Author: Далматов Б.И.
Tags: подземное строительство земляные работы фундаменты строительство тоннелей строительство строительство зданий
ISBN: 5-93093-008-2
Year: 2001
Text
Проектирование
фундаментов
зданий
и подземных сооружений
ПРОЕКТИРОВАНИЕ ФУНДАМЕНТОВ
ЗДАНИЙ И ПОДЗЕМНЫХ
СООРУЖЕНИЙ
Учебное пособие
Под редакцией почетного члена Российской академии
архитектуры и строительных наук, заслуженного деятеля
науки и техники РСФСР, доктора технических наук,
профессора Б.И. Далматова
2-е издание
Рекомендовано Министерством образования Российской
Федерации в качестве учебного пособия для студентов
высших учебных заведений, обучающихся
по строительным специальностям
Москва - Санкт-Петербург
2001
УДК 624.15
Рецензенты: кафедра оснований н фундаментов Петербургского государствен-
ного университета путей сообщения (зав. кафедрой, д-р техн, наук, проф. А.К Чер-
ников); канд. техн, наук, доцент В.К. Иноземцев
Далматов Б.И.. Бронин В.Н.. Голли А.В., Карлов В.Д., Мангушев Р.А. (от-
ветственный за издание), Морарескул Н.Н., Сахаров И.И., Сотников С.Н.,
Улнцкий В.М., Фадеев А. Б.
Проектирование фундаментов зданий и подземных сооружений: Учеб,
пособие / Под ред. Б.И. Далматова; 2-е нзд. - М.: Изд-во АСВ; СПб.: СПбГАСУ,
2001. - 440 с.; ил. ISBN 5-93093-008-2
Изложены основные положения проектирования оснований и фундаментов,
главным образом на естественных основаниях и свайных, а также подземных
сооружений, часто являющихся подземной частью зданий, которые широко при-
меняются в практике проектирования зданий гражданского, промышленного и
сельскохозяйственного назначения. Особое внимание обращено на вариантное
проектирование фундаментов, а также на методы расчета деформаций основа-
ний, в том числе с использованием ЭВМ.
Кратко рассмотрены некоторые виды искусственно улучшенных оснований,
устройство фундаментов в региональных грунтовых условиях, фундаменты глу-
бокого заложения и подземных частей зданий и сооружений.
Табл. 72. Ил. 162. Бнблиогр.: 48 назв.
ISBN 5-93093-008-2 © Б.И. Далматов н др., 2001
© Издательство АСВ, 2001
© Санкт-Петербургский государственный
архитектурно-строительный университет, 2001
ОГЛАВЛЕНИЕ
ПРЕДИСЛОВИЕ.......................................9
ВВЕДЕНИЕ........................................ 11
Глава 1. ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ 11РОЕКТИРОВАНИЯ
ОСНОВАНИЙ И ФУНДАМЕНТОВ........................ 13
1.1. Общие положения......................13
1.2. Порядок проектирования оснований
и фундаментов............................... 15
1.3. Нагрузки, учитываемые при расчете оснований
и фундаментов...............................16
1.4. Оценка инженерно-геологических условий
площадки строительства......................19
1 5. Вариантность решения . .. 23
Глава 2. КОНСТРУКЦИИ ФУНДАМЕНТОВ...................26
2.1. Типы фундаментов.....................26
2.2. Материалы, применяемые для фундаментов.27
2.3. Конструкции отдельных фундаментов....28
2.4. Сплошные (плитные) и массивные фундаменты .... 43
2.5. Фундаменты глубокого заложения.......43
2.6. Указания по выбору типа и конструкции
фундамента..................................45
2.7. Защита фундаментов и подземных частей
зданий от подземных вод.....................45
Глава 3. ВЫБОР ГЛУБИНЫ ЗАЛОЖЕНИЯ
ФУНДАМЕНТОВ......................................46
3.1. Основные факторы, влияющие
на глубину заложения фундаментов............46
3.2. Влияние инженерно-геологических
и гидрогеологических факторов.............46
3.3. Влияние климатических факторов.......49
3.4. Особенности возводимого
и соседних сооружений.....................54
3
3.5. Влияние способа производства работ
по устройству фундаментов........................57
Глава 4. ОПРЕДЕЛЕНИЕ РАСЧЕТНОГО
СОПРОТИВЛЕНИЯ ГРУНТА ОСНОВАНИЯ.........................58
4.1. Общие положения.............................58
4.2. Определение среднего давления по подошве
фундамента р}1 при расчете величины R ...........59
4.3. Табличные величины расчетного
сопротивления основания Ro.......................60
4.4. Определение R по методике СНиП 2.02.01 - 83.63
4.5. Дополнительные указания по определению
величины R расчетом..............................66
Глава 5. ОПРЕДЕЛЕНИЕ РАЗМЕРОВ ПОДОШВЫ
ФУНДАМЕНТОВ......................................68
5.1. Общие положения.............................68
5.2. Определение размеров подошвы центрально
нагруженного фундамента по принятому
расчетному сопротивлению грунта основания...68
5.3. Определение размеров площади подошвы
центрально нагруженного фундамента
с уточнением расчетного сопротивления
грунта основания.................................70
5.4. Учет подстилающего слоя слабого грунта.72
5.5. Расчет размеров подошвы внецентренно
нагруженного фундамента..........................75
5.6. Учет наличия подвала........................79
Глава 6. РАСЧЕТ ОСНОВАНИЙ ПО ДЕФОРМАЦИЯМ..........84
6.1. Основные положения .........................84
6.2. Определение компонентов напряжений при
действии сплошной равномерно распределенной
нагрузки.........................................90
6.3. Определение вертикальных напряжений при
действии местной равномерно распределенной
нагрузки.........................................92
6.4. Определение природных напряжений
в массиве грунта.................................95
6.5. Расчет осадки фундамента методом
послойного суммирования .........................97
6.6. Расчет осадки фундамента методом послойного
суммирования с учетом загружения соседних
фундаментов и площадей.....................100
6.7. Расчет осадки фундаментов уточненным
методом послойного суммирования ...........102
6 8. Расчет осадки фундамента методом
линейно деформируемого слоя................106
6.9. Расчет осадок фундаментов методом
эквивалентного слоя Н.А.Цытовича (1983)... 108
6.10. Расчет осадки фундамента методом
ограниченной сжимаемой толщи..................... 111
6.11. Учет влияния загружения
соседних фундаментов...................... 114
6.12. Расчет крена фундамента или сооружения..... 117
6.13 Прогноз фильтрационной консолидации
водонасыщенных оснований фундаментов.......120
Глава 7. РАСЧЕТ ОСНОВАНИЙ ПО НЕСУЩЕЙ
СПОСОБНОСТИ.................................131
7.1. Общие положения.......................131
7.2. Расчет устойчивости фундамента
при действии горизонтальной силы...........133
7.3. Расчет основания по несущей способности
при горизонтальной нагрузке на фундамент.........139
7.4 Расчет основания, ограниченного
нисходящим откосом.........................144
7.5. Расчет основания по несущей способности
при вертикальной и наклонной нагрузке (на выпор).147
7.6. Расчет устойчивости глубоких фундаментов....151
Глава 8. РАСЧЕТ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ
ФУНДАМЕНТОВ НА ПРОЧНОСТЬ..........................153
8.1. Общие положения.......................153
4
5
8.2. Расчет железобетонных фундаментов
под колонны..................................154
8.3. Частные случаи расчета железобетонных
фундаментов..................................158
8.4. Выбор метода расчета гибких фундаментов. 159
Глава 9. ПРОЕКТИРОВАНИЕ СВАЙНЫХ
ФУНДАМЕНТОВ....................................164
9.1. Основные положения......................164
9.2. Определение типа, конструкции и размеров свай 166
9.3. Определение несущей способности сваи
при действии осевой нагрузки................ 172
9.4. Расчет свайного фундамента..............191
9.5. Расчет горизонтально нагруженного
свайного фундамента..........................213
Глава 10. РАСЧЕТ ОСНОВАНИЙ И ФУНДАМЕНТОВ
С ИСПОЛЬЗОВАНИЕМ ЭВМ...........................215
10.1. Общие положения........................215
10.2. Существующие и используемые
в практике проектирования программные
средства автоматизации.......................216
10 3 Примеры расчета ........................220
Глава 11 ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ ПРОЕКТИРОВАНИЯ
ИСКУССТВЕННО УЛУЧШЕННЫХ ОСНОВАНИЙ 226
11.1. Виды искусственно улучшенных оснований.226
11.2. Проектирование и устройство
грунтовых подушек............................228
11.3. Поверхностное уплотнение грунтов.......231
11.4. Глубинное уплотнение грунтов...........236
11.5. Закрепление грунтов ...................241
Глава 12. ПРОЕКТИРОВАНИЕ ПОДЗЕМНЫХ
СООРУЖЕНИЙ...............................250
12.1. Функциональные и конструктивные
разновидности подземных сооружений...........250
6
12.2. Способы строительства
подземных сооружений..................... 255
12.3. Строительные и эксплуатационные нагрузки
на подземные сооружения......................262
12.4. Обеспечение устойчивости стен котлованов
и устройство анкеров.........................267
12.5. Защита заглубленных и подземных
сооружений от подземных вод..................273
12.6. Примеры расчета конструкций подземных
сооружений с учетом технологии строительства.279
Глава 13. ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ
ПРОЕКТИРОВАНИЯ ФУНДАМЕНТОВ
В ОСОБЫХ ГРУНТОВЫХ УСЛОВИЯХ...............296
13.1. Проектирование фундаментов
на сильносжимаемых и неравномерносжимаемых
грунтах...................................296
13.2. Проектирование фундаментов
на просадочных грунтах....................307
13.3. Проектирование фундаментов
на набухающих грунтах.....................316
13.4. Проектирование оснований фундаментов
в районах распространения вечномерзлых грунтов . ... 319
13.5. Проектирование фундаментов
при сейсмических воздействиях................345
Глава 14. ПРИМЫКАНИЕ СООРУЖЕНИЙ
К СУЩЕСТВУЮЩИМ ЗДАНИЯМ....................361
14.1. Причины развития дополнительных осадок
зданий при возведении возле них зданий
и сооружений..............................361
14.2. Проектирование фундаментов
вблизи существующих зданий ..................364
14.3. Меры по уменьшению влияния
нового здания на соседние....................370
7
14.4. Превентивное усиление оснований
и фундаментов, а также конструкций домов,
расположенных возле строительной площадки..377
Глава 15. ОСНОВАНИЯ И ФУНДАМЕНТЫ
В УСЛОВИЯХ РЕКОНСТРУКЦИИ................378
15.1. Особенности устройства конструкций
фундаментов старых зданий..................378
15.2. Проектирование оснований и фундаментов
при реконструкции..........................380
15.3. Способы усиления оснований и фундаментов .... 386
Глава 16. ИСПОЛЬЗОВАНИЕ МЕТОДА КОНЕЧНЫХ
ЭЛЕМЕНТОВ ДЛЯ ГЕОТЕХНИЧЕСКИХ
РАСЧЕТОВ......................................402
16 1. Основные понятия метода
конечных элементов......................402
16.2. Получение упругопластических решений.411
16.3. Решение геотехнических задач с помощью
программного комплекса «Геомеханика»....416
РЕКОМЕНДУЕМАЯ ЛИТЕРАТУРА......................431
ПРИЛОЖЕНИЯ....................................434
8
ПРЕДИСЛОВИЕ
Проводимые в стране с 1992 года преобразования существен-
но отразились на строительстве и эксплуатации зданий. Если рань-
ше возведение здания мало зависело от расположения строитель-
ной площадки, то при рыночных условиях это часто становится
решающим фактором, что отражается на устройстве фундамен-
тов и их оснований. С появлением в этой области новой, в том
числе зарубежной техники стало возможным широкое использо-
вание буровых свай различных типов, метода устройства «стены
в грунте», струйной технологии и др.
Поскольку образование трещин в строящихся или существую-
щих конструкциях сопряжено с большими материальными затра-
тами на восстановление деформированных зданий, проектировщи-
ки и строители стали исключать методы, при которых устройство
фундаментов могло бы привести к нарушению конструкций.
Настоящее пособие направлено на обучение студентов про-
ектированию и устройству фундаментов сооружений, включая под-
земные, в различных инженерно-геологических условиях.
В основу второго издания пособия положены значительная
часть курса лекций, читаемых на кафедре геотехники Санкт-Пе-
тербургского государственного архитектурно-строительного уни-
верситета, ранее изданное пособие «Проектирование фундамен-
тов зданий и подземных сооружений» (1999), а также материалы
учебников «Механика грунтов» (2000), «Механика грунтов, осно-
вания и фундаменты», подготовленных Б.И. Далматовым (1988)
и С.Б. Уховым и др. (1994).
Авторы ставили своей целью дать студентам дневного, ве-
чернего и заочного обучения рекомендации по работе над курсо-
вым и дипломным проектами по основаниям и фундаментам в
соответствии с современными требованиями и с учетом нынеш-
него состояния науки в области фундаментостроения, в том числе
с использованием современной вычислительной техники.
В книге рассмотрены вопросы проектирования фундаментов
для зданий и промышленных сооружений, возводимых на раз-
9
личных грунтах (сильносжимаемых, лессовых, вечномерзлых и в
условиях сейсмических воздействий), а также проектирования заг-
лубленных в грунт сооружений. В ней кратко изложены рекомен-
дации по проектированию с примерами расчетов, приведена не-
обходимая литература. Проектирование фундаментов на площад-
ках, имеющих подземные выработки, на закарстованных терри-
ториях и высокочувствительных структурных грунтах типа илов
в пособии не рассматривается.
Пособие составлено коллективом авторов, длительное время
работающих или работавших на кафедре геотехники СПбГАСУ.
Авторы с благодарностью отнесутся к любым замечаниям по
книге, которые просим присылать по адресу: 198005,2-я Красно-
армейская ул., 4, СПбГАСУ, кафедра геотехники.
Введение, гл. 1, гл.6 (параграфы 6.9 - 6.11), гл. 9 (9.3.4 - 9.3.6)
написаны д-ром техн, наук, проф.|Б.И. Далматовым|; гл. 6,9 - д-ром
техн, наук, проф. В.Н. Брониным; гл. 2 — канд. техн, наук, доц.
А.В. Голли; гл. 3,7,10 -д-ром техн, наук, проф. Р.А. Мангушевым;
гл. 8 - д-ром техн, наук, проф. Н.П. Морарескулом; гл. 5 - д-ром
техн, наук, проф. И.И. Сахаровым; гл. 4, 14 - д-ром техн, наук,
проф. С.Н. Сотниковым; гл. 11, 15 - д-ром техн, наук, проф.
В.М. Улицким; гл. 12, 16 - д-ром техн, наук, проф. А.Б. Фадее-
вым; гл. 13 - д-ром техн, наук, проф. В.Д. Карловым.
Ответственный за выпуск Р.А. Мангушев.
ВВЕДЕНИЕ
При проектировании зданий и сооружений одним из слож-
ных вопросов является решение задач по устройству оснований и
фундаментов. Проектируя конструкции, инженер сам решает воп-
рос выбора строительных материалов. При проектировании же
оснований и фундаментов инженер должен считаться с имеющи-
мися на площадке строительства напластованиями грунтов и ис-
пользовать их строительные качества для принятия наиболее ра-
циональных решений.
Часто приходится проектировать подземные конструкции под
уже выбранный тип сооружения. Задача инженера, проектирую-
щего фундамент, в этом случае ограничивается, а получаемое ре-
шение далеко не всегда является рациональным и экономичным.
Вопросами проектирования фундаментов, в частности оценкой
грунтов как оснований сооружений и конструкций зданий (фун-
дамента, стен, каркаса, перекрытий и др.), следует заниматься еще
при выборе площадки строительства, размещении на ней объек-
тов строительства, их конфигурации, этажности и основных не-
сущих конструкций. Дополнительно, в процессе проектирования,
должен выбираться метод выполнения земляных работ и устрой-
ства фундаментов. При неправильном методе производства этих
работ в основании грунты могут получать значительные разруше-
ния их естественной структуры.
Для получения наиболее экономичного решения при проек-
тировании фундаментов задачу необходимо рассматривать комп-
лексно, одновременно оценивая следующие вопросы:
1) выбор несущих конструкций сооружений, удовлетворитель-
но работающих при данных грунтовых условиях;
2) возможные деформации грунтов основания сооружения;
3) способ производства земляных работ и работ по возведе-
нию фундаментов, обеспечивающий необходимость сохранения
естественной структуры грунтов.
Это делает задачу проектирования фундаментов значитель-
но сложнее, чем принято считать, так как иногда приходится вно-
10
11
сить коррективы в несущие конструкции самого сооружения и
решать вопросы производства работ.
Так как надежные и среднего качества грунты встречаются до-
вольно часто, вопросы проектирования фундаментов излагаются
преимущественно для средних условий. Задача проектирования
сводится к выбору несущего слоя грунта, глубины заложения и
конструкции фундаментов, определению их размеров, при которых
гарантируется надежное существование зданий и сооружений.
Иногда подземные этажи при строительстве устраивают с це-
лью облегчения веса здания и выравнивания неравномерностей
осадки.
При проектировании фундаментов в сложных грунтовых ус-
ловиях необходимо учитывать совместную работу грунтов осно-
вания и несущих конструкций, а также регламентировать произ-
водство котлованных и фундаментных работ с позиции сохране-
ния структуры грунтов. Вследствие этого при проектировании фун-
даментов определяют характер мер, направленных на сохранение
структуры грунтов основания, без деталировки и расчетов, кото-
рые выполняются в проекте производства работ.
Глава 1
ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ ПРОЕКТИРОВАНИЯ
ОСНОВАНИЙ И ФУНДАМЕНТОВ
1.1. Общие положения
Основными принципами проектирования оснований являются:
1) проектирование оснований по предельным состояниям;
2) учет совместной работы основания, фундаментов и надзем-
ных несущих конструкций;
3) комплексная оценка характера работы грунтов основания и
выбора типа фундаментов в результате совместного рассмотрения:
а) инженерно-геологических и гидрогеологических условий площад-
ки строительства; б) чувствительности конструкций сооружений к
неравномерным осадкам; в) способа выполнения земляных работ по
устройству фундаментов, коммуникаций и подземных частей соору-
жений (строящихся и соседних).
Эго свидетельствует о сложности задачи проектирования осно-
ваний и фундаментов, поэтому рекомендуется рассматривать несколь-
ко вариантов фундаментов и выбирать наиболее рациональное ре-
шение на основе технико-экономического сравнения. Решения обычно
выбирают при проектировании наиболее загруженных, типичных для
сооружения фундаментов. По выбранному варианту обычно рассчи-
тывают основание остальных фундаментов. Расчеты должны под-
твердить, что осадки и их неравномерности меньше допустимых
величин для проектируемого сооружения, грунты в основании и фун-
дамент устойчивы, фундамент имеет требуемую прочность.
Поскольку при неравномерных осадках искривляются надзем-
ные конструкции, основным расчетом оснований является рас-
чет по второму предельному состоянию (по деформации).
По первому предельному состоянию (по несущей способности, т.е.
устойчивости) основания рассчитывают в случаях, указанных в га. 7.
Проектирование оснований и фундаментов промышленных
и гражданских сооружений производят в соответствии со СНиПа-
13
ми. Кроме того, часто учитывают требования региональных норм,
технических указаний и инструкций, разработанных для региональ-
ных грунтовых условий.
Важное внимание при проектировании оснований уделяется
выбору глубины заложения и размеров подошвы фундаментов
(Далматов Б.И., 1988; УховС.Б и др , 1994), которые принимают
при условии, что деформации не превышают предельных вели-
чин (см. гл. 3,5,6 и др.). В связи с этим при расчете деформаций
приходится принимать прямую пропорциональность между на-
пряжениями и деформациями - линейную зависимость в большей
части объема основания. Это ограничение относительно выпол-
няется при равномерно распределенном давлении по подошве фун-
дамента, меньшем расчетного сопротивления грунта основания
R. Это сопротивление зависит от свойств грунтов основания и ос-
новных размеров фундамента (см гл 4). При мало- и среднесжи-
маемых грунтах, горизонтальном залегании их слоев и неболь-
ших нагрузках обычно среднее давление по подошве рн < R, де-
формации основания значительно меньше допустимых. В таких
случаях можно считать, что условия, ограничивающие деформа-
ции, выполнены, либо переходить к их расчету при нелинейной
зависимости между напряжениями и деформациями.
Обычно расчетом необходимо установить, что:
1) среднее давление по подошве фундамента не превышает R;
2) давление при внецентренном загружении в среднем не бо-
лее R, а под краем фундамента при внецентренном загружении не
более 1,2R и не более 1.5R под углом;
3) деформации основания не превышают предельные значения;
4) основание устойчиво (если такая проверка требуется);
5) фундаменты имеют в каждом сечении необходимую прочность.
1.2. Порядок проектирования
оснований и фундаментов
При проектировании оснований и фундаментов необходимо
выполнять несколько, взаимно не связанных друг с другом, расче-
тов. Когда хотя бы одно требование СНиП 2 02.01 — 83 не удов-
летворено, приходится, изменяя глубину заложения и размеры по-
дошвы фундамента, производить повторные расчеты. Они могут
быть выполнены на ЭВМ. При расчетах без использования ЭВМ
рекомендуется следующая последовательность:
1. Подсчитывают нагрузки, действующие на фундамент (см. 1.3).
2. Определяют расчетные характеристики грунта для расчета по
второй или первой группам предельных состояний и оценивают инже-
нерно-геологические условия площадки строительства (см. 1.4).
3. Выбирают глубину заложения фундамента (см. гл. 3).
4. Вычисляют величину расчетного сопротивления грунта ос-
нования с уточнением ширины подошвы фундамента и с провер-
кой давления, передаваемого подошвой (см. гл. 4 и 5).
5. Для внутренних, более нагруженных фундаментов произ-
водят проверку давления по их подошве (см. 5.6).
6. Рассчитывают осадку фундамента и неравномерности осад-
ки (см. гл. 6); полученные величины деформаций сравнивают с
предельно допустимыми их значениями; расчет осадки можно не
производить при хороших грунтах (см. табл. 6.1).
7. Если полученное значение осадки больше предельно допус-
тимой величины, то изменяют основные размеры фундамента (глу-
бину заложения, соотношение сторон, ширину подошвы), пока не
будут удовлетворены условия расчета по деформациям.
8. Производят, если это требуется (см. гп. 7), расчет устойчи-
вости основания.
9. Рассчитывают элементы фундамента на прочность (см. гл. 8).
Иногда некоторые расчеты отпадают или приходится произ-
водить дополнительно проверку расчетного сопротивления сла-
бого подстилающего слоя грунта (см. 5.4).
При проектировании глубоких фундаментов расчет на проч-
14
15
ность производят с учетом неравномерного распределения реак-
тивного давления грунта основания.
1.3. Нагрузки, учитываемые при расчете
оснований и фундаментов
Нагрузки от сооружения фундаментов передаются на основа-
ние. Однако они не в одинаковой степени воздействуют на раз-
личные грунты, поэтому важно возможное основное сочетание
нагрузок, под действием которых развивается рассматриваемый
вид перемещений основания, приводящий к деформации элемен-
тов конструкции.
При определении нагрузок на фундаменты и основания руко-
водствуются СНиП 2.01.07 - 85 по нагрузкам и воздействиям (их
рекомендации кратко излагаются ниже).
Нагрузки и воздействия делятся на постоянные и временные.
Постоянные нагрузки и воздействия прикладываются во вре-
мя строительства и проявляются в течение всего периода эксплу-
атации (собственный вес конструкций, давление грунта и т.п.).
Временные нагрузки и воздействия прикладываются или воз-
никают в отдельные периоды строительства или эксплуатации, они
могут уменьшаться или полностью исчезать. Различают длитель-
ные, кратковременные и особые нагрузки и воздействия. Ниппель-
ными называют нагрузки, действующие продолжительное время
(вес оборудования, нагрузка от складируемых материалов и т.п.).
К кратковременным относятся нагрузки, действующие непродол-
жительное время (от транспорта, включая краны, веса людей, сне-
га, ветра и т.п.). Особые нагрузки возникают в исключительных
случаях (сейсмические, аварийные, от просадки основания при
его замачивании и т.п.).
Различают следующие сочетания нагрузок:
Основные, состоящие из постоянных, длительных и кратков-
ременных нагрузок или воздействий; из кратковременных учиты-
вают те, которые способны вызвать рассмагриваемый вид дефор-
мации (при учете двух и более кратковременных нагрузок их при-
нимают с коэффициентом надежности по нагрузке yf = 0,9).
Особые, состоящие из постоянных, длительных, возможных
кратковременных и одной из особых нагрузок и воздействий.
Различают нагрузки нормативные (максимальные типичные)
и расчетные, получаемые путем умножения значения норматив-
ной нагрузки на коэффициент надежности по нагрузке yf, учиты-
вающий возможное отклонение нагрузки от типичного значения.
Расчеты основания по деформациям ведут на основные соче-
тания расчетных нагрузок yf = I. Когда рассчитывают осадки ос-
нования, сложенного медленно деформирующимися пылевато-гли-
нистыми грунтами, целесообразно учитывать постоянные и дли-
тельные нагрузки и периодически действующие кратковременные
нагрузки. Если же определяется неравномерность осадок, то при
расчете важно получить наибольшую осадку одного фундамента
и наименьшую — другого. При определении наименьшей осадки
учитывают все постоянные нагрузки и только те временные, кото-
рые обязательно должны действовать в условиях нормальной экс-
плуатации сооружения.
Расчеты основания по их несущей способности, по устойчи-
вости фундаментов на сдвиг и выдергивание выполняют на ос-
новные и при необходимости особые сочетания расчетных нагру-
зок. определяемых по нормативным значениям путем умножения
их на коэффициент надежности по нагрузке yf. как правило, более
I. а на удерживающие нагрузки вводится коэффициент надежно-
сти по нагрузке менее 1.
Нагрузки и воздействия на основания, передаваемые фундамен-
тами сооружений или их отдельными элементами, правильнее ус-
танавливать расчетом, исходя из рассмотрения совместной работы
несущих конструкций сооружения и основания. Однако, вследствие
сложности правильного определения жесткости сооружения или его
частей, во многих случаях нагрузки на основание определяют без
Учета их перераспределения над фундаментной конструкцией и при-
нимают в соответствии со статической схемой сооружения.
16
17
Чтобы не производить дважды статический расчет надземных
конструкций для перехода от суммарной нагрузки на фундамент,
полученной при расчете по первой группе предельных состояний
(по прочности) FBl, при расчете оснований по деформации, часто
используют среднее значение коэффициента надежности по на-
грузке у Обычно принимают уменьшающий коэффициент
уЛт= 1,2. В таком случае нагрузка и момент на фундамент для
расчета по деформации определятся по формулам
Fw=Fahf.„, (i-i)
где FC1 и Л/оп - соответственно нагрузки и момент, действующие по обрезу фунда-
мента, при расчете по первой группе предельных состояний.
Расчетную нагрузку от веса фундамента и грунта над его ус-
тупами вычисляют по их размерам. Эта нагрузка еще при неизве-
стных размерах фундамента приближенно оценивается в преде-
лах 1О...25% нагрузки, действующей по обрезу. Проверочный рас-
чет производят по принятым размерам фундамента. Сумму вре-
менных нагрузок, передаваемых перекрытиями многоэтажных
жилых и некоторых общественных зданий, принимают по
СНиП 2.01.07 — 85 с понижающим коэффициентом
Л, = 0,3 + 0,6 / (1-2)
где т — число полностью загруженных перекрытий, учитываемых в расчете.
Пример 1.1. Определить нагрузку (при расчете по деформации) на фунд а-
мент четырехэтажногоапминистративногоздания (рис. 1.1),еслиперекрытия разрез-
ной конструкции; известны постоянные нагрузки <7,=4 кН/м2, <?, = 5 кН/м2; вес
стены - 8 кН/м2, проемность - 25%; колонна железобетонная 0,4 х 0,4 м,
временная нагрузка на междуэтажные перекрытия <7|ф= 2,5 кН/м2 и на покры-
тие 1 кН/м2. Нагрузка на 1 м длины стены будет:
от веса стены при учете проемносги на 1 м ее длины 15-8-0,75 = 90 кН/м;
от веса перекрытий 3-4-3+4-5 = 56 кН/м;
при щ = 0,6 от временной нагрузки (3-2,5-3+4-4-1) 0,6 = 23,1 кН/м.
Итого: Fon =169,1 кН/м.
Рис. 1.1. Расчетная схема к примеру 1.1:
а - план здания; б - разрез 7-7
Нагрузка на фундамент колонны:
от веса колонны 0,4-0,4-15-25 = 60 кН;
от веса перекрытий 6-6-3-4+6-6-5= 612 кН;
отвременной нагрузки (6-6-3-2,5+6-61) 0,6 = 183,6 кН.
Итого: Соп = 855,6 кН/м.
1.4. Оценка инженерно-геологических условий
площадки строительства
До начала проектирования фундаментов необходимо:
1) изучить местный опыт строительства;
2) ознакомиться по отчету инженерно-геологических изыска-
ний с напластованием грунтов и положением уровня подземных
(грунтовых) вод на строительной площадке, ожидаемым во время
строительства фундаментов и эксплуатации сооружения;
3) установить нормативные и расчетные характеристики грунтов
каждого слоя для расчета по обеим группам предельных состояний;
4) оценить характер и величины ожидаемых осадок;
5) наметить с учетом напластования грунтов наиболее рацио-
нальное размещение (если оно не задано) сооружения на участке
строительства.
Опыт предшествующего строительства, особенно сданными на-
блюдений за осадками сооружений, часто дает возможность принять
наиболее рациональное решение при проектировании фундаментов.
18
19
Инженер-проектировщик оценивает инженерно-геологичес-
кие условия по данным изысканий, приводимых в отчете или зак-
лючении. Напластование грунтов оценивается по разрезам и ко-
лонкам скважин. Характерными напластованиями грунтов явля-
ются: однородный слой грунта в пределах большой глубины; сло-
истое напластование с согласным залеганием слоев, когда слои
грунта относительно горизонтальны и каждый подстилающий слой
менее сжимаем, чем несущий; сложное, когда слои грунта выкли-
ниваются, залегают линзообразно или имеются сильносжимаемые
грунты.
Особое внимание должно уделяться оценке уровня грунтовых
вод, его сезонным колебаниям, возможным изменениям вследствие
возведения сооружения, их агрессивности по отношению к мате-
риалу фундаментов.
Для каждого слоя грунта устанавливают характеристики фи-
зического состояния: влажность w, плотность грунта р, твердых
частиц грунта р, и сухого (скелета) грунта р ,, удельный вес грун-
та, твердых частиц грунта, сухого скелета грунта соответственно
у, ys, уа, пористость и, объем твердых частиц грунта в единице
объема т, коэффициент пористости е = п/т, коэффициент водо-
насыщенности (степень влажности) 5 , влажности на границе те-
кучести w, и границе раскатывания w,„ число пластичности 1р и
показатель текучести IL. Для характеристик w, р, ps, му, устанав-
ливают в пределах каждого слоя грунта среднеарифметические
их значения, полученные опытным путем. Остальные вычисляют
по формулам:
т = 1 / (1+ е);
S =wy,/(eyw);
4 = му-му,;
4 = (yV ~ ~'Vr) 1 (W! ~ Wp-'
e=w,»,Vx,; О-3)
Pj=P/(I+w)(t/m3);
у = pg (кН/м3);
ys = psg (кН/м3);
Та = Pj £ (кН/м3);
и = ]- р/р,=
e = (Ys-Va)/Ya = w/(1 “и)>
где g = 9,81 м/с2 - ускорение свободного падения, - удельный вес воды; при-
близительно равный 10 кН/м3, w — полная влагоемкость грунта — влажность,
соответствующая полному заполнению пор водой.
По данным лабораторных или полевых испытаний устанав-
ливают модуль общей деформации £’о. МПа, или коэффициент от-
носительной сжимаемости тг, МПа1, нормативные параметры
сопротивления грунта сдвигу (угол внутреннего трения <ри и удель-
ное сцепление сп, МПа, и коэффициент фильтрации kf.
Для предварительных расчетов, а также для сооружений II — III
классов допускается нормативные значения Ео, <р и с принимать
по таблицам СНиП 2.02.01 - 83 или региональным нормам. Тогда
расчетные значения <р и с определяют по формуле:
X = (1.4)
где %, - нормативное значение характеристики; у - коэффициент надежности но
грунту при определении характеристик по таблицам. В случаях расчета по де-
формациям уг= 1, а в других случаях по указаниям ГОСТ 20522 - 75.
Для определения коэффициента относительной сжимаемости тг
по компрессионной кривой (рис. 1.2) рассматривают участок в пределах
изменения напряжения от природного с на данной глубине до нагру-
жения ог, которое будет на этой глубине после приложения нагрузок от
сооружения. Тогда коэффициент относительной сжимаемости
т =______e-lZh______, (1-5)
(°.--owX1 + ei)
ei и е„ указаны на рис. 1.2.
20
21
Рис.1.2. Компрессионная кривая
Зная m , находят модуль (общей) деформации грунта на этом
же участке изменения напряжений, и наоборот.
£o = Po/wv- ^ = ₽о/£о> О-6)
где Ро- коэффициент, зависящий от бокового расширения грунта,
О 2V0 _(1-2VJ(1 + Vo) (1.7)
l-v0 l-v0
Здесь v0 - коэффициент бокового расширения грунта при одноосном сжатии
(коэффициент Пуассона).
Значения и ог, кПа, находят по формулам:
о = Zy. h ; о=о +о , (1.8)
*£ i=I*' Z гр’ 4 у
где п — число слоев грунта до глубины z; у. - удельный вес грунта /-го слоя, Н/м3;
с.р — вертикальное дополнительное напряжение в середине рассматриваемого
слоя от нагрузок сооружения, кПа.
При определении ониже уровня грунтовых вод учитывают
взвешивающее действие воды. В случае наличия на некоторой глу-
бине водонепроницаемого слоя грунта, подстилаемого водонос-
ными грунтами с напором менее, чем напор в выше расположен-
ных грунтах, в водонепроницаемом слое взвешивающее действие
воды не учитывают.
Удельный вес грунта с учетом взвешивающего действия воды
вычисляют по формулам
Ъ = (V.-Yj / о + е), = (Ys-y„.) / (1 — л), (1.9)
где у и Y, - удельный вес твердых частиц грунта и воды, кН/м3; е - коэффици-
ент пористости; и - пористость грунта.
Характеристики сжимаемости тг и Ео для одного и того же
слоя по нескольким компрессионным кривым усредняют. Осред-
нение должно производиться не менее чем по шести компресси-
онным испытаниям.
Поскольку значение Ев по формулам (1.5) и (1.6) получается
много меньше чем при статических испытаниях грунта, обычно
вводят поправочный коэффициент. Однако исследования ЛИСИ
показали, что модуль деформации грунта - величина переменная.
Он меняется по глубине и зависит от напряженного состояния грун-
та в основании.
Нормативные значения прочностных характеристик грунта
(угол внутреннего трения <рл и удельного сцепления с, ) определя-
ют испытаниями на сдвиг при одно- и трехосном сжатии. Значе-
ния <р,, и сп должны определяться с учетом степени уплотнения грун-
та в основании к моменту приложения касательных напряжений.
При возведении зданий обычно считают, что в пределах зон пласти-
ческих деформаций грунт уплотняется по мере увеличения нагрузки.
Однако при широких фундаментах иногда учитывают, что к
моменту развития касательных напряжений грунт еще не полу-
чил надлежащего уплотнения. Тогда необходимо руководствовать-
ся указаниями (6.13).
Расчетные значения <р, и ct определяют согласно формуле (1.4)
из выражений:
tg <p, = (tg<p„)/yg, c, = cn/yg, (1.10)
гае yg—коэффициент надежности грунта, определяемый по ГОСТ 20522—75.
