(45° + ф/2),	(12.8)
где z' — расстояние от дна котлована до рассматриваемого сече-
ния. Остальные обозначения те же, что и в формуле (12.3), но
относятся к глубине z'.
Расчет консольной стены, воспринимающей горизонтальные
нагрузки реакцией грунта в пределах заглубленной части стены,
выполняется по схеме Якоби в предположении вращения стенки
24*
371
как жесткого элемента вокруг точки, лежащей ниже дна котло-
вана, при удовлетворении следующих условий равновесия:
момент результирующей пассивного давления Fv, определяе-
мого последовательными приближениями для разных глубин,
должен быть равен моменту от воздействия активного загру-
жения Fa относительно точки вращения;
неуравновешенная горизонтальная сила F? — Fa должна
погашаться силой Fs за счет увеличения заделки на А/ = 0,15Zo-
Стенка с одним ярусом распорок (анкеров) при шарнирной
заделке нижнего конца (схема Якоби) рассматривается как стати-
чески определимая балка. При работе нижнего конца стенки по
схеме Блюма — Ломейера предполагается полное защемление
стены в грунте. В уровне защемления угол поворота и смещение
оси стенки, а также изгибающий момент принимаются равными
нулю. В этом случае стенка рассматривается как однократно ста-
тически неопределимая система.
Стенка с двумя ярусами распорок (анкеров) с шарнирным
опиранием нижнего конца в грунте рассматривается как одно-
кратно статически неопределимая система; двукратно опертые
стены с полным защемлением в грунте — как двукратно статиче-
ски неопределимая система.
Изгибающие моменты в консольных стенках, а также в стен-
ках с одним или двумя ярусами распорок (анкеров) достаточно
просто могут быть определены методом «упругой линии». Много-
кратно подпертые ограждающие стены рассчитываются как не-
разрезные балки на упругом основании.
Рассмотрим основные этапы расчета траншейных и свайных
стенок графоаналитическим методом «упругой линии» на примере
консольной стенки (рис. 12.8). Расчет начинается с построения
эпюр активного.давления грунта и давления воды на стенку с
использованием формул (12.3)... (12.6), а также эпюры пассив-
ного давления грунта — формула (12.7). До начала расчетов
требуемая глубина погружения стенки ниже дна котлована неиз-
вестна, поэтому эпюры она и ор строят до уровня, заведомо пре-
восходящего ее. Полученные эпюры взаимно вычитаются, и
результирующая эпюра (рис. 12.8, б) заменяется системой сосре-
доточенных сил (рис. 12,8, в). Для этого результирующая эпюра
разделяется на полоски, сосредоточенная сила принимается рав-
ной площади полоски и приложенной вдоль линии, проходя-
щей через центр тяжести полоски.
По полученным силам строится силовой многоугольник в
масштабе сил и веревочный многоугольник в масштабе длин.
При построении силового многоугольника (рис. 12.8, а)
поступают следующим образом. Намечают полюс О, от которого
в принятом масштабе сил откладывают отрезок Н — полюсное
расстояние. Полюсное расстояние может быть принято любым,
однако при чрезмерно больших Н уменьшается кривизна вере-
вочного многоугольника, и в результате снижается точность
расчета.
372
a)
0.000	q-30k0q
Рис. 12.8. К расчету консольной стенки методом «упругой линии»:
а — расчетная схема, б — результирующая эпюра нагрузок на стенку, в — эквивалентная система
сосредоточенных сил, а — силовой многоугольник, д — эпюра изгибающих моментов, I — суглинок
(<Р1—24°, С[~ 15 кПа yi= 19,6 кН/м8), II — песок средней крупности, (<pi = 33n, Vi — 18,3 кН/м!).
III — песок крупный с включением гравия (<рт ~ 36°, yj — 19,5 кН/м8, ук— 26,9 кН/м3 , е = 0,57), /V—
глина (водоупор) (<pi == 12°, cj= 73 кПа, ?]= 19,8 кН/м8)
Принимаем полюс О силового многоугольника расположен-
ным на одной вертикали с началом первой силы. От точки начала
первой силы производится графическое построение, соответству-
ющее сложению векторов сил. В рассматриваемой задаче линии
действия сил параллельны друг другу, поэтому для наглядности
при сложении сил противоположного направления полюс сило-
вого многоугольника целесообразно сместить по вертикали
(точка О', рис. 12.8, г), сохраняя неизменным полюсное рас-
стояние.
Полученный силовой многоугольник служит основой для
построения веревочного многоугольника. Стороны веревочного
373
многоугольника (рис. 12.8, д) параллельны лучам, соединяю-
щим полюс силового многоугольника с концами векторов со-
ответствующих сил. Направление замыкающей веревочного мно-
гоугольника для консольной стенки, работающей по схеме Якоби,
определяется направлением первого луча силового многоуголь-
ника — линии OD. Точка пересечения замыкающей со стороной
веревочного многоугольника соответствует глубине, на которой
изгибающий момент в стенке равен нулю. Полученная фигура
(веревочный многоугольник) представляет собой в определенном
масштабе эпюру изгибающих моментов в стенке.
Значения моментов равны произведению полюсного расстоя-
ния в масштабе сил на соответствующие ординаты замкнутого
веревочного многоугольника в масштабе длин:
М = Ну.	(12.9)
Неуравновешенная горизонтальная сила Fs определяется из
силового многоугольника (рис. 12.8, г), точка приложения Fs
в соответствии с принятой расчетной схемой находится в месте
пересечения веревочного многоугольника с замыкающей на рас-
стоянии t от поверхности грунта перед стенкой.
По найденным значениям изгибающих моментов подбирается
арматура.
Порядок расчета стен с одним и двумя ярусами анкеров мето-
дом «упругой линии» аналогичен вышеизложенному. Имеющиеся
особенности расчета связаны с определением положения замы-
кающей веревочного многоугольника и с учетом ограничений,
накладываемых на перемещения оси стенки. Подробно метод
«упругой линии» излагается в курсе гидротехнических соору-
жений.
12.4.	Примеры расчета ограждающих
конструкций
• Пример 12.1. Рассчитать ограждение котлована, выполненное способом
«стена в грунте» в виде консольной стенки. Геологический разрез, размеры
котлована и нагрузка на поверхности призмы обрушения показаны на рис. 12.8, а.
Решение. Расчет начинаем с определения давления на ограждающую
стенку. Поскольку глубина заделки стенки в грунте до начала расчета неизвестна,
будем строить эпюры давлений до ориентировочно выбранного уровня, напри-
мер до отметки —16,5 м.
Активное давление грунта находим по формулам (12.3) и (12.4).
На отметке 0,00 м (слой I):
<°i = - 15[1 - tg2(45° - 24°/2)]/tg24°= - 19,5 кПа.
На отметке —2,5 м (слой I):
<Щ5= 19,6-2,5tg2(45° — 24°/2)-15 [l-tg2(45°-24°/2)]/tg 24°=
—1,2 кПа.
374
На отметке —2,5м (слой II):
18,3- 2,5tg2(45°—33°/2)= 13,5 кПа.
Аналогично вычисляем остальные ординаты эпюры активного давления грун-
та на ограждающую стенку. При этом для грунта слоя III, расположенного
ниже горизонта грунтовых вод, необходимо учитывать взвешивающее действие
воды. Удельный вес грунта слоя III ниже ГГВ:
= (Ys - Т«)/(1 + е) = (26,9 - 10,0)/(1 + 0,57) = 10,8 кН/м3.
Ординаты эпюры бокового давления грунта от нагрузки, расположенной
на призме обрушения, находим по формуле (12.5). Для слоя I:
tg2(45°-~24о/2)= 12,6 кПа.
Аналогично,	ц=30 tg2(45° —3372)=8,8 кПа;
JH=30 tg2(45°—3672) —7,8 кПа;
<^JV=30tg2(45°-1272)= 19,7 кПа.
Определяем ординаты эпюры гидростатического давления воды.