1.5. Вариантность решения
Даже при однородном грунте в пределах большой глубины, а
тем более при сложном напластовании грунтов, можно наметить
22
23
несколько вариантов устройства фундаментов. Варианты могут
отличаться друг от друга по материалу, конструкциям самого фун-
дамента, глубине его заложения, ширине подошвы, подготовке
основания, способу устройства фундамента и т.д. Из них следует
выбрать оптимальное решение, что можно сделать на основе тех-
нико-экономического сравнения вариантов. При этом должны учи-
тываться стоимость возводимой конструкции фундамента, ее дол-
говечность, скорость возведения, возможность выполнения работ
в зимнее время, сохранение структуры грунтов в основании во
время земляных рабог и др.
Процесс рассмотрения вариантов является основным в про-
ектировании фундаментов, поэтому важно правильно решить глав-
ные вопросы при их выборе. Для этого рекомендуется:
1) составить эскизы всех реальных вариантов;
2) отбросить наиболее неприемлемые из них;
3) рассчитать отобранные варианты для наиболее загружен-
ного типичного фундамента;
4) произвести технико-экономическое сравнение вариантов.
Рассмотрим этот вопрос на примере.
Пример 1.2. На площадке строительства 12-этажного жилого дома с по-
верхности на глубину 20 м залегает глина в мягкопластичном состоянии, ниже
находится суглинок в твердом состоянии, уровень грунтовых вод на глубине
2 м, пол подвала на глубине 1,2 м, глина обладает следующими характеристи-
ками: у = 18 кН/м3; Ео = 12 МПа; <pn = 18°; с = 0,01 МПа. Здание с продольны-
ми несущими кирпичными стенами, давление от стен - 500 кН/м.
Рассмотрим следующие эскизные варианты ( рис. 1.3 ) а - ленточ-
ный фундамент с широкой подошвой и минимальной глубиной заложе-
ния сборный или монолитный; б - сплошная железобетонная плита; в -
свайный фундамент на коротких сваях; г - свайный фундамент с длин-
ными забивными сваями; д - свайный фундамент с пустотелыми сваями;
е — свайный фундамент из набивных свай с уширением.
Устройство ленточных фундаментов на песчаной подушке нецеле-
сообразно, так как это ведет к большому увеличению объема земляных
работ ниже уровня грунтовых (подземных) вод; уплотнение водонасы-
щенных пылевато-глинистых грунтов весьма затруднительно, поскольку
такие грунты уплотняются медленно; применение грунтово-цементных
Рис. 1.3. Варианты устройства фундаментов здания
с несущими продольными стенами
стоек, как правило, ведет к большому расходу цемента при пылевато-
глинистых грунтах.
Для намеченных вариантов следует произвести расчеты по методам,
изложенным в последующих главах. Расчеты осадок покажут, при каких
вариантах необходимо понижать чувствительность конструкций к не-
равномерным осадкам, а в каких случаях они недопустимо велики.
После расчетов фундаментов наиболее нагруженной внутренней сте-
ны производят технико-экономическое сравнение по приведенным затра-
там и принимают окончательное решение. При долговечности конструк-
ций фундаментов допустимо основное сравнение вариантов производить
по стоимости. Для облегчения расчетов стоимости в прил. 1 приведены
укрупненные цены на некоторые виды работ для условий Санкт-Петер-
бурга. При курсовом проектировании этим приложением можно пользо-
ваться и для других районов. Для дипломного проектирования необходи-
мо учитывать фактические расценки на материалы и рабочую силу района
строительства.
25
24
Глава 2
КОНСТРУКЦИИ ФУНДАМЕНТОВ
2.1. Типы фундаментов
В инженерной практике применяются несколько типов фун-
даментов: фундаменты мелкого заложения, их подошва может раз-
мещаться на глубинах 1 ...5 м (возводятся в предварительно выры-
тых котлованах); свайные фундаменты (см. гл. 9) и фундаменты
Рис. 2.1. Типы фундаментов:
а — отдельный сборный фундамент стаканного типа; б - отдельный монолитный
железобетонный фундамент под колонну; в — монолитный ленточный фундамент
под колонны; г—фундамент из перекрестных лент; д - сборный ленточный фунда-
мент под стену с непрерывной подушкой; е - то же, с прерывистой подушкой; ж —
сплошной фундамент под группу колонн; з—массивный фундамент под доменную
печь; 1 — продольные ребра; 2 — поперечные ребра; 3 — плита; 4 — колонны:
5 — огнеупорный бетон; 6 — шамотный кирпич; 7 - железобетон; 8 — подготовка
глубокого заложения. Последние имеют форму колодца и погру-
жаются за счет собственного веса при извлечении грунта из их
внутренней полости. Возможно изготовление их с помощью струй-
ной технологии, путем замещения грунта цементным раствором.
Основными типами фундаментов на естественном основании
(рис.2.1) являются:
а) отдельные фундаменты, применяемые под колонны и сте-
ны в комбинации с рандбалками (рис.2.1, а, б и рис. 2.3...2.7);
6) ленточные фундаменты под колонны, воспринимающие дав-
ление от ряда колонн (рис.2.1, в);
в) ленточные (непрерывные) фундаменты под стены (рис. 2.1,
д, е и 2.8,2.10);
г) сплошные фундаменты в виде железобетонных плит (рис. 2.1, ж);
д) массивные фундаменты под всем сооружением (рис. 2.1, з).
Различают монолитные фундаменты, которые выполняются на
месте строительства (см. рис. 2.1, б, в, г, ж, з), и сборные, монтиру-
емые из элементов заводского изготовления (см. рис. 2.1, а, д, е).
2.2. Материалы, применяемые для фундаментов
Фундаменты могут выполняться из бутовой кладки, бутобе-
тона, бетона, железобетона и, в исключительных случаях, из ме-
талла и дерева. Выбор материала зависит от долговечности соору-
жения, нагрузок, свойств грунтов, агрессивности грунтовых вод.
В районах с коротким летним и длительным зимним периода-
ми наиболее рациональным является применение сборных фун-
даментов, что сокращает сроки производства работ.
Основное назначение фундамента- передача давления от кон-
струкций сооружения на грунт основания.
В большинстве случаев прочность грунтов значительно усту-
пает прочности материалов, из которых выполнено сооружение,
поэтому приходится проектировать фундаменты, расширяющиеся
от обреза к подошве уступами или наклонными поверхностями.
Верхняя плоскость фундамента называется обрезом 1 (рис. 2.2),
а нижняя - подошвой 2. Под шириной подошвы b фундамента пони-
26
27
Рис. 2.2. Трапецеидальный фундамент
мают ее меньший размер в пла
не. Больший размер называет-
ся длиной I. Высоту фундамен-
та —расстояние от подошвы до
обреза определяет hr Расстоя-
ние от отметки планировки до
подошвы называется глубиной
заложения d.
Различают фундаменты
гибкие, деформации которых
учитывают при распределении
давления по подошве, и жест-
кие, при расчете которых дефор-
мации изгиба не учитывают.
Бутовые фундаменты, возводимые из естественных и искусст-
венных камней, применяются, когда кладка не испытывает растяги-
вающих напряжений. Бутовую кладку применяют при наличии де-
шевого местного бутового камня и малом объеме фундаментов. Вы-
сота уступов кладки принимается не менее двух рядов кладки, при-
близительно 30...60 см. Вследствие большой трудоемкости работ по
возведению кладки в настоящее время она применяется редко.
Бетонные и бутобетонные фундаменты делают монолитны-
ми или сборными с относительно небольшим уширением подо-
швы, которое определяется в соответствии со СНиП на каменные
и армокаменные конструкции.
Железобетонные фундаменты, воспринимающие напряжения
сжатия и растяжения, широко применяются в фундаментостроении,
особенно когда необходимо передать давление на значительную
площадь при минимальной высоте фундамента. Их делают моно-
литными и из сборных блоков, руководствуясь требованиями СНиП.
2.3. Конструкции отдельных фундаментов
Железобетонные монолитные отдельные фундаменты явля-
ются основным типом фундаментов каркасных зданий, так как они
обладают технико-экономическими преимуществами. Конструк-
ции их приведены на рис. 2.3.2 6.
Фундамент выполняется из одной - трех призматических плит,
количество, высота и размеры в плане которых определяются рас-
четом на прочность.
В зависимости от требуемой глубины заложения высота фун-
дамента регулируется высотой подколенника. Обрез фундамента
под железобетонные колонны назначается на отметке - 0,15 м, что
дает возможность произвести обратную засыпку пазух до монтажа
колонн. При связных грунтах пластичной консистенции и водона-
сыщенных песках под фундаментом устраивают подготовку из бе-
тона толщиной 100 мм; при связных грунтах полутвердой и твер-
дой консистенции подготовку можно не устраивать, а при маловлаж-
ных песках и гравелистых грунтах либо устраивают подготовку, либо
защитный слой увеличивают до 70 мм. В остальных случаях за-
ве. 2.3. Монолитные железобетонные фундаменты под сборные колонны каркас-
вьк Зданий: а — общий вид; / - колонна; 2 - стакан; 3 — подколенник; 4 — ступень
литная часть фундамента); б—армирование; 1 - сетки; в—заделки колонн (арми-
рование нс показано); 1 — монолитый бетон
28
29
Рис. 2.4. Железобетонные фундаменты: а — монолитный под монолитную
колонну; 2 — выпуски арматуры; б - сборный под сборную колонну
Рис. 2.5. Фундаменты под металлические колонны:
а — общий вид; б — армирование при большой нагрузке по обрезу,
/ — анкерные болты; 2 - арматурные сетки
щитный слой принимают 35 мм. Для заделки сборных колонн в
верхней части фундамента устраивают стакан. Глубину заделки
одноветвевых колонн прямоугольного сечения принимают не ме-
нее большего размера поперечного сечения колонны, а для двух-
ветвевых колонн этот размер h3 > 0,5 + 0,33 /г„ (где /г„ - расстояние
между наружными гранями ветвей колонны). Если /г„ > 2,4 м, то
под каждую ветвь делают отдельный стакан. Установленную в ста-
кан колонну замоноличивают цементно-песчаным раствором.
Обычно используют типовые монолитные фундаменты и же-
лезобетонные сборные колонны (табл. 2.1). Сечение подколонни-
Рис. 2.6. Фундаментные балки и их укладка: а - сечение балок; б - устройство
тумбочек; 1 - подготовка; 2 - панель; 3 - крайняя колонна; в — общий вид; 1 - шлак
ка выбирают в соответствии с сечением колонны. В зависимости
ст размеров подошвы фундамента форму плитной части прини-
мают ступенчатой. Больший вылет ступеней — в направлении про-
лета сетки колонн, меньший - в направлении шага колонн.
Монолитные фундаменты под монолитные колонны (рис. 2.4, а)
конструируют по указанным выше принципам. Соединение фун-
даментов с колоннами осуществляется посредством сварки арма-
туры колонн с выпусками из фундаментов.
Железобетонные фундаменты для сборных колонн при нагруз-
ках до 500 кН выполняют из одного блока (рис. 2.4, б). Сборные
фундаменты устанавливают на тщательно выровненный слой песка
толщиной 100 мм.
При больших размерах фундаментов их делают монолитны-
ми (см. рис. 2.5,2.6).
Железобетонные монолитные фундаменты под металличес-
кие колонны имеют конструкции, аналогичные приведенным выше
(см. рис. 2.5). Высоту фундаментов делают не меньше длины за-
делки анкерных болтов и защитного слоя бетона. Обрез фунда-
30
31
Основные размеры типовых монолитных железобетонных
фундаментов под сборные колонны
Таблица 2.1
Размер ступеней плитной части Высота фундамента (//), м Буквен- ный индекс и номер марки
(а: Ь х Л), м 1,5 1.8 2,4 3,0 3,6 4,2
Первая - подошвенная Вторая Третья Объем бетона, м3
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
Колонна площадью сеч. 0,4 х 0,4 м; подколенник площадью сеч. 0,9 х 0,9 м; глубина стакана 0,8 м ФА
1,5x1,5x0,3 1.8х1.5х0,3 1 8x1 5x0,45 2 1x1,5x0,45 1,43 1,56 1 84 2,05 1,47 1,80 2.09 2,29 2,16 2,29 2,57 2,78 2,64 2,78 3,08 3,26 3,13 3,26 3 54 3,75 3,61 3,75 4,03 4,23 1-6 7-12 13-18 19-24
2.4x1,5x0,3 2.4x1.8x0,3 2,7x1.8x0,3 3,0x1,8x0,3 1,8x1,5x0,3 1.8x1,8x0.3 1,8x1,8x0,3 2,1x1,8x0,3 2,40 2,78 2.94 3,26 2,64 3,02 3,18 3,50 3,13 3.50 3,67 3,99 3,61 3,99 4,15 4,48 4,10 4.48 4,64 4.96 4.58 4,96 5,12 5.45 25-30 31-36 37-42 43-48
3,0x2,1x0,3 3 0x2 4x0,3 3 Зх2,4хО.З 2,1x1,5x0.3 2,1x1,5x0 3 2,1x1,5x0 3 3.34 3 61 3.83 3.59 3,86 4,07 4,07 4,34 4 56 4,56 4,83 5.04 5.04 531 5 53 5,53 5,80 6,02 49-54 55-60 61-66
3,3x2,4x0,3 3.6x2,4x0,3 2,4x1,8x0.3 2,7x1.8x0.3 1,5x1,8x0.3 1.8x1.8x0,3 4.75 5.29 4,99 5,53 5,48 6,02 5,96 6.50 6,45 6,99 6.93 7,47 67-72 73-78
ю
I Продолжение табл. 2.1
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
3.6x2.7x0,3 2,7x2,1x0,3 1,8x1,5x0,3 5,69 5.94 6,42 6,91 7,39 7,88 79-84
4,2x2,7x0,3 3,0x2.1 хО.З 2,1x1,5x0,3 6,50 6,74 7,23 7,72 8,20 8.69 85-90
4,2x3.0x0,3 3.0x2.1x0,3 2,1x1,5x0,3 6,88 7,12 7.61 8,10 8,58 9,07 91-96
4.8x3,0x0,3 3,6x2,1x0,3 2,4x1,5x0,45 8,35 8,59 9.08 9,57 10,05 10,54 97-102
Колонна площадью сеч. 0.6 х 0,4 и 0.5 м; 0,5 х 0,5 м; подколенник площадью сеч. 1 2 х 1,2 м; ФБ
глубина стакана 0,8 и 0,9 м
2,1x1 5x0,45 2.57 3.00 3,86 4,73 5 59 6.45 1-6
2,4x1,5x0.45 2,77 3.20 4,06 4,93 5 79 6,66 7-12
2.4x1,8x0,45 3,09 3,52 4,39 5,25 6,12 6,98 13-18
2,7x1,8x0,3 2,1x1,8x0,3 3.52 3,96 4,82 5.68 6.55 7,41 19-24
3,0x1,8x0,3 2,4x1,8x0,3 3,85 4,28 5,14 6,01 6,87 7,74 25-30
3,0x2,1x0,3 2,4x2,1x0,3 4,34 4,77 5,63 6,49 7.36 8,22 31-36
3 0x2,4x0.3 2.4x1,8x0,3 4.39 4,82 5 68 6,55 741 8.28 37-42
3.3x2 4x0.3 2.4x1,8x0.3 4 60 5,04 5,90 6.76 7 63 8,49 43-48
3.6x2,4x0,3 2,7x1,8x0.3 4.98 5.42 6,28 7,14 8,01 8,87 49-54
3.6x2.7x0,3 2,7x2,1x0,3 5,55 5,98 6,85 7,71 8,57 9,44 55-60
3,3x2,4.40,3 2,7x1,8x0,3 1,8x1,8x0,3 5,31 5,74 6,60 7,47 8,33 9,20 61-66
3,6х2.4х0,3 2,7x1,8x0,3 1,8x1,8x0,3 5,52 5,96 6,82 7,86 8,55 9,41 67-72
3.6x2.7x0.3 2,7x2,1x0,3 1,8х2,1х0,3 6,25 6,68 7,55 8,41 9,28 10,14 73-78
4,2x2 7x0.3 3,3x2,1x0,3 2,4х2,1х0,3 7 49 7,93 8 79 9,65 10 52 11,38 79-84
4 2x3 0x0,3 3,3x2,4x0 3 2,4x1,8x0,3 7 95 8,38 9 25 10.11 10 98 11.84 85-90
4 8x3.0x0,3 3,9x2,4x0,3 2,7x1,8x0.3 9 09 9,52 10,38 11,25 12,11 12,98 91-96
4,8x3,3x0,3 3,6x2.4x0.3 2,7x1,8x0,3 9.30 9,74 10.60 11,46 12,33 13.19 97-102
Продолжение табл. 2.1
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
4,8x3,6x0,3 3,6x2,4x0.3 2,7x1,8x0,3 9,74 10,17 11,03 11,90 12,76 13,62 103-108
5,4x3,6x0,45 3,6x2,4x0,3 2,7x1,8x0,3 13,08 13,52 14,38 15,24 16,11 16,97 109-114
Колонна пт ощадью сеч. 0 .8 X о,4 И 0,5 м; подколонник площадью сеч. 1,5 х 1,2 м; глубина стака на 0,9 м ФВ
3,0x1,8x0,3 2,1x1,8x0,3 4,02 4,56 5,64 6,72 7,80 8,88 1 ‘6
3,0x2,1x0,3 2,4x2,1x0,3 4,50 5,04 6,12 7,20 8,28 9,36 7-12
3,0x2,4x0,3 2,4x1,8x0,3 4,56 5,10 6,18 7,26 8,34 9,42 13-18
3,3x2,4x0,3 2,7x1,8x0,3 4,93 5,47 6,55 7,63 8,71 9,79 19-24
3,6x2,4x0,3 2,7x1,8x0,3 5,15 5,69 6,77 7,85 8,93 10,01 25-30
3,6x2,7x0,3 2,7x2,1x0,3 5,72 6,26 7,34 8,42 9,50 10,58 37-42
3,6x2,4x0,3 2,7x1,8x0,3 2,1x1,8x0,3 5,74 6,28 7,36 8,44 9,52 10,60 31-36
3,6x2,7x0,3 2,7x2,1x0,3 2,1x2,1x0,3 6,50 7,04 8,12 9,20 10,28 11,36 43-48
4,2x2,7x0,3 3,3x2,1x0,3 2,4x2,1x0,3 7,55 8,09 9,17 10,25 11,33 12,41 49-54
4,2x3,0x0,3 3.3x2,4x0,3 2,4x1,8x0,3 8,01 8,55 9,63 10,71 11,79 12,87 55-60
4,8x3,0x0.3 3.6x2,4x0.3 2,7x1,8x0,3 8.93 9,47 10,55 11,63 12,71 13,79 61-66
4,8x3,3x0,3 3,6x2,4x0,3 2,7x1,8x0,3 9.36 9,90 10,98 12,06 13,14 14,22 67-72
4,8x3,6x0,3 3,6x2,4x0,3 2,7x1,8x0,3 9,79 10,33 11,41 12,49 13,57 14,65 73-78
5,4x3,6x0,45 3,6x2,4x0,3 2,4x1,8x0,3 12,92 13,46 14,54 15,62 16,70 17,78 79-84
5,4x4,2x0,45 3,6x2,4x0,3 2.4x1.8x0,3 14,38 14,92 16,00 17,08 18,16 19,24 85-90
5,4x4,8x0,45 3,6x3,0x0,3 2,4x1,8x0,3 16,49 17,03 18,11 19.19 20,27 21,35 91-96
6,0x4,8x0,45 4,2x3,0x0,45 2,7x1,8x0,3 20,11 20,65 21,73 22,81 23,89 24,97 97-102
6.0x5,4x0,45 4,2x3,6x0,45 2,7x2,4x0.3 23,35 23,89 24,97 26,05 27,13 28,21 103-108
6,6x5,4x0,45 4,8x3,6x0,45 3,0x2,4x0,45 26,80 27,34 28,42 29,50 30,58 31,66 109-114
6,6x6,0x0,45 4,8x4,2x0,45 3,0x2,4x0,45 29,88 30,42 31,50 32,58 33,66 32,74 115-120
у Продолжение табл. 2.1
1 2 з 4 5 6 | 7 | 8 | 9 10
Фундаменты многоэтажных зданий - дополнительные марки Колонна площадью сеч. 0,4 х 0,4 м; подколонник площадью сеч. 0,9 х 0.9 м; глубина стакана 1,05 м ФА
3.3x2,4x0,3 2.4x1,5x0,3 3,90 4,14 4,62 5,11 5,60 6,08 121-126
3,0x1,8x0,3 3,0x2,1x0,3 3,0x2,4x0,3 2,4x1,8x0,3 2,4x2,1x0,3 2,4x1,8x0,3 1,5x0,9x0,3 1,5x1,5x0,3 1,5x1,8x0,3 3,52 4,27 4,46 3,76 4,52 4,70 4,25 5,00 5,19 4,73 5,49 5,68 5,22 5,97 6,16 5,70 6,46 6,85 103-108 109-114 115-120
4,2x2,7x0,3 4.2x3,0x0,3 4,8x3,3x0,3 4,8x3,6x0,3 5,4x3,6x0,45 5,4x4,2x0,45 3,3x2,1x0,3 3,3x2,1x0,3 3.6x2,4x0,3 3,6x2,4x0,3 3.6x2,1x0,45 3,6x2,7x0,45 2,4x1,5x0,3 2,4x1,5x0,3 2,4x1,5x0,45 2,4x1,5x0,45 2,1x1,5x0,3 2,1x1,5x0,3 6,76 7,14 9,04 9,47 13,05 15,49 7,00 7,38 9,28 9,71 13,29 15,72 7,49 7,86 9,77 10,20 13,78 16,21 7,97 8,35 10,25 10,68 14,26 16,69 8,46 8,84 10,74 11,17 14,75 17,18 8,94 9,32 11,22 11,66 15,24 17,66 127-132 133-138 139-144 145-150 151-156 157-162
Колонна площадью сеч. 0,6 х 0,4 м; подколонник площадью сеч. 1,2 х глубина стакана 1,05; 0,65 м ,2 м; ФБ
5,4x4,2x0,3 5,4x4,8x0,3 4,2x3,0x0,3 4,2x3,6x0,3 3,0x1,8x0,45 3,0x2,4x0,45 13,26 15,80 13,69 16,23 14,56 17,10 15,42 17,96 16,29 18,82 17,15 19,69 115-120 121-126
Колонна площадью сеч. 1,0 х 0,4 и 0,5 м; подколонник площадью сеч. 1,8 х 1,2 м; глубина стакана 0,95 и 1,25 м ФГ
3,0x1,8x0,3 3,0x1,8x0,45 3,0x2,1x0,3 3,0x2,1x0,45 3,0х2,4х0,3 3,0x2,4x0,45 3,98 4,46 4,25 4,87 4,52 5,28 5,28 5,76 5,55 6,17 5,82 6,57 6,58 7,06 6,84 7,46 7,11 7,87 7,88 8,36 8,14 8,76 8,41 9,16 9,18 9,65 9,44 10,06 9,71 10,46 1-5 6-10 11-15 16-20 21-25 26-30
Продолжение табл. 2.1
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
3,3x2,4x0,3 2,4x1,8x0,3 5,38 6,68 7,97 9.28 10,57 31-35
3,6x2,4x0,3 2,7x1.8x0,3 5,76 7,06 8,36 9,65 10,95 36-40
3,6x2,7x0,3 2,7x2,1x0.3 6,33 7,63 8,92 10,22 11,51 41-45
4,2x2,7x0,3 3,0x1,8x0,3 6,73 8,03 9,33 10,62 11,92 46-50
4,2x3,0x0,3 3,0x1,8x0,3 7,38 8,68 9,97 11,27 12,57 51-55
4,8x3,0x0,3 3,6x2,4x0,3 2,7x1,8x0,3 9,43 10,73 12,03 13,32 14,62 56-60
4,8x3,3x0,3 3,6x2,4x0,3 2,7x1.8x0,3 9,86 11.16 12,46 13,76 15,06 61-65
4,8x3,6x0,3 3,6х2,4х0,3 2 7x1.8x0.3 10,30 11,59 12 89 14,19 15,48 66-70
5,4x3,6x0,3 4,2x2,4x0,3 3 0x1 8x0 3 11,54 11.84 14 13 15,43 16,73 71-75
5,4x4,2x0,3 4,2x3,0x0,3 3 0x1 8x0 3 13,27 14,56 15,86 17,86 18,46 76-80
Колонна площадью сеч. 1,3 х 0,5 - 1,4 х 0,6 м; подколенник площадью сеч. 2,1 х 1,2 м; ФД
глубина стакана 0,95 и 1,25 м
3,0x1,8x0,3 4,02 5,53 7,04 8,56 10,07 1-5
3,0x1,8x0,45 4,45 5.96 7.48 8,98 10,50 6- 10
3,0x2,1x0,3 4,29 5.80 7,31 8,82 10.34 11-15
3,0x2,1x0,45 4,86 6,37 7,88 9,39 10,90 16-20
3,0x2,4x0,3 4.56 6,07 7,58 9.10 10.61 21-25
3,0x2,4x0,45 5,26 6,77 8,28 9.80 11.31 26-30
3,3x2,4x0,3 2,7x1,8x0,3 5,48 6,99 8,50 10.01 11.53 31-35
3,6x2,4x0,3 3,0x1.8x0,3 5,86 7,37 8,88 10,39 11,90 36-40
3,6х2,7х0,3 3,0x1,8x0,3 6,45 7,96 9,47 10,99 12,50 41-45
4,2x2,7x0.3 3,3x2,1x0,3 7,12 8,64 10,15 11.66 13,17 46-50
4,2x3,0x0,3 3,3x2,4x0,3 7,80 9,31 10,82 12,34 13.85 56-60
4,2x2,7x0,3 3,6x2,1x0,3 3,0x2 1x0 3 8,45 9 96 11 47 12.98 14,49 51-55
Продолжение табл. 2.1
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
4,2x3.0x0,3 3.6x2,4x3.0 3,0x1,8x0.3 8,88 10.39 11,90 13,41 14,93 61-65
4.8x3,0x0,3 3,9x2,4x0,3 3.0x1.8x0,3 9,64 11,15 12,66 14,17 15,68 66-70
4,8x3,3x0,3 3,9х2.7х0,3 3,0x2.1x0.3 10,69 12,20 13,71 15.22 16,73 71075
4,8x3,6x0,3 3,9x2,7x0,3 3.0x2,1x0.3 11,12 12.63 14,15 15.66 17.17 76-80
5,4x3,6x0,3 4,5x3,0x0,3 3,3x2,1x0,3 12,85 14,36 15,87 17,39 18,90 81-85
5.4x4,2x0.3 4,2x3,0x0,3 3.0x2.1x0,3 13,36 14,87 16,38 17,90 19,40 86-90
5,4х4.8х0,3 4.2x3,6x0,3 3,0x2,4x0,3 15,36 16.87 18.38 19,89 21,41 91-95
6,0x4,8x0,45 4,2x3,0x0,3 3.0x1,8x0.3 18,87 20,38 21,89 23,41 24,92 96-100
6,0x5,4x0,45 4,2x3,6x0,3 3.0x2,4x0,3 21,79 23,30 24,81 26,32 27,83 101-105
6,6x5,4x0,45 4,8x3,6x0.45 3 0x2 1x0.3 25,83 27,35 28,86 30,37 31,88 106-110
6.6x6,0x0,45 4,8x4,2x0,45 3 0x2 4x0.3 29,18 30,69 32,21 33,72 35,23 111-115
7,2x6,0x0,45 5.4x4,2x0,45 3,6x2,4x0,45 33,29 34 80 36,31 37,82 39,34 116-120
7,2x6,6x0,45 5,4x4,8x0,45 3,6x3 0x0 45 37,66 39 17 40 69 42,20 43,71 121-125
Колонна площадью сеч 1 9 х 0,6 м; подколенник площадью сеч. 2,7 х 1 2 м; ФЕ
глубина стакана 1,25 к
3,3x2,4x0.45 6,10 8.04 9,97 11,93 13,87 1-5
3.6x2,4x0.45 6,42 8.37 10,31 12,25 14,20 6-10
3,6x2.7x0,45 6,91 8,85 10,80 12,74 14,68 11-15
4,2x2,7x0,3 3,6x2,1x0,3 7,72 9.66 11.60 13.55 15,49 16-20
4,2x3,0x0,3 3,6х2.4х0.3 8,42 10,36 12,31 14,25 16,20 21-25
4,8х3.0х0.3 3,9x2,4x0,3 9,18 11.12 13,00 15,01 16,95 26-30
4.8x3,3x0.3 3,6x2,1x0,3 9,07 11.01 12,95 14,90 16,84 36-40
4,8x3,6x0,3 3,6x2,4x0,3 9,82 11,76 13,71 15,66 17,60 46-50
4,8x3,0x0,3 4,2x2,4x0,3 3 6x1 8x0,3 10,36 12,31 14,25 16.20 18.14 31-35
О 41-45 51-55 56-60 61-65 66-70 71-75 76-80 81-85 86-90 91-95 96-100
as
оо
Г-
\О 13,44 13,55 15,17 15,82
11,50 11,61 13,23 13,87 16,30 17,49 22,08 24,40 29.37 32,34 37,53
3,6x2,1x0,3 3,6x1,8x0,3 3,6x2,1x0,3 3,6x1,8x0,3 3,6x2,4x0,3 3,6x2,4x0,3 3.6x2,4x0,3 3,6x2.4x0,3 3,3x2,4x0,3 3,6х2,4х0,3 3,6x3.0x0.45
сч 4,2x2,7x0,3 4,5x3,0x0.3 4,5x3,0x0,3 4,5х.3.0х0,3 4,5x3,6x0,3 4,8x3,6x0,3 4.2x3,6x0,3 4.8x3,6x0,3 4,8x4,2x0,45 5,4x4.2x0,45 5,4x4,8x0,45
- 4.8x3,3x0,3 4,8x3,6x0,3 5,4x3,6x0,3 5,4x4,2x0,3 5,4x4,8x0,3 6,0x4,8x0,3 6.0x5,4x0,45 6,6x5.4x0.45 6,6x6,0x0,45 7,2x6,0x0,45 7,2x6,6x0,45
38
ментов устраивают на 600, 900 или 1200 мм ниже пола, чтобы
можно было разместить башмаки металлических колонн. После
монтажа колонн весь башмак во избежание коррозии бетонируют
до уровня пола. Если на обрез фундамента передаются значитель-
ные усилия смятия от башмака колонны, то производится армиро-
вание бетона горизонтальными сетками.
фундаментные балки (рандбалки), воспринимающие нагруз-
ки от стен, устанавливают на бетонные приливы (тумбочки, кон-
соли) (см. рис.2.6, б, в ).
Зазоры и перепады отметок между концами балок, фундамен-
том, колонной заделывают бетоном. По верху балок устраивают
противокапиллярную гидроизоляцию. При пучинистых грунтах
ниже фундаментных балок делают дренируемую подсыпку из
шлака или крупного песка.
Отдельные фундаменты под стены бескаркасных зданий (стол-
бчатые фундаменты) делают при небольшой погонной нагрузке и
прочных грунтах (рис. 2.7). В качестве материала используют бу-
Рис. 2.7. Отдельные столбчатые фундаменты
под стены бескаркасных зданий: 1 - подушки;
2 - столб из бетона; 3 — фундаментная балка;
4 — кладка стены
тобетон, бетон, сборные блоки. Фундаменты располагают через
3...6 м под простенками и в углах, затем перекрывают фундамент-
ными балками, на которых возводят стену.
Конструкции ленточных фундаментов
Ленточные фундаменты под стены делают сборными из бло-
ков и железобетонных панелей, а также монолитными. Примене-
39
ние монолитных фундаментов допускается, если сборка их из бло-
ков нерациональна или требуется увеличить сопротивление фун-
даментов изгибу вдоль оси стены.
Сборные фундаменты под стены обычно состоят из железо-
бетонных плит (подушек) и стеновых блоков (см. рис. 2.1, д). Раз-
меры типовых плит приведены в табл. 2.2. Блоки-плиты уклады-
вают сплошь по длине стены или с разрывами - прерывистая по-
душка (см. рис. 2.1, е). В последнем случае удается сократить ко-
личество типоразмеров блоков. Разрывы делают обычно 0,2...0,4 м,
но не более 0,9 м.
Стенки фундаментов собирают из сплошных или пустотелых
(при маловлажных грунтах) стеновых блоков. Типоразмеры бло-
ков приведены в табл. 2.3 Чаще всего стены фундаментов собира-
ют из нескольких рядов стеновых блоков, укладываемых с пере-
вязкой вертикальных швов (см. рис. 2.1, д). Перевязку при мало-
сжимаемых грунтах делают не менее 0,4 высоты фундаментного
блока, а при силыюсжимаемых (ЕГ1 < 10000 кПа) и макропорис-
тых посадочных грунтах - не менее высоты этого блока.
Рис. 2.8. Примыкание поперечной стены
к наружной (размеры в см): / - тротуар
или отмостка 2 - металлическая сетка:
3 — поперечная стена; 4 - фундаментные
стеновые блоки; 5 — отверстие для
трубопровода б-фупдаментныеблоки-
плиты (подушки); 7 — бетон по месту
Рис. 2.9. Деталь металлической сетки:
I — поперечная стена: 2 - наружная
стена
40
Плиты железобетонные для ленточных фундаментов под стены
поданным ЦНИИЭПжилища и ЛенИИИпроекта
Примечания: 1. Номера 2...9 делают также длиной I = 780 мм, а номера 2...5, кроме того, делают длиной 2380 мм. 2. Расчетное
сопротивление грунта для номеров 1...9 принято R = 250 кПа Блоки-плиты этих номеров делают и для R = 150 кПа с
уменьшенным расходом арматуры. 3. Расчетное сопротивление грунта для номеров 10... 14 принято R = 100 кПа, а для номеров
15...17-Я = 200 кПа
41
Таблица 2.3
Стеновые сплошные бетонные блоки по ГОСТ 13579-78
Марка блока Эскиз Размеры, мм Масса, Объем, м3
/ b h
ФБС24-3-6-Т 2380 300 580 0,97 0,406
ФБС24-4-6-Т 2380 400 580 1,30 0,543
ФБС24-5-6-Т 2380 500 580 1.63 0,679
ФБС24-6-6-Т 2380 600 580 1,93 0,815
ФБС12-4-6-Т 1180 400 580 0,64 0,265
ФБС12-5-6-Т 1180 500 580 0,79 0.331
ФБС12-6-6-Т 1180 600 580 0,96 0,398
ФБС12-4-3-Т 1180 400 280 0.31 0,127
ФБС12-5-3-Т 1180 500 280 0,38 0,159
ФБС12-6-3-Т 1180 600 280 0,46 0,191
ФБС9-3-6-Т 880 300 580 0.35 0,146
ФБС9-4-6-Т 880 400 580 0,47 0.195
ФБС9-5-6-Т 880 500 580 0,59 0,244
ФБС9-6-6-Т 880 600 580 0,70 0.293
Для обеспечения пространственной жесткости фундамента
между продольными и поперечными стенами устраивают связь
путем перевязки блоков (см. рис. 2.8 ) и закладки в швы сеток из
арматуры диаметром 8 10 мм (см. рис. 2.9 ).
В некоторых случаях для увеличения жесткости фундамент-
ных стен их делают из монолитного железобетона. С целью умень-
шения количества типоразмеров стеновых фундаментных блоков,
а также для пропуска труб можно оставлять между блоками про-
емы шириной не более 0,6 м (рис. 2.10). Толщина фундаментной
Рис. 2.10. Деталь отверстия в фундаменте:
I - тротуар или отмостка: 2 фундаментные сте-
новые блоки; 3 — поперечная стена; 4 — фундамен-
тные блоки-плиты (подушки); 5 — отверстие в фун-
даменте; 6- металлические сетки
стенки может быть меньше толщины стены здания, но не менее
30 см и при свесах не более 13 см.