На отметке —6,0 м о“6’°= 0, на отметке —8,5 м <т~8’5 = h^yw = (8,5 — 6,0)10 =
=25 кПа; на отметке —11,5 м п“н,5=:( 11,5—6,0)10=55 кПа.
Пассивное давление грунта ниже дна котлована находим по формулам (12.7),
(12.8).
На отметке —8,5 м (слой III ниже ГГВ, z'=0, с=0)
п“8’5=0. На отметке —11,5 м (слой III):
<7и’5= 10,8( 11,5-8,5)tg2(45°+3672)= 124,8 кПа.
Таблица 12.1. Расчет давления на ограждение котлована
(см. рис. 12.8)
Номер слоя грунта	Отметка, м	Активное давление грунта Оа, кПа	Г идроста- тическое давление ВОДЫ ош, кПа	Давление от поверх- ностной нагрузки од, кПа	Пассивное давление грунта (jp, кПа	Результи- рующее дав- ление на стенку, кПа Од 7 Ода 7 7 (Д — До
I	0,00 —2,50	— 19,5 1,2	—	12,6 12,6	—	—6,9 13,8
II	— 2,50 —5,40	13,5 29,1	—	8,8 8,8	—	22,3 37,9
III выше ГГВ	—5,40 —6,00	27,4 30,4	—	7,8 7,8	—	35,5 38,2
III ниже ГГВ	—6,00 —8,50 — 11,50	16,8 23,9 32,2	25,0 55,0	7,8 7,8 7,8	124,8	24,6 56,7 —29,8
IV	— 11,50 — 16,50	31,1 96,1	—	19,7 19,7	270,9 421,9	—220,1 —306,1
375
Таблица 12.2. Расчет значений элементарных сил, заменяющих
распределенную нагрузку на ограждение котлована (см. рис. 12.8)
Номер элемента (силы)	Длина элемента, м	Расчет площади элемента	Значение эле- ментарной силы, кН
1	2	3	4
1	1,67	0,5-1,67-13,8	И,5
2	1,0	0,5(22,3+27,7)1,0	25,0
3	1,0	0,5(27,7+33,0)1,0	30,4
4	0,9	0,5(33,0+37,9)0,9	31,9
5	0,6	0,5(35,5+38,2)0,6	22,1
6	1,0	0,5(24,6+37,4)1,0	31,0
7	1,0	0,5(37,4 +50,3)1,0	43,8
8	0,5	0,5(50,3+56,7)0,5	26,8
9	1,0	0,5(56,7+29,8)1,0	43,2
10	1,о	0,5-29,8-1,0	14,9
и	1,0	0,5-29,8-1,0	14,9
12	1,0	0,5(220,1+237,3)1,0	228,7
13	1,0	0,5(237,3+254,5)1,0	245,9
14	1,0	0,5(254,5+271,7)1,0	263,1
15	1,0	0,5(271,7+288,9)1,0	280,3
16	1,0	0,5(288,9+306,1)1,0	297,5
Аналогично вычисляем значения пассивного давления на отметках -—11,5 м
и — 16,5 м для слоя IV.
Результаты расчетов сводим в табл. 12.1, ординаты результирующей эпюры
давления на ограждающую стенку определяем суммированием эпюр оа, ow и и
вычитанием эпюры ар. Разделяем результирующую эпюру нагрузок на полоски
(элементы) и заменяем ее системой сосредоточенных сил. Значения сил опре-
делены в табл. 12.2, при этом ординаты эпюры нагрузок по краям элементов
находим линейной интерполяцией. Заметим, что до отметки —0,83 м грунт не
оказывает давления на стенку в силу наличия сцепления между частицами
(ординаты результирующей эпюры отрицательны).
По полученным значениям элементарных сил строим силовой многоугольник
(рис. 12.8, г), а затем веревочный многоугольник (рис. 12.8, д). Пояснения к
графическим построениям даны выше при описании расчета стенки графоана-
литическим методом «упругой линии». Следует отметить, что для получения
эпюры моментов со стороны растянутых волокон стенки при построении сило-
вого многоугольника необходимо отрезки, соответствующие абсолютной величине
действующих сил, откладывать в сторону, противоположную направлению дей-
ствия силы. Положение начала отсчета (точка D) можно принять произвольным.
Положение замыкающей веревочного многоугольника для консольной стенки
принимаем, исходя из расчета по схеме Якоби, по направлению первого луча
силового многоугольника (линии О Г), рис. 12,8, г) до пересечения со стороной
веревочного многоугольника.
Максимальная ордината веревочного многоугольника составляет i/max =
= 4,27 м (рис. 12.8, д), следовательно, максимальный изгибающий момент в
стенке
376
Mmax = Hym&x = 380 • 4,27 = 1623 кН• м.
Неуравновешенная горизонтальная сяла Fs = 1054 кН определяется из сило-
вого многоугольника, приложена на глубине /0 = 7,7 м (см. рис. 12.8) и пога-
шается за счет увеличения заделки стенки на = 0,15 to = 0,15-7,7 = 1,15 м.
• Пример 12.2. Рассчитать ограждение котлована, выполненное способом
«стена в грунте» в виде стенки с одним анкером на отметке —2,5 м. Остальные
исходные данные такие же, как и в примере 12.1.
Решение. Первый этап решения вплоть до построения веревочного мно-
гоугольника полностью совпадает с решением, изложенным в примере 12.1.
Различие заключается в определении положения замыкающей веревочного
многоугольника, которая представляет собой ломаную линию. От точки В начала
веревочного многоугольника проводим линию, параллельную первому лучу сило-
вого многоугольника (линия О Г), рис. 12.9, г). Точка А пересечения этой линии
с горизонтальной линией, проведенной в уровне анкера, определяет положение
первого луча замыкающей веревочного многоугольника (рис. 12.9, д). Положение
второго луча замыкающей зависит от принятой схемы расчета стенки.
0.000	q^30KH/M2
г)
Рис. 12.9. к расчету ограждающей стенки котлована
с одним анкером методом упругой линии (см. экспликацию
к рис. 12.8)
377
При расчете стенки по схеме Якоби (/) от точки А проводим касательную
к веревочному многоугольнику (рис. 12.9, д). Точка С1 определяет глубину, на
которой изгибающий момент в стенке равен нулю. Максимальный изгибающий
момент в стенке составит
Мтах = Нута. = 380-1,07 = 407 кН • м.
При расчете стенки по схеме Блюма — Ломейера (2) от точки А проводим
секущую таким образом, чтобы максимальная ордината у\ верхней части вере-
вочного многоугольника была равна или на 5...10 % больше максимальной
ординаты у% нижней части веревочного многоугольника.
Точка С2 при этом соответствует глубине, на которой изгибающий момент
в стенке, горизонтальное смещение и угол поворота сечения стенки равны нулю.
Максимальный изгибающий момент в стенке составляет
Mmax =	— 380• 0,78 = 296 кН  м.
П J О Л	хУ J	'
Таким образом, дополнительное заглубление стенки в грунт обеспечивает
снижение максимального изгибающего момента почти на 30 %.
Усилие в анкере определяем следующим образом. От полюса О на силовом
многоугольнике параллельно второму лучу (линии АС) замыкающей веревочного
многоугольника проводим линию (пунктир на рис. 12.9, г). Отсекаемый ею отре-
зок дает в принятом масштабе значение горизонтальной проекции Дд усилия
в анкере. Если анкер наклонен под углом а к горизонту, полное усилие в анкере
определяется по формуле:
Дл = /?л /cos ос.
Величину неуравновешенной горизонтальной силы Fs определяем векторным
сложением сил из силового многоугольника. На рис. 12.9, г показано определение
Fs при расчете стенки по схеме Блюма — Ломейера — отрезок от точки, отмечаю-
щей конец силы Ra, до последней точки силового многоугольника (в данном
случае до точки Д).
ЛИТЕРАТУРА
1.	Абелев М. Ю. Строительство промышленных и гражданских сооружений
на слабых водонасыщенных грунтах. М., 1983.