Ленточные железобетонные фундаменты под колонны устраи-
вают с целью выравнивания возможной неравномерности осадки
колонн (см. рис. 2.1, в) и рассчитывают их как балку на упругом осно-
вании (см. разд. 8.4). Для выравнивания неравномерностей осадок в
двух направлениях здания применяют перекрестные ленты (см.
рис. 2.1, г). Ленточные фундаменты под колонны рекомендуется при-
менять в сейсмических районах и на подрабатываемых территориях.
2.4. Сплошные (плитные) и массивные
фундаменты
Сплошные (плитные) фундаменты в виде железобетонных без-
балочных или ребристых плит устраивают в следующих случаях: при
слабых грунтах и больших нагрузках с целью выравнивания возмож-
ной неравномерности осадки колонн и стен; для устройства водонеп-
роницаемых конструкций (для гидроизоляции подвалов, днищ резер-
вуаров и тп.). Примеры устройства сплош-
ных фундаментов показаны на рис. 2.1, ж.
Сплошной фундамент рассчитывают как
плиту на упругом основании (см. разд. 8.4).
К сплошным фундаментам также
относят железобетонные фундаменты
коробчатого типа, применяемые под
здания, имеющие один или несколько
подземных этажей (рис. 2.11). Они со-
стоят из двух плит (верхней и нижней)
и перекрестных стенок, соединяющих
эти плиты в единую конструкцию.
2.5. Фундаменты глубокого заложения
При большой глубине залегания прочного грунта и значитель-
ных нагрузках применяют фундаменты глубокого заложения -
Рис. 2.11. Сплошной
фундамент коробчатого типа
42
43
сваи-оболочки, буронабивные столбы и столбы, изготовленные
струйной технологией.
Сваи-оболочки — тонкостенные железобетонные цилиндры диа-
метром 0,8...3,0 м, собираемые из звеньев длиной 6... 10 м с толщиной
стенок 12 см, армированные продольной и поперечной арматурой. С
увеличением глубины трение грунта по внутренней полости оболоч-
ки возрастает. Для дальнейшего погружения требуется выемка этого
грунта грейфером. После погружения одной сборной секции ее на-
ращивают следующей. Стык секций - фланцевый (болтовой) или
сварной. Сваю-оболочку, достигшую проектной отметки, заполняют
бетоном (всю или частично) и получаютжелезобетонный столб с боль-
шой несущей способностью по грунту и материалу.
Нижний конец сваи-оболочки оснащен металлическими но-
жами. Наиболее эффективно несущая способность оболочки по
материалу используется, когда оболочка опирается на скальный
грунт. Через внутреннюю полость оболочки в скальном основа-
нии разбуривается скважина, в которую устанавливается арматур-
ный каркас, после чего производится бетонирование.
При наличии менее прочных грунтов для повышения несу-
щей способности можно сделать уширенную пяту. Все оболочки
объединяются ростверком.
Буронабивные столбы выполняются путем бурения скважин
диаметром более 0,8 м с последующим заполнением их бетоном.
Столбы армируют в верхней части для соединения с ростверком,
а если они работают на изгиб, то и по всей длине. Буронабивные
столбы применяют при больших и сосредоточенных нагрузках и
глубоком залегании прочного грунта (более 15...60 м).
Грунтобетонные столбы изготавливаются по струйной техно-
логии. Для этого бурят скважины, в которые опускают специаль-
ный инъектор. В него подается жидкий цементный раствор под
большим давлением (до 100 атм), который через пару тонких от-
верстий размывает грунт и перемешивается с ним, образуя грун-
тоцемент. При вращении трубы и постепенном поднятии ее вверх
образуется вертикальный столб, который и является фундаментом
глубокого заложения.
Некоторые сведения о расчетах фундаментов глубокого зало-
жения приведены в разд. 7.6. Более подробные сведения можно
найти в специальной литературе или учебниках по основаниям и
фундаментам мостов.
2.6. Указания по выбору типа
и конструкции фундамента
Тип фундамента выбирают с учетом: а) характера инженер-
но-геологических условий строительной площадки; б) особенно-
стей несущих конструкций сооружений и передаваемых нагрузок;
в) расположения подземных коммуникаций в зданиях и около них;
г) условий постройки фундамента.
2.7. Защита фундаментов и подземных
частей зданий от подземных вод
При агрессивной среде по отношению к бетону стараются
подобрать цемент, который достаточно стоек при данной агрес-
сивности. Если это не представляется возможным, производят за-
щиту фундаментов и других подземных конструкций от воздей-
ствия агрессивной среды
Когда уровень подземных вод может подниматься выше пола
подвала, необходимы либо прокладка дренажа, либо устройство
гидроизоляции, которую доводят до отметки на 0,5 м выше уров-
ня подземных вод ( см. гл. 12 ).
44
45
Глава 3
ВЫБОР ГЛУБИНЫ ЗАЛОЖЕНИЯ ФУНДАМЕНТОВ
3.1. Основные факторы, влияющие
иа глубину заложения фундаментов
Расчет фундаментов начинают с предварительного выбора их
конструкции и основных размеров, к которым в первую очередь
относится глубина заложения фундамента.
Обычно, чем меньше глубина заложения фундаментов, тем
ниже стоимость работ по их устройству. Это ведет к стремлению
закладывать подошву фундамента как можно ближе к дневной
поверхности. Однако верхние слои грунта не соответствуют тре-
бованиям, предъявляемым к основаниям. Как правило, это почвен-
но-растительные и насыпные грунты. В связи с этим основная за-
дача при выборе глубины заложения подошвы фундаментов со-
стоит в решении вопроса о несущем слое грунта. При этом прихо-
дится учитывать следующие факторы: а) инженерно-геологичес-
кие и гидрогеологические условия площадки строительства; б) кли-
матические особенности района строительства (промерзание —
оттаивание, высыхание - увлажнение); в) особенности возводи-
мого и соседних сооружений; г) способ производства работ по
отрывке котлованов и возведению фундаментов.
Заглубление фундаментов в грунт ниже дневной поверхности
или уровня пола подвала принимают не менее 0,5 м. Исключение
составляют скальные породы, при наличии которых обычно сни-
мается верхний, сильно выветренный слой.
3.2. Влияние инженерно-геологических
и гидрогеологических факторов
К таким факторам относят характер напластования грунтов,
их физико-механические свойства, положение уровня подземных
вод с учетом изменений, степень агрессивности среды.
Учет инженерно-геологических условий строительной пло-
щадки заключается главным образом в выборе несущего слоя грун-
та, который может служить естественным основанием для фунда-
ментов. Этот выбор производится на основе предварительной оцен-
ки сжимаемости и прочности грунтов.
Инженерно-геологические условия каждой площадки отлича-
ются друг от друга и обладают индивидуальным геологическим
строением. Однако все многообразие напластований можно пред-
ставить в виде трех основных схем (рис. 3.1).
Рис. 3.1 Схемы напластования грунтов:
11— надежный грунт; 2 — слабый грунт
Схема L Площадка сложена одним или несколькими слоями
надежных грунтов, при этом строительные свойства каждого пос-
ледующего слоя не хуже свойств предыдущего.
В этом случае глубина заложения фундамента принимается
минимальной, допускаемой при учете сезонного промерзания
грунтов и конструктивных особенностей сооружения. Иногда за
несущий принимают слой более плотного грунта, залегающий
ниже, если это решение экономичнее. Это можно установить мно-
говариантными расчетами размеров фундамента с изменением
глубины заложения.
Схема II. С поверхности площадка сложена одним или несколь-
кими слоями слабых грунтов, ниже которых располагается толща
надежных грунтов. При напластовании по этой схеме принимаемое
решение о глубине заложения фундаментов зависит от толщины
46
47
Рис. 3.2. Варианты устройства фундаментов
при напластовании грунтов по схеме II
Рнс. 3.3. Варианты устройства фундаментов при напластовании
грунтов по схеме III: 1 — надежный грунт; 2 — слабый грунт;
3 - зона закрепления; 4 - песчаная подушка
слоя слабых грунтов. При небольшой его толще целесообразно про-
резать слабые слои и опирать фундаменты на надежные грунты
(рис. 3.2, а). Иногда слабый грунт может быть использован и в ка-
честве несущего слоя с одновременным принятием мер по сниже-
нию чувствительности сооружения к возможному развитию нерав-
номерных осадок (рис. 3.2, б, в). Если такие решения нецелесооб-
разны, то можно применить свайные фундаменты (рис.3.2, г) или
искусственно улучшенные основания — замену грунта подушками
уплотнения, закрепление слабого грунта (рис. 3.2, д, е).
Схема III. С поверхности площадки залегают надежные грун-
ты, а подстилающими являются один или несколько слоев слабо-
го грунта. В этом случае может быть принято решение по схеме
II, но так как при этом придется прорезать толщу надежных грун-
тов, то более экономичными могут оказаться использование на-
дежного грунта в качестве распределительной подушки при обя-
зательной проверке слабого подстилающего слоя (рис. 3.3, а), зак-
репление слабого грунта (рис.3.3, б) и другие варианты, представ-
ленные на рис. 3.3, позволяющие существенно уменьшить разме-
ры подошвы фундамента.
Выбирая тип и глубину заложения фундамента по любой из
рассмотренных выше схем, следует придерживаться следующих
общих правил: а) подошвы фундаментов желательно закладывать
на одной и той же глубине; б) минимальная глубина заложения фун-
даментов принимается не менее 0,5 м от спланированной поверх-
ности территории; в) глубина заложения фундамента в несущий слой
грунта должна быть не менее 0,1...0,2 м от его кровли; г) при воз-
можности следует закладывать фундамент выше уровня подземных
вед. При этом не требуется водоотлива, гарантируется сохранение
природной структуры грунтов основания, работы могут быть вы-
полнены в кратчайший срок. В противном случае требуются шпун-
товое крепление стен котлована, водоотлив, которые резко увели-
чивают стоимость земляных работ; д) при слоистом напластовании
грунтов все фундаменты рекомендуется возводить на одном слое
грунта или на грунтах с близкой сжимаемостью. Если это невыпол-
нимо, то размеры фундаментов выбирают главным образом из ус-
ловия допустимости неравномерности осадок.
3.3. Влияние климатических факторов
Основными климатическими факторами, влияющими на глу-
бину заложения фундаментов, являются промерзание — оттаива-
ние грунтов.
Глубина заложения фундамента из условия промерзания грун-
тов назначается в зависимости от их вида, состояния, начальной
влажности и уровня подземных вод в период промерзания. Извес-
тно, что при промерзании некоторых грунтов наблюдается ихлго-
48
49
розное пучение — увеличение объема, поэтому в таких грунтах
нельзя закладывать фундаменты выше глубины промерзания.
Морозное пучение грунтов происходит преимущественно за
счет миграции (перемещения) влаги к фронту промерзания из ни-
жележащих слоев (см гл. 13) В связи с этим существенное значе-
ние имеет положение уровня подземных вод в период промерза-
ния грунта. Миграция влаги обычно наблюдается в пылевато-гли-
нистых грунтах, пылеватых и мелких песках. Скальные породы,
крупнообломочные грунты с песчаным заполнителем, пески гра-
велистые, крупные и средней крупности относятся к непучинис-
тым грунтам. Глубина заложения фундаментов в них не зависит
от глубины промерзания.
Практикой установлено, что если уровень подземных вод во
время промерзания находится от планировочной отметки поверх-
Таблица 3.1
Глубина заложения подошвы фундаментов d
в зависимости от расчетной глубины промерзания d;
Наименование грунта под подошвой фундамента Глубина заложения фундаментов от уровня планировки в зависимости от глубины расположения подземных вод dv, м
Скальные, крупнообломочные с песчаным заполнителем, пески гравелистые, круп- ные и средней крупности при < <(ф+2) при dw>(d/+2)
Не зависит от Не зависит от dt
Пески мелкие и пылеватые Не менее df То же
Супеси с показателем текучести: при 1L < 0 “ 1, > 0 Тоже Не менее df
Суглинки, глины, а также крупнообло- мочные грунты с пылевато-глинистым заполнителем при показателе текучести грунта или заполнителя: при 1L > 0,25 “ 1L < 0,25 То же Не менее 0,5 df
ности основания па глубине, равной расчетной глубине промерза-
ния, плюс 2 м и более, пучение пылевато-глинистых грунтов зави-
сит от их консистенции. Поэтому нормы рекомендуют расчетную
глубину заложения фундаментов наружных стен и колонн прини-
мать по табл. 3.1 в зависимости от положения уровня подземных
вод и показателя текучести пылевато-глинистых грунтов, которые
должны сохраняться в течение всего периода эксплуатации зданий.
Расчетная глубина промерзания
df=W.’ (31>
где kh - коэффициент, учитывающий влияние теплового режима сооружения на
глубину промерзания грунтов у фундаментов, принимаемый по табл. 3.2 ; ус—
коэффициент условий промерзания грунта, учитывающий изменчивость клима-
та; — нормативная глубина промерзания, м.
Приведенные в табл. 3.2 значения kh соответствуют вылету
фундамента за наружную грань стены до 0,5 м. При вылете ступе-
Таблица 3.2
Коэффициент^ влияния теплового режима сооружения
на промерзание грунтов около фундаментов наружных стен
Особенности сооружения Коэффициент kh при расчетной средне- суточной температуре воздуха в помещении, примыкающем к фундаментам наружных стен, °C
0 5 10 15 20 и более
Без подвала, с полами устраиваемыми: на грунте 0,9 0,8 0,7 0,6 0,5
на лагах по грунту 1,0 0,9 0,8 0,7 0.6
по утепленному цокольному перекрытию 1,0 1,0 0,9 0,8 0,7
С подвалом или техническим подпольем 0,8 0,7 0,6 0,5 0,4
Примечание. При промежуточных значениях температуры воздуха коэффициент
** принимается с округлением до ближайшего меньшего значения
50
51
ни более 1,5 м значение коэффициента kh принимают на 0,1 более
значений, указанных в табл. 3.2, но не более 1,0. При промежуточ-
ном значении вылета фундамента значение kh определяют интер-
поляцией.
Нормативная глубина сезонного промерзания грунта устанав-
ливается по данным многолетних наблюдений (не менее 10 лет)
за фактическим промерзанием грунтов в районе предполагаемого
строительства под открытой, лишенной снега поверхностью.
За dlri принимают среднее значение из ежегодных максималь-
ных глубин сезонного промерзания. При отсутствии данных по
таким наблюдениям ее можно принимать для суглинков и глин по
схематической карте (рис. 3.4). Для песков и супесей значения d/r,
найденные по карте, следует увеличивать на 20%, т.е. умножать
на коэффициент 1,2.
Возможно определять dfn по формуле
df=d^M„ (3.2)
гле d„ — глубина промерзания, м; при М, = 1: для суглинков и глин d„ = 0,23;
супесей, песков пылеватых и мелких - 0,28; песков средней крупности, крупных
н гравелистых - 0,30; крупнообломочных грунтов - 0,34; М, - безразмерный ко-
эффициент, численно равный сумме абсолютных значений среднемесячных от-
рицательных температур воздуха за зиму в данном районе, принимаемых по СНиП
“Строительная климатология и геофизика*'.
В районах, где чередуются дождливые и засушливые периоды
года, необходимо учитывать возможность сезонного набухания вер-
хних слоев глин и суглинков при увлажнении и их усадку при вы-
сыхании. Глубину заложения фундаментов тогда принимают ниже
зоны возможного сезонного набухания и усадки грунтов.
Во всех случаях обратная засыпка при укладке должна уплот-
няться и по ней делается отмостка для отвода воды от здания.
Пример 3.1. Найти минимально необходимую глубину заложения
подошвы фундаментов наружных стен производственного здания
в Санкт-Петербурге с полами на грунте для следующих условий: грунт—
песок пылеватый, подземные воды в период промерзания на глубине
</„ = 2,5 м от поверхности планировки, вынос фундамента от наружной
52
Рис. 3.4. Схематическая карта нормативных глубин промерзания глин и суглинков
53
плоскости стены 1 м, температура воздуха в помещении 20°С.
По карте на рис. 3.4 найдем для пылеватых песков в Санкт-Петер-
бурге нормативную глубину промерзания (с коэффициентом 1,2)
= 1,2 120 = 144 см = 1,44 м
Тогда расчетная глубина промерзания
4=М«А=°,5 1,1 1,44 = 0,792 = 0,80 м,
где kh = 0,5 (по табл. 3.2); = 1,1.
Расстояние от расчетной глубины промерзания до уровня грунто-
вых вод в зимний период менее 2 м:
d„ -d,= 2,5 -0,8= 1,7 м.
Следовательно, грунт может испытывать морозное пучение и глуби-
на заложения фундамента должна быть (см. табл. 3.1) не менее 0,8 м.
3.4. Особенности возводимого
в соседних сооружений
Основными конструктивными особенностями возводимого со-
оружения, влияющими на глубину заложения его фундамента, яв-
ляются: наличие и размеры подземных и подвальных помещений,
приямков или фундаментов под оборудование; глубина заложения
фундаментов соседних сооружений; наличие и глубина прокладки
подземных коммуникаций и конструкций самого фундамента, ве-
личина и характер нагрузок, передаваемых на фундаменты.
В зданиях с подвалом и полуподвалом, около приямков или
каналов, примыкающих к фундаментам, глубина заложения фун-
дамента принимается на 0,3.0,5 м ниже отметки пола в этих по-
мещениях, что предусматривает запас на высоту блока (рис. 3.5).
В случае устройства внутренней гидроизоляции подвальных по-
мещений минимальная глубина заложения принимается по формуле
d =h +h г+5, (3.2)
min l,s *lcf ? v z
где Л,-толшина слоя грунта выше подошвы фундамента со стороны подвала, М!
h(, -толщина конструкции пола подвала, м.
Если ожидается развитие осадки фундамента после устрой-
ства гидроизоляции, в месте возможного ее разрыва устраивается
Рис. 3.5. Заглубление фундамента от отметки пола подвала: а - при отсутствии
гидроизоляции; б - при наличии гидроизоляции подвальных помещений: й, .-тол-
щина пригрузочного бетонного пола; А,-высота фундаментной подушки; / -гидро-
изоляция' 2 — замок из гидроизоляции; 3 — цементно-песчаная стяжка
специальный замок-вставка из водонепроницаемого материала
(рис. 3.5, б).
фундаменты проектируемого сооружения, непосредственно
примыкающие к фундаментам существующего, рекомендуется зак-
ладывать, как указано на рис. 3.6. При примыкании проектируе-
мых фундаментов к существующим различают следующие случаи:
подошва проектируемых фундаментов располагается выше глуби-
ны заложения существующих фундаментов, на одном и том же уров-
неи ниже подошвы существующего фундамента (см. рис 3.6). При
этом значение тангенса угла Р принимается:
Рис 3.6. Случаи примыкания к существующим фундаментам:
/ — существующий фундамент- 2 — проектируемый фундамент-
3 - разделительный шпунт
54
55
tgp<tg<p, + c, lpx, (3.3)
где <pj — расчетное значение угла внутреннего трения; с, - расчетное удельное
сцепление, кПа; рх- интенсивность давления по подошве расположенного выше
фундамента, кПа.
О примыкании новых фундаментов к рядом стоящим более
подробно изложено в гл. 14.
В тех случаях, когда возводимые фундаменты приходится де-
лать на различных отметках, переход от большей глубины зало-
жения к меньшей осуществляется уступами, как изображено на
рис. 3.7, где tg Р определяется по формуле (3.3). В связных грун-
тах (при с > 50 кПа) можно принимать tg Р = 1 (Р = 45°).
Рис. 3.7. Высотное расположение уступов в смежных отдельных
фундаментах (о) н ленточных фундаментах (б) (размеры в м)
Для ленточных фундаментов высота уступов в этих грунтах
обычно принимается 0,5...0,6 м, а длина участка фундамента -
1... 1,2 м (в несвязных грунтах соотношение между высотой и дли-
ной уступа может быть принято 1 : 2 при высоте уступа, не превы-
шающей 0,5...0,6 м).
При устройстве фундаментов на разных отметках необходи-
мо устраивать надежное крепление стен котлованов, которые не
должны иметь горизонтального смещения (см. гп. 14).
При наличии коммуникаций (трубы водопровода, канализации
и т.д.) подошва фундамента должна быть заложена ниже их ввода.
56
При этом условии трубы не подвержены дополнительному давле-
нию от фундамента, а фундаменты не опираются на насыпной грунт
траншей, отрытых для прокладки труб. Кроме того, в случае ава-
рий и протечек уменьшается зона замачивания грунта, а при необ-
ходимости замены груб не будут нарушены грунты основания.
При выборе глубины заложения фундаментов следует учиты-
вать устройство возможных новых коммуникаций, фундаментов
под оборудование и пр.
3.5. Влияние способа производства работ
по устройству фундаментов
I дубину заложения фундамента следует выбирать, в том чис-
ле и в зависимости от принимаемого способа отрывки котлована.
При возможности следует закладывать фундамент выше уров-
ня подземных вод. При этом, как правило, не требуется водоотли-
ва, гарантируется сохранение природной структуры грунтов ос-
нования, работы могут быть выполнены в кратчайший срок. В про-
тивном случае требуются шпунтовое крепление стен котлована,
водоотлив, резко увеличивающие стоимость земляных работ.
Окончательный выбор варианта должен основываться на тех-
нико-экономических расчетах при различных уровнях глубин зало-
жения от минимально возможной до максимальной - 4...4,5 м. Эти
расчеты следует производить с использованием ЭВМ (см. гл. 10).
57
Глава 4
ОПРЕДЕЛЕНИЕ РАСЧЕТНОГО
СОПРОТИВЛЕНИЯ ГРУНТА ОСНОВАНИЯ
4Л. Общие положения
В Нормах (СНиП 2.02.01 - 83) при проектровании фундамен-
тов в открытых котлованах (мелкого заложения) требуется обес-
печить условие
рн<Л, (4.1)
где ри - среднее давление по подошве проектируемого фундамента, кПа; R- рас-
четное сопротивление основания, кПа. R определяется по известной формуле
Н.П. Пузыревского, преобразованной специалистами НИИОСП так, что допус-
кается развитие зон пластических деформаций грунта на глубину d (ниже подо-
швы фундамента), не превышающую 1/4 ширины подошвы фундамента, т.е.
^<0,25 6. (4.2)
При выполнении условия (4.1) обеспечиваются устойчивость
основания; линейная связь между напряжениями в основании про-
ектируемого фундамента и его деформацией; правомерность при-
менения одного из существующих или рекомендуемых СНиПом
методов расчета осадки.
При определении величины R, в зависимости от ряда усло-
вий, оговоренных СНиПом, можно воспользоваться данными спра-
вочных таблиц (в наиболее простых случаях) или произвести рас-
чет по формуле (4.8), согласно которой R зависит от характерис-
тик свойств грунта, ширины фундамента и глубины заложения по-
дошвы фундамента. В обычных случаях проектирования при вы-
полнении условия (4.1) расчета основания по первой группе пре-
дельных состояний, т.е. по устойчивости, не требуется, поскольку
справочные данные и коэффициенты, входящие в эту формулу, по-
добраны так, что автоматически обеспечивается достаточный (мно-
гократный) запас основания по устойчивости. Поэтому в отече-
ственных Нормах расчет основания по второй группе предельных
58
состояний (по деформации) считается основным, а определение
величины R является его составной частью. Заметим, что в Евро-
нормах и в национальных Нормах ряда стран (к примеру, по DIN
рермании) основным является расчет основания по устойчивос-
ти. В этом случае давление по подошве фундаментов (“допусти-
мое” давление на основание) назначается как доля несущей спо-
собности основания введением коэффициента запаса К < 1 (обыч-
но задается в пределах 0.1...0,5).
4.2. Определение среднего давления по подошве
фундамента рн прн расчете величины R
Среднее давление по подошве фундамента ( рп, кПа, кН/м2)
для расчета основания по второй группе предельных состояний
определяется по формуле
P^W^+N^ + N^/ibl), (4.3)
где N 011 - внешняя расчетная нагрузка на обрезе фундамента. кН; ЛГфИ - расчет-
ная нагрузка от веса фундамента, кН; У ^-расчетная нагрузка от веса грунта и
пола подвала, лежащих на уступах фундамента, кН; b - ширина фундамента, м;
/-длина фундамента, м.
При определении R расчет ри можно упростить (см. рис. 4.1),
приняв
Рис. 4.1. Схема к определению среднего давления
по подошве фундамента
59
+ (4.4)
где уср|| — средний удельный вес грунта и материала фундамента в пределах объе-
ма ABCD, кН/м3.
С учетом (4-4) формуле (4.3) можно придать вид
Pn=7VOII/W+Ycp„t7. (4.5)
4.3. Табличные величины расчетного
сопротивления основания Ro
На площадках с благоприятными инженерно-геологически-
ми условиями при проектировании фундаментов сооружений Щ
класса СНиП допускают использовать табличные (справочные)
значения расчетных сопротивлений основания R 0. “Благоприят-
ными” считаются условия, при которых слои грунта в основании
залегают горизонтально (уклон слоев не превышает 0,1); их мощ-
ность выдержана; сжимаемость не увеличивается по крайней мере
до глубины, равной двойной ширине самого большого отдельно-
го фундамента и четырем ширинам ленточного (считая от уровня
его подошвы); в основании залегают грунты, перечисленные в табл.
4.1 - 4.5. В указанных таблицах значения RB приведены для фун-
даментов шириной 60 = 1 м и глубиной заложения dQ = 2 м.
Табличные значения RB рекомендуется использовать также при
назначении предварительных размеров фундаментов сооружений
более высокого класса в различных, в том числе и неблагоприят-
ных, инженерно-геологических условиях.
Для назначения окончательных размеров фундаментов соору-
жений III класса расчетные сопротивления основания следует оп-
ределять по формулам:
R = Ro [1 + kfti-b') / (d + <70) !1d0 при d < 2 m; (4.6)
Я=/го[1+Л1 (b-b0)l Z>J + £2r n (</-</0) при d > 2 м, (4.7)
где b - ширина фундамента, м; d— глубина заложения подошвы, м ; у’и- расчет*
ное значение удельного веса грунта, залегающего выше подошвы фундамента-
кН/м3; к j - коэффициент, принимаемый для оснований, сложенных крупнообл0'
60
точными грунтами и песками, ^ = 0,125; для оснований сложенных пылеватыми
песками, супесями, суглинками и глинами, А, = 0,05; ^-коэффициент, принима-
емый для оснований, сложенных крупнообломочными песчаными грунтами -
д = 0,25, сложенных супесями и суглинками - к2 = 0,2; глинами - к2 = 0,15.
Таблица 4.1
Расчетные сопротивления Ru крупнообломочных грунтов
Крупнообломочные грунты Значение Ra, кПа
Галечниковые (щебенистые) с заполнителем: песчаным 600
пылевато-глииистым при показателе текучести: 4 = 0,5 450
0,5 < I, <0,75 400
Гравийные (дресвяные) с заполнителем: песчаным 500
пылевато-глинистым при показателе текучести: 4=0,5 400
0,5 </,<0,75 350
Таблица 4.2
Расчетные сопротивления Ru песчаных грунтов
Пески Значения /?(1, кПа, в зависимости от плотности сложения песков
Плотные Средней плотности
„Крупные 600 500
-Средней крупности 500 400
Мелкие: маловлажные 400 300
влажные и насыщенные водой 300 200
Пылеватые: маловлажные 300 250
влажные 200 150
С. насыщенные водой 150 100
61
Таблица 4.3
Расчетные сопротивления 7?1( пылевато-глинистых
(непросадочных) грунтов
Пылевато- глинистые грунты Коэффициент пористости е Значение Ro, кПа, при показателе текучести 1L
7,= 0 ।
Супеси 0,5 300 300
0,7 250 200
Суглинки 0,5 300 250
0,7 250 180
1,0 200 100
Глины 0,5 600 400
0,6 500 300
0,8 300 200
1,1 250 100
Таблица 4.4
Расчетные сопротивления Ro просадочных грунтов, кПа
Грунты Грунты природного сложения с плотностью в сухом состоянии р^,т/м3 Грунты уплотненные с плотностью в сухом состоянии pd, т/м3
1,35 1,55 1,60 1,70
Супеси 300/150 350/180 200 250
Суглинки 350/180 400/200 250 300
Примечание. В числителе приведены значения R, относящиеся к незамеченный
просадочным грунтам со степенью влажности Sr < 0,5; в знаменателе-для грунтов
S’ ;> 0,8, а также для замоченных грунтов.
62
Таблица 4.5
Расчетные сопротивления Rtl насыпных грунтов, кПа
Характеристика насыпи Пески крупные, средней крупности и мелкие, шлаки и т.п. при стспею влажности Пески пылеватые, супеси, суглинки, глины, золы и т.п. при степени влажности
S S 0,5 S> 0,8 S <0,5 5 >0,8
Насыпи, планомерно возведенные с уплотнением 250 200 180 150
Отвалы грунтов и отхо- дов производств, с уплотнением без уплотнения 250 180 200 150 180 120 150 100
Свалки грунтов и отхо- дов производств: с уплотнением без уплотнения 150 120 120 100 120 100 100 80
Примечания. 1. Значения Ro в настоящей таблице относятся к насыпным грунтам с
содержанием органических веществ0,1.2. Для неслежавшихся отвалов и свалок
грунтов и отходов производств значения ft принимаются с коэффициентом 0,8.
Пример 4.1. Определить расчетное сопротивление основания фунда-
мента, имеющего размеры подошвы 2,5 х 2,5 м, глубину заложения I м;
здание бесподвалыюе, Ш класса. Основание на всю разведанную глубину
сложено песком средней крупности, средней уплотненности (уп = 20 кН/м3).
Подземные воды не обнаружены. Для определения расчетного сопротив-
ления основания правомерно использовать табличные значения величин
йс- Согласно табл. 4.1 Яо = 400 кПа. По формуле (4.6) получим:
R = 400[ 1 + 0,125 ( 2,5 - 1) /1 ] (I + 2 ) / 2-2 = 356 кПа.
4.4. Определение R по методике СНиП 2.02.01 - 83
Расчетное сопротивление грунта основания согласно
СНиП 2.02.01 - 83 определяется по формуле
R = (УЛез ' к) [МкгЬЪ + (М - 1) с/Ау'„+ М с,,], (4.8)
1и - коэффициенты условий работы, принимаемые по табл. 4 6; к- коэф-
ЦИент, 1=1, если характеристики свойств грунтов определены опытным пу-
63
Таблица 4.6
Значения коэффициентов и ус2,
подставляемых в формулу (4.7)
Грунты Коэффициент TfrI Коэффициент уг2 для сооружений с жесткой конструктивной схемой при соотношении длины сооружения или его отсека к высоте L/H, равном
4 и более 1,5 и менее
Крупнообломочные с песчаным заполнителем и песчаные, кроме мелких и пылеватых 1,4 1,2 1.4
Пески мелкие 1,3 1,1 1,3
Пески пылеватые маловлажные и влажные насыщенные водой 1,25 1,1 1,0 1,0 1,2 1,2
Пылевато-глинистые, а также крупнообломочные с пылевато- глинистым заполнителем с показателем текучести грунта или заполнителя /, < 0,25 1,25 1,0 1,1
То же при 0,25 < /, < 0,5 1,2 1,0 1,1
То же при /, > 0,5 1,1 1,0 1,0
Примечания. 1. К сооружениям с жесткой конструктивной схемой относятся со-
оружения, конструкции которых специально приспособлены к восприятию уси-
лий от деформаций оснований, в том числе за счет применения таких мероприя-
тий, как повышение прочности и пространственной жесткости сооружений, до-
стигаемое усилением конструкций, в особенности конструкций фундаментно-
подвальной части, в соответствии с результатами расчета сооружения во взаимо-
действии с основанием (введение дополнительных связей в каркасных конструк-
циях, устройство железобетоных или армокаменных поясов, разрезка сооруже-
ний на отсеки и т.п.). 2. Для зданий с гибкой конструктивной схемой значение
коэффициента уе2 принимается равным единице. 3. При промежуточных значе-
ниях L/H коэффициент определяется по интерполяции.
64
тем, к= 1,1, если характеристики приняты по справочным таблицам (например, по
табл. 13 рекомендуемого прил.1 СНиП 2.02.01 -83); Мх, Л/; Л/- коэффициенты,
принимаемые по табл. 4.7; к г-коэффициент при Ь< 10 м- £ =1. при b > 10 м-
k^=z Jb + 0.2 (здесь z(J = 8 м); b - ширина подошвы фундамента, м; уи-осреднен-
ное значение удельного веса грунтов, залегающих ниже подошвы фундамента
(при наличии подземных вод определяется с учетом взвешивающего действия
воды), кН/м3; Уд-то же для грунтов, залегающих выше подошвы; сп - расчетная
величина удельного сцепления грунта, залегающей) непосредственно под подо-
швой фундамента, кПа; dl — глубина заложения фундамента бесподвальных со-
оружений от уровня планировки (м) или приведенная глубина заложения фунда-
ментов от уровня пола подвала, определяемая по формуле:
Таблица 4.7
Значения коэффициентов Af, Л/,
подставляемых в формулу (4.8)
Угол внутрен- него трения, 91Р град Коэффициенты Угол внутрен- него трения. <рп, град Коэффициенты
М г М ч ч м м fl ч
0 0 1,00 3,14 23 0,69 3,65 6.24
1 0,01 1.06 3,23 24 0,72 3,87 6,45
2 0,03 1,12 3,32 25 0,78 4,11 6,67
3 0,04 1,18 3,41 26 0,84 4,37 6,90
4 0,06 1,25 3,51 27 0,91 4,64 7,14
5 0,08 1,32 3,61 28 0,98 4,93 7,40
6 0,10 1,39 3,71 29 1,06 5,25 7,67
7 0,12 1,47 3,82 30 1,15 5,59 7,95
8 0,14 1,55 3,93 31 1,24 5,95 8,24
9 0,16 1,64 4,05 32 1,34 6,34 8,55
10 0,18 1.73 4,17 33 1,44 6,76 8,88
11 0,21 1,83 4,29 34 1,55 7,22 9,22
12 0,23 1,94 4,42 35 1,68 7,71 9,58
13 0,26 2,05 4,55 36 1,81 8,24 9,97
14 0,29 2.17 4.69 37 1.95 8,81 10,37
15 0,32 2,30 4.84 38 2,11 9,44 10,80
16 0,36 2,43 4,99 39 2,28 10.11 11,25
17 0,39 2,57 5,15 40 2,46 10,85 11,73
18 0,43 2,73 5,31 41 2,66 11,64 12,24
19 0,47 2,89 5,48 42 2,88 12,51 12,79
20 0,51 3,06 5,66 43 3,12 13,46 13,37
21 0,56 3,24 5,84 44 3,38 14,50 13,98
22 0,61 3,44 6,04 45 3,66 15,64 14,64
3 ~ 5008
65
di=h, + hcfyl/y'n’ С4-9)
где Л-толщина слоя грунта выше подошвы фундамента под подвалом: h -
толщина пола подвала; у — расчетное значение удельного веса материала пола
подвала, кН/м3; db - глубина подвала , т.е. расстояние от уровня планировки до
пола подвала, м. Для сооружений с подвалом шириной В < 20 м и глубиной свы-
ше 2 м принимается db = 2 м, при ширине подвала В > 20, db= 0.
4.5. Дополнительные указания по определению
величины R расчетом
Формула (4.8) применима для фундаментов любой формы в
плане. Если фундаменты имеют форму круга или многоугольника
площадью А, м2, то размер b принимается равным b = уА . Расчет-
ные значения удельного веса грунтов и материала пола подвала,
входящие в формулу (4.8), допускается принимать равными их
нормативным значениям. Расчетное сопротивление грунта при
соответствующем обосновании может быть увеличено, если кон-
струкция фундамента улучшает условия его совместной работы с
основанием. Если основание сложено крупнообломочными грун-
тами, R вычисляется по формуле (4.8) с использованием характе-
ристик грунтов, определяемых по данным полевых испытаний.