2.	Байков В. ГГ, Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции. М., 1985.
3.	Байцур А. И. Опускные колодцы. Киев, 1972.
4.	Берлинов М. В., Ягупов Б. А, Примеры расчета оснований и фундамен-
тов. М., 1986.
5.	Буга П. Г. Гражданские, промышленные и сельскохозяйственные зда-
ния. М., 1987.
6.	Вялов С. С. Проблемы фундаментостроения на вечномерзлых грун-
тах//Основания, фундаменты и механика грунтов.— 1987. — № 5.
7.	Ганичев И. А. Устройство искусственных оснований и фундаментов. М.,
1981.
8.	Горбунов-Посадов М. И., Маликова Т. А., Соломин В. И. Расчет кон-
струкций на упругом основании. М.» 1984.
9.	ГОСТ 25100—82. Грунты. Классификация. М., 1982.
10.	Далматов Б. И. Механика грунтов, основания и фундаменты. М., 1988.
11.	Далматов Б. И., Морарескул Н. Н., Науменко В. Г. Проектирование
фундаментов зданий и промышленных сооружений. М., 1986.
12.	Далматов Б. И. Механика грунтов, основания и фундаменты. М., 1981.
13.	Динамический расчет зданий и сооружений: Справочник проектиров-
щика. М., 1984.
14	Завриев Г. С., Шпиро Г. С. Расчеты фундаментов мостовых опор глубо-
кого заложения. М., 1970.
15.	Земляные работы. М., 1984. — (Справочник строителя).
16.	Дараманский Т. Д. Численные методы строительной механики. М., 1981.
17.	Коновалов П. А. Основания и фундаменты реконструируемых зданий.
М., 1980.
18.	Крауч С., Старфилд А, Методы граничных элементов в механике твер-
дого тела. М., 1987.
19.	Крутов В. И. Основания и фундаменты на просадочных грунтах. Киев,
1982.
20.	Маслов Н. Н. Основы инженерной геологии и механики грунтов. М.,
1982.
21.	Матвеев В. Л., Парфулин Ю. И., Пиковский А. Г., Прямкова В. А. Опыт
устройства фундаментов в вытрамбованных котлованах Восточной Сибири и
Крайнего Севера//Основания, фундаменты и механика грунтов. — 1987. —
№ 5.
22.	Неклюдов М. К- Механизация уплотнения грунтов. М., 1985.
23.	Основания, фундаменты и подземные сооружения: Справочник проекти-
ровщика //Af. И. Горбунов-Посадов, В. А. Ильичев, В. И. Крутов и др.; Под
общ. ред. £. А. Сорочана и Ю. Г. Трофименкова. М., 1985.
24.	Основания и фундаменты: Справочник строителя /М. И. Смородинов,
Б. С. Федоров, Б. А. Ржаницын и др.; Под общ. ред. М. И. Смородинова. М.,
1983.
25.	Пособие по проектированию оснований зданий и сооружений (к СНИП
2.02.01—83). М, 1986.
379
26.	Проектирование железобетонных конструкций. А. Б. Голышев, В, fl. Ба-
чинский, В. П. Полищук и др.: Под ред. А. Б. Голышева. Киев, 1985.
27.	Проектирование мелкозагубленных фундаментов малоэтажных сель-
ских зданий на пучинистых грунтах. М., 1985.
28.	Рекомендации по учету и предупреждению деформаций и сил морозного
пучения грунтов. М., 1986.
29.	Республиканские строительные нормы. Проектирование и устройство
траншейных и свайных стен методов «стена в грунте» (РСН 20—87). Минск,
1987.
30.	Ржаницын Б. А. Химическое закрепление грунтов в строительстве. М.,
1986.
31.	Руководство по проектированию плитных фундаментов каркасных зда-
ний и сооружений башенного типа. М., 1984.
32.	Руководство по проектированию свайных фундаментов/НИИ оснований
и подземных сооружений. М., 1980.
33.	Руководство по проектированию опускных колодцев, погружаемых в
тиксотропной рубашке. М., 1979.