Если содержание заполнителя превышает 40%, значение R можно
определять по характеристикам свойств заполнителя. Если фун-
даменты устраиваются на искусственном основании, которое вы-
полняется уплотнением местного грунта или заменой грунта на
песчаную подушку, R должно определяться с учетом характерис-
тик грунтов, указанных в проекте. Расчетное сопротивление грун-
тов основания прерывистых фундаментов определяется обычным
путем, при этом значение R принимается с повышающим коэффи-
циентом kt, приведенным в табл. 4.8.
При увеличении нагрузок на основание существующих соору-
жений при реконструкции, надстройках и т.п. расчетное сопро-
тивление основания должно приниматься в соответствии с факти-
ческими характеристиками свойств грунтов в основании реконст-
руируемого сооружения с учетом его технического состояния, воз-
раста, дополнительных осадок и их влияния на соседние соору
66
Таблица 4.8
Повышающие коэффициенты kd для определения значений R
при прерывистых фундаментах
Вид фундаментных плит Значение коэффициентов kd для песков (кроме рыхлых) и пылевато-глинистых грунтов соответственно при коэффициенте пористости е и показателе текучести lL
е < 0,5; lL < 0 г = 0,6; /, =0,25 е > 0,7; /, > 0,5
Прямоугольные 1,3 1,15 1,0
С угловыми вырезами 1,3 1,15 1,15
Примечания: 1. При промежуточных значениях е и lt коэффициент kd принимается
по интерполяции. 2. Для плит с угловыми вырезами коэффициент kd учитывает
повышение R на 15%.
жения. Расчетные значения R, определенные по формуле (4.8), мо-
гут быть увеличены на 20% если осадки основания, вычисленные
при принятом R, окажутся не более 40% от su (а -предельно допу-
стимая осадка сооружения, см.гл.6). Увеличенное значение R не
должно приводить к осадке, превышающей 0,5 от а и не должно
превышать несущую способность основания (см. гл. 7).
Пример 4.2. Определить расчетное сопротивление основания фун-
дамента наружной стены бесподвального 6-этажного здания длиной 210 м
Фундамент ленточный, его габариты: ширина b = 3,0 м; глубина заложе-
ния 4, =1,8 м, d = 0.
Характеристики свойств грунтов определены в лаборатории; число
определений позволило выполнить статистическую обработку данных. От
поверхности до уровня подошвы фундамента залегает насыпной грунт, его
удельный вес у'ц= 17 кН/м3. Под подошвой фундамента на всю разведан-
ную глубину (9 м) суглинок мягкопластичный (/; = 0,6 ). Расчетные значе-
ния: удельного весауп=20 кН/ м3, угла внутреннего трения <ри= 15°; удель-
ного сцепления сп= 30 кПа. По табл. 4.7 для значения <р = 15° находим
значения безразмерных коэффициентов: Л/ = 0,32; М = 2,30; Л/ = 4,84. По
табл. 4.6 коэффициенту, -1,1 ( /Л > 0,5); коэффициент уй= 1,0 ( соотноше-
ние UH здания менее 1,5); коэффициент к = 1, поскольку ширина фунда-
мента b < 10 м. Для приведенных данных получим:
Л = (1,1 1/1) [0,32- 1 -3 - 20 + 2,30-1,8 -17 + 4,8430 ]~ 248 кПа.
з>
67
Глава 5
ОПРЕДЕЛЕНИЕ РАЗМЕРОВ ПОДОШВЫ
ФУНДАМЕНТОВ
5.1. Общие положения
После установления глубины заложения фундамента разме-
ры площади его подошвы определяются исходя из условия пере
дачи на основание давлений, не превышающих расчетного сопро-
тивления грунта. Как известно, расчетное сопротивление грунта
может определяться:
• по местному опыту строительства;
• по табл. 4.1 или 4.5, взятым из СНиП 2.02.01 - 83;
• по формуле (4.6).
Отметим, что использование значений R исходя из местного
опыта строительства предполагает практическую идентичность
грунтовых условий и конструктивных особенностей для благопо-
лучно существующих и вновь возводимых сооружений, что встре-
чается весьма редко.
Вне зависимости от метода установления величины R весьма
желательным явится его определение для типового узкого фунда-
мента здания с последующим принятием для более широких фун-
даментов такого же значения. Такой подход обеспечивает сниже-
ние неравномерности осадок сооружения, так как в этом случае
более широкие фундаменты будут иметь меньшую интенсивность
давлений по подошве. Важным является рассмотрение случаев,
когда в пределах сжимаемой толщи основания залегает слой сла-
бого грунта.
5.2. Определение размеров подошвы центрально
нагруженного фундамента по принятому расчетному
сопротивлению грунта основания
Исходя из условий равновесия площадь подошвы центрально
нагруженного фундамента
68
A = Nal/(R-yaU-d), (5.1)
где/V^—расчетная нагрузка по II группе предельных состояний, приложенная к
обрезу фундамента (в уровне планировочной поверхности земли), кН; R — при-
нятое расчетное сопротивление грунта основания, кПа (в случае использования
формулы (4.6) рассчитанное для условного фундамента с шириной подошвы
b «= 1 м); утП - осредненное расчетное значение удельного веса грунта и материа-
ла фундамента, кН/м3, обычно принимаемое при наличии подвала 17 кН/м3, при
отсутствии подвала - 20 кН/м3; d - глубина заложения фундамента, считая от
планировочной отметки или пола здания по грунту, м.
После нахождения площади подошвы размеры фундамента
устанавливаются:
в случае квадратной подошвы
b =*J~A, м; (5-2)
в случае прямоугольной подошвы
Ь =-у] а/г[,м, (5.3)
где т] - коэффициент отношения размеров большей стороны I к меньшей (ширине) Ь:
х\ = ИЬ. (5.4)
Для ленточного (непрерывного) фундамента Ь= А! 1м, т.е. ши-
рина численно равна площади подошвы, так как используемая рас-
четная нагрузка обычно приходится на I = 1м длины фундамента.
Найденные размеры подошвы фундамента округляют с учетом
принятой модульности и унификации элементов конструкций, кон-
струируют и рассчитывают фундамент на прочность. По принятым
размерам фундамента определяют его объем Vfu вес Nfil = РдЛ, где
УЛ-удельный вес материала, кН/м3, из которого будет изготовлен
фундамент. Расчетный вес грунта над уступами фундамента нахо-
дят из выражения
(5.5)
где уи' — удельный вес грунта обратной засыпки, кН/м3.
Размеры подошвы фундамента должны быть проверены ис-
ходя из условия
Ри = (^Оп + ^ц + Л/п)/(/-*)^Л, (5.6)
гдеРц ~ среднее давление под подошвой фундамента, кПа; Nfll и Л^- расчетные веса
фундамента и грунта на уступах фундамента. кН; I и b - принятые размеры площади
подошвы фундамента, м; R - расчетное сопротивление грунта основания, кПа.
69
5.3. Определение размеров площади подошвы
центрально нагруженного фундамента с уточнением
расчетного сопротивления грунта основания
В условии (5.6) Л должно представлять собой уточненное зна-
чение расчетного сопротивления грунта, установленное по при-
нятому значению ширины подошвы фундамента. Если по усло-
вию (5.6) получается большая недогрузка целесообразно изменить
размеры подошвы на меньшие и еще раз проверить условие (5.6).
С целью экономии материалов допустимые значения недогрузки
в выражении (5.6), как правило, принимаются до 5% - для моно-
литных конструкций и до 10% для сборных конструкций. Пере-
грузка основания сверх значений R, как это следует из выражения
(5.6) недопустима. Удовлетворение допустимых пределов недо-
грузки основания приводит к необходимости проведения серии
расчетов.
Пример 5.1. Найти необходимые размеры подошвы сборного лен-
точного фундамента под стену если дано: d = 2 м, подвал отсутствует,
Л'о1, = 400 кН/м, грунт - глина в мягкопластичном состоянии (IL = 0,6),
обладающая характеристиками: <ри= 14°,с|] = 41 кПа, уп = у11’= 18,5 кН/м3.
Для предварительного установления R воспользуемся данными табл. 4.3.
R = 250 кПа. Тогда по формуле (5.1)
А = 400 / (250 - 20 2) » 2 м2 и Л, = 2 / 1 = 2 м
При ширине фундамента 61 = 2 м по формуле (4.5) найдем R при Л = 1.
Для этого установим по табл. 4.6 значения ус| = 1,1, yt2 = 1. Так как <рп и сп
найдены экспериментально, к. = 1. По табл. 4.7 определим М = 0,29, М = 2,17,
Мс = 4,69. При этих данных по формуле (4.6)
Я2 = (1,1 • 1/1) (0,29- 1-2- 18,5 + 2,17-2- 18,5 + 4,69 - 41) = 312 кПа.
При этом значении R найдем
62 = 400/(312-20 2) = 1,47 м.
Ширина ближайших блоков по ГОСТ (см. табл. 2.2) 1,4 и 1,6 м. При-
мем b = 1,6 м, тогда окончательно
Я = (1,1 • 1/1)(0,29- 1-1,6- 18,5 + 2,17 -2 • 18,5+ 4,69 • 41) = 309 кПа.
Конструируем фундамент (рис. 5.1). Тоща при yt = 23 кН/м3
= (1,6 - 0,4 + 1,6 - 0,5) 1 • 23 = 1,44 23 = 33 кН;
70
Рис. 5.1. Разрез по ленточному фундаменту
под стену (к примеру 5.1)
1УП=(1,6 -2 1-1,44)1 18,5 = 32,6 кН
По формуле (5.6) найдем среднее давление по подошве фундамента
и сравним его с расчетным сопротивлением грунта
= (400 + 33 + 32,6) / (1 - 1,6) = 291 кПа < 309 кПа.
Недогруз составляет (309 - 291) / 309 = 5,8%, что допустимо.
Для сборных ленточных фундаментов добиться полного ис-
пользования условия (5.6) можно путем укладки блоков-подушек
с разрывами, т.е. путем устройства прерывистой подушки. Исходя
из равенства площадей подошвы непрерывного ленточного фун-
дамента шириной b и фундамента с прерывистой подушкой, мож-
но найти допустимое расстояние между блоками-подушками из
выражения
(5-7)
где lt — размер блока-подушки по продольной оси фундамента, м; Ьь - принятая ши-
рина блока-подушки, м; Ь - требуемая ширина подошвы фундамента по расчету, м.
Так как Ьь больше требующейся ширины непрерывного фун-
дамента по расчету расчетное сопротивление грунта основания
будет несколько больше. Это целесообразно учитывать для грун-
тов, обладающих углом внутреннего трения более 20°.
71
5.4. Учет подстилающего слоя слабого грунта
В практике проектирования довольно частыми являются слу-
чаи, когда верхние слои грунта, на которые опирается фундамент,
подстилаются менее прочными. Помимо природных условий, та-
кая ситуация всегда имеет место при проектировании искусствен-
ных оснований.
Прочность грунта, как известно, оценивается по значению
сопротивления сдвигу т, которое зависит от нормальных напря-
жений, если грунт способен уплотняться. Следовательно, про-
верку слабого подстилающего слоя грунта, вообще говоря, не-
обходимо вести при сопоставлении касательных напряжений, раз-
вивающихся от действующих нагрузок на его кровле, со значе-
ниями сопротивления слабого грунта сдвигу. При этом, ввиду
рассеивания напряжений от местной нагрузки с глубиной, такую
проверку следовало бы производить для нескольких точек на
кровле слабого слоя.
Для упрощения процедуры такой проверки можно пользовать-
ся не значениями сопротивления грунта сдвигу, а величиной рас-
четного сопротивления Л, вычисленного для условного фундамен-
та, который как бы опирается на кровлю слабого слоя. Ввиду при-
влечения понятий “условный фундамент” и “расчетное сопро-
тивление грунта пониженной прочности для условного фундамен-
та” последнее должно сопоставляться со значениями давлений по
подошве условного фундамента. При учете максимально возмож-
ных значений этих давлений следует ожидать, что подобная про-
верка будет давать некоторый запас.
Устанавливаемая на основе этих соображений проверка сла-
бого слоя грунта, согласно СНиП 2.02.01 - 83, заключается в обес-
печении условия
о + о <R , (5-8)
zp zg г’ ' '
где о, и и - вертикальные напряжения в грунте на глубине z от подошвы фунда-
мента соответственно дополнительное от нагрузки на фундамент и от собствен-
ного веса грунта, кПа; Rt - расчетное сопротивление грунта пониженной проч-
ности на глубине z , кПа.
%=a(Pn-Vrfn)=aPo; (5-9>
72
<51°)
где а - коэффициент изменения дополнительного напряжения по глубине осно-
вания, учитывающий форму подошвы фундамента; рп - давление по подошве
фундамента от расчетных нагрузок, кПа, уп' - удельный вес грунта в пределах
глубины dn, кН/м3; р0 - дополнительное давление по подошве фундамента сверх
давления от собственного веса грунта на глубине d*, кПа; уЯ1 — удельный вес грун-
та z-го слоя в пределах глубины d^, кН/м3 (рис. 5.2).
Рис. 5.2. Расчетная схема фундамента при наличии
подстилающего слоя слабого грунта:
1 — отметка планировочной поверхности земли; 2 - то же при природной;
3 - несущий слой; 4 — подстилающий слой слабого грунта;
5 - эпюра дополнительных давлений о_р, передаваемых фундаментом:
б - эпюра давлений от собственного веса грунта
Для подсчета Rz необходимо предварительно вычислить ши-
рину условного фундамента bz. При этом вначале определяется
площадь подошвы условного фундамента по формуле
A = NJu . (5.11)
z oil zp X 7
При прямоугольной подошве фундамента I х b
Ьг = у]А: +а2 - а, (5.12)
где а = 0,5 (/-ft).
В случае ленточного фундамента Ьг = AJ 1.
Расчетное сопротивление слабого грунта
73
R: = (YhW к) [Mkb^+Md^; + (Af - 1) d^; + Mcn], (5.13)
где у и у — коэффициенты условий работ, определяемые ио табл. 4.6, при этом
в качестве грунта принимается слабый грунт, подлежащий проверке; к-коэффи-
циент (к = 1 при экспериментальном определении <ри]1 и с, л и к = 1,1 при опреде-
лении их по таблицам норм); Л/, Л/ 4/ — коэффициенты, определяемые по
табл. 4.7 в зависимости от угла внутреннего трения слабого грунта <pciU; ^-коэф-
фициент (при Ь, < 10 м А.= 1. при Ь_ >10мЛ = го/Л,+ 0,2, где zo = 8 м);уп—удельный
вес слабого грунта, кН/м3; у средневзвешенный удельный вес грунтов в преде-
лах глубины г/,., кН/м3; dk - глубина пола подвала от уровня планировки; с]( -
расчетное значение сцепления слабого грунта, кПа.
По полученному значению R проверяют условие (5.8). Если
это условие не удовлетворяется, то увеличивают размеры подошвы
фундамента. Задачу решают последовательным приближением.
Пример 5.2. Провести проверку достаточности размеров подошвы
ленточного фундамента b = 1,6 м, рассчитанного в примере 5.1, если на
глубине 1м от подошвы фундамента и ниже залегает мощный слой гли-
ны в текучепластичном состоянии и имеющей характеристики <рп =10“,
си = 30 кПа, уи = 18,5 кН/м3, найденные экспериментально. Согласно при-
меру 5.1, /Voll = 400 кН/м, 4 = 2 м, ри= 291 кПа, z= 1 м.
Вычислим напряжения и на кровле слабого слоя. Для ленточ-
ного фундамента по табл. 6.4 при 2z/b = (2 -1) /1,6 = 1,25 найдем а = 0,741
тогда по формулам (5.9) и (5.10) вычислим
ст ^ = 0,741 (291 - 18,5 2) = 188,2 кПа;
о =18 5 3 = 55,5 кПа.
Следовательно, на кровлю слоя слабого грунта приходится давление
ахП = 188,2 + 55,5 = 243,7 кПа.
Размеры условного ленточного фундамента
А. = 400 / 188,2 = 2,13 м2, 6 = 2,13 м.
Вычислим значение Я.. Для <pD= 10° по табл. 4.7 М =0,18, М = 1,73,
Мс = 4,17 и при к = 1
Я =(1,1 • 1/1)[0,18 1 -2,13 • 18,5+1,73-3-18,5+4,17 30] = 251 кПа.
Условие (5.8) удовлетворено.
74
5.5. Расчет размеров подошвы внецентревно
нагруженного фундамента
Когда равнодействующая внешних сил какой-либо расчетной
комбинации нагружения не проходит через центр тяжести площа-
ди подошвы фундамента, размеры подошвы фундамента опреде-
ляют как внецентренно нагруженного элемента.
Расчет внецентренно нагруженного фундамента целесообраз-
но производить в два этапа. Вначале такой фундамент рассчитыва-
ется как центрально нагруженный по методике, изложенной выше,
включая проверку по условию (5 6). Полученное значение площа-
ди подошвы иногда увеличивают на 10 .20% и более в зависимос-
ти от эксцентриситета внешних сил. Затем последовательным при
ближением добиваются удовлетворения следующих условий:
для максимального краевого давления при эксцентриситете
относительно одной главной оси инерции подошвы фундамента
Р П^1,2Я; (5.14)
для максимального давления под углом фундамента
р <1,5 Я. (5.15)
Рекомендуется также не допускать отрыва подошвы фунда-
мента от грунта. Это достигается соблюдением условия
р „>0 (5.16)
Г minll 4 '
В случае возникновения момента от кранов грузоподъемнос-
тью более 500 кН рекомендуется выполнять условие
р ,,/р >0,25. (5.17)
1 mini! ' тахП 5 47
В общем случае, если момент действует относительно обеих
главных осей инерции (рис.5.3), краевое давление
р =N„/A±M„y/I ±М„х/1, (5.18)
г max II II xll7 х >11 у’ 47
min 11
ГДе ^ij ~ вертикальная расчетная нагрузка в уровне подошвы фундамента, кН; А —
площадь подошвы фундамента, м2; Л/и и Л/ - моменты от данного сочетания
Расчетных нагрузок относительно соответствующих главных осей инерции пло-
Щади подошвы фундамента, кН-м; / и / - моменты инерции площади подошвы
Фундамента относительно осей х и у, м4. Остальные обозначения даны на рис.5.3.
75
Рис. 5.3. Схема подошвы и эпюры давлений по краям подошвы
внецентренно нагруженного фундамента
Значение Nn представляет собой полную нагрузку на основа-
ние, т.е.
^=^,+Ли^п> <519>
где /Voll — расчетная нагрузка в сечении на отметке поверхности грунта при расче-
те по 11 группе предельных состояний. кН; /Vfl| - расчетный вес фундамента, кН;
/V - расчетный вес грунта на уступах фундамента, кН.
Применительно к прямоугольной площади подошвы фунда-
мента формула (5.18) приводится к виду
= (V Л) (1 ± бе,/ Z ± бе/ b). (5.20)
ПМП11
Эксцентриситеты е, и е,определяют, м, по формулам
= и e=MM/N„. (5.21)
В случае, когда момент действует только относительно одной
главной оси инерции, что бывает достаточно часто, формула(5.20)
принимает вид
Р^^и'Ы^бе/Г), (5.22)
mm 11
где е - эксцентриситет равнодействующей относительно центра тяжести площа-
ди подошвы фундамента, м.
76
e = Ma/Nn, (5.23)
где I ~ размер подошвы фундамента (больший) в плоскости действия момента, м.
Проверку давления под краем или углом фундамента обычно
производят для двух комбинаций загружения: для максимальной
нормальной силы с соответствующим ей Мп и максимально-
го абсолютного значения момента Л/тахП с соответствующей си-
лой Л^. Надо стремиться, чтобы от постоянных и длительных вре-
менных нагрузок давление было по возможности равномерно рас-
пределено по подошве, чтобы исключить развитие недопустимо-
го крена.
Практика расчетов показывает, что наиболее сложно удовлет-
ворить условию (5.14). Особенно часто это имеет место для лег-
ких арочных конструкций, передающих на основание большие
моментные нагрузки. Для удовлетворения условия (5.14) следует
уменьшить р]1п1ах, либо увеличить R. Иногда приходится осуществ-
лять обе перечисленные операции.
Уменьшение рПтах, как это вытекает из формулы (5.22), воз-
можно при следующих операциях: увеличении Л; увеличении I (при
сохранении Л); уменьшении е.
Увеличение площади подошвы фундамента Л является самым
распространенным мероприятием по снижению р1Ьпах. Увеличение
длины подошвы Z, т.е. изменение ее геометрии (для отдельно сто-
ящих фундаментов), еще более эффективно, однако в силу воз-
можного неудобства в производстве работ, применяется реже.
Уменьшение эксцентриситета е приводит к необходимости уст-
ройства несимметричного фундамента (рис 5.4). При постоянном
эксцентриситете применение несимметричной формы фундамен-
та позволяет добиваться практически полной равномерности пе-
редачи давлений по подошве. В случае действия разных момен-
тов смещение центра тяжести подошвы относительно старой оси
рекомендуется на величину
с = 0,5 (е ,,+е „), (5-24)
е ’ v maxi) iranll'’ v 1
ГДе Cma\n и ^нипп ~ наибольший и наименьший максимальные эксцентриситеты при
возможных комбинациях нагрузок (например, мостовые краны с одной или дру-
гой стороны колонны).
77
Рис. 5.4. Схема смещения центра тяжести
подошвы фундамента
В исключительных случаях при очень больших эксцентриси-
тетах фундамент может быть прикреплен к основанию вертикаль-
ными анкерами с предварительным их напряжением.
Как уже отмечалось, для удовлетворения условия (5.14) мож-
но также увеличить правую часть, те. значение R. Наиболее эф-
фективный путь в этом случае - заглубление фундамента. Подоб-
ное мероприятие нежелательно при наличии подстилающего сла-
бого слоя в основании.
После удовлетворения условий (5.14)... (5.16) производят рас-
чет фундамента на прочность, а затем расчет осадки и поворота
фундамента. В необходимых случаях производится и расчет ос-
нования по несущей способности.
Пример 5.3. Определить необходимые размеры подошвы отдельно-
го фундамента, если к фундаменту приложены вертикальная сила
N = 2500 кН и момент Л4оП = 600 кН - м, действующий в одном направле-
нии; глубина заложения фундамента d = 2 м; подвала нет; грунтовые ус-
ловия указаны в примере 5.1.
В первом приближении рассчитаем этот фундамент как центрально на-
груженный. По табл. 4.3 примем ориентировочное значение R = 250 кПа.
Тогда по формуле (5.1) найдем первое приближение площади фундамента
Ап = 2500 / (250 - 23 2) = 12,25 м1,
откуда А, = /, =,/12,25 = 3,5 м.
78
Теперь по формуле (4.5) найдем Я, при характеристиках грунта, со-
ответствующих примеру 5.1:
Я2 = (1,1 1/1X0,29- 1-3,5- 18,5 + 2,17-2- 18,5+4,69 41)= 320 кПа.
При полученном значении /?2 площадь подошвы фундамента по (5.1)
Ар = 2500/(320 - 23 • 2) = 9,12 м2.
Учитывая, что на фундамент действует еще момент МсЦ~ 600 кН м,
увеличим Af на 20%, тогда ориентировочно примем Af = 11 м2 с соотно-
шением сторон h = l/b= 1,5. Тогда по формуле (5.3)
6=^/11/1,5 = 2,7м;/ = 2,7- 1,5 = 4,0 м.
Для Ь=2,7 м определим R при грунтовых характеристиках га примера 5.1:
Я = (1,1 1/1X0,29-1 -2,7- 18,5 + 2,17-2-18,5+4,69 41) = 316 кПа.
Допустимое краевое давление
1,2 R = 1,2 -316 = 379 кПа
Произведем проверку условий (4.1), (5.14) и (5.16). Найдем давле-
ние под подошвой по формуле (4.4)
рп = 2500/(2,7 4,0) + 22 • 2 = 275 кПа < 316 кПа.
Нагрузка в плоскости подошвы
Na= 2500 + 2,7 4,0 22 • 2 = 2975 кН.
Тогда эксцентриситет
е = 600/2975 = 0,20 м.
По формуле (5.22) найдем
рга1хП = 2975/(2,7 4,0X1 + (6 0,20/4,0)) = 358 кПа < 379 кПа.
кПа>0.
Следовательно, размеры подошвы подобраны правильно.
5.6. Учет наличия подвала
При наличии подвала ленточный или отдельно стоящий фун-
дамент наружных стен воспринимает давление от обрат! юй засып-
ки грунта и расположенной на ее поверхности нагрузки. Величи-
на этого давления должна определяться по формулам активного
давления грунта на подпорные стенки. Полезная нагрузка на при-
легающей к подвалу территории по возможности заменяется эк-
вивалентной равномерно распределенной. При отсутствии данных
°б интенсивности полезной нагрузки она принимается равной
79
<7=10 кН/м2. При расчетах распределенную нагрузку обычно за-
меняют фиктивным слоем грунта he - 10 / у'тП, где /т],- средний
удельный вес грунта обратной засыпки. С учетом этого высоту
фиктивного слоя в конкретных расчетах можно принимать рав-
ной h - 0,6 м. Гидростатическое давление учитывают, когда оно
передается слою гидроизоляции.
В зависимости от очередности устройства пола подвала и над-
подвального перекрытия с производством обратной засыпки, а
также наличия мягкой гидроизоляции в нижней части фундамен-
та схемы расчета будут различными.
В случае, когда обратную засыпку за пазухи фундамента про-
изводят до устройства пола и надподвального перекрытия, давле-
ние грунта полностью воспринимается как свободно стоящей под-
порной стенкой. При этом следует проверить устойчивость стен-
ки с фундаментом на плоский, глубокий сдвиг, а также на опроки-
дывание. Если же в нижней части стенки с фундаментом устроена
мягкая гидроизоляция, то необходимо дополнительно удостове-
риться в невозможности плоского сдвига части стенки по гидро-
изоляционному слою.
При малой высоте стены подвала (1,5 .4 м) и выполнения
обратной засыпки за пазуху фундамента грунтом нарушенной
структуры можно ограничиться приближенным расчетом. В этом
случае для связных грунтов в расчетные формулы вводят не угол
внутреннего трения, а ориентировочное значение условного угла
сопротивления грунта сдвигу у Его значение можно принимать в
зависимости от степени влажности (водонасыщенности) и плот-
ности пылевато-глинистого грунта в следующих пределах:
а) для водонасыщенного или влажного грунта при пористос-
ти е < 0,4, а также маловлажного при значениях е < 0,9 - 40 ... 45°;
б) для водог iaci>ii ценного грунта при 0,4 < е < 0,6, а также влаж-
ного при е > 0,4 - 30 ... 35°;
в) для водонасыщенного грунта при е > 0,6 - 20 ... 25°.
Когда засыпка грунта за пазухи фундамента устраивается после
возведения надподвального перекрытия, а последнее находится выше
поверхности грунта (обычно на 0,6 м), то расчетная схема стены под-
вала принимается в виде однопролетной балки. Верхний конец бал-
80
кИ шарнирный, а нижний -защемленный в грунте в плоскости подо-
швы или свободно опертый. Последнее условие соответствует малой
ширине подошвы (менее 1 м) или наличию слоя мягкой гидроизоля-
ции, что не соответствует условиям защемления.
В случае ширины подошвы фундамента более или равной 1 м
приближенная расчетная схема для установления момента в плос-
кости подошвы для многоэтажного здания с жесткой конструк-
тивной схемой может быть принята согласно рис. 5.5. Тогда мо-
мент в кН м, на 1 м длины фундамента в плоскости подошвы при-
близительно будет равен
МАП = Р3ЬЧ\5-Р}ех13-^^г. (5.25)
Первый член в этой формуле выражает момент в защемлен-
ном конце статически неопределимой балки длиной L, нагружен-
ной треугольной равномерно распределенной нагрузкой при рас-
чете по упругой стадии [1]. Второй член учитывает момент от на-
грузки от перекрытия над подвалом, который согласно правилу
расчета многоэтажных рам принимается равным 1/3 момента на
концах стоек, примыкающих к ригелю. Третий член учитывает
момент от веса грунта на ступенях фундамента.
Рис.5.5. Расчетная схема ленточного фундамента
под стену при наличии подвала
81
Таким образом, в выражении (5.25) р3 - интенсивность горизон-
тального давления грунта на стену подвала на отметке подошвы фун-
дамента, кПа, которая может быть определена из выражения
Рз = /п L 2 <45° - V» / 2); (5.26)
L , е, и е2указаны на рис.5.5 в м; - нагрузка от перекрытия над подвалом, кН,
действующая с эксцентриситетом м; .VL - вес грунта на уступах фундамента,
неуравновешенный с противоположной стороны фундамента, кН; у'и~ удельный
вес грунта обратной засыпки, кН/м3; L - высота подпорной стенкн с учетом фик-
тивного слоя, L = d + h d + 0,6; фт - среднее значение угла сдвига, зависящее
от ф и с обратной засыпки.
Зная Мда, размеры подошвы проверяют как для внецентренпо
нагруженного фундамента.
Когда фундамент заглублен относительно пола подвала на 1 м
и более, дополнительно учитывается активное давление грунта на
нижнюю часть стенки подвала и фундаменте подвальной стороны.
Более точное установление момента в плоскости подошвы
фундамента может быть произведено при раздельном учете тре-
ния и сцепления грунта засыпки, а также вида эпюры горизон-
тальных давлений грунта на стенку подвала.
Пример 5.4. Определить ширину подошвы ленточного фундамента зда-
ния с подвалом, показанного нарис.5.6. Длина зд ания £=90 м, высота Н - 22,5 м.
Глубина заложения подошвы фундамента d = 2,4 м, приведенная глубина за-
ложения dt = 0,6 м. Нагрузка по обрезу фундамента Nal = 260 кН/м, нагрузка
от перекрытия = 30 кН; е, = 0,18 м. В основании залегает супесь с характе-
ристиками уп = 20 кН/м3, <рп = 23°, сп = 6 кПа, 1L 0,55, найденными экспери-
ментально. Засыпка пазух фундамента производится той же супесью.
Ориентировочные размеры фундамента найдем в предположении, что
он является центрально нагруженным. Приняв по табл. 4.3 R = 250 кПа
с учетом подвала при у1вП =17 кН/м3 по (5.1)
А = b 1 = 260/ (250 - 17 2,4) = 1,24 м2.
Ввиду относительно небольшой высоты стены подвала увеличим по-
лученную площадь на 10%, то есть принятая для дальнейших расчетов пло-
щадь подошвы будет равна 1,24 1,1 = 1,36 м2. По табл. 2.2 примем ближай-
шее большее значение для сборных блоков b = 1,4 м. Для вычисления R
ciфеделим коэффициенты условий работы при соотношении МН = 90 / 22,5 =
= 4, (у, = l,l,yc2= 1), а также коэффициенты, зависящие от угла внутреннего
трения супеси Л£ = 0,69, — 3,65, Мс = 6,24. При dt = 1,8 м найдем
82
Рис. 5.6. Расчетная схема фундамента (к примеру 5.4)
й = (1,1 1/1) [ 0,69-1-1,420 + 3,65-0,6 20 + (3 65 - 1) 1,8-20 + 6,246] = 215,6 кПа.
Определим давление на подпорную стенку у подошвы
р, = 19 (2,4 + 0,6) tg2(45° - 30/2) = 19 кПа.
Значение удельного веса грунта обратной засыпки принято равным
у'п = у„ -0,95, где коэффициент 0,95 выражает соотношение между удель-
ными весами грунтов нарушенной и ненарушенной структуры.
Теперь определим усилия, действующие в плоскости подошвы фун-
дамента от его веса и веса грунта:
Na = (0,5 2,1+ 0,3 1,4) 1 • 23 = 33,81 кН;
N* = (d- dj y'n 1 (fe - fc )/2 = (2,4-0 6) 19 (1,4 - 0,5)/2 = 15,39 кН
Момент с учетом давления, приложенного к поверхности грунта, най-
дем по формуле (5.25):
Мв = 19 (2,4 + 0,6)2/15 - 30 0,18/3 - 15,39 - 0,48 = 2,2 кН-м.
По формуле (5.22) определим рт1хП, если
Л; = 260+ 33,81 + 15,39 = 309,2 кН;
е = 2,2/309,2 ~ 0,007 м;
ртахП = 309,2/1,4 1(1 + 6 0,007/1,4) » 227,5 кПа;
1,2 й = 1,2-215,6 = 258,72 кПа, что больше pmaxI1; pm,nII>0.
Следовательно, размеры подошвы фундамента подобраны правильно.
83
Глава 6
РАСЧЕТ ОСНОВАНИЙ ПО ДЕФОРМАЦИЯМ
6.1. Основные положения
Расчет оснований, сложенных нескальными грунтами, по де-
формациям является обязательным для всех капитальных соору-
жений. Согласно СНиП 2.02.01 - 83 условия, ограничивающие де-
формации, выполнены, если допускается определять размеры по-
дошвы фундаментов по величине расчетного сопротивления грунта
несущего слоя Rt, на основании, имеющем в пределах сжимаемой
толщи грунты, перечисленные в табл. 6.1, и удовлетворено усло-
вие (4.1). При этом слои грунтов должны иметь горизонтальное
залегание с уклонами границ между слоями не более 0,1, а шири-
на отдельных фундаментов сооружения - отличаться не более чем
в 2 раза. В остальных случаях рассчитывают осадки фундаментов
и учитывают их неравномерности.
Простейшими видами деформаций оснований сооружений
являются (рис. 6.1): прогиб (а); выгиб (б); перекос (в, г); крен фун-
дамента (д) или сооружения (е); скручивание (ж); горизонталь-
ные перемещения фундаментов или сооружения в целом. Переме-
Рис. 6.1. Формы деформаций сооружений
84
Таблица 6.1
Виды зданий и грунтов, для которых основания
можно рассчитывать по условию (4.1) без проверки осадки
(по СНиП 2.02.01 83)
Виды зданий Грунтовые условия
Производственные 1. Одноэтажные с несущими конст- рукциями, малочувствительными к неравномерным осадкам (например, стальной или железобетонный каркас на отдельных фундаментах при шарнирном опирании ригелей, ферм и т.п.) и с мостовым краном грузо- подъемностью до 500 кН включительно 2. Многоэтажные до 6 этажей включи- тельно с сеткой колонн не более 6 х 9 м Жилые и общественные 1. Прямоугольной формы в плане без перепадов по высоте с полным каркасом и бескаркасные с несущими стенами из кирпича, крупных панелей или блоков: протяженные многосекционные высотой до 9 этажей включительно; неблокированные башенного типа высотой до 14 этажей включительно 1. Крупнообломочные грунты при содержании песчаного заполнителя менее 40% н глинистого менее 30% 2. Пески любой крупности, кроме пылеватых, плотные н средней плотности 3. Пески любой крупности только плотные 4. Пески любой крупности только средней плотности при коэффициен- те пористости е < 0,65 5. Супеси при е < 0,65, суглинки при е < 0,85 и глины при е < 0,95, если диапазон изменения коэффициента пористости этих грунтов на площад- ке не превышает 0,2 6. Пески, кроме пылеватых, при е< 0,7 в сочетании с пылевато-глинистыми грунтами моренного происхождения при е< 0,5 и IL < 0,5 независимо от порядка их залегания
Примечание Табл. 6.1 не распространяется на здания с нагрузками на полы по
грунту более 20 кПа.
Щения фундаментов, а также сооружений характеризуются абсо-
лютными смещениями (осадками и др.), средними значениями и
неравномерностью осадок (смещений).
Абсолютные осадки s рассматривают для отдельных фунда-
ментов. Максимальную величину абсолютной осадки определя-
ют исходя из наиболее неблагоприятных грунтовых условий стро-
ительной площадки для максимально нагруженных фундаментов.
85
Среднюю осадку сооружения s' вычисляют как средневзвешет
ное значение абсолютных осадок фундаментов, имеющих взаи-
мосвязанную надземную конструкцию, по формуле
« = С5, Лл + s2 Afi+ - + 7 Ц1 + Af2 + - + ЛД <61)
где s, sr — абсолютные осадки разнотипных отдельных фундаментов или
лент; Af. Ап ...., А -суммарные площади соответствующих групп фундаментов,
имеющих одинаковые размеры, напластования грунтов в основании и одинако-
вое загружение соседних фундаментов.
При одном типе фундаментов s' находят по осадкам минимум
трех фундаментов, имеющих в основании неодинаковое наплас-
тование грунтов или различное влияние загружения соседних фун-
даментов или площадей; для сплошных фундаментов - по дан-
ным не менее трех буровых колонок.
Величины s и s~, установленные расчетом, не должны превы-
шать предельных значений, т.е.
S < 5 ( и s' < s~u, (6.2)
где s, s’ — предельные значения соответственно абсолютных и средних осадок
(табл. 6.2).
Когда расчет производят по условиям (6.2), при однородном
напластовании грунтов достаточно рассчитать осадку наиболее
нагруженного фундамента. Если найденное значение осадки это-
го фундамента с учетом загружения соседних фундаментов будет
меньше s, следовательно, и средняя осадка сооружения будет мень-
ше этой величины.
Проверка предельного состояния по условию (6.2) является
предварительной. Основным расчетом оснований по деформаци-
ям является проверка относительных неравномерностей осадок
(As / L) < (As / L\ или i < iti, (6.3)
где (As/£)t и i - предельные относительная неравномерность осадок и крен, опреде-
ляемые по табл. 6.2; L - участок стены, в пределах которого осадки неравномерны.
Относительная неравномерность осадок характеризуется
относительным прогибом (выгибом), перекосом, креном попереч-
ным (продольным) (см. рис. 6.1).
86
Предельные деформации оснований (по СНиП 2.02.01 - 83)
87
1
Относительный прогиб (выгиб) (рис. 6.1, а, б) характеризуется
о1-цошением стрелы прогиба к длине изгибаемого участка стены.
Перекос (рис. 6.1, в, г) находят по максимальной разности двух
соседних фундаментов, отнесенной к расстоянию между центра-
ми их подошв, если сохраняется вертикальное положение конст-
рукций (колонн, стен).
Различают крен фундамента (рис. 6.1, д) и крен сооружения
(рис. 6.1, е). В первом случае крен определяется тангенсом пово-
рота подошвы фундамента, во втором - отношением разности оса-
док крайних фундаментов к расстоянию менаду осями жестко за-
вязанных опор.
Скручивание (рис. 6.1, ж) обычно наблюдается в длинных
сооружениях, когда их поперечный крен по длине неодинаков и
тем более когда он развивается в разные стороны.
Для сооружений, не указанных в табл. 6.2, расчетом или по
опыту эксплуатации устанавливают предельное значение нерав-
номерности деформации основания Это оценивают с помощью
анализа совместной работы надземных конструкций сооружения
фундаментов и основания.
В настоящее время существует большое количество методов
расчета абсолютных осадок фундаментов. СНиП регламентиру-
ют использовать два метода: послойного суммирования (см. разд.
6.5) и линейно деформируемого слоя (см. разд. 6.8). Первый метод
учитывает эмпирическим коэффициентом горизонтальные напря-
жения в основании и жесткость фундамента и его рекомендуется
использовать для любых видов грунтов при ширине подошвы фун-
дамента Ь < 10 м. Второй метод используют при плотных грунтах
Для большеразмерных фундаментов (Ь > 10 м) или в случае нали-
чия в основании подстилающего слоя несжимаемого грунта для
Фундаментов любых размеров.
Из инженерных методов можно отметить уточненный метод
послойного суммирования, основанный на обобщенном законе
Гука, (Бронин В.Н., 1983) (см. разд. 6.7), метод эквивалентного
сл°я (Цытович Н.А., 1983) (см. разд. 6.9), метод ограниченной
89
сжимаемой толщи (Далматов Б.И., 1968) (см. разд. 6.10). В уточ.
ненном методе послойного суммирования учитываются все ком-
поненты напряжений, действующие в основании, и жесткость
фундамента. Этот метод целесообразно использовать для больше,
размерных фундаментов (6 > 10 м) при средне- и сильносжимае
мых глинистых грунтах основания с модулем деформации
£<15 МПа. Метод эквивалентного слоя является наиболее про
стым и наименее трудоемким, но дает завышенные значения осад-
ки и мощности сжимаемого слоя. Поэтому его рекомендуется ис-
пользовать для прикидочных расчетов на стадии вариантного про-
ектирования. Метод ограниченной сжимаемой толщи целесооб-
разно использовать для однородных грунтов в случае необходи-
мости учета влияния на осадку загружения соседних площадей.
Перечисленные методы расчета осадок дают их стабилизиро
ванные (конечные) значения. На песчаных грунтах к моменту за-
вершения строительства осадки оснований сооружений, как пра-
вило, стабилизируются. Водонасыщенные, пылевато-глинистые
мерзлые грунты, торфы, илы вызывают длительные осадки осно-
ваний за счет явлений фильтрационной консолидации, ползучес-
ти скелета грунта и других факторов. При этом возникает задача
необходимости оценки осадок основания как на период заверше-
ния строительства сооружения, так и на период его длительной
эксплуатации. Методы прогноза осадок грунтов во времени изло-
жены в разд. 6.13 и 6.14.
Для расчета деформаций оснований необходимо знать их на-
пряженное состояние от действия внешних нагрузок. Ниже рас-
смотрены наиболее частые случаи нагружения основания: дей-
ствие сплошной нагрузки (см. разд. 6.2), местной нагрузки (см. разд.
6.3) и собственного веса грунта (см. разд. 6.4).
6.2. Определение компонентов напряжений при действии
сплошной равномерно распределенной нагрузки
Сплошной принято считать нагрузку q, действующую по
площадке, размеры которой значительно превышают мощность
90
деформируемого слоя h (рис. 6.2). Такое напряженное состояние
основания возникает, например, при инженерной подготовке тер-
риторий, когда слабые грунты (торфы, илы) пригружаются сверху
слоем минерального грунта на значительной площади, при строи-
тельстве большеразмерных резервуаров и т.п.
Рис. 6.2. Схема к определению компонентов напряжений
от действия сплошной нагрузки
При этом вертикальные нормальные напряжения постоянны
по глубине и равны внешней нагрузке
ог= q (6.4)
Горизонтальные нормальные напряжения ввиду симметрии
равны между собой и ввиду отсутствия возможности бокового
расширения грунта равны боковому давлению покоя
(6-5)
где с, - коэффициент бокового давления покоя, определяемый зависимостью
£ = v/(l-v), (6.6)
Здесь v - коэффициент Пуассона.
Пример 6.1. Найти компоненты напряжений в слое сильноразло-
жившегоя торфа, имеющего v = 0,45, мощностью h = 6 м при пригрузке
его слоем песка высотой 2 м с удельным весом у = 16,5 кН/м3. Определим
Вертикальное давление на торф от веса насыпи q = 2 х 16,5 = 33 кПа и
£ = v / (1 - v) = 0,45 / (1 - 0,45) = 0,82. Тогда о = q = 33 кПа и о = о =
= £ <7 = 0,82 х 33 =27,1 кПа.
91
Рис. 6.3. Схема приложения
6.3. Определение вертикальных напряжений при
действии местной равномерно распределенной нагрузки
Рассмотрим наиболее характерные случаи загружения осно-
вания в пределах прямоугольной (квадратной) и круглой площа-
дей. Для указанных случаев вертикальные напряжения <з по оси
z, проходящей через центр площади загружения (рис. 6.3), соглас-
но теории упругости можно
найти по простой формуле
°„= ИР. (6-7)
где а - коэффициент, зависящий от па-
раметров т] = Uh и С, = 2z/b и принима-
емый по табл. 6.3. При промежуточ-
ных значениях т] и £ величина а оп-
ределяется интерполяцией.
По аналогичной формуле
можно найти напряжения о.
равномерно распределенной нагрузки по оси, проходящей через уг-
ловую точку М' (см. рис. 6.3),
%= 0,25 ар, (6.8)
где а определяется параметрами Г| = 1/Ь и £ = z/b.
Пример 6.2. Найти напряжение с на глубине z = 1.6 м под центром
и угловой точкой прямоугольной площади с размерами b х 1 = 2 х 4 м,
загруженной давлением р = 200 кПа. Определим Г) = 1/Ь = 4/2 = 2 и
С, = 2 z/b = 2-1 6/2 = 1 6. По табл. 6.3 с помощью интерполяции находим
а = 0,578 + 0,2 (0,612 - 0,578) / 0,6 = 0 588 Тогда по формуле (6.8) най-
дем напряжение под центром площади
о =0,588 200 = 117,6 кПа.
zp
Для угловой точки имеем = z/b - 1,6/2 = 0,8, По интерполяции
определяем а = 0,866 + 0,2 (0,876 - 0,866)/0,6 = 0,869. По формуле (6.9)
находим напряжения под угловой точкой
о = 0,25 0,869 200 = 43,5 кПа.
С помощью инженерного метода угловых точек можно найти напря-
жения в любой точке полупространства от действия местной равномер-
92
Таблица 6.3
Значения коэффициента а
feQdb Коэффициент а для фундаментов
круглых прямоугольных с соотношением сторон Т) = / / b ленточ- ных №Ю)
1,0 1,4 1,8 2,4 3,2 5,0
0 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000
0,4 0,949 0,960 0,972 0,975 0,977 0,977 0,977 0,977
0,8 0,756 0,800 0,848 0,866 0,876 0,879 0,881 0,881
1,2 0,547 0,606 0 682 0,717 0,739 0 749 0,754 0,755
1,6 0,390 0,449 0 532 0,578 0,612 0 629 0,639 0,642
2,0 0,285 0,336 0,414 0,463 0,505 0 530 0,545 0,550
2,4 0,214 0,257 0,325 0,374 0,419 0,449 0,470 0,477
2,8 0,165 0,201 0,260 0,304 0,349 0,383 0,410 0,420
3,2 0,130 0,160 0,210 0,251 0,294 0,329 0,360 0,374
3,6 0,106 0,131 0,173 0,209 0,250 0,285 0,319 0.337
4,0 0,087 0,108 0,145 0,176 0,214 0,248 0,285 0,306
4,4 0,073 0,091 0.123 0,150 0,185 0,218 0,255 0,280
4,8 0 062 0,077 0 105 0,130 0,161 0 192 0,230 0,258
5,2 0 053 0,067 0 091 0 113 0,141 0 170 0,208 0,239
5,6 0.046 0,058 0,079 0,099 0,124 0 152 0,189 0,223
6,0 0,040 0,051 0,070 0.087 0,110 0,136 0,173 0,208
6,4 0,036 0,045 0,062 0,077 0,099 0,122 0,158 0,196
6,8 0,031 0,040 0,055 0.064 0,088 0,110 0,145 0,185
7,2 0,028 0,036 0,049 0,062 0,080 0,100 0,133 0,175
7,6 0 024 0,032 0 044 0,056 0,072 0 091 0,123 0,166
8,0 0,022 0,029 0 040 0,051 0,066 0 084 0,113 0,158
8,4 0.021 0,026 0 037 0,046 0,060 0 077 0,105 0,150
8,8 0,019 0,024 0,033 0.042 0,055 0 071 0.098 0,143
9,2 0,017 0,022 0,031 0,039 0,051 0,065 0,091 0,137
9,6 0,016 0,020 0,028 0,036 0,047 0,060 0,085 0,132
J0.0 0,015 0,019 0,026 0,033 0,043 0,056 0,079 0,126
10,4 0,014 0,017 0,024 0,031 0,040 0,052 0,074 0,122
10,8 0013 0,016 0,022 0,029 0,037 0 049 0,069 0,117
П,2 0012 0,015 0,021 0,027 0,035 0 045 0,065 0,113
П,6 ООП 0,014 0 020 0 025 0,033 0 042 0,061 0,109
12,0 L 0,010 0,013 0,018 0 023 0,031 0 040 0,058 0,106
93
но распределенной нагрузки. В методе угловых точек возможны четыре
случая положения точки М’ (рис. 6.4).
Рис. 6.4. Схемы разбивки площади на прямоугольники
при определении методом угловых точек
1. Точка М' находится внутри контура прямоугольной плошали заг-
ружения abed (рис.6.4, а). Тогда
% = 0,25 (а, + ап + аш + а„) р, (6.9 а)
где индексы 1, П, III, IV указывают номера площадей загружения, для которых
определяют коэффициент а.
2. Точка М' расположена на контуре прямоугольной площади загру-
жения (рис. 6.4, 6)
оя, = 0,25 + ац)А (6.9 6)
3. Точка М'находится против одной из сторон вне контура загружен-
ной площади (рис. 6.4, е)
% = 0,25 (а, - ап + аш - а„) р (6.9 в)
4. Точка М' находится против одного из углов прямоугольной пло-
щади загружения (рис. 6.4, г)
% = 0,25 (а, - а„ - аш + а„) р. (6.9 г)
Пример 6.3. Определить напряжения а под точкой АТ на глубине
1,6 м (рис. 6.5, а). Прямоугольная площадь размером 4 х 2 м загружена
равномерно распределенной нагрузкой 200 кПа. Для 1}/Ь = 1,/Ь = 2/2 = 1 и
zlb= 1,6/2г 0,8 по табл . 6.3 найдем а, =ан = 0,8. Тогда по формуле (6.9, 6)
= 0,25 (а, + «„) р = 0,25 (0,8 + 0,8) 200 = 80 кПа.
Пример 6.4. Определить напряжение с^под точкой М'(рис. 6.5, 6)
на глубине 3,2 м от нагрузки двух фундаментов ЗиЛе размерами подо-
швы 4 х 4 м, имеющих давление по подошве 300 кПа.
94
Рис. 6.5. Расчетные схемы к примерам 6.3 (а) и 6.4 (6)
Найдем по формуле (6.8) напряжение от загрузки фундамента В
при г) = ИЬ = 4/4 =1, 0=2 zltal 3,2/4 = 1,6, а = 0,449:
<5^= 0,449 300 = 135 кПа.
Определим величину ог;,л в заданной точке М' от загрузки фундамен-
та А (рис. 6.5, 6) по формуле (6.9 в). Для этого представим точку М' как
угловую для фундаментов I - Mdeg II - Mhfg,\\\ - Meed
IV - Mabh. Фундаменты I и III будут иметь т] = ИЬ = 4/2 = 2, £ = z/b =
= 3,2/2 = 1,6 и по табл. 6.3, а1Ш= 0,636, а фундаменты II и IV - Г) = ИЬ =
= 412 = 2,0 = zlb = 3,2/2 = 1,6 иа|]Г, = 0,539. Тогда а2рЛ = 0,25(0,636 -
-0,539 + 0,636-0,539) 300= 15 кПа.
Следовательно с_рВ + = 135 +15 = 150 кПа.
6.4. Определение природных напряжений
в массиве грунта
Природными называют напряжения от собственного веса
грунта Вертикальные природные напряжения с_, на некоторой
глубине z от поверхности грунта определяют как сумму давлений
от веса вышележащих слоев грунта
%=£гЛ, (6.10)
где н — число слоев грунта в пределах глубины z, м; у.— удельный вес грунта i-ro
слоя, кН/м3; Л—толщина этого слоя грунта, м.
Горизонтальные природные напряжения а для нормально уп-
лотненных грунтов, предполагающих распределение напряжений
по условиям компрессионного сжатия, определяют по формуле
95
ays = t^h<’ (611>
где £=v/ (1 - v)—коэффициент бокового давления покоя; здесь v — коэффициент
Пуассона.
Для переуплотненных глинистых грунтов и в случае разгруз-
ки основания коэффициент может принимать значение от 1 до
(1 - v) /v. Ниже уровня подземных вод при определении в во-
допроницаемых грунтах (песках, супесях, слоистых глинах) учи-
тывается взвешивающее действие воды. В этом случае удельный
вес грунта у определяют по формуле (1.9). Водонепроницаемые
суглинки и глины рассматривают как водоупорные слои, поэтому
на них передается гидростатическое давление вышерасположен-
ного столба воды, равное yth„, где yw= 10 кН/м3;^-расстояние от
уровня подземных вод ( 4- W.L.) до водоупорного слоя, м.
Пример 6.S. Определить природные вертикальные напряжения на
глубине z = 10 м в массиве грунта с напластованием, представленным на
рис. 6.6. Верхний слой — песок мощностью Л = 7 мс показателями
свойств: у = 19,0 кН/м3; у1Л = 10,5 кН/м3. Подстилающий слой - нор-
мально уплотненная глина мощностью h2 = 6 м с характеристиками
у2 = 21 кН/м3; v = 0,4. Уровень подземных вод находится на глубине 2 м
от поверхности.
Определяем вертикальные природные напряжения
а = 19-2 + 10,5-5 + 10-5 + 21-3 = 38 + 52,5 + 50 + 63 = 203,5 кПа,
эпюра которых показана на рис. 6.6.
Рис. 6.6. Напластование грунтов и эпюра природных
вертикальных напряжений к примеру 6.5
96
6.5. Расчет осадки фундамента методом
послойного суммирования
Метод послойного суммирования является основным расчет-
ным методом СНиП по определению осадок фундаментов. Он ос-
нован на законе Гука для одноосного сжатия, согласно которому
вертикальная деформация грунта £гпод центром подошвы фунда-
мента может быть найдена из зависимости
£г=%/£0. (6-!2)
где £„-модуль общей (упругой и остаточной) деформации грунта.
Вертикальные напряжения в основании определяются как для од-
нородного изотропного линейно деформируемого полупространства
от действия местной гибкой равномерно распределенной нагрузки. Не
учитываются горизонтальные напряжения, действующие в массиве
грунта от на грузки фундамента. Жесткость фут i дамента и горизон i аль-
ные напряжения в основании уменьшают осадку центра подошвы фун-
дамента. Для учета отмечи шых фактов в формулу (6.12) вводится кор-
ректирующий коэффициент р = 0,8. По величине деформации е ч-го
слоя мощностью h его осадка л определяется зависимостью
г/==₽е1,= ₽%,А,/£о.- (613)
где '£0(- модуль деформации i-го слоя грунта- — среднее напряжение в Г-м слое.
Осадка основания фундамента определяется как сумма оса-
док отдельных слоев грунта п, на которые разбита сжимаемая тол-
ща Нс, по формуле
»
J = E5=pZa4,,A/£0,.. (6.14)
Мощность сжимаемого слоя по рекомендациям СНиП нахо-
дят из условия
% = 0,2овд. (6.15)
Если ниже границы сжимаемой толщи расположены сильно
сжимаемые грунты (£ < 5 МПа), то активную мощность сжимае-
мого слоя следует определять по формуле
4-5008 ^7
a = O,la . (6,16)
Z/> ’ Zg 1
Отдельные слои рекомендуется принимать мощностью
h<, 0,4 b, м. Для фундаментов больших размеров (Ь > 4 м) мощ-
ность отдельного слоя целесообразно принять hf< 0,2b, м.
При этом природные напряжения определяют от поверх-
ности грунта по формуле (6.10), а напряжения - ниже подо-
швы фундамента по формуле (6.7) от дополнительного давления
Po=7’1I-%.o = P11-Y>.rf’ <617)
где рп- давление по подошве фундамента от расчетных нагрузок II группы пре-
дельных состояний, кПа; a - природное вертикальное напряжение на глубине
подошвы фундамента, считая от природного рельефа, кПа; ул - средневзвешен-
ное значение удельного веса грунта в пределах глубины заложения фундамента
d, кН/м3 с учетом взвешивающего действия воды.
Пример 6.6. Определить осадку фундамента с размерами подошвы
t = 2 м и / = 3,6 м п глубиной заложения d = 1 м, имеющего давление по
подошве рп = 300 кПа. Грунтовые условия площадки представлены сло-
ем песка толщиной 2,6м судельнымвесому1[]=20 кН/м3 (у1Л= 10кН/м3)и
модулем общей деформации Ео = 25 МПа. Подстилающий слой - сугли-
нок значительной мощности имеет характеристики: у, п = 18 кН/м3 и
Ео= 12 МПа. Уровень подземных вод находится на глубине 1 м от плани-
ровочной отметки территории.
Определяем мощность отдельного слоя й, природное c_g0H допол-
нительное р0 напряжения в основании под подошвой фундамента:
й.= 0,4 6 = 0,4 2 = 0,8 м,
с 0=Y,n- rf = 20 1 =20 кПа,
р=р„-а = 300 -20 = 280 кПа.
‘О Z-Ц Ig_o
Основание разбиваем на элементарные слои h (см. рис 6.7). Последо-
вательность определения природ) iых и дополнительных напряжений на гра-
ницах выделенных слоев представлена в табл. 6.4.
Для нахождения коэффициента а использована табл. 6.3. при значе-
нии параметра т| = 1/Ь = 3,6/2 =1,8. Согласно табл. 6 4 нижняя граница
сжимаемойтолщиг = 7/=6,4м(0,2сггг=0,2 • 140 = 28 кПа>сч,= 22 кПа).
Среднее значение дополнительных напряжений в каждом элементарном
слое найдено как среднеарифметическое напряжений на границах слоев
98
Рис. 6.7. Расчетная схема к примеру 6.6
Таблица 6.4
К примеру 6.6
№ границ слоев Грунт Z, м Q=2z/b а О, , кПа кк а, т, кПа
0 Песок 0 0 1,000 20 280 -
1 £ =25МПа 0,8 0,8 0,866 28 242 261
2 1,6 1,6 0,578 37 162 202
3 2,4 2,4 0,374 68 105 134
4 3,2 3,2 0,251 83 71 88
5 Суглинок 4,0 4,0 0,176 97 50 60
6 £=12МПа 4,8 4.8 0,130 112 36 43
7 5,6 5,6 0,099 126 28 32
8 6,4 6,4 0,077 140 22 25
9 7,2 7,2 0,062 155 17 20
Примечание. Напряжения ниже границы сжимаемой толщи (//. = 6,4 м) найдены
для примера 6.7, в котором учитывается влияние загружения соседних площадей.
ад».»/= (адрi-i+ czPiV 2- Эпюры природных и дополнительных напряжений
показаны на рис. 6.7.
По формуле (6.14) определяем осадку фундамента
s =р £ / Ео=О,8[(261 0,8 + 202-0,8) / 25000 + 0,8 (134 +
+ 88 + 60+43 + 32 +25) / 12000] = 0,0317 м = 3,2 см.
4*
99
6.6. Расчет осадки фундамента методом послойного
суммирования с учетом загружения соседних
фундаментов и площадей
При расчете осадки фундамента с учетом влияния загруже-
ния соседних фундаментов и площадей необходимо дополнительно
устанавливать напряжение о п, возникающее в точках по верти-
кали, проходящей через центр подошвы рассчитываемого фунда-
мента, от загружения указанных площадей. При этом дополни-
тельные напряжения о определяют методом угловых точек (см.
разд. 6.3). Дополнительные напряжения о суммируют с допол-
нительными напряжениями сг^от загрузки рассчитываемого фун-
дамента:
с = с . + с . (6.18)
гр zpj гр.п ' '
Осадку фундамента находят от суммарного напряжения
До определения а,, г важно оценить, загрузку каких соседних
фундаментов следует учитывать. Для этого первоначально нахо-
дят глубину сжимаемой толщи от загрузки рассчитываемого фун-
дамента. Радиус г , в пределах которого следут учитывать загру-
жаемые соседние площади, может быть принят в первом прибли-
жении равным г = (1,2...1,3) Нс. После проверки условий (6.15) и
(6.16) в случае необходимости увеличивают радиус влияния г, до-
биваясь приблизительного равенства глубины сжимаемой толщи
и радиуса влияния.
Пример 6.7. Определить осадку фундамента с размерами подошвы
I х b = 3,6 х 2 м, рассмотренного в примере 6.6 при тех же грунтовых
условиях, с учетом загрузки двух соседних одинаковых фундаментов,
расположенных на расстоянии 6 м симметрично относительно рассчи-
тываемого (см. рис.6.8, а).
Согласно примеру 6.6 сжимаемая толща от загрузки рассматривае-
мого фундамента равна Н = 6,4 м. Тогда радиус влияния, в пределах ко-
торого следует учитывать соседние фундаменты, будет равен
г=1,3/7 =1,36,4 = 8,32м Определение дополнительных напряжений
от загрузки двух соседних фундаментов с учетом двойной симметрии
показано в табл. 6.5.
100
Рис. 6.8. Расчетные схемы к примеру 6.7: а — план фундаментов; б — эпюры
природных и дополнительных напряжений (/ - дополнительные напряжения
без учета загружения соседних фундаментов; 2 — то же с учетом)
Таблица 6.5
К примеру 6.7
№ границ слоев Грунт Z, м 4=z/fe “и и грп кПа и,, кПа и »и , zp фп' кПа о т, кПа
0 Песок 0 0 1,000 1,000 0 0 280 280 -
1 Д,= 0,8 0,4 0,977 0,976 0,001 0 242 242 261
2 =25МПа 1,6 0,8 0,880 0,878 0,002 1 162 164 203
3 2,4 1.2 0,752 0,744 0,008 2 105 107 136
4 Сути- 3,2 1,6 0,634 0,620 0,014 4 71 75 91
5 нок 4,0 2,0 0,538 0,517 0 021 6 50 56 66
6 4,8 2,4 0,460 0,434 0,026 7 36 43 50
7 =12МПа 5,6 2,8 0,396 0,366 0,030 8 28 36 40
8 6,4 3,2 0,344 0,311 0,033 9 22 31 34
9 7,2 3,6 0,302 0,268 0,034 10 17 27 29
Применительно к формуле (6.9 в) площади загружения 1 на рис. 6.8, а
соответствует обозначение ОаЬс и П — Odec. Таких площадей загруже-
ния будет по четыре. Поэтому
= 4 °’25(“1 “ “о) Ро = («I - ап) 280 кПа
Для нахождения а, следует использовать параметр r\=lt/b = H\, 8 = 3,9,
соответствующий площади загружения 1,адля-аит]2=/2/6 = 5/1,8 = 2,8,
соответствующий площадке II.
Дополнительные напряжения от загрузки самого рассчитываемого
Фундамента приняты из примера 6.6 (см. табл. 6.4). Сопоставляя при-
101
родные напряжения <т_г согласно табл. 6.4 и суммарные дополнительные
напряжения <тДсм. табл. 6.5 и рис. 6.8, б), получим глубину сжимаемой
толщи с учетом загружения соседних площадей Я = 7,2 м ( 0,2 с = 0,2-155 =
= 31 кПа > о = 27 кПа).
Определяем осадку фундамента
5=Р Е <тч1/1г/Ес = 0,8[(26Ь0,8 + 203-0,8)/25000 + 0,8(136 + 91 +66 +
+50 + 34 + 29)/12000] = 0,0418 м = 4,18 см.
Учет влияния загружения двух соседних фундаментов увеличивает
осадку рассчитываемого фундамента на[(4,18-3,20)/4,11] • 100%=23 %.
Если шаг фундаментов 6 м, то влияние других фундаментов, расположенных
на расстоянии 12 м, то есть за пределами радиуса влияния г = 1,3 Н = 9,4 м,
учитывать нет необходимости.
6.7. Расчет осадки фундаментов уточненным
методом послойного суммирования
Так как в основании фундаментов возникает сложное напря-
женное состояние, то для определения осадки фундамента следу-
ет использовать обобщенный закон Гука, связывающий вертикаль-
ные деформации грунта ет фундамента со всеми компонентами
напряжений в виде
4= I%-v (% + % )1' Ео’ (6-19>
где о и дополнительные горизонтальные нормальные напряжения по оси
z, проходящей через центр подошвы фундамента.
Брониным В.Н. (1983) получено компактное выражение для
определения осадки центра фундамента, основанное на исполь-
зовании обобщенного закона Гука,
5 = со Е р. су^ Л / EQ., (6.20)
где со - коэффициент, учитывающий жесткость фундамента и определяемый по
табл. 6.6; Р - коэффициент, учитывающий влияние горизонтальных напряжений
на осадку, и определяемый из зависимости
p=(l+v)(l-vy, (6.21)
здесь коэффициент кс находится по табл. 6.7; v - коэффициент Пуассона.
102
Таблица 6.6
Значения коэффициента со
С, = Н'1Ь Коэффициент со для прямоугольных фундаментов с соотношением сторон q = / / b
1 2 3 10
0.25 0.92 0,92 1,00 1,00
0,50 0,85 0,92 0,92 0,96
0,75 0,80 0,87 0.87 0,90
1,00 0,77 0,83 0,85 0,89
1,50 0,78 0,81 0,82 0.85
2,00 0,80 0,80 0,82 0,86
2,50 0,81 0,80 0,81 0.86
3,00 0,82 0,81 0,81 0,87
4,00 0,82 0,81 0,82 0,87
5,00 0,82 0,82 0,83 0,87
7,00 0,82 0,83 0,83 0,87
10,0 0,83 0,84 0,83 0,87
20,0 0,84 0,84 0,85 0.87
50,0 0,84 0,85 0,85 0,88
Таблица 6.7
Значения коэффициента
<=2zlb Коэффициент кс для фундаментов
прямоугольных с соотношением сторон q = Z / b ленточ- ных (п>10)
1,0 1,2 1,4 1,6 2,0 3,0 4,0
0 2,000 2,000 2,000 2,000 2.000 2,000 2,000 2,000
0,2 1,678 1,700 1,716 1,726 1,740 1,755 1.762 1.768
0,4 1,378 1,417 1,447 1,466 1,493 1,523 1,535 1,548
0,8 1,044 1,085 1,118 1,145 1,187 1,239 1,262 1,289
1,2 0,887 0,917 0,948 0,974 1,018 1,084 1,116 1,162
1,6 0,807 0,831 0,854 0,877 0,916 0,989 1,030 1.092
2,0 0,763 0,780 0,798 0,816 0,852 0,926 0,970 1,051
2,4 0,750 0,761 0.775 0,788 0,817 0,885 0,933 1,029
3,2 0,748 0,753 0.764 0,770 0,791 0,844 0,887 1,003
5,2 0,704 0,704 0,706 0,710 0,719 0,752 0,784 0,907
103
Коэффициент со получен как отношение коэффициентов сотЛи
сопЛ, вычисленных (М.И. Горбунов-Посадов, 1946) для средней
осадки фундамента и осадки центра подошвы гибкого фундамен-
та, опирающегося на упругий слой грунта конечной толщины Я,
и зависит от параметров = HJ b и ц = 1/Ь.
В уточненном методе послойного суммирования активная
мощность сжимаемого слоя принимается из тех же условий (6.15)
и (6.16), что и в методе послойного суммирования СНиП.
Расчет осадки фундамента уточненным методом послойного
суммирования изложен в работе “Применение ЭВМ при расчете
осадок оснований фундаментов по программе БЕТТА с элемента-
ми УИРС”: Методические указания по использованию програм-
мы БЕТТА при курсовом и дипломном проектировании для сту-
дентов специальности 2903 — промышленное и гражданское стро-
ительство и специализации “Основания и фундаменты”/ Сост.:
В.Н.Бронин, Е.С.Вознесенская/ЛИСИ. Л., 1995. 35 с.
Пример 6.8. Определить осадку основания отдельного здвния, воз-
водимого на железобетонной плите. Предельная абсолютная осадка Зда-
ния s, = 25 см. Плита квадратная с размерами в плане 15 х 15 м и глуби-
ной заложения 2 м. Давление на грунт по подошве составляет 250 кПа.
Несущий слой основания - мягкопластичная глина мощностью 11 м имеет
характеристики: у = 18 кН/м3; Е = 5,5 МПа; коэффициент Пуассона
v = 0,4. Подстилающим слоем служит тугопластичный суглинок, имею-
щий у2П= 20 кН/м3,Ет= 18 МПа и v = 0,3.
Разбиваем основание на отдельные слои h, = 0,2 b = 0,2-15 = 3 м
(см. рис. 6.9). Определяем природное cr.s0 и дополнительное р0 напряже-
ния на уровне подошвы фундамента:
0 = у, n d = 18 - 2 = 36 кПа,
Ро=/’„ - %.0= 250 - 36 = 214 кПа.
Подсчет природных о и дополнительных с напряжений и коэф-
фициента Р сведен в табл. 6.8. Коэффициент ропределялся для каждого
элементарного слоя по формуле (6.21) с использованием коэффициента
(см. табл. 6.7). Эпюры значений и р.показаны на рис. 6.9. Фун-
дамент плиты, учитывая ее большие размеры в плане, можно рассматри-
вать как фундамент конечной жесткости и поэтому для него
ю = 0,77 (при = Н / b = 1,2 и ц = 1/Ь = 1).
104
Таблица 6 8
К примеру 6.8
№ слоев Грунт Z,M m—z/b а О, f’ кПа и ’ кПа о. т, кПа кг Р, Р.,и
0 1 Глина Е()=5,5МПа 0 3 0 0.4 1,000 0,960 36 90 214 205 210 2,000 1,378 0,280 0,630 0,455
2 v,=0,4 6 0,8 0,800 144 171 188 1,044 0,815 0,722
3 9 1,2 0,606 198 130 150 0,887 0,903 0,859
4 Суглинок 12 1,6 0,449 258 96 ПО 0,807 0,954 0,980 0,967
5 £„,=12 МПа 15 2,0 0,336 318 72 84 0,763 1,002 0.991
6 v=0,3 18 2,4 0,214 378 46 57 0.750 1,007 1,000
Определяем осадку по уточненному методу послойного суммирова-
ния согласно формуле (6.20)
s = га f р. / £,= 0,77 3 [(210 0,455 + 188 0,722+
+150 0,859) / 5500 + (110- 0,967 + 84 0,991 + 57 1) / 12000] =
= 0,187 м = 18,7 см < j =25 см.
Уточненный метод послойного суммирования дает осадку
фундамента в пределах, допустимых для сооружения.
105
6.8. Расчет осадки фундамента методом
линейно деформируемого слоя
Метод линейно деформируемого (упругого) слоя разработан
К.Е. Егоровым (1958). Этот метод СНиП рекомендует применять
в случаях, если:
а) ширина (диаметр) фундамента Ъ > 10 м и модуль деформа-
ции грунтов основания £с > 10 МПа;
б) в пределах сжимаемой толщи 77, найденной по методу по-
слойного суммирования, залегает практически несжимаемый грунт
с модулем деформации Е > 50 МПа.
В случае б толщину линейно деформируемого слоя принима-
ют до кровли малосжимаемого грунта. При большеразмерных
фундаментах (случай а) мощность сжимаемого слоя определяют
по эмпирической формуле
Я=(Я+у7()А, (6.22)
где Н н ip - соответственно равны для оснований, сложенных пылевато-глинис-
тыми грунтами. 9 м и ОД 5. песчаными грунтами - 6 м и 0.1; к — коэффициент,
принимаемый равным 0,8 при давлении по подошве фундамента = 100 кПа и
1,2 при ри= 500 кПа. а при промежуточных значениях по интерполяции.