34.	Руководство по проектированию оснований и фундаментов на вечно-
мерзлых грунтах. М., 1980.
35.	Руководство по проектированию оснований и фундаментов на пучинистых
грунтах. М., 1979.
36.	Руководство по проектированию фундаментов машин с динамическими
нагрузками/НИИОСП им. Н. М. Герсеванова. М., 1982.
37.	Силин К. С., Глотов И. М. Опускные колодцы. М., 1971.
38.	Смородинов М. И., Федоров Б. С. Устройство сооружений и фундаментов
способом «стена в грунте». М., 1986.
39.	СНиП 2.02.01—83. Основания зданий и сооружений. М., 1985.
40.	СНиП 2.01.07—85. Нагрузки и воздействия. М., 1986.
41.	СНиП П-9—78. Инженерные изыскания для строительства. Основные
положения. М., 1979.
42.	СНиП 2.03.01—84. Бетонные и железобетонные конструкции. М., 1985.
43.	СНиП 2.02.04—88. Основания и фундаменты на вечномерзлых грунтах.
М., 1990.
44.	СНиП 2.01.01—82. Строительная климатология и геофизика. М., 1983.
45.	СНиП 2.02.03—85. Свайные фундаменты. М., 1986.
46.	Фадеев А. Б. Метод конечных элементов в геомеханике. М., 1987.
47.	Физдель И. А. Дефекты в конструкциях, сооружениях и методы их
устранения. М., 1987.
48.	Цытович И. А. Механика грунтов. М., 1983.
49.	Швецов Г. И. Инженерная геология, механика грунтов, основания и
фундаменты. М., 1987.
50.	Швец В: Б., Феклин В. И., Гинзбург Л. К- Усиление и реконструкция
фундаментов. М., 1986.
51.	Шевцов К. К. Проектирование зданий для районов с особыми природно-
климатическими условиями. М., 1986.
СОДЕРЖАНИЕ
Предисловие............................................................ 3
Глава 1, Основные положения по проектированию оснований фунда-
ментов ................................................................ 4
1.1,	Предельные состояния оснований фундаментов, принципы их проек-
тирования ............................................................. 4
1.2.	Основные типы зданий и сооружений по жесткости и формы их де-
формаций .............................................................. 7
1.3.	Нагрузки и воздействия при расчете оснований и фундаментов ... Ц
Глава 2. Оценка инженерно-геологических условий строительной пло-
щадки ................................................................ 16
2.1.	Инженерно-геологическая оценка	территории строительной площадки	16
2.2.	Классификация грунтов............................................ 19
2.3.	Физико-механические свойства грунтов и методы их определения . .	24
2.4.	Определение нормативных и расчетных характеристик грунтов ...	31
2.5.	Прогнозирование изменения гидрогеологических условий площадки
строительства ........................................................ 37
Глава 3. Численные методы в расчетах оснований и фундаментов на ЭВМ 42
3.1.	Общие сведения................................................... 42
3.2.	Метод конечных	элементов......................................... 44
3.2.1.	Основная	идея	метода конечных элементов.................. 44
3.2.2.	Основные формулы для решения задач методом конечных
элементов......................................................... 46
3.2.3.	Треугольный конечный элемент для плоской задачи теории
упругости......................................................... 48
3.2.4.	Конечный элемент для осесимметрической задачи теории упру-
гости ............................................................ 50
3.2.5.	Реактивные узловые силы и окончательные напряжения в эле-
менте ............................................................ 51
3.3.	Метод конечных	разностей......................................... 52
3.3.1.	Основная идея	метода конечных разностей.................. 52
3.3.2.	Формулы для вычисления конечных разностей и производных 53
3.3.3.	Расчет балки на упругом основании методом конечных разно-
стей 	 58
3.3.4.	Расчет балки на упругом основании при помощи двухступен-
чатой дискретизации................................*.............. 60
3.3.5.	Экстраполяция результатов.................................. 65
3.4.	Метод граничных элементов........................................ 66
3.4.1.	Идея метода граничных элементов............................ 66
3.4.2.	Основные сингулярные решения плоской задачи теории упру-