Осадку фундамента определяют по формуле
^(р^А/£„){!(*,-*, ,)/£}, (6.23)
гдерп - среднее давление под подошвой фундамента (без вычитания природного
напряжения о ). кПа; А - коэффициент, учитывающий концентрацию напря-
жений и принимаемый в зависимости от параметра 2НIЬ:
2Htb 0...0.5 0.5...1 1...2 2...3 3...5 5
кс 1,5 1,4 1,3 1,2 1.1 I
Ат - коэффициент, учитывающий меньшую деформативность грунта при больших
значениях модуля деформации грунта £о( если £ < 10 МПа, то А =1; если
£о> 10 МПа: при5< 10мАго=1,при 10м<6<15Аи = 1,35иприЬ> 15мАт = 1,5);
п - количество слоев, различающихся по сжимаемости в пределах толщи -
коэффициенты, определяемые по табл. 6.9 соответственно для Z-го и (г — 1)-го слоев
грунта (рис. 6. 10); Еы- модуль общей деформации грунта /-го слоя, кПа. Значения
коэффициентов А и A , зависят от параметров q = I / Ь и £ = 2z / b, где г - расстояние
от подошвы фундамента до границы рассматриваемого слоя (табл. 6.9).
106
b
с
Рис. 6.10. Схема к расчету осадки фундамента
по формуле (6.23)
Таблица 6.9
Значения коэффициента к. (СНиП 2.02.01 — 83)
или Для фундаментов круглых с радиусом г Для фундаментов с соотношением сторон q = l/b. равным
1 1,4 1,8 2,4 3,2 5 >10
0 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000
0,4 0,090 0,100 0,100 0,100 0,100 0.100 0,100 0,104
0,8 0,179 0,200 0,200 0,200 0,200 0,200 0,200 0,208
1,2 0,266 0,299 0,300 0,300 0,300 0.300 0,300 0,311
1,6 0,348 0,380 0.394 0.397 0,397 0,397 0.397 0,412
2,0 0,411 0,446 0,472 0,482 0.486 0.486 0,486 0,511
2,4 0,461 0,499 0,538 0,556 0.565 0,567 0,567 0,605
2,8 0,501 0,542 0,592 0,618 0,635 0,640 0,640 0,605
3,2 0,532 0,577 0,637 0.671 0,696 0,707 0,709 0.763
3,6 0,558 0,606 0,676 0,717 0,750 0,768 0,772 0,831
4,0 0,579 0,630 0,708 0,756 0.796 0,820 0.830 0,892
4,8 0.611 0,668 0,759 0,819 0.873 0,908 0.932 1,001
6,0 0,645 0,708 0,814 0,887 0,958 1,011 1,056 1,138
8,0 0,679 0,751 0,872 0,960 1,051 1,128 1,205 1,316
10,0 0,700 0,777 0.908 1,005 1,110 1.205 1.309 1,456
12,0 0,710 0,794 0,933 1,037 1.151 1,257 1,384 1,550
107
Пример 6.9. Определить осадку основания отдельного здания на
железобетонной плите для исходных данных, указанных в примере 6.8,
за исключением одного изменения в грунтовых условиях. В качестве вер-
хнего (несущего слоя) примем мягкопластичную глину с модулем дефор-
мации Е = 10,5 МПа. Такое изменение грунтовых условий позволяет
использовать метод линейно деформируемого слоя.
Найдем сжимаемую толщу Н по формуле (6.22) при HQ = 9 м и ху = 0,15
#=(9 + 0,1515) 0,95= 10,7 м,
где коэффициент А=0.8+(1.2 - 0,8)(250 - 100) / (500 - 100) = 0.95 найден по
интерполяции.
Поскольку 2/7/6 = 2-10,7/ 15= 1,43,7= 1,3. Коэффициент А„ найдем
согласно пояснениям к формуле (6.23) равным 1,35. По табл. 6.9 опреде-
лим коэффициенты А и к. , для границ слоев. Для первого (несущего) слоя
г._ , = 0, = 2- 0 / 15 = о' А , = 0 и для 2 = 9 м, £,= 2 9/15 = 1,2, к = 0,299.
Для подстилающего слоя на верхней границе А , = 0,299 и на нижней
границе 2 = 10,7 м, £.=210.7/ 15 = 1,43, А = 0,346.
Найдем по формуле (6.23) осадку фундамента
j = (250 15 1,3 / 1,35)[(0,299 0) / 10500 + (0,346 - 0,299) / 18000)] =
= 0,11 м = 11 см.
6.9. Расчет осадок фундаментов методом
эквивалентного слоя Н.А.Цытовича (1983)
По теории линейно деформируемых тел, к которым можно
отнести грунты при ограниченных давлениях на основание, осад-
ка поверхности изотропного полупространства от местной равно-
мерно распределенной нагрузки находится из выражения
5 = [o6(l-v2)p0]/£0, (6.24)
где со — коэффициент, зависящий от формы подошвы и жесткости фундамента, с
учетом всех компонентов напряжений; Ь - ширина подошвы фундамента, м: v -
коэффициент Пуассона грунта; р0- средняя интенсивность дополнительного дав-
ления по подошве фундамента, кПа; Е(|—модуль общей деформации грунта, кПа.
Цытович Н.А. формулу (6.24) при слоистом напластовании грунтов привел к виду
= (6-25>
где mvm - средний коэффициент относительной сжимаемости, кПа'1; hr - мощ-
ность эквивалентного слоя, м, определяемая из выражения
108
he = Aab, (6.26)
где Ata — коэффициент эквивалентного слоя, зависящий от коэффициента vo ,
формы подошвы н жесткости фундамента (см. табл. 6.10).
Величину среднего коэффициента относительной сжимаемо-
сти Н.А.Цытович рекомендует определять в пределах сжимаемой
толщи Н = 2 И* из выражения
m™ = (Z4m»zi)/(2A/)’ <6-27)
щс л - число слоев грунта в пределах сжимаемой толщи I I; А - мощность г'-го слоя трутпа
(рис. 6.11, а\ м; гг -гоэффициетп- относительной сжимаемости груша i-го слоя, кПа1;
z.-расстояние от нижней точки эквивалентной эпюры до середины т-го слоя, м.
Рис. 6.11. Расчетные схемы (размеры в м): а — эквивалентной эпюры
и размеров к формуле (6.27); б-к примеру 6.10
Пример 6.10. Определить осадку фундамента под колонну. Разме-
ры подошвы фундамента 5,2 х 5,2 м, его заглубление d-2 м. Нагрузка по
обрезу Wcn = 6000 кН. Напластование грунтов указано на рис. 6.11, б.
Грунты обладают характеристиками свойств: у = 20 кН/м3;
mv] = 2-10’5 кПа’,;ту2= 6-10'5кПа_|; mv3 = 2 105 кПа1; vo= 0,25
Давление по подошве фундамента будет равно
= N^bl) + уфг/ = 6000 / (5,2-5,2) + 22-2 = 266 кПа,
Дополнительное давление
ро = 266 -20 2 =226 кПа.
109
Значение коэффициента Лш
Примечание. Для сокращения в таблице Л(осоп81 обозначено Лсо(_.
по
По табл. 6.10 при v0= 0,25 найдем /11»^= 0,99 и по формуле (6.26)
Л = 0,995,2 = 5,15 м.
Откуда сжимаемая толща
/7=2 А = 2 5,15 = 10,3 м.
Построив треугольную эпюру, определим соответствующие значе-
ния h. и z, (рис. 6.11, 6): h}= 1,64 м, h2 = 1,64 м, Л3 = 7,02 м, z{= 9,48 м,
z2 = 7,84 м, z3= 3,51. Тогда по формуле (6.27)
= (1,64 2-10'5 9,48 + 1,64 6-10'5 7,84 +
+7,02 - 2-10 5 3,51) /(2 5,15 5,15) = 3-105 ё1гг'.
По выражению (6.25) найдем осадку
s = 5,15-ЗЮ’5 226 = 0,034 м = 3,4 см.
6.10. Расчет осадки фундамента методом
ограниченной сжимаемой толщи
Метод эквивалентного слоя Н.А.Цытовича (1983) рассматри-
вает деформации грунтов в пределах бесконечного полупростран-
ства, что приводит к завышенному значению осадки. Метод рас-
чета осадки линейно деформируемого слоя (К.Е.Егоров) не позво-
ляет определять осадку с учетом загружения соседних фундамен-
тов. Этих недостатков удалось избежать в методе ограниченной
сжимаемой толщи (Далматов Б.И., 1968). Опираясь на выводы
расчетных формул Н.А.Цытовича и на решения К.Е.Егорова, мож-
но для слоистого напластования грунтов получить формулы для
расчета осадки фундамента:
S=HemmPo’ (628)
H = HJ2, (6.29)
mrm = 'Lht mv. z.J 2H*, (6.3 0)
где Ие- эквивалентная сжимаемая толща, м; Нс- сжимаемая толща, учитываемая
при определении осадки, м; mvm - среднее значение коэффициента относитель-
ной сжимаемости в пределах сжимаемой толщи Нс, кПа’1 и р0—дополнительное
Давление по подошве фундамента, кПа (см. формулу 6.17).
Если в пределах толщи Я ниже подошвы фундамента на глу-
бине /^.залегает скальная порода, то тут определяют по формуле
111
т„= {2 / [(2 НС + Н,) //J} Z h (6.31)
Вся сложность расчета заключается в нахождении сжимаемой
толщи Нс, для чего задаемся двумя значениями сжимаемой толщи
Н1 и Н2, имеющимися в табл. 6.12 и удовлетворяющими условию
Я,<Я <Н,. (6.32)
Для значений и Н2 находим
т = {2 / Н ~ } S h т z ,
(о.эз)
где h н 2 с соответствующими индексами в качестве примера показаны на рис. 6.12,
Определим условные ширины подошвы фундамента
Ьс1 = 1т,;,.е >
Ъс2 = у1»Ч„2/,П...с >
(6.34)
где R и rnvmc~- соответственно расчетное сопротивление грунта. кПа. и коэффици-
ент относительной сжимаемости, кПа1, несущего слоя грунта. dn— глубина зало-
жения в пределах от природной поверхности до подошвы фундамента, м.
Расчетные мощности сжимаемой толщи определим при v = О
(см. табл. 6.13), когда 1. Откуда получим:
112
bcl,
Я<2=2<М<2>
(6 35)
где (i\ - коэффициент, определяемый по табл. 6.11 в зависимости от отношения
Нг,/Ьл кНл!Ьл.
Зная 77, и Нс2 по линейной интерполяции находим:
н =(^-^. )-я, (^2-^,)] П(Н2-Н})-(Н2-Н} )].(6.36)
Далее определяют т по формулам (6.30) или (6.31) и по фор-
муле (6.29) находят Н. Тогда, зная рвп, вычисляют значение осад-
ки по формуле (6.28)
Рекомендуется следующий порядок расчета:
1. Определяют ри1 по формуле (6.17). 2. Находят значения ко-
эффициентов относительной сжимаемости слоев грунта, которые
могут попасть в сжимаемую толщу. 3. Задаются толщами II и Н2 в
соответствии с условием (6.32). 4. Находят /»т1 и тм по форму-
лам (6.33). 5. Вычисляют значения Ьс1 и 7>с, по формулам (6.34).
6. Определяют значения Нл и 77 , по формулам (6.35). 7. По фор-
Таблица 6.11
Значения коэффициента осадки со, для жесткого фундамента
Я/Ь Круг Отношения сторон подошвы г] = 1 / Ь
1 1,5 2 3 5 7 > 10
0 0 0 0 0 0 0 0 0
0,1 0,089 0,088 0,091 0,091 0,091 0,093 0,093 0,093
0,25 0,209 0,209 0.216 0.215 0.217 0,221 0,223 0,223
0,5 0,368 0,372 0,395 0,398 0,405 0,414 0,417 0,419
1,0 0,537 0,562 0,630 0,650 0,677 0,702 0,711 0,717
1,5 0,614 0,656 0,756 0,797 0,847 0.893 0,905 0,922
2,0 0,650 0,711 — 0,894 0,968 — — 1,080
2,5 0 687 0,738 0,878 0,940 1,042 1,127 1 162 1,179
3,5 0,721 0,777 0,935 1,019 1,139 1,263 1,316 1,354
5,0 0,760 0,806 0,979 1,075 1,219 1,384 1,461 1,520
10 0 — 0,840 — 1,145 1,322 - — 1 784
25,0 0 771 0,858 — 1.182 1,378 — — 1,972
СО 0,789 0,873 1,082 1,210 1,422 1,713 1,904 2,109
113
муле (6.36) находят значение //, если условие (6.32) не выполня-
ется, задаются другими значениями Н} и 7/, и повторяется расчет
по пп. 4, 5, 6. 8. Для значения Нс вычисляют rnvm. 9. По табл. 6.11
определяют со.. 10. Значение осадки находят по формуле (6.28) с
учетом формулы (6.29).
6.11. Учет влияния загружения
соседних фундаментов
Это влияние осуществляется с использованием кольцевых гра-
фиков (рис. 6.13), которые можно построить по табл. 6.12.
Рис. 6.13. Пример построения графика для Н ~ 7 м, v = 0,27
Исходят из того, что накладывают на них контуры подошвы
фундаментов, изображенных на кальке, в масштабе графиков пе-
ресечения окружностей с радиусами (см рис. 6.13) находят число
точек пересечения радиусов и окружностей в пределах фундамен-
та. Каждая точка пересечения, которая находится в пределах пло-
щади подошвы соседнего фундамента, ведет к увеличению Н на
0,02 м, а точка на контуре фундамента считаегся за 0,5 точки. Это
дает возможность найти значение /7 по формуле
я = ^+0,02*1х^, (6.37)
где Hlf - эквивалентная толща грунтов при загрузке рассчитываемого фундамен-
та, м; к — коэффициент, учитывающий боковое расширение грунта, принимае-
мый по табл. 6.13; «.-количество точек пересечений графика, располагающихся
114
Значения радиусов г для кольцевых графиков при v = 0,27
Значения радиусов г, м । 1 10.87 I 6,70 6,06 22.83 5,61 13,71 35,02
। 1 ОО 6,05 5,55 19,41 5,18 13,04 31,05
1 1 Ьз 5,45 5,05 ,17,29 4,75 12.39 28,40
। 1 5,91 SS'fr 4,58 15,69 4,34 11,77 26,34
। 1 5,07 4,35 4,12 14,36 3,93 11,17 24.62
। 00'9 4,3d 3,85 3,67 13,22 3,52 10,59 23,14
। 3,74 3.38 3,24 12.22 3,13 10,02 21,82
। Ь9 2,92 2,83 11.32 2,74 9,48 20,64
3,90 2,97 2,66 2,49 14,99 2,42 10,50 2,36 8,95 19,56
2.37 ОС of 2,07 12,79 2,02 9,74 1,98 8,44 18.56
k85j 1,67 11,27 1,64 9,03 1,61 7.94 17,63
|_М7_ CN 1,28 10,07 1,26 8,37 1,25 7,45 16,76
О о U95 0,93 0,91 9,06 0,90 375 0,89 6,98 15,93
оо © Р'57 0.56 0.55 8,18 0,55 7,16 0,54 6,51 5.16
.К‘0 о 0,23 7,40 0,23 6.60 0.23 6,06 14,42
Сжимаемая толща Н, м v> Г- о 2 О О
115
Таблица 6.13
Значения коэффициентов Av и kv
Коэффи- циенты Грунт, не имеющий Галька, гравий Пески Суглинки пластичные Сильно плас-
бокового расширения Твердые глины и суглинки Супеси Глины пластичные тачные
V 0 0,1 0,2 0,25 0,27 0,30 0,35 0,40
к 0,863 0,874 0,921 0,971 1,000 1,057 1,216 1,554
Л, 1,0 1,012 1,067 1,125 1,158 1,225 1,408 1,800
в пределах z-го соседнего фундамента; / - количество соседних фундаментов,
влияющих на осадку рассчитываемого; ^.-коэффициент интенсивности нагруз-
ки по сравнению с рассчитываемым.
k, = p0i/p0, (6-38)
гдерс,- дополнительное давление по подошве /-го соседнего фундамента, опре-
деляемое по формуле (6 17).
При нахождении п. необходимо иметь кольцевые графики на
кальке в масштабе плана подошвы фундаментов, радиусы кото-
рых указаны в табл. 6.12. На графике окружности разделены ра-
диусами на 40 частей.
Для нахождения Н надо знать 77, которое при учете загруже-
ния соседних фундаментов обычно получается в 1,5 — 2 раза боль-
ше, чем при их отсутствии. Задаемся и Н2 и ищем Нс по форму-
ле (6.35), для чего находим 771 и Нс2:
Hc-Hl/t + 0,04k^nilkh,
где Hlf} и Hlfl—сжимаемые толщи грунтов при загрузке рассчитываемого фундамента
по формулам (6.33)...(6.36) при толщах и Н2, м; л t и п.2 - количество точек по
кольцевым графикам для толщи н Н2 /-го соседнего фундамента; коэффициент
k„rPj (Л-Y,
Здесь pv~ дополнительное давление по подошве /-го соседнего фундамента, кПа;
,уп. dr ~ соответственно расчетное сопротивление грунта основания /-го фун-
дамента, кПа, удельный вес грунта, кН/м3, и глубина заложения /-го соседнего
фундамента, м. Зная HJ/} и Н,, по формуле (6.36) находим Н. Тогда при извест-
ном Нс получаем:
116
Н = А,<о, b + 0,02 Л х kh {и, + [(п^-п^Н-Н,)] /(Я2-Н,)}, (6.40)
где ля и па - число точек пересечения по графикам, соответствующим Ht и //„
подсчитываемое раздельно для каждого соседнего фундамента.
Найдя Не, по формуле (6.28) определяем осадку фундамента
и тт-по формуле (6.30).
Если рассчитывается осадка ленточного фундамента, то рас-
сматривают участок этого фундамета с соотношениями сторон 1:5,
а нагрузку за пределами этой площади учитывают как загружение
соседних фундаментов.
Рекомендуется следующая последовательность расчета:
1. Определяются уплотняющие давления ра, действующие по
подошве всех соседних фундаментов или по поверхности загружен-
ных площадей, и устанавливаются характеристики деформируемос-
ти всех слоев грунта. 2. Задаются Н. и Н2 в соответствии с условием
(6.32). 3. Находят rnvm| и тг/Л по формулам (6.33). 4. Определяю! 6 ч и
Ьс2по формулам (6.34). 5. Вычисляют Н и Н по формулам (6.35).
6. Выбирают среднее значение коэффициента бокового расширения
грунта для сжимаемой толщи; план подошвы фундаментов наклады-
вают на кольцевые графики, соответствующие и Я,, и подсчитыва-
ются « , ип, для каждого соседнего фундамента. 7. Определяют ки по
формуле (6.38) и находят Я, и И, по формулам (6.39). 8. Подсчиты-
вают// по выражению (6.36) и, если Я не находится в пределах Я, и
Я2, расчет повторяется для других значений Я, и Я2.9. Находят тгт
по формуле (6.30) или (6.31). 10. Вычисляют Я по формуле (6.40).
J1. Определяют осадку фундамента по формуле (6.28).
Пример расчета осадки фундамента, в том числе и при загру-
жении соседних площадей, приведен в книге Б.И. Далматова “Рас-
чет оснований зданий и сооружений по предельным состояниям”
(Далматов и др. 1986).
6.12. Расчег крена фундамента или сооружения
Фундаменты сооружения получают крен вследствие внецен-
Тренного нагружения основания; несимметричной загрузки, ок-
ружающей фундамент поверхности грунта, неоднородного напла-
стования грунтов основания.
117
При внецентренном нагружении фундамента рассматривают
раздельно деформации основания от центрально приложенной
нагрузки, приводящей к равномерной осадке фундамента, и его
поворота от действия момента. Различают два основных случая
расчета крена фундаментов или сооружений.
Первый случай - сооружение (несущая конструкция) опира-
ется на отдельный жесткий фундамент. При этом фундамент со-
вместно с сооружением (дымовой трубой, телебашней, водонапор-
ной башней и пр.) поворачивается на определенный угол, тангенс
которого называют креном.
Второй случай-жесткое сооружение опирается на несколько
фундаментов (бункерные корпуса, здания элеватров и т.п.). При
этом крен сооружения возникает из-за неравномерных осадок от-
дельных фундаментов.
Л. Первый случай крена фундамента совместно с соору-
жением (или отдельной его конструкцией). Крен отдельного
фундамента i СНиП рекомендует определять по формуле
i = [(1 - v -’) kN„ е] / [£Л, (о / 2П (6.41)
где Ео и v - соответственно модуль деформации, кПа, и коэффициент Пуассона грун-
та основания (при неоднородном напластовании грунтов значения Ео и v усредняют-
ся в пределах сжимаемой толщи Нс согласно п. 11 прил. 2 СНиП); ^—коэффициент,
принимаемый по табл. 6.14; ?V|( - вертикальная составляющая равнодействующей
всех нагрузок на фундамент в уровне его подошвы; е - эксцентриситет; а - диаметр
круглого или сторона прямоугольного фундамента, в направлении которой действу-
ет момент; ^-коэффициент, учитываемый при расчете крена фундамента по схеме
линейно деформируемого полупространства и определяемый по п. 6.8 (при исполь-
зовании расчетной схемы линейно деформируемого полупространства к =1).
Коэффициент Пуассона v в указанном расчете СНиП рекомен-
дует принимать равным для грунтов: крупнообломочных - 0,27;
песков и супесей — 0,30; суглинков - 0,35; глин — 0,42.
Для круглых фундаментов крен
i=[{\-v')kNue}l(Ekmr^. (6.42)
где г - радиус фундамента, м; остальные обозначения те же, что в формуле (6.41).
118
Таблица 6.14
Значения коэффициента А
форма фундамен- та и направление действия момента п = 1/Ь Коэффициент кг при С, = 2Н / b
0,5 1,0 1,5 2,0 3,0 4,0 5,0 СО
Прямоугольный 1 0,28 0,41 0,46 0,48 0,50 0,50 0,50 0,50
с моментом вдоль 1,2 0,29 0.44 0,51 0,54 0.57 0,57 0,57 0,57
большей стороны 1,5 0,31 0,48 0,57 0,62 0,66 0,68 0,68 0,68
2 0,32 0,52 0,64 0,72 0,78 0,81 0,82 0,82
3 0,33 0,55 0,73 0,83 0,95 1,01 1,04 1,17
5 0,34 0,60 0,80 0,94 1,12 1,24 1,31 1,42
10 0,35 0,64 0,85 1,04 1,31 1,45 1,56 2,00
1 0,28 0,41 0,46 0,48 0,50 0,50 0,50 0,50
Прямоугольный 1.2 0,24 0,35 0,39 0,41 0,42 0,43 0,43 0,43
с моментом вцоль 1,5 0,19 0,28 0,32 0,34 0,35 0,36 0,36 0,36
меньшей стороны 2 0,15 0,22 0,25 0,27 0,28 0,28 0,28 0,28
3 0,10 0,15 0,17 0,18 0,19 0,20 0,20 0,20
5 0,06 0,09 0,10 0,11 0.12 0,12 0,12 0,12
10 0,03 0,05 0,05 0,06 0,06 0,06 0,06 0,06
Круглый - 0,43 0,63 0,71 0,74 0,75 0,75 0,75 0,75
Примечание. При использовании расчетной схемы основания в виде линейно дефор-
мируемого полупространства коэффициент ке принимается по графе, соответствую-
щей £=со. Н— сжимаемая толща, определяемая по методу послойного суммирования.
Если крен фундамента обусловлен неравномерным напласто-
ванием грунтов или неравномерной загрузкой прилежащих к фун-
даменту площадей, то его находят по формуле
i = (5,-s2)/Z, (6.43)
гле s1 и Sj- осадки, подсчитанные около противоположных краев фундамента;
L - расстояние между точками, в которых определялись осадки.
Б. Второй случай расчета креиа сооружении, расположен-
ного на нескольких фундаментах. Когда высокое жесткое соору-
*кние опирается на отдельные фундаменты, приходится рассчи-
тывать крен всего сооружения. В этом случае определяют осадку
Фундаментов крайних рядов сооружения от действия вертикаль-
119
ной нагрузки. В необходимых случаях учитывается загружение
соседних площадей. Крен сооружения определяют по формуле
(6.43), в которой 5, и s, означают осадки фундаментов, a L - рас-
стояние между центрами их подошв.
Пример 6.11. Определить крен фундамента под стойку открытой
эстакады, если дано: размеры подошвы фундамента b = 3,2 м, 1 = 4,8 м,
на основание в уровне подошвы фундамента передается вертикальная
составляющая равнодействующей нагрузок II группы предельных состо-
яний 7Von = 3200 кН с эксцентриситетом е = 0,63 м по направлению /
Грунт - супесь значительной мощности, имеет модуль деформации
£0 = 10 МПа.
В связи с тем, что на большую глубину залегает однородный грунт,
основание принимаем, как линейно деформируемое полупространство и
крен определяем по формуле (6.41) для первого случая. Учитывая, что
кс = 0,68 для г; = 1 / Ъ = 4,8/3,2 = 1,5 и § = оо (см. табл. 6.14); = 1 (для
упругого полупространства), вычисляем крен фундамента
=[(1 - 0,32)0,68 3200 - 0,63 ] / [ 10000 1 (4,8 / 2)3] = 0,009.
6.13. Прогноз фильтрационной консолидации
водоиасыщенных оснований фундаментов
Опыт строительства свидетельствует, что осадки сооружений
в отдельных случаях протекают десятилетия и даже столетия. За-
медление развития во времени осадок связано с фильтрационной
(первичной) консолидацией и ползучестью (вторичной консоли-
дацией) грунта.
Учет фильтрационной консолидации важен для маловодоп-
роницаемых водонасыщенных грунтов. Скорость протекания
фильтрационной осадки определяется прежде всего коэффициен-
том фильтрации грунта kf. Диапазон изменения коэффициента
фильтрации для различных грунтов представлен в табл. 6.15.
Осадку sn в стадии фильтрационной консолидации на период
времени Г, не превышающий время окончания консолидации
находят, используя решение К. Терцаги, согласно которому
120
Таблица 6.15
Значения коэффициента фильтрации kf
Вид грунта Песок Супесь Суглинок Глина
А„см/с л (10-'... КН) л (КГ3... КГ) л (КГ5... КГ8) л (10 7 10-51)
Примечание, п -- любое число от 1 до 9.
Sv = Usv, (6.44)
C/=l - 8[e-" + (l/9)e w+...]/7t2, (6.45)
где U— степень консолидации основания; е - основание натуральных логариф-
мов; осадка, соответствующая времени t = tv,
N=n2Cvt/4Hz, (6.46)
с-коэффициент консолидации, м2/год, равный
= (6.47)
здесь к - коэффициент фильтрации грунта, м/год; у„-удельный вес воды, кН/м3;
коэффициент относительной сжимаемости, кПа'1, соответствующий време-
ни окончания фильтрационной консолидации t годы; Н-мощность сжимаемо-
го слоя грунта, м.
Коэффициент тп определяется по результатам компрессион-
ных испытаний по величине деформации, зафиксированной в мо-
мент рассеивания порового давления. Момент окончания фильт-
рационной консолидации образца грунта может быть также уста-
новлен по методу Казагранде (см. Цытович Н.А., 1983).
Зависимость степени консолидации Uот коэффициента 7/для
сплошной нагрузки (см. рис. 6.14, я), полученная по формуле (6.45),
показана в табл. 6.16 (случай 0). В механике грунтов известны
решения теории фильтрационной консолидации водонасьпценно-
го основания от приложения местной нагрузки, случай 2 в
табл. 6.16 (рис. 6 14, в) и уплотнения основания под действием
собственного веса грунта, случай 1 в табл. 6.16 (рис. 6.14, б). Для
трапецеидальной эпюры напряжений при нахождении U исполь-
туют инженерный прием, основанный на сложении случаев 0-1
ИО-2 (см. Далматов Б.И., 1988).
121
Таблица 6.16
Значения коэффициента /V
и 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0.6 0,7 0,8 0.9 0,95
Дня 0 0,02 0,08 0,17 0,31 0,49 0,71 1,00 1,40 2,09 2,80
слу- 1 0,12 0,25 0.39 0,55 0,73 0,95 1,24 1,64 2,35 3,17
чаев 2 0,005 0,02 0,06 0,13 0,24 0,42 0,69 1,08 1,77 2,54
Рис. 6.14. Схемы уплотняющих давлений: а - сплошной нагрузкой;
б, г - природными напряжениями: в, д — дополнительными напряжениями
Определение значения Л' по формуле (6.46) предполагает на-
личие дренирующего слоя на верхней границе сжимаемого слоя и
отжатие воды при уплотнении грунта снизу вверх. При наличии
дренирующих слоев грунта на нижней и верхней границах сжи-
маемого слоя отжатие воды происходит в двух направлениях и
коэффициент 2V следует определять по формуле
W = n2c7//72, (6.48)
а зависимость между U и N принимают по случаю 0 даже при
треугольных эпюрах напряжений. При прогнозе осадки фундамен-
та по случаю 2 для нахождения эпюры дополнительного давления
удобно использовать метод эквивалентного слоя.
В практических расчетах удобно задаваться степенью консо-
лидации U. По величине U по формуле (6.44) находят осадки и
по табл. 6.16- соответствующие значения параметра N. По значе-
ниям N согласно формулам (6.46) или (6.48) определяют время /,
соответствующее осадке sv|,
/ = 4ДгЛ'/(л2с). (6.49)
122
В итоге строят график зависимости осадки \,,от времени /.
В случае слоистого напластования грунтов ниже подошвы
фундамента производят замену слоистого напластования услов-
ным однородным грунтом, обладающим усредненными характе-
ристиками; средним коэффициентом относительной сжимаемос-
ти /и m, определяемым по формуле (6.27), средним коэффициен-
том фильтрации
k^H/ift/k,). (6.50)
1=1
средним коэффициентом консолидации
где толщина i-го слоя грунта, м; к. - коэффициент фильтрации г-го слоя, м/год.
6.14. Прогноз осадок оснований с учетом
фильтрационной консолидации и ползучести грунта
Свойством ползучести обладают пылевато-глинистые грунты,
торфы, илы, мерзлые грунты, скальные породы. Для характерис-
тики интенсивности ползучести грунта используют параметр пол-
зучести Ьк, определяемый при компрессионных испытаниях из
формулы
/,Л = Д£Л;/1п(//Г.), (6.52)
где Л zk~ Д skt/ h - деформация ползучести; Д st/- осадка ползучести, накоплен-
ная на временном участке (I -ly),CM,h - высота образца, см; I - время уплотне-
ния образца от начала ею нагружения, сут; г,-время окончания фильтрационной
консолидации, сут.
Параметр ползучести bt зависит от вида грунта и уровня на-
грузки. В качестве примера в табл. 6.17 приведены значения bt для
торфов, а в табл. 6.18 - для пылевато-глинистых грунтов
В приближенных расчетах первичная и вторичная консолида-
ции рассматриваются раздельно, и осадка основания а от действия
сплошной нагрузки р для случая t > Г определяется выражением
123
Cvnecb (l...3)10-4 (1...S) 10’* (2...6) 10'4 (2...8) IO’4
Суглинок (2.5)10- (4.9) 10- (5 .11) I»'4 Jin 'WHO-
Глина___J___(3...7) IO-4 * (6-12) IO'4_[ (8^16)10-_L (10^.22)10
124
s( = sr + st! = Htn^p + Hbt ln(Z / (), (6.53)
где з - стабилизированная осадка фильтрационной консолидации, см; ski — осад-
ка ползучести, см; тп - коэффициент относительной сжимаемости, кПа1; Н -
сжимаемая толша грунта, м.
Развитие деформаций во времени твердых, полутвердых и
тугопластичных глинистых грунтов, скальных пород происходит
в основном за счет ползучести их скелета, практически без воз-
никновения давления в поровой воде Для прогноза длительных
осадок ползучести оснований фундаментов на период времени (
превышающий время окончания строительства te, может быть
использована схема метода послойного суммирования. При этом
формула для определения осадки ползучести основания фунда-
мента будет иметь вид
^ = Р !"('/(), (6.54)
»=/
где р = 0.8; h. - мощность /-го слоя, м; Ьи-параметр ползучести грунта /-го слоя,
зависящий от дополнительного давления в этом слое.
Полная осадка включающая осадку на момент окончания стро-
ительства £.и осадку ползучести определяется выражением
s( = s,+V (655)
Формула (6.54) пригодна также для определения осадки пол-
зучести основания фундамента после окончания фильтрационной
консолидации, если tr > (.Тогда в формуле (6.54) время окончания
строительства (следует заменить на время окончания фильтраци-
онной консолидации Z .
В период строительства (Z < () происходит изменение во вре-
мени нагрузки на основание. Для прогноза осадок ползучести ос-
нования фундамента при переменных нагрузках целесообразно
использовать теорию наследственной ползучести Больцмана-Воль-
теРра. При сложном характере роста нагрузки и сложном виде ядер
Ползучести наиболее удобно производить решение интегральных
Уравнений теории наследственной ползучести численным мето-
дом Крылова - Боголюбова (Бронин В.Н., Далматов Б.И., Федо-
125
ров В.Г. Расчет осадок свайных фундаментов во времени. Рига:
ЛатНИИНТИ, 1982.40 с.).
Пример 6.12. Выполнить длительный прогноз (на период 50 лет)
осадки верховой сильно разложившейся (Q > 30%) торфяной залежи
мощностью Н - 4 м, подстилаемой песком, при инженерной подготовке
территории методом пригруза торфа слоем песка толщиной h = 2,8 м (см.
рис. 6.15). Дано: характеристики торфа mvv= 3,8 10’3 кПа-1;
к = 3 •10'6 см/с = 0,95 м/год; удельный вес песчаной пригрузки у = 17,5 кН/м3.
Рис. 6.15. Расчетная схема (<?) и график развития во времени
осадки фундамента (б) к примеру 6.12
Определяем давление, производимое на торф пригрузочной насы-
пью, р = у й = 17,5 2,8 = 49 кПа. По табл. 6.17 с учетом интерполяции
находим параметр ползучести верхового торфа 6,= 0,0146 для р = 49 кПа
и Q > 30%. По формуле (6.53) находим стабилизированную осадку филь-
трационной консолидации
s = Нт р = 400 3,8 • 103 • 49 = 74,5 см.
Коэффициент консолидации определяем по формуле (6.47)
с = й,/(от„у,;) = 0,95 / (3,8 10 J 10) = 25 м2/год.
Так как уплотнение торфа происходит от действия сплошной нагруз-
ки, то фильтрационную консолидацию рассматриваем для случая 0 (см.
табл. 6.16). Учитывая, что верхняя и нижняя границы торфа являются
дренирующими, т.е. фильтрационный поток двухсторонний, время t оп-
ределяем из формулы (6.48)
с) = 42 • д; / (3,142 25) = 0,065 Ntt, лет.
126
127
Находим время 95%-ной фильтрационной консолидации торфа (для
£7= 0,95 по табл. 6.16 ND = 2,8)
tv = 0,065 Л'о = 0,065-2,8 = 0,182 года.
Осадка вторичной консолидации (ползучести) торфа определяется
вторым слагаемым формулы (6.53)
sh=Hbli 1п(г/ / ) = 400 0,0146 1п(/ //у) = 5,85 1п(/ / /„), см.
Расчет параметров первичной и вторичной консолидации сведен в табл.
6.19. По значениям осадки s и времени t в полулогарифмической шкале пост-
роена кривая длительной осадки торфа (рис. 6.15,6). Фильтрационная осадка
торфа за 0,182 года составила 71 см, аосадка ползучести за49,8 лет-33 см.
Строгие решения предусматривают одновременный учет фильтраци-
онной консолидации, ползучести скелета грунта, структурной прочности,
изменчивости сжимаемости и водопроницаемости грунта, переменный
характер роста нагрузки. Решение одномерной задачи консолидации ос-
нования на ЭВМ с учетом влияния комплекса указанных факторов дано в
работе “Применение ЭВМ при расчете консолидации водонасыщенных
оснований по программе АЛЬФА - ОМЕГА с элементами УИРС”: Мето-
дические указания по использованию программы АЛЬФА-ОМЕГА при
дипломном проектировании и выполнении самостоятельной работы для
студентов специальности 2903 - промышленное и гражданское строитель-
ство и специализации “Основания и фундаменты”/ Сост.: В.Н.Бронин,
Е.С. Вознесенская, П.И.Репина/ЛИСИ. Л., 1990. 52 с.
Пример 6.13. С целью оценки работы подводящих трубопроводов
выполнить прогноз осадки плитного фундамента водонапорной башни
на период ее эксплуатации (t =50 лет), если известно, что продолжитель-
ность возведения башни составляет t = 0,9 года и осадка основания на
период окончания строительства - sc = 3,6 см
Таблица 6.20
К примеру 6.13
№ слоев Грунт Z, м m~2z/b а СУ . SgJ.. кПа СТ. j кПа ст. т, кПа
0 Глина 0 0 1,000 50 300
1 2 0,8 0,800 90 240 270 9x10"1
2 4 1,6 0,449 130 135 188 8x10‘
3 6 2,4 0,257 170 77 106 5x1 О'*
4 8 3,2 0,160 210 48 62 3x10“
5 10 4,0 0,108 250 32 40 2x10“
128
S — S008
129
Исходные данные: грунт - полутвердая глина с характеристиками:
у = 20 кН/м3; параметр ползучести равен при р = 100 кПа Ь = 5 х 10", при
р = 200 кПа &А = 8 10", прир = 300кПаЬА= 10х 10 фундамент квадрат-
ный с размерами подошвы в плане Ь х / = 5 х 5 м, глубиной заложеши
d = 2,5 м и давлением под подошвой р = 350 кПа (рис. 6.16, а).
Определяем дополнительное давление р0 = р - yn d = 350 - 20-2,5=
= 300 кПа Принимаем мощность отдельного слоя h. = 0,4 b=0,4 5 = 2 м. Опре-
деление природных и дополнительных давлений на границах отдельных слоев
приведено в табл. 6.20. По величине среднего дополнительного напряжения в
каждом слое подсчитано по интерполяции значение параметра ползучести Ьк.
Выполним прогноз осадки ползучести глинистого основания фун-
дамента для моментов времени t = 5; 10; 30 и 50 лет. Расчет производим
по формуле (6.54). Подсчет осадок ползучести sAn отдельных слоев для
различных промежутков времени показан в табл. 6.21.
Подсчет полной осадки основания фундамента выполнен по форму-
ле (6.55) и показан в табл. 6.22, а кривая осадки - на рис. 6.16.
Рис. 6.16. Расчетная схема (о) и график развития во времени
осадки фундамента (б)
Таблица 6.22
Подсчет полной осадки основания к примеру 6.13
годы 5 10 30 50
S и + к)- 0,74 4,34 1,03 4,63 1,51 5,11 1,73 5,33
Как видно из расчетов, длительная осадка ползучести основания со-
ставляет 48% от осадки, накопленной к моменту окончания строительства.
130
Глава 7
РАСЧЕТ ОСНОВАНИЙ ПО НЕСУЩЕЙ
СПОСОБНОСТИ
7.1. Общие положения
Основания сооружений, как отмечено в гл. 1, в ряде случаев
рассчитывают по первому предельному состоянию—несущей спо-
собности.
Под действием внешней нагрузки в основании возникает на-
пряженное состояние, которое характеризуется нормальными и
касательными напряжениями. При возрастании нагрузки в неко-
торых точках основания может возникнуть предельно напряжен-
ное состояние, при котором касательные напряжения в этих точ-
ках достигают сопротивления грунта сдвигу при действующих по
этим площадкам нормальных напряжениях. Дальнейшее возрас-
тание нагрузки будет вызывать в рассматриваемых точках разви-
тие деформаций сдвигов, что приводит к перераспределению на-
пряжений в массиве грунта. Когда предельное напряженное со-
стояние охватит большую область и площадки сдвигов соседних
точек образуют непрерывные поверхности скольжения, произой-
дет общее нарушение прочности (устойчивости) основания, со-
провождающееся сдвигом фундамента совместно с массивом грун-
та основания.
В основании образуется поверхность скольжения, охватыва-
ющая всю подошву сооружения. По этой поверхности происхо-
дит сдвиг фундамента или массива грунта вместе с фундаментом.
Так как нарушение прочности грунта сопровождается сдвигом по
Поверхности скольжения, предельное состояние по прочности в
Данной точке характеризуется равенством касательного напряже-
ния, действующего по элементарной площадке скольжения, вели-
чине сопротивления грунта сдвигу на той же площадке. Таким об-
разом, условие возникновения предельного состояния по несущей
способности (устойчивости, прочности) представляет собойус-
повие предельного равновесия при сдвиге.
5«
131
При этом считается, что нормальные и касательные напряже-
ния с и т по всей поверхности скольжения достигают значения,
соответствующего предельному равновесию, вычисленному по
формуле
\ = о tgq>, + Ср (7.1)
где - расчетный угол внутреннего трения грунта, град; г( — расчетное удельное
сцепление грунта, кПа.
Несущую способность (устойчивость) основания находят по
теории предельно напряженного состояния грунта. Схема разру-
шения основания, принимаемая в расчете как статически, так и
кинематически, должна быть возможна для данного сооружения.
Расчет оснований по несущей способности должен произво-
диться в следующих случаях:
а) на основание передаются значительные горизонтальные
нагрузки (подпорные стены, фундаменты распорных конструкций
и т.п.), в том числе сейсмические;
б) фундамент или сооружение в целом расположены на бров-
ке откоса или вблизи крутопадающего откоса;
в) основание сложено водонасыщенными пылевато-глинисты-
ми грунтами;
г) основание сложено скальными грунтами;
д) фундамент работает на выдергивание.
Целью расчета оснований по несущей способности является
обеспечение прочности оснований и устойчивости нескальных
оснований, а также недопущение сдвига фундаментов или опро-
кидывания.
Расчет оснований по несущей способности производят на ос-
новное, дополнительное или особое сочетание нагрузок, исходя
из условия
(7-2)
где F - расчетная нагрузка на основание. кН; yt - коэффициент условий работы
(для песков, кроме пылеватых, уг= 1,0; для песков пылеватых и пылевато-глинис-
тых грунтов в стабилизированном состоянии yt - 0,9; для пылевато-глинистых грун-
тов в нестабилизированном состоянии ус = 0,85; для скальных грунтов: невыветре-
лых и слабовыветрелых уе = 1; выветрелых уг = 0,9; сильно выветрелых ус = 0,8);
132
f — несущая способность основания (предельная), кН; — коэффициент надеж-
ности но назначению сооружения, принимаемый равным 1.2: 1,15: 1,1 соответ-
ственно для сооружений I, П и III классов.
При расчетах оснований по несущей способности использу-
ют расчетные характеристики сопротивления грунтов сдвигу <р1 и
с Расчетные значения ср, и с, определяют в соответствии с форму-
лами, приведенными в гл. 1. Окончательный выбор ср, и с, произ-
водят с учетом инженерно-геологической обстановки.
Условие (7.2) подразумевает ряд расчетов по несущей способ-
ности в зависимости от конкретных условий. В каждом отдельном
случае составляется индивидуальная расчетная схема. При этом
некоторые из расчетов выполняются методом последовательного
приближения, что иногда достаточно трудоемко. В этом случае ис-
пользуются специальные программы расчета на ЭВМ (см. гл. 10).
При составлении расчетной схемы и выборе исходных дан-
ных учитывают ряд обстоятельств, в частности, если грунт осно-
вания или подземная часть сооружения находятся ниже уровня
подземных вод, учитывают взвешивающее действие воды, что зна-
чительно снижает устойчивость сооружений.
При слоистом основании расчетные схемы составляют с уче-
том наиболее опасных сочетаний условий: падения пластов в сто-
рону возможного сдвига основания, наличия пластов с очень ма-
лым сопротивлением сдвигу и т.п. Необходимо также учитывать
возможные неблагоприятные нагрузки и изменения в основании в
период строительства и эксплуатации сооружения, например ув-
лажнение грунта при подъеме уровня подземных вод, устройство
глубоких выемок рядом с сооружением, значительные нагрузки
на поверхности грунта и т.п.
7.2. Расчет устойчивости фундамента
при действии горизонтальной силы
При горизонтальной силе Fh/, действующей на фундамент; пос-
ледний может сдвинуться по подошве, сдвинуться совместно с
Массивом грунта, опрокинуться. Рассмотрим устойчивость фун-
дамента на сдвиг по подошве и опрокидывание.
133
При расчете устойчивости фундаментов на сдвиг по подо-
шве и с массивом грунта исходят из предельного значения коэф-
фициента устойчивости к . Сопротивление сдвигу по подошве
оказывают силы трения.
Коэффициент запаса (устойчивости)
^=/(^ + GteI)/F0W><„, (7.3)
где kajl = уп/ус ~ предельный коэффициент устойчивости; Л0| - вертикальная со-
ставляющая расчетной нагрузки на обрез фундамента, кН; — расчетный вес
фундамента и грунта на уступах, кН; f— расчетный коэффициент трения матери-
ала фундамента по грунту (табл.7.1); F0M - расчетная величина горизонтальной
составляющей силы, действующей по обрезу фундамента, кН.
Таблица 7.1
Коэффициент треиия камеииой или бетонной кладки по грунту
Наименование грунта Коэффициент трения
1. Глина в твердом состоянии 0,30
2.То же в пластичном 0.20
3.Маловлажный песок 0,55
4.Влажный песок 0,45
5.Суглинок в твердом состоянии 0,45
б.Суглинок в пластичном состоянии 0,25
7.Супесь в твердом состоянии 0.50
8. То же в пластичном 0,35
9.Скальная порода 0,75
Если Foa1 »/(A/Ol + 6^),то целесообразно сначала найти вес
фундамента и грунта на ступенях, придать фундаменту желатель-
ную форму, а затем сделать остальные проверки. Необходимый
вес фундамента и грунта находят из выражения
= -*«/)//• (7-4)
Если F0H ~ f(Na + G/gl), то определяют размеры фундамента
как внецентренно загруженного, а затем проверяют на сдвиг по
формуле (7.3).
134
Если коэффициент внутреннего трения грунта основания
= tg <р1 меньше, чем Д то может произойти сдвиг грунта по грун-
ту несколько ниже подошвы. Поэтому сравнивают/и fgi\ прини-
мают меньшее из них. При связных грунтах учитывают сцепле-
ние и в формулы вводят коэффициент сдвига f = tg фр где ф, -
угол сдвига для данного нормального давления.
Проверка фундамента на сдвиг выполняется раздельно для
строительного и эксплуатационного периодов.
При тщательной засыпке пазух фундаментов их расчет на го-
ризонтальную нагрузку может быть проведен с учетом сил тре-
ния по боковым граням фундамента, параллельным линии дей-
ствия сдвигающей силы. Для фундаментов, неодинаково обсыпан-
ных с различных сторон, учитывают разность между активными
давлениями грунта.
Силы трения Fr определяют выражением
Fr=fEE^ (7.5)
где Е Ео - сумма нормальных составляющих активного давления грунта на две
боковые грани фундамента, параллельные линии действия сдвигающей силы.
Тогда необходимый вес фундамента
Gfgl = FOhl-f№0l+ Z Е )] If. (7.6)
Силу активного давления грунта, действующую на заднюю
грань b фундамента ЕоЬ, учитывают с тем или иным знаком, когда
обсыпка имеется лишь с трех сторон.
Пассивное сопротивление грунта учитывать не рекомендует-
ся, так как оно возникает лишь после уплотнения грунта при зна-
чительных перемещениях фундамента в сторону засыпки. Для
сооружений, допускающих некоторое перемещение фундаментов
в сторону засыпки, влияние разгружающего давления грунта учи-
тывается в пределах среднего значения разности между силами
пассивного сопротивления и активного давления грунта.
Пример 7.1. Проверить устойчивость фундамента арки для усло-
вий, изображенных на рис. 7.1. Фундамент бетонный с размерами подо-
швы 5 х 4 м, засыпан с трех сторон, с четвертой стороны - железобетон-
ная шпунтовая стенка. 11еремещение фундамента не допускается. Грунт -
135
Рис. 7.1. Расчетная схема к примеру 7.1 (размеры в м)
мелкий песок, маловлажный с расчетными характеристиками <Pj = 32°,
Cj = 0 и удельным весом у,= 18,5 кН/м3. Требуемое предельное значение
коэффициента надежности по устойчивости к = 1,30.
Расчетный вес фундамента
Gf = 4 х 5 х 3 х 22 = 1320 кН.
По табл. 7.1 коэффициент трения кладки о грунт /= 0,55. Коэффици-
ент внутреннего трения грунта = tg <р 1 = tg 32° = 0,60. Для расчета при-
нимаем меньшее значение, т.е. f= 0,55. По формуле (7.3) кл = 0,55 х
х (400 + 1320)/850 = 1,11 < 1,3.
Дополнительно учтем активное давление грунта и трение по боко-
вым поверхностям фундамента высотой h = 3 м. Равнодействующая дав-
ления грунта на 1 м периметра фундамента
£ = (у, А/2) tg2 (45° - ф/2) = 83,3 х 0.302 = 25,2 кН/м.
Давление на всю торцевую часть фундамента
£ = 25,2 х 4 = 101 кН/м
Давление на обе боковые поверхности фундамента, параллельные
линии действия сдвигающей силы:
Е £ ж = 25,2 х 5 х 2 = 252 кН/м.
136
Правая часть уравнения (7.3) вычисляется с учетом сил трения и
частичного погашения сдвигающей силы активным давлением грунта по
торцу фундамента:
* ,„= [0,55 х (400 + 1320 + 252) ] / ( 850 - 101) = 1,45 > 1,3.
Устойчивость фундамента при горизонтальной нагрузке мо-
жет быть повышена путем придания подошве фундамента наклон-
ного положения (рис. 7.2, а, б) или зуба (рис 7.2, в). Этим дости-
гается уменьшение сдвигающей силы FM вдоль наклонной подо-
швы фундамента. В схеме в, кроме того, наклонная поверхность
сдвига 7-3 проходит внутри грунта. Исходя из соотношения сдви-
гающих и удерживающих сил по подошве фундамента 7-3 и пре-
небрегая сопротивлением сдвигу на горизонтальном участке 3-4
(схема б), можно получить условие для определения угла
Рис. 7.2. Увеличение устойчивости фундамента на сдвиг:
а — схема преобразования сил; б — наклон подошвы;
в — устройство зуба; г — при скальных грунтах
137
6 = ₽ - arctg (ус f), (7.7)
где 6 - угол наклона подошвы к горизонту; 0 - угол между нормальной составля-
ющей и равнодействующей R(: у - 0.8 - коэффициент условий работы;
f- коэффициент трения (табл.7.1).
Для схемы б при несвязных грунтах
6 = Р arctg (у/р, (7.8)
где ^-коэффициент внутреннего трения грунта.
Для связных грунтов при схеме в коэффициент устойчивости
кя = [(tg Р tg 6 + 1) tg <р, + с, b 1с/ (^ cos26) ] / (tg р - tg 6), (7.9)
где с, - расчетное сцепление грунта, кПа; lt — длина участка сдвига (7-3), м;
b - ширина фундамента, м.
Приведенные мероприятия эффективны, когда грунт облада-
ет высоким сцеплением. В противном случае может произойти
сдвиг фундамента вместе с частью грунта по горизонтальной по-
верхности 2-3.
Коэффициент устойчивости на сдвиг по линиям 2-3 (схемы б
и в) получим, пренебрегая влиянием горизонтального участка 3-4
на схеме б и участка, занятого зубом, на схеме в
кя = ^% + с}Ы^1Ра. (7.10)
При расчетах по схемам б и в в действующие нагрузки в этом
случае включается вес грунта в призмах 1-2—3, а для схемы в-в
призме 1-3-5. Схема г применяется для скальных грунтов. Гори-
зонтальный сдвиг возможен по линиям 1—4 и 2-3 после преодоле-
ния сопротивления скалыванию бетона или скалы.
Расчет фундаментов на опрокидывание производится, когда
равнодействующая выходит за пределы ядра сечения подошвы
фундамента.
Назовем относительным эксцентриситетом величину
ео = е//’р
где е—эксцентриситет равнодействуюигей относительно центра тяжести площади
подошвы фундамента; fc, - размер подошвы фундамента в плоскости момента.
При обычных коэффициентах надежности по нагрузке на го-
ризонтальные силы у = 1,2 и удерживающие у = 0,8 коэффици-
138
ент устойчивости на опрокидывание А (следующим образом свя-
зан со значением е, (Войчек Г.А., 1961):
е„ 0,10 0,167 0,25
3,33 2,00 1,33
Следовательно, при соблюдении нормируемых ограничений
условий эпюры давления по подошве фундамента устойчивость
последнего против опрокидывания обеспечена.
Расчет фундаментов, защемленных в грунте, является осо-
бым случаем расчета на горизонтальную нагрузку. Его выполня-
ют для фундаментов, у которых ширина подошвы значительно
меньше глубины заложения.
7.3. Расчет основания по несущей способности
при горизонтальной нагрузке на фундамент
При оценке устойчивости основания, загруженного горизон-
тальной нагрузкой или стоящего на откосе, следует учитывать воз-
никновение глубинного сдвига. Он заключается в том, что соору-
жение с некоторым массивом грунта смещается по криволиней-
ной поверхности скольжения. В настоящее время существует не-
сколько методов расчета основания при глубинном сдвиге. Теоре-
тически наиболее развитыми являются методы теории предель-
ного равновесия. Однако большим их недостатком является зна-
чительный объем вычислительной работы. Тем не менее для од-
нородных грунтов и при наличии табулированных решений эти
методы могут быть использованы. С появлением быстродейству-
ющих компьютеров и специальных вычислительных программ эти
задачи значительно облегчаются (см. гл. 10).
Широко распространенным является метод, основанный на
допущении кругпоцилиндрической поверхности скольжения. Этот
метод достаточно точен и универсален: он позволяет учитывать
Неоднородность основания, влияние фильтрационных сил, неста-
билизированное состояние грунтов и т.п. Способ проверен прак-
тикой и обеспечивает надежность получаемых результатов.
139
Метод основан на предположении, что сдвиг основания, по-
терявшего устойчивость, происходит по круглоцилиндрической по-
верхности, т.е. основание совместно с сооружением вращается
вокруг некоторого центра О (рис. 7.3). Сущность метода заклю-
Рис. 7.3. Схема усилий при расчете оснований по несущей
способности при горизонтальной нагрузке на фундамент
чается в определении минимального коэффициента запаса устой-
чивости Л , отвечающего заданным условиям и нагрузкам. Коэф-
фициент А определяют как отношение суммы моментов всех сил,
удерживающих основание (М (), относительно центра вращения
О к сумме моментов всех сил, сдвигающих (вращающих) основа-
ние (A/ J, относительно того же центра, т.е.
к = М /М . (7.11)
л/ si sa ' '
При определении сдвигающих сил учитывают нагрузку от веса
сооружения А7 и горизонтальную нагрузку Fu, действующую на него.
К удерживающим силам относят силы трения Тр развивающиеся
по поверхности скольжения под действием веса грунта и сооруже-
ния, и силы сцепления грунта ср действующие по той же поверхно-
сти скольжения. Значение расчетного сцепления q принимают дня
данного пласта и на длине участка поверхности скольжения. Для
нахождения действующих сил сдвигающийся массив разбивают на
140
блоки, определяют вес блоков G, (на 1 м длины основания) и цент-
ры их тяжести. Вес каждого блока прикладывают к неподвижной
части основания в точке пересечения вертикали, проходящей через
центр тяжести блока, с поверхностью скольжения.
Сила трения каждого блока
Г = N tg <рь = G, cos a. tg ср,,, (7.12)
где /v,—нормальная составляющая веса /-го блока; а—угол наклона поверхности
скольжения к горизонту в точке приложения веса G; фк - расчетный угол внут-
реннего трения грунта на поверхности скольжения /-го блока.
Таким образом, удерживающий момент на 1 м длины основа-
ния перпендикулярной плоскости чертежа (см. рис. 7.3)
M^RYNAg^ + RZal,, (7.13)
где R - радиус поверхности скольжения, м; с. - расчетное сцепление, кПа; I. —
участок проекции поверхности скольжения, м.
Сдвигающий (вращающий) момент (см. рис.7,3)
М = N.a+FMd+Wb-Wh (7.14)
sa 1 Л] 112 2 ' '
При горизонтальной поверхности грунта можно принять
И7, = W2, и тогда
М = Na + F.d. (7.15)
sa 1 ft] v '
При использовании последнего выражения i |ужно вводить в рас-
чет вес сооружения за вычетом из него веса вытесненного грунта.
’ Таким образом, коэффициент запаса устойчивости основания
сооружения для двумерной задачи определяется формулой
*, = (Л S Ntgч>„ + R Ес, I)/(N,a + FMd) > kslj. (7.16)
Поскольку необходимо определить минимальный коэффи-
циент устойчивости основания, намечают ряд центров враще-
ния Ор G2, О,,... О, (рис. 7.4) и производят расчет для соответству-
ющих поверхностей скольжения. В результате расчетов получают
коэффициенты запаса устойчивости А,,... От центров
О}, О2, О,... в произвольном масштабе от единицы откладывают
отрезки, равные ksl t,ksl2, к и концы отрезков соединяют оги-
бающей. В точках минимума находят к 1 ,к " , к,™ . ... Выпол-
J st mtn’ st min’ st mtn
141
Рис. 7.4. Определение минимального
коэффициента устойчивости
нив дополнительное построение, находят минимальный коэффи-
циент устойчивости к .
Когда коэффициент запаса устойчивости основания оказыва-
ется меньше заданного к принимают меры по повышению ус-
тойчивости основания, например заглубляют фундамент, увели-
чивают ширину его подошвы, применяют свайный фундамент, пос-
ле чего выполняют расчет основания с учетом новых условий.
При расчете оснований сооружений на глубинный сдвиг сле-
дует иметь в виду условия, влияющие на расчет (взвешивающее
действие воды, нестабилизированное состояние грунта и др.).
Силы трения грунта, развивающиеся от веса сооружения, учи-
тывают только при быстро уплотняющихся грунтах; при медлен-
но уплотняющихся (суглинки, глины) их не учитывают.
Пример 7.2. Рассчитать по несущей способности основание опоры
эстакады для схемы, изображенной на рис. 7.5. Ширина фундамента 6 м,
длина 12 м. Расчетные нагрузки на 1 м длины фундамента /Vt - 2000 кН,
F = 120 кН. Расчетные характеристики свойств грунтов приведены на
рис. 7.5. Требуемый коэффициент запаса на устойчивость А = 1,2.
142
Рис. 7.5. Расчетная схема к примеру 7.2 (размеры в м)
1. Намечается первый возможный центр вращения Ot на расстоянии
от опоры, равном ее ширине. Дуга поверхности скольжения проводится
через край подошвы фундамента.
2. Определяются действующие силы на 1 м длины фундамента. Очер-
ченный дугой массив разделяется на восемь блоков и измеряются углы
а.. Длины отрезков /. дуги скольжения определяются графически, при-
чем в пределах каждого отрезка грунт однороден. Определяется вес бло-
ков 7, 2, 3,..., 8 с учетом разных удельных весов грунтов, принимая фор-
му в виде треугольника или трапеции.
Например, вес блока 3
G, = 3 3,5 18 + {[(5,2 - 3) + (6,3 - 3)] /2} 3,5 • 19 = 369 кН.
Вес блоков Gr Gg... определяется без учета фундамента. Но из на-
грузки ЛГ вычитается вес грунта в объеме фундамента:
N= 2000 - I 6 2 • 18 = 1784 кН.
По значениям G,, G2,... определяются нормальные составляющие N
и силы трения Т.
Супеси уплотняются достаточно быстро. При этап учитываются силы
трения от нагрузки сооружения на блок 7 7 = 1784 0,898 0,26 = 790 кН,
что намного больше сдвигающей силы Fa.
143
3. Определяется удерживающий момент. Длина дуги скольжения в
пределах суглинка - 8,8 м, в пределах супеси - 24,3 м.
Удерживающий момент по формуле (7.13)
М, = 18,6 х 1075,5 + 18,6 (20 х 8,8 + 3 х 24,3) + 790 х 18,6 =39300 кНм.
4. Вращающий момент определяется по формуле (7.15)
М = 1784x9 + 120x8,8= 17100 кНм.
5. Коэффициент устойчивости для центра О,
к = М!М = 39300 / 17100 = 2,3 > 1,2.
st si so
Далее намечаются новые центры Ог О,,... (см. рис. 7.4), находятся
коэффициенты А„,,ЛЯ2, и затем определяется минимальный коэф-
фициент кя m.n.
7.4. Расчет основания, ограниченного
нисходящим откосом
Расчеты откосов выполняются для определения устойчивос-
ти очертания откоса при минимальном объеме земляных работ или
для определения коэффициента устойчивости откоса того или ино-
го очертания. При неблагоприятном сочетании разнообразных
факторов массив грунтов, ограниченный откосом или склоном,
может потерять устойчивость, что приводит к значительному ущер-
бу, а иногда имеет катастрофические последствия.
Выбор оптимальной крутизны откосов при проектировании
насыпей и выемок позволяет, с одной стороны, избежать аварии, а
с другой - снизить объемы земляных работ, т.е. существенно уде-
шевить строительство.
В проектной практике используется большое количество раз-
личных методов оценки устойчивости откосов и склонов, часть из
которых, наиболее используемых при разработке проектов, изло-
жена в Справочнике проектировщика (1985).
Принципиальные основы расчета основания, ограниченного
откосом, такие же, как и в предыдущем случае. Коэффициент ус-
тойчивости определяют по формуле (7.11), а удерживающий мо-
мент - по формуле (7.13).
Вращающий (сдвигающий) момент определяется иначе, так
как вес массивов грунта W\ и по обе стороны от центра враще-
144
Рис. 7.6. Схема усилий при расчете основания,
ограниченного нисходящим откосом
ния разный. Вследствие этого при разложении сил появляются
сдвигающие силы F .(рис. 7.6)
Fc=Gt sin а. (7.17)
Тогда вращающий момент с учетом сил, действующих на со-
оружение,
М = Я EG sin a + Nya + F,,d. (7.18)
sa 1 t 1 л I '
Знак силы FH принимают положительным, если направление
соответствующей силы совпадает с направлением сдвига откоса,
и отрицательным, если направление силы противоположно направ-
лению сдвига.
Таким образом, окончательно формула определения коэффи-
циента устойчивости имеет вид:
* ,= (Я Z TV.tg <ру + R Е с, 1) /(R S Fcl + N,a + F„ d). (7.19)
Повторными расчетами, как в предыдущем случае, определя-
ют минимальный коэффициент устойчивости, который должен
быть равен или больше значения А,и.
В результате расчета может оказаться, что коэффициент ус-
тойчивости меньше требуемого. Тогда принимаются меры по уве-
личению устойчивости, например, заглубляют фундамент соору-
жения, увеличивают ширину подошвы фундамента, делают откос
более пологим, пригружают нижнюю часть откоса, устраивают
145
свайный фундамент. После того как намечены необходимые меры,
повторно рассчитывают устойчивость с учетом новых условий.
Когда для увеличения устойчивости сооружения используют
свайные фундаменты, расчет устойчивости основания производят
в зависимости от возможного положения поверхности скольже-
ния (рис.7.7). Если поверхность скольжения огибает нижние кон-
цы свай, то расчет ведут обычным путем по формуле (7.1) с опре-
делением минимального коэффициента устойчивости. Если же
кривая скольжения пересекает сваи, то дополнительно учитыва-
ют сопротивление свай срезу. Кроме того, производят расчет проч-
ности свай на изгиб. Из полученных двух минимальных коэффи-
циентов устойчивости принимают наименьший. При расчете ос-
нований, ограниченных нисходящими откосами, также учитыва-
ют взвешивающее действие воды, ее гидродинамическое давле-
ние и другие особенности основания
Рис. 7.7. Положение поверхностей скольжения
при свайном фундаменте
Пример 7.3. Рассчитать основание сооружения по несущей способ-
ности для схемы, изображенной на рис. 7.8. Сооружение с фундаментом
в виде плиты с размерами 10 х 40 м расположено на бровке откоса. Дав-
ление по подошве фундамента равно 180 кПа. Грунт - суглинок, одно-
родный на большую глубину. Расчетные характеристики суглинка <р1 = 20°,
с = 20 кПа, удельный вес у, = 19 кН/м’. Требуемый коэффициент устой-
чивости А, = 1,3.
Расчет ведем на 1 м длины откоса. Намечаем первый возможный
центр вращения О,, проводя дугу скольжения через край фундамента со-
оружения и подошву откоса. Сдвигающийся клин грунта разбивается на
146
Рис. 7.8. Расчетная схема к примеру 7.3 (размеры в м)
семь блоков. Расчеты рекомендуется вести в табличной форме, куда за-
носятся вес блоков, сдвигающие силы и силы трения.
Моменты удерживающих и сдвигающих сил определяются по фор-
мулам (7.13) и (7.18):
1И, = 1186,3 36 + 36,4-20 36 = 68800 кНм.
При Лм = 0 и = 10 180 = 1800 кН.
М1а = 809,6 36 + 1800 19 = 63300. *, = 1,09 < 1,3.
Основание не обладает необходимой устойчивостью. Продолжать
расчет для других центров О,, О,,... не имеет смысла. Необходимо при-
нять меры по повышению устойчивости основания, а затем рассчитать
его заново, добиваясь коэффициента устойчивости kt >1,3.
7.5. Расчет основания по несущей способности
при вертикальной и наклонной нагрузке (на выпор)
Давление, при котором происходит переход от фазы сдвигов к
Разрушению, соответствует несущей способности грунта, т.е. на-
ступлению предельного состояния по условию прочности (устой-
147
чивости). Как правило, это происходит при нагрузках превышаю-
щих расчетное сопротивление грунта основания (см. гп. 4).
Для недоуплотненных пылевато-глинистых и заторфованных
грунтов потеря устойчивости, связанная сдвигом, может произой-
ти уже при нагрузке, даже меньшей расчетного давления на грунт
основания. Особенно сильно это проявляется при быстром возра-
стании нагрузки (загружение склада, элеватора, быстрый налив
резервуара и т.п.).
Расчет по несущей способности на выпор может потребовать-
ся и для песчаных грунтов. Эти грунты, как правило, отличаются
малой сжимаемостью, а расчетные осадки фундаментов часто да-
леки от предельных. Это позволяет значительно увеличивать на-
грузку на основание, что иногда чревато выпором грунта (рис. 7.9)
при нагрузках свыше предельной несущей способности основания.
Рис. 7.9. Выпор грунта при наклонной нагрузке
Теоретическое определение предельной нагрузки достаточно
сложно, однако для практического использования применяюгся
табулированные значения коэффициентов, приведенные в
СНиП 2.02.01 -83.
Вертикальную составляющую силы предельного сопротивле-
ния Nu (несущей способности) основания, сложенного нескаль-
148
ними грунтами, в стабилизированном состоянии допускается оп-
ределять по формуле (7.20), если фундамент имеет плоскую подо-
шву, грунты основания ниже подошвы однородны до глубины не
менее ее ширины, а в случае различной вертикальной пригрузки с
разных сторон фундамента большая из них не превышает 0,57? (Р -
расчетное сопротивление грунта основания).
N = Ь'Г (N b'yy + N у/ d + N£c с), (7.20)
где Ь' — приведенная длина и ширина фундамента, вычисляемые по формулам
Г = /-2ер Ь’=Ь-2еь, (7.21)
где ер еь- соответственно эксцентриситеты приложения равнодействующей на-
грузок в направлении продольной и поперечной осей фундамента, м; Nc~
безразмерные коэффициенты несущей способности, определяемые по табл.7.2 в
зависимости от расчетного значения угла ф( и приведенного угла наклона к вер-
тикали 8 равнодействующей внешней нагрузки на основание Rx в уровне подо-
швы фундамента, кН; Yj и у/ —расчетные значения удельного веса грунтов, кН/м3,
находящихся в пределах возможной призмы выпирания соответственно ниже и
выше подошвы фундамента (при наличии подземных вод определяют с учетом
взвешивающего действия воды); — расчетное значение удельного сцепления
грунта, кПа; d — глубина заложения фундамента, м (в случае неодинаковой вер-
тикальной пригрузки с разных сторон фундамента принимается значение d, со-
ответствующее наименьшей пригрузке, например со стороны подвала); -
коэффициенты формы фундамента, определяемые по формулам
^=l-0,25A]J ^=1 + 1,5Л]; ^=1+0,3/т], (7.22)
где г] = 1/Ь\ здесь I и b — длина и ширина подошвы фундамента, принимаемые в
случае внецентренного приложения равнодействующей равными приведенным
значениям Г и Ь'. определяемым по формулам (7.21).
Если т] = l/b < 1, в формулах (7.22) следует принимать к = 1.
Угол наклона к вертикали S равнодействующей внешней на-
грузки на основание
tg5 = FA1/yp (7.23)
гДе FM и ^^соответственно горизонтальная и вертикальная составляющие внеш-
ней нагрузки на основание Rt в уровне подошвы фундамента.
Расчет по формуле (7.20) допускается выполнять, если соблю-
дается условие
tgS < sin 9r (7.24)
149
Таблица 7.2
Коэффициенты несущей способности
Фр Коэф- Угол наклона к вертикали равнодействующей
град фи- внешней нагрузки S, град
0 5 10 15 20 25 30 35
10 N 0,60 0,42 0,12
Л' 2,47 2,16 1,60 8=4,9 - — — —
N 8,34 6,57 3,38
15 N 1,35 1,02 0,61 0,21
N 3,94 3,45 2,84 2,06 8=14,5 — — —
10.98 9.13 6,88 3,94
20 N 2,88 2 18 1,47 0.82 0,36
N 6.40 5,56 4,64 3,64 2,69 8=18,9 — —
14,84 12,53 10,02 7,26 4,65
25 N 5,87 4,50 3,18 2,00 1,05 0,58
N 10,66 9,17 7,65 6,13 4,58 3,60 8=22,9 —
Nc 20,72 17,53 14,26 10,99 7,68 5,58
30 N 12,39 9,43 6,72 4,44 263 1,29 0,95
18,40 15,63 12,94 10 37 7,96 5,67 4,95 8=26.5
30,14 25,34 20,68 16,23 12,05 8,09 6,85
35 N 27,50 20,58 14,63 9,79 6,08 3,38 1,60
N 33,30 27,86 22,77 18,12 13,94 10,24 7,04 8=29,8
/V 46,12 38,36 31.09 24,45 18,48 13.19 8,63
При использовании формулы (7.20) в случае неодинаковой
пригрузки с разных сторон фундамента в составе горизонтальных
нагрузок следует учитывать горизонтальное давление грунта. Если
условие (7.24) не выполняется, следует производить расчет фун-
дамента на сдвиг по подошве. За сторону фундамента, вводимую
в первое слагаемое (в скобках) формулы (7.20), принимают ту сто-
рону, в направлении которой ожидается потеря устойчивости
(сдвиг грунта по поверхности скольжения). Если от силы Fh[ и
момента М} смещения, вызываемые каждым из них, направлены в
разные стороны, то следует производить два варианта расчета,
принимая FH = 0 или е = 0. Пригрузка от веса пола заменяется
эквивалентной нагрузкой грунтом с удельным весом у(.
150
Пример 7.4. Рассчитать по несущей способности основание фунда-
мента колонны каркасного здания с подвалом. Грунт пылевато-глинис-
тый в стабилизированном состоянии.
Исходные данные: /V, = 1100 кН, FH = 70 кН, Mt = 88 кН м. В указан-
ных значениях учтено давление грунта на стену подвала. Фундамент от-
дельный, размер подошвы / = 3 м, Ъ = 2,4 м. Глубина заложения относи-
тельно пола подвала (приведенная) d= 0,8 м. Характеристики грунта для
расчета по несущей способности ср = 16°, с, = 10 кПа, у, = 17 кН/м’.