гости 	 68
3.4.3.	Численная процедура метода граничных элементов............. 70
3.4.4.	Основные варианты	метода	граничных	элементов............... 72
3.5.	Программы расчетов	оснований и	фундаментов............. 75
3.6.	Примеры расчета.................................................. 75
381
Глава 4. Проектирование фундаментов на естественном основании ...	87
4.1.	Общие положения................................................. 87
4.2.	Распределение напряжений в грунтовой толще...................... 89
4.3.	Классификация фундаментов мелкого заложения..................... 93
4.4.	Конструктивные указания........................................ 101
4.5.	Проектирование фундаментов мелкого заложения................... 104
4.6.	Расчет балок и плит на упругом основании....................... 116
4.6.1.	Общие сведения........................................... 116
4.6.2.	Расчет фундаментных плит на ЭВМ.......................... 119
4.7.	Расчет осадок оснований с развитыми областями предельного напря-
женного состояния грунта............................................ 127
Глава 5. Проектирование свайных фундаментов......................... 132
5.1.	Основные принципы проектирования............................... 132
5.2.	Классификация свай и свайных ростверков........................ 132
5.2.1.	Забивные сваи и сваи-оболочки............................ 133
5.2.2.	Набивные сваи............................................ 141
5.2.3.	Буровые сваи............................................. 143
5.2.4.	Винтовые сваи............................................ 145
5.2.5.	Свайные ростверки........................................ 145
5.3.	Расчет и конструирование свайных фундаментов................... 146
5.3.1.	Основные указания по	расчету............................ 146
5.3.2.	Контрольные примеры...................................... 168
5.4.	Расчет свай на горизонтальные силы и изгибающие моменты ....	175
Глава 6. Проектирование опускных колодцев........................... 186
6.1.	Общие	сведения................................................ 186
6.2.	Технология работ............................................... 187
6.3.	Расчет	опускных	колодцев....................................... 189
6.4.	Расчет	опускного	колодца....................................... 204
Глава 7. Особенности проектирования фундаментов на структурно-неустой-
чивых грунтах....................................................... 212
7.1.	Общие положения................................................ 212
7.2.	Фундаменты на слабых водонасыщенных глинистых грунтах ....	212
7.3.	Фундаменты	на засоленных	грунтах............................... 231
7.4.	Фундаменты на просадочных лессовых грунтах..................... 241
7.5.	Фундаменты	на набухающих	грунтах.............................. 264
Глава 8. Особенности проектирования фундаментов на пучинистых и
вечномерзлых грунтах................................................ 271
8.1.	Особенности проектирования фундаментов на пучинистых грунтах . .	271
8.1.1.	Общие сведения........................................... 271
8.1.2,	Типы фундаментов......................................... 272
8.1.3.	Основные положения по расчету оснований фундаментов на
пучинистых грунтах ............................................. 274
8.2.	Особенности проектирования оснований фундаментов на вечномерзлых
грунтах............................................................. 285
8.2.1.	Типы фундаментов......................................... 287
8.2.2.	Основные положения по расчету при проектировании фунда-
ментов на вечномерзлых грунтах.................................. 292
Глава 9. Особенности проектирования фундаментов при действии динами-
ческих нагрузок..................................................... 297
9.1.	Общие сведения о фундаментах	под	машины...................... 297
9.2.	Проектирование и расчет фундаментов	под	машины................. 300
9.3.	Расчет массивных фундаментов................................... 302
9.4,	Расчет рамных фундаментов...................................... 305
9.4.1.	Расчет на колебания...................................... 305
9.4.2.	Расчет на прочность...................................... 307
382
9.5.	Определение динамических характеристик основания...............308
9.6.	Примеры расчета фундаментов под машины..........................ЗЮ
Глава 10. Проектирование искусственных оснований......................ЗЮ
10.1. Общие сведения.................................................316
10.2. Основные принципы расчета искусственных	оснований..............330
Глава 11. Усиление и реконструкция оснований и фундаментов...........339
11.1,	Общие положения............................................... 339
11.2.	Обследование оснований и фундаментов.......................... 339
11.3.	Основные методы усиления оснований и	фундаментов...............345
11.4.	Методы подводки новых фундаментов............................. 353
11.5.	Особенности проектирования оснований при усилении и реконструк-
ции фундаментов..................................................... 357
Глава 12. Проектирование подземных сооружений, устраиваемых спосо-
бом	«стена в грунте».............................................. 362
12.1.	Общие сведения................................................ 362
12.2.	Конструктивные решения	и	технология	работ..................... 364
12.3.	Расчет конструкций............................................ 370
12.4.	Примеры расчета ограждающих	конструкций....................... 374
Литература........................................................   379
Основные положения
по проектированию
оснований фундаментов
7
Особенности
проектирования
фундаментов на структурно-
неустойчивых грунтах
Оценка инженерно-
геологических условий
строительной площадки
Особенности
проектирования
фундаментов на пучинистых
и вечномерзлых грунтах
3
Численные методы
в расчетах оснований
и фундаментов на ЭВМ

Особенности
проектирования
фундаментов при действии
динамических нагрузок
Проектирование
фундаментов на
естественном основании
Проектирование
искусственных оснований
Проектирование
свайных фундаментов
11
Усиление
и реконструкция
оснований и фундаментов
П роектиров ание
опускных колодцев
Проектирование
подземных сооружений,
устраиваемых способом
„стена в грунте"
ББК 38.58
0-75
УДК 624.15
Рецензенты:
кафедра инженерной геологии, оснований и фундаментов Томского
инженерно-строительного института (зав. кафедрой д-р геолог.-минералог,
наук, проф. В. Е. Ольховатенко);
д-р техн, наук, проф. В. И. Крутов (ЦМИПКС при МИСИ им. В. В. Куй-
бышева)
Основания и фундаменты: Справочник/Г. И. Швецов,
0-75 И. В. Носков, А. Д. Слободян, Г. С. Госькова; Под ред.
Г. И. Швецова. — М.: Высш, шк., 1991. — 383 с.: ил.
ISBN 5-06-001827-Х
В справочнике отражены вопросы курса «Основания и фундаменты» с учетом новейших
достижений науки и техники в этой области. Отличительной его особенностью является то,
что в нем изложены краткие теоретические предпосылки и практические методы проектиро-
вания оснований и фундаментов с применением ЭВМ. Каждая глава справочника сопровож-
дается сведениями об области применения и примерами расчета конструкций фундаментов.
Для студентов инженерно-строительных вузов. Может быть использован специалистами
в области фундаментостроения.
о
3304000000(4309000000) —218
001(01)—91
226—91
ББК 38.58
614.03
ISBN 5-06-001827-Х
© Колл, авторов, 1991
Справочное издание
Швецов Геннадий Иванович,
Носков Игорь Владиславович,
Слободян Андрей Джемсович,
Госькова Галина Степановна
Основания и фундаменты
СПРАВОЧНИК
Зав. редакцией Б. А. Ягупов. Редактор Т. Ф. Мельникова. Художественный ре-
дактор М. Г. Мицкевич. Мл. редакторы Н. В. Траханова и О. С. Смотрина.
Технический редактор Г. А. Виноградова. Корректор Г. Н. Буханова
ИБ № 8872
Изд. № СТР-594. Сдано в набор 03.05.90. Подп. в печать 28.02.91. Формат 60X90/16. Бум. кн.-журн
Гарнитура литературная. Печать офсетная. Объем 24,0 усл. печ. л. + 0,25 усл. п. л. форз. 48,5 усл
кр.-отт. 24,81 уч.-изд. л. + 0,30 уч.-изд. л. форз. Тираж 40 000 экз. Заказ № 1040. Цена 2 р. 40 к.
Издательство «Высшая школа», 101430, Москва, ГСП-4, Неглинная ул., д. 29/14.
Ярославский полиграфкомбинат Госкомпечати СССР. 150049, Ярославль, ул. Свободы, 97.