Эксцентриситет равнодействующей
е = Mt/= 88/1100 = 0,08 м.
Приведенные размеры фундамента по формулам (7.21)
/' = 3,0 -2 х 0,08 = 2,84 м; Ь' = Ь\Г !Ь' = 2,84/2,4 =1,18.
Коэффициенты по формулам (7.22)
1-0,25/1,18 = 0,79;^ = 1+ 1,5/1,18=2,27;
^ = 1+0,3/1,18=1,25.
Угол наклона равнодействующей определим по формуле (7.23)
tg5 = 70/ 1100 = 0,063; 5 = 4».
Для ф| = 16" и 5 = 4° по табл. 7 2 коэффициенты несущей способнос-
ти /V = 1,08; N = 3,55; N = 9,35.
Эксцентриситет по направлению длинной стороны. Вертикальная
составляющая силы предельного сопротивления (несущей способности)
по формуле (7.20)
/V =2,4-2,84 (1,08 0,79-2,84-17 + 3,55-2,27-17 х
х 0,8 + 9,351,25 10) = 1760 кН.
Для заданных условий ус = 0,9; уп = 1,2. Тогда по формуле (7.2)
0,9-1760 / 1,2 = 1318 > 1100 кН. Основание устойчиво.
Во всех случаях, если на фундамент действуют горизонтальные на-
грузки и основание сложено грунтами в нестабилизированном состоя-
нии, следует производить расчет фундамента на сдвиг по подошве.
7.6. Расчет устойчивости глубоких фундаментов
Грунты оснований фундаментов глубокого заложения рабо-
тают в других условиях по сравнению с основаниями фундамен-
тов мелкого заложения: столбы (любой конструкции) сооружают
без разрушения дна - забоя; вертикальная нагрузка передается на
грунт через подошву (давление) и через боковую поверхность (тре-
151
ние); под вертикальной нагрузкой выпор не происходит; столб
плотно примыкает к грунту и поэтому хорошо работает на гори-
зонтальную нагрузку. В аналогичных условиях работают фунда-
менты из опускных колодцев. Поэтому особенности расчета, при-
веденные для столбов, распространяются на опускные колодцы
При расчете фундаментов на вертикальную нагрузку выби-
рают тип, материал, конструкцию столбов, определяют несущую
способность одного столба по СНиП. Далее определяют необхо-
димое число столбов, конструируют ростверк, проверяют давле-
ние на грунт в плоскости нижних концов, производят расчет по
деформациям, как и для свайных фундаментов.
Расчет на горизонтальную нагрузку выполняют с учетом за-
щемления фундамента в грунте как в упругой среде. Метод расче-
та зависит от приведенной высоты столба
Л = 2,5/ад,
где ад — коэффициент деформации.
Если h > 2,5, то расчет ведется как для свай; если h < 2,5, то
столб рассматривают как жесткий массивный фундамент глубо-
кого заложения.
Более подробные сведения о расчете оснований глубоких фун-
даментов содержатся в специальной литературе по основаниям и
фундаментам опор мостов (Силин К.С. и др., 1981).
152
Глава 8
РАСЧЕТ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ
ФУНДАМЕНТОВ НА ПРОЧНОСТЬ
8.1. Общие положения
Расчет железобетонных фундаментов на прочность (конструк-
тивный) производят в последнюю очередь, т.е., когда уже выпол-
нены все необходимые расчеты основания, подобраны размеры
подошвы фундаментов, проверена осадка и др. В состав конст-
руктивного расчета отдельного фундамента под колонну входят:
а) определение высоты плитной части фундамента; б) расчет плит-
ной части на поперечную силу; в) расчет плитной части фунда-
мента на образный момент; г) определение сечений арматуры плит-
ной части фундамента; д) расчет поперечных сечений подколен-
ника; е) расчет подколенника на местное сжатие; ж) расчет фун-
дамента на образование и раскрытие трещин. Расчеты ленточных
и плитных фундаментов имеют особенности в зависимости от спо-
соба сопряжения надземных конструкций с фундаментами.
В условиях курсового проекта по дисциплине “Основания и фун-
даменты” обычно выполняются только определения опалубочных
размеров с учетом модульных размеров типовых фундаментов. Кон-
структивные расчеты, как правило, выполняются в дисциплине “Же-
лезобетонные конструкции”. Поэтому конструктивные расчеты фун-
даментов приводятся ниже только в описательной форме.
8.1.1. Нагрузки
Расчет фундамента на прочность проводится на наиболее небла-
гоприятные сочетания расчетных нагрузок, приложенных к обрезу
Фундамента, с учетом коэффициентов перегрузок, т.е. для первой груп-
пы предельных состояний. Коэффициенты перегрузок принимаются
по СНиП 2 01.07 - 85 “Нагрузки и воздействия”. Расчеты выполня-
ются для: а) наибольшей нормальной силы Л' и соответствующих ей
Момента Ми горизонтальной силы F; 6) наибольшего момента М и
соответствующих ему нормальной силы Nи горизонтальной силы F.
153
При определении реактивных давлений по подошве для рас-
чета железобетонного фундамента учитывают только давление от
нагрузок, приложенных к обрезу фундамента. Собственный вес
фундамента и вес грунта на его ступенях не учитываются, так как
обусловленные этими нагрузками давления на грунт уравновеши-
ваются реактивными давлениями и не вызывают усилий изгиба в
теле фундамента.
8.2. Расчет железобетонных фундаментов
под колонны
8.2.1. Определение высоты плитной (ступенчатой)
части фундамента и размеров ступеней расчетом
на продавливание
Минимальная высота плитной части фундамента определяется
расчетом на продавливание (рис. 8.1). Продавливающая сила должна
быть воспринята бетонным сечением плитной части фундамента без
Рис. 8-1 - Схема к расчету фундаментов на продавливание:
а — центрально натуженный фундамент; б - внецентренно
нагруженный фундамент; hk-размер колонны или подколонника
154
постановки поперечной арматуры. Различают две схемы расчета на
продавливание в зависимости от вида сопряжения с колонной или
подколенником: монолитное сопряжение; продавливание плитной
части рассчитывается от низа монолитной части колонны или подко-
ленника (рис. 8.1, а); стаканное сопряжение без подколенника; фун-
дамент рассчитывается на продавливание колонной от дна стакана.
Расчет на продавливание центрально нагруженных фундаментов при
монолитном сопряжении (см. рис.8.1, а) производится из условия
F<R U h„,
bi т О’
где F— продавливающая сила, кН; Rbi — расчетное сопротивление бетона осевому
растяжению, кПа; Um- среднеарифметическое значение периметров верхнего и
нижнего основания пирамиды продавливания в пределах рабочей высоты, м;
h0 - рабочая высота плитной части, м.
Боковые грани пирамиды продавливания наклонены под уг-
лом 45° к горизонту. Если продавливание происходит от нижнего
обреза подколенника, то верхние размеры пирамиды будут соот-
ветствовать размерам подколенника.
Величина продавливающей силы F принимается равной ве-
личине продольной силы Nov действующей на пирамиду продав-
ливания, за вычетом реактивного давления грунта (силы), прило-
женного к большему основанию пирамиды продавливания, счи-
тая от плоскости расположения арматуры.
Если фундамент нагружен внецентренно (рис.8.1, 6), т.е. распре-
деление реактивных давлений по подошве неравномерно, то расчет
на продавливание производится для одной, наиболее нагруженной
грани, пирамиды продавливания. Величина продавливающей силы
Е = Л„р ,
О I max ’
гДеЛ(Г часть площади подошвы фундамента, ограниченная нижним основанием
пирамиды продавливания и продолжением в плане соответствующих ребер (заш-
трихованный многоугольник abedef на рис. 8.1, б), м2; - максимальное крае-
вое давление от расчетной нагрузки, приложенной к обрезу фундамента.
При этом средний периметр пирамиды продавливания при-
нимают равным только ширине наиболее напряженной грани пи-
рамиды продавливания. Для сильно вытянутых фундаментов пло-
155
щадь А, может принять прямоугольную форму. При действии на
фундамент изгибающих моментов в двух направлениях расчет на
продавливание выполняется раздельно.
Полученная общая высота плитной части разбивается на сту-
пени, обычно не более трех. Модульные высоты ступеней прини-
маются h = 300...600 мм. Прочность ступеней проверяется на про-
давливание, как указано выше, т.е. через построение соответству-
ющих пирамид продавливания.
Расчет на продавливания центрально и внецентренно нагружен-
ных фундаментов при стаканном сопряжении сборного фундамен-
та и колонны (без подколенника) производится аналогично, но толь-
ко на действие продольной силы, приложенной на уровне торца
колонны. В расчете учитывается частичная передача продольной
силы на плитную часть фундамента через стенки стакана.
8.2.2. Расчет плитной части фундамента
на поперечную силу
Этот расчет выполняется только для сильно вытянутых фун-
даментов при соотношении размеров подошвы Ь/1 < 0,5.
8.2.3. Определение сечений арматуры плитной
части фундамента
Сечение рабочей арматуры определяется из расчета на изгиб
консольного вылета вдоль сторон фундамента I и b в сечениях по
граням колонны и подколенника и по граням ступеней (7 -1, 2 - 2,
3 — 3, 4 —4 на рис. 8.1, в). Подбор арматуры ведется на всю ширину
или длину фундамента.
При действии на фундамент изгибающих моментов в двух на-
правлениях расчет арматуры плитной части производится раздель-
но для каждого направления. Армирование подошвы производится
по наибольшей площади сечения арматуры, полученной расчетом.
8.2.4. Расчет поперечных сечений подколенника
Проверка прочности бетонных и железобетонных подколенников
производится по двум сечениям по их высоте (7 -1, 2 - 2 на рис. 8.2):
коробчатого сечения стаканной час ти на уровне заданного торца ко-
лонны; прямоугольного сечения на уровне плитной части.
156
Рис. 8.2. Расчетная схема стаканной части фундамента
Расчет прямоугольной части производится на косое внецент-
ренное сжатие. Ввиду сложности таких расчетов их рекомендует-
ся выполнять на ЭВМ или по графикам.
Коробчатое сечение стаканной части имеет продольную (вер-
тикальную) и поперечную (горизонтальную) арматуру. Сечение
продольной арматуры допускается определять на действие услов-
ных изгибающих моментов Мк и Мк1 без учета нормальной силы,
раздельно для каждого направления изгиба. Моменты определя-
ются в сечениях 3 - 3, 3 ' - 3' от действия сил относительно точек
К и К, поворота фундамента, т.е. on юсительно ребра торца колон-
ны и на границе ядра сечения.
Моменты принимают равными:
при е > h/2Mk = 0,8{Мт + Г „у,-0,5^),
при/?/2> h/6Mu =М0}+ Fvbl-0,7Nole.
Аналогично вычисляют моменты в другом направлении.
Поперечная арматура стаканной части выполняется в виде
сварных сеток и в сечении 1 — 1 рассчитывается на моменты Мк и
Hi Площадь поперечной арматуры сеток (суммарная площадь в
одном направлении) определяется из уравнений
157
SR A Z =M.,R A Z = M„
где Asl — площадь сечений всех стержней арматуры в одном направлении на i-м
уровне, м, Rtl — расчетное сопротивление стали арматуры; Z - привязка сеток
поперечной арматуры к торцу колонны (расстояния), м.
Проверяется прочность на местное сжатие (смятие) без попе-
речного (косвенного) армирования.
Это выполняется по СНиП 2.01.07 - 85. Если необходимые
требования не удовлетворяются, то ниже дна стакана должны быть
установлены сетки косвенного армирования. Сечение арматуры
определяется по формулам. Минимальное число сеток —2.
8.2.5. Расчет фундаментов на образование
н раскрытие трещин
Этот расчет выполняется только при определенных условиях
(малом армировании и др.).
8.3. Частные случаи расчета
железобетонных фундаментов
8.3.1. Фундаменты под стальные колонны
Определение основных размеров плитной части фундамен-
тов выполняется так же, как и для фундаментов под железобетон-
ные колонны.
Отметка верха и размеры в плане подколенника устанавлива-
ются в зависимости от размеров башмака колонны и принятого
способа опирания башмака.
Модульные размеры фундаментов такие же, как для фунда-
ментов под железобетонные колонны.
Для передачи усилий от стальной колонны на фундамент в
фундаменте устанавливаются анкерные болты, к которым крепится
башмак стальной колонны. Диаметр, длина и количество анкер-
ных болтов определяются расчетом.
8.3.2. Ленточные фундаменты под стены
Ленточные фундаменты наружных и внутренних стен зданий
с подвалами и без подвалов рассчитываются на нагрузки, переда-
158
ваемые стеной подвала, и на действующее на них давление грунта
(горизонтальное, вертикальное).
Расчет на изгиб производится по сечению 1-1 (рис. 8.3), т.е.
Рис. 8.3. Схема к расчету ленточного фундамента под стену
по краю стены, а при ступенчатом фундаменте - по граням ступе-
ней. Определяется момент М от реактивного давления грунта на
консоль и подбирается сечение арматуры. По наклонному сече-
нию ав проводится расчет на прочность по поперечной силе, ко-
торая определяется как реакция грунта (сила) на участке с. Желе-
зобетонные фундаменты в необходимых случаях рассчитываются
на образование и раскрытие трещин.
8.3.3. Ленточные фундаменты под колонны.
Плнтные фундаменты
Определение размеров подошвы фундаментов в этих случаях
выполняется обычным путем. Статические расчеты фундаментов
(как конструкции) имеют свои особенности, освещенные в п. 8.4.
Конструктивные расчеты выполняются по общим правилам
проектирования железобетонных конструкций.
8.4. Выбор метода расчета гибких фундаментов
Гибким называется фундамент, деформации которого приво-
дят к перераспределению реактивных давлений грунта по подо-
159
шве. Для расчета гибких фундаментов (балок и плит) линейная
эпюра распределения реактивных напряжений (условно принима-
емая при жестких фундаментах) не может быть использована.
Поэтому при расчете учитывают возникающие в фундаментах из-
гибающие моменты и поперечные силы, которые подсчитывают
только после определения контактных реактивных давлений по
подошве. Ошибка в определении этих давлений приводит к зна-
чительным погрешностям при определении сечений и армирова-
ния гибкого фундамента.
Таким образом, для расчета гибких фундаментов приходится ре-
шать задачу о взаимодействии фундамента и основания, которая дает
возможность находить контактные напряжения в плоскости их сопро-
тивления. Задача о контактных напряжениях является очень сложной.
В настоящее время нет единого метода определения реактив-
ных напряжений. Существуют три принципиальных метода, каж-
дый из которых имеет свои достоинства, недостатки и преимуще-
ственную область применения. Применимость метода расчета, а
следовательно и его выбор, в значительной степени зависят от грун-
товых условий и деформативности фундамента. В данном случае
рассматривается выбор метода расчета с указанных выше позиций.
Расчег гибких фундаментов (балок и плит на упругом основании)
тем или иным методом рассматривается в специальной литературе.
8.4. J. Методы прямолинейной эпюры
N;
Рис. 8.4. Схема к расчету по
прямолинейной эпюре
Существо метода заключается в
том, что реактивное давление прини-
мают по прямолинейной эпюре, как
для жесткого фундамента, а затем оп-
ределяют усилия в фундаменте (рис.
8.4). Изгибающий момент в сечении
М = М-ЪМ1. + ЪМ,
р II
где Мр - момент от площади эпюры реактивных давлений, расположенных левее
данного сечения, кН м; Е N{ I.—сумма моментов от нагрузок, передаваемых колон-
нами, расположенными левее данного сечения, кН м; N.~ нагрузка от i-й колон-
ны, кН; /. - расстояние от колонны до сечения, м; Е Mj - сумма внешних моментов,
передаваемых колоннами, расположенными левее данного сечения, кН-м.
160
Этот метод противоречит тому, что было сказано в самом начале,
поэтому он имеет лишь вспомогательное значение и очень узкую об-
ласть применения. Расчет по методу прямолинейной эпюры применя-
ется только в следующих случаях: если при расчете не требуется боль-
шой точности, при предварительных расчетах для подбора размеров
фундаментов, так как при расчете точными методами (см. ниже) необ-
ходимо наметить размеры поперечных сечений фундаментов; когда
деформации фундамента почти не отражаются на перераспределении
контактных давлений.
8.4.2. Методы местных деформаций
Основной предпосылкой этой группы методов является гипо-
теза Винклера, которая связывает величину осадки основания в
каждой точке с реактивным давлением
Эта связь выражается формулой
Р,=
гдер.-реактивное давление упругого основания по подошве фундамента в какой-либо
точке; z - осадка фундамента в той же точке, м; С - коэффициент осадки (коэффици-
ент постели) - обобщенная характеристика неформаливноо и основания, кН/м1.
Механической моделью гипотезы Винклера является фундамент,
опирающийся на систему независимых пружин. Осадки грунта (пру-
жин) за пределами нагруженных участков равны нулю (рис. 8.5, а).
Методы, основанные на гипотезе Винклера, применяют при
слабых грунтах в основании; при близком залегании скалы
Скала
Рис. 8.5. Схема к методу местных деформаций: а - схема работы
оснований по гипотезе Винклера; б —залегание грунтов
6 - 5008
161
(рис. 8.5, 6), когда при загружении основания грунт за пределами
фундамента практически не может оседать; критерием этого яв-
ляется отношение h / b < 0,4.
Методы, основанные на предпосылках Винклера, изложены,
например, в (Справочнике проектировщика промышленных, жи-
лых и общественных зданий и сооружений, 1960).
8.4.3. Методы деформаций полупространства
Группа этих методов основана на использовании решений те-
орий упругости для определения совместной работы фундамента
и грунта основания. Грунт рассматривается как линейно дефор-
мируемое (упругое) тело. Исходя из этого, учитывая степень гиб-
кости фундамента и характер нагрузок, определяют реактивные
давления по подошве. При приложении нагрузок одного знака
можно использовать соответствующие уравнения теории упруго-
сти. Характеристикой деформируемости грунтов основания явля-
ется их модуль деформации. Непосредственное определение ре-
акций основания может быть проведено по различным методам.
Метод И.А. Симвулиди основан на использовании функциональ-
ных прерывателей. Реактивные давления по подошве фундамента,
моменты и перерезывающие силы описываются простыми уравнени-
ями. При переходе с одного участка нагрузки балки на другой соответ-
ствующие члены уравнений включаются и выключаются. Последова-
тельность расчета: определяют свойства грунта; назначают размеры
фундамента (или рассчитывают по упрощенным приемам); определя-
ют параметры уравнений и вспомогательные члены, а также реактив-
ные давления по подошве, моменты и перерезывающие силы; прово-
дят конструктивный расчет фундамента. Для многих случаев загруже-
ния И.А. Симвулиди составлены вспомогательные таблицы.
Метод Б.Н. Жемочкина и А.П. Синицына заключается в следу-
ющем. Фундамент разбивают по длине на несколько участков, при-
чем чем больше будет участков, тем большая степень точности рас-
чета будет достигнута (рис. 8.6). Криволинейную эпюру реактив-
ных давлений грунта по подошве (еще неизвестную) заменяют в
пределах каждого участка равномерной. Далее суммарное реактив-
162
Рис. 8.6. Схема к расчету гибких
фундаментов по методу
Б Н. Жемочкина
ное давление, равное объему эпюры
напряжений на каждом участке, заме-
няют равнодействующей. Равнодей-
ствующие можно представить как
усилия в опорных стержнях балки.
Таким образом, в расчетной схеме
фундамент опирается уже не на
сплошное основание, а на систему
заменяющих его стержней, опираю-
щихся на упругое основание. Стерж-
ни разрезают и заменяют неизвестны-
ми силами Хг Х2 ... Х„. Составляют
канонические уравнения. В результа-
те решения уравнений получают зна-
чения усилий в стержнях, после чего
нетрудно определить реактивные давления по подошве и усилия
в сечениях фундамента.
В основу метода М.И. Горбунова-Посадова положена гипотеза, по
которой закон распределения реактивных давлений описывается по-
линомом высокой степени. Для большинства случаев загружения лен-
точных фундаментов и фундаментных плит М.И. Горбуновым-Поса-
довым составлены таблицы, позволяющие определять реактивные дав-
ления по подошве, изгибающие моменты и перерезывающие силы.
Последовательность расчета такова: принимают характерис-
тики грунта и материала фундамента; определяют расчетную ка-
тегорию фундамента (полоса, плита); задаются размерами и оп-
ределяют показатель гибкости фундамента и категорию балки; по
таблицам находят единичные реакции по подошве и усилия в фун-
даменте; вычисляют полные реактивные давления и усилия в фун-
даменте; проводят конструктивный расчет фундаментов.
Учитывая предпосылки методов общих деформаций, их при-
меняют в следующих случаях: при средне- и малосжимаемых грун-
тах в основании; при большой суммарной мощности сжимаемых
слоев; для расчета плит, коробчатых фундаментов и т.д.
б>
163
Глава 9
ПРОЕКТИРОВАНИЕ СВАЙНЫХ ФУНДАМЕНТОВ
9.1. Основные положения
Свайный фундамент состоит из свай и ростверка. Свайные
фундаменты применяют при залегании слабых грунтов в основа-
нии. Сваи передают нагрузку от сооружения на прочные грунты, а
ростверки предназначены для распределения нагрузки между сва-
ями от несущих конструкций сооружения. В промышленном и
гражданском строительстве применяют ростверки низкие, т.е. заг-
лубленные в грунт, и высокие, когда часть свай возвышается над
поверхностью земли.
Исходные данные для разработки проекта свайного фундамен-
та включают: материалы инженерно-геологических и гидрогео-
логических изысканий', результаты зондирования и испытания
свай нагрузкой; данные о сооружении.
Расчет свайных фундаментов и их оснований производят по
двум группам предельных состояний:
а) первая группа - по прочности свай и свайных ростверков;
по несущей способности свай; по устойчивости оснований свай-
ных фундаментов в целом при действии горизонтальных или вы-
дергивающих нагрузок;
б) вторая группа — по абсолютным осадкам и неравномерно-
стям осадок оснований свайных фундаментов; по перемещениям
свай от совместного действия вертикальных, горизонтальных на-
грузок и моментов; по образованию и раскрытию трещин в эле-
ментах железобетонных конструкций.
По первой группе предельных состояний проверяется усилие,
действующее в свае, согласно формуле
Np<.Fdl^=FR, (9.1)
где Л' - расчетная нагрузка первой группы предельных состояний, передаваемая
на отдельную сваю, кН; Fd— несущая способность сваи по прочности грунта осно-
вания, кН; ук - коэффициент надежности, зависящий от способа определения несу-
164
шей способности сваи и принимаемый равным 1,4 - для расчетного метода и дина-
мических испытаний сваи, выполненных без учета упругих деформаций грунта;
1,25 -для метода зондирования и динамических испытаний сваи, выполненных с
учетом упругих деформаций грунта; 1,2 - для испытания сваи пробной нагрузкой;
Рк сила расчетного сопротивления сваи (по материалу или грунту), кН.
При определении Np учитываются нагрузка, действующая по
обрезу фундамента, собственный вес ростверка и грунта на его
уступах. При расчете свай на выдергивание в нагрузку включает-
ся собственный вес сваи с отрицательным знаком. Если в сочета-
ние нагрузок включают временные ветровые и крановые, то при
проверке несущей способности крайних свай в ростверке Fd мож
но увеличивать на 20%.
Оценка устойчивости оснований свайных фундаментов в целом
выполняется, если на них передаются большие горизонтальные на-
грузки или если основания ограничены откосами, либо сложены кру-
топадающими слоями грунта (см. п. 3.13 СНиП 2.02.03 - 85). При
расчете свай на совместное действие вертикальных и горизонталь-
ных нагрузок и моментов проверяется местная устойчивость грун-
та, окружающего сваю (см. прил. 1 СНиП 2.02.03 - 85).
При низких ростверках свая по прочности материала рассчи-
тывается как центрально (внецентренно) сжатый стержень, не
имеющий возможности продольного изгиба (коэффициент про-
дольного изгиба <р = 1). Определение прочности сваи в зависимо-
сти от ее конструкции и материала (бетон, железобетон, дерево,
металл) выполняют по соответствующим СНиПам.
Ростверки устраивают железобетонными (бетонными). При их
расчете руководствуются СНиП 2.03.01-84 и (Рекомендациями, 1974)
По второй группе предельных состояний ограничиваются аб
солютная осадка s и неравномерности осадок (As/L) основания
свайных фундаментов согласно условиям
5<5„, (9.2)
(As/i)<(Aj/£)„, (9.3)
Где slP (AsH),, — соответственно предельные абсолютная и относительные нарав-
номерности осадок сооружения, устанавливаемые в задании на проектирование,
а при их отсутствии в задании - по СНиП 2.02.01 - 83.
165
В состав проекта свайного фундамента, как правило, входят:
а) заглавный лист - ситуационный план с размещением на
территории здания и привязкой буровых скважин: геологические
разрезы с подземным контуром здания; перечень листов проекта;
б) чертежи конструкции сваи (не типовой); сведения о техно-
логии ее изготовления; арматурные каркасы; спецификации эле-
ментов и таблицы расхода материалов на сваи;
в) план расположения свай с привязкой к осям здания; разре-
зы котлована со сваями; сведения о несущей способности и про-
ектном отказе свай; спецификация сван;
г) план ростверков; спецификация элементов;
д) конструкция ростверков; их армирование; выборка армату-
ры; расход материалов;
е) расчетно-пояснительная записка.
9.2. Определение типа, конструкции и размеров спай
Важнейшим этапом проектирования свайного фундамента
является назначение типа свай по характеру их работы и способу
устройства.
По характеру работы различают сваи-стойки и висячие сваи.
Сваи-стойки опираются па малосжимасмый грунт, для которого
модуль деформации Е > 50 МПа, и несущая способность таких
свай, ввиду отсутствия их перемещений, определяется только со-
противлением грунта по острию сваи. Висячие сваи воспринима-
ют нагрузку за счет сопротивления грунта по боковой поверхнос-
ти и острию сваи, так как они погружены в сжимаемые грунты и
имеют перемещения.
По характеру устройства различают: а) забивные сваи:
б) сваи-оболочки, заглубляемые с выемкой грунта, в) набивные
сваи, устраиваемые в скважинах, образованных вытеснением грун-
та; г) буровые сваи, устраиваемые бетонированием пробуренных
скважин: д) винтовые.
Рациональная область применения различных видов свай оп-
ределяется инженерно-геологическими условиями строительной
166
площадки и конструктивными особенностями сооружения (Реко-
мендации, 1982).
Забивные сваи рекомендуется применять при любых сжимае-
мых грунтах, подлежащих прорезке, за исключением насыпи с
твердыми включениями, прослоек или линз твердого глинистого
грунта или плотного песка, а также других видов грунтов с вклю-
чениями валунов Сваи-оболочки наиболее целесообразно приме-
нять при необходимости прорезки слабых грунтов значительной
мощности и при действии на фундаменты больших нагрузок. На-
бивные сваи рекомендуется использовать при значительных со-
средоточенных нагрузках в связных грунтах, особенно когда не-
сущий слой имеет значительные колебания кровли. Буровые сваи
применяют в сложных инженерно-геологических условиях, когда
требуется прорезка слабых отложений, содержащих включения
валунов, гравия, гальки, при реконструкции зданий и усилении
фундаментов, в местах примыканий возводимых зданий к суще-
ствующим Наибольшее применение в пашей стране нашли при-
зматические железобетонные сваи (табл 9 1) В последние годы
стали широко применяться в строительстве набивные и буровые
сваи. Размеры таких свай определяются не только грунтовыми
условиями и конструктивными особенностями здания, но и тех-
ническими характерист иками оборудования, используемого для
их изготовления (см. табл. 9.2). Подробно конструкции различ-
ных видов свай и характер их работы изложены в литературе
(ТСН 50-302 - 96), (Далматов Б.И., 1988), (Справочник, 1972).
Цзина сваи L зависит от принятой глубины заложения роствер-
ка </ и глубины расположения слоя, который принимается в каче-
стве несущего и в который свая погружается на величину заделки
Л, > 1,5 м Несущим слоем принимается слой грунта, обладающий
хорошими строительными свойствами. При однородных (сжимае-
мых) грунтах длина свай назначается па основании технико-эконо-
мического сравнения вариантов свай различной длины. Свая, вос-
принимающая сжатие, заделывается в ростверк на величину
А. 0,05 м. Д.тя свай, работающих на выдергивание (изгиб), глуби-
167
Таблица 9.1
Сваи железобетонные забивные призматические
(поГОСТ 19804-74)
Марка сваи Длина сваи,м Сечение сваи, см Марка бетона Сечение продольной арматуры
СЗ-20 3 20x20 В15 4 0 12 кл. А 1
СЗ-ЗО 30x30 В15
СЗ.5-20 3,5 20x20 В15 4 0 12 кл. А-1
С3.5-30 30x30 В15
С4-20 4 20x20 В15 4 0 12 кл. А-1
С4-30 30x30 В15
С4.5-20 4,5 20x20 В15 4 0 12 кл. А-1
С4.5-25 25x25 В15
С4,5-30 30x30 В15
С5-20 5 20x20 В15 4 0 12 кл. А-1
С5-25 25x25 В15
С5-30 30x30 В15
С5.5-20 5.5 20x20 В15 4 0 12 кл. А-1
С5,5-25 25x25 В15
С5,5-30 30x30 В15
С6-20 6 20x20 В15 4 0 12 кл. А-1
С6-25 25x25 В15
С6-30 30x30 В15
С7-30 7 30x30 В15 4 0 12 кл. А-1
С8-30 8 30x30 В20 4 0 12 кл. А-1
С8-35 35x35 В20
С9-30 9 30x30 В20 4 0 12 кл. А-1
С9-35 35x35 В20
С10-30 10 30x30 В20 4 0 12 кл. А-1
С10-35 35x35 В20
СИ-30 11 30x30 В20 4 0 16 кл. А-1
С11-35 35x35 В20
С12-30 12 30x30 В20 4 0 16 кл. А-1
С12-35 35x35 В20
С13-35 13 35x35 В25 8 0 16 кл. А-1
С13-40 40x40 В25
С14-35 14 35x35 В25 8 0 16 кл. А-1
С14-40 40x40 В25
С15-35 15 35x35 В25 8 0 16 кл. А-1
С15-40 40x40 В25
С16-35 16 35x35 В25 8 0 16 кл. А-1
С16-40 40x40 В25 .
168
Таблица 9 2
Техническая характеристика установок
для устройства буровых свай
рабочие параметры установки Марки установок
СО —2 СО-1200/ 2000 СП-45 МБС- 1,7 УКС - 20 С
Глубина бурения, м 31 24 60 28 300
Диаметр ствола, м 0,5...0,6 1,0...1,2 0,72... 1,22 1,3 и 1,7 до 0,5
Диаметр уширения, м До 1,8 ДоЗ - До 3,5 -
Базовая машина Э-1252 Э-1252 Э-10011А Э-1258Б -
Габариты установки, м: высота 23 16 15 12,3
длина 11 11 9,43 - 5,8
ширина 3,2 3,2 4,78 - 1,85
Способ Враща- Враща- * Ударно-вра- Ударно-вра-
бурения Способ тельное Без обсад- тельное Без обсад- С обсадными щательное Глинистым щательное ♦♦
крепления ных труб ных труб трубами раствором
Примечания. *Для станка СП-45 бурение скважины осуществляется обсадной тру-
бой, снабженной внизу коронкой с помощью возвратно-вращательного и поступа-
тельного движения трубы. Выемка грунта производится одноканатным грейфером.
**При бурении скважины станком УКС-20С крепление ее стенок может осуще-
ствляться обсадными трубами или глинистым раствором.
на их заделки в ростверк Дг принимается из условия обеспечения
прочности заделки. Общая длина сваи складывается из размеров
L = b+Yh. + h, (9.4)
Ще — мощности прорезаемых слабых грунтов, расположенных выше несущего
сл°я (рис. 9.1, а)
169
б
Рис. 9.1. Расчетные схемы к определению размеров сваи:
для примеров 9.1 (а) и 9.2 (б)
При использовании забивных свай L округляется в большую
сторону до ближайшего номенклатурного размера (см. табл. 9.1),
для свай, изготавливаемых в грунте, L округляется до размеров,
кратных 0,1 м.
Следует иметь в виду, что несущая способность свай нели-
нейно возрастает с ростом L. Короткие сваи обладают низкой не-
сущей способностью и из-за большого числа их в фундаменте ро-
стверк имеет значительные размеры. В однородных грунтах уве-
личение длины сваи приводит к сокращению расхода бетона как
за счет сокращения объема свай, так и объема ростверка. В то же
время увеличение глубины погружения свай вызывает нелиней-
ное удорожание стоимости их возведения.
После определения длины сваи назначают ее поперечное сече-
ние. Сваи бывают круглые, кольцевые, квадратные, прямоугольные,
многоугольные, тавровые, двутавровые и пр. Для номенклатурных
размеров свай их поперечные сечения определяются по табл. 9.1
Если длина свай более 16 м, их делают стыкованными из 2 и даже 3
звеньев. В общем случае размер поперечного сечения сваи уточня-
ется в соответствии с требованиями обеспечения необходимой не-
170
сущей способности сваи. В слабых грунтах целесообразно исполь-
зование полых свай. Экономичными являются сваи, у которых со-
противления по материалу и грунту являются близкими.
Окончательное решение по конструкции и размерам сваи при-
нимают на основе технико-экономического сравнения вариантов
свайного фундамента с учетом стоимости ростверка.
Вид и размеры сваи намечают одновременно с назначением
глубины заложения ростверка </Дсм. 9.4.1).
Пример 9.1. Выбрать тип, конструкцию и размеры сваи под стены зда-
ния при напластовании грунтов (сверху вниз): пылеватый песок средней
плотности (е=0,77) мощностью 4,8 м; текучепластичный суглинок (/ = 0,8) -
3,2 м; заторфованная пластичная супесь (J = 0,7)- 3,5 м и полутвердая глина
(£=35 МПа; 1 = 0,2) значительной мощности (см. рис. 9.1, а).
Глубина заложения ростверка из условия промерзания грунта
dg = 2,2 м. Учитывая, что несущими элементами здания являются стены,
требующие частой расстановки свай, по характеру изготовления прини-
маем забивные призматические железобетонные сваи.
Длину сваи определяем из условия прорезки сваей всех слабых грун-
тов. Принимаем в качестве несущего слоя полутвердую глину, в которую
заделываем сваю на глубину 1,65 м (см. рис. 9.1, о). Тогда согласно фор-
муле (9.4) длина сваи
L = 0,05 + (2,6 + ЗД + 3,5) + 1,65 = 11 м.
Глубина заделки сваи в глину принята 1,65 м, чтобы удовлетворить
условию Л. > 1,5 м и получить номенклатурный размер из сортамента свай.
Для первого варианта принимаем по табл. 9.1 сваю СП-30 (сечением
30 х 30 см). Принятые размеры сваи являются минимальными. Для на-
хождения наиболее экономичного варианта свайного фундамента необ-
ходимо рассмотреть другие варианты свай с большей заделкой их в несу-
щий слой.
По характеру работы сваи следует отнести к висячим, так как они
опираются на сжимаемый грунт (£=35 МПа < 50 МПа ).
Пример 9.2. Выбрать тип и размеры сваи высотной гостиницы с
полным каркасом и имеющей подвал при геологическом напластовании:
ленточные глины (/£=0,9) мощностью 15,2 м, мягкопластичные супеси
0.65, £= 11 МПа) с включениями крупных валунов -18м, подстила-
емые гранитом (рис. 9.1, б).
171
Применение забивных свай невозможно из-за валунов в супеси. При-
нимаем буровые сваи с заделкой в гранит на 0,6 м (для возможности ис-
пользования их как свай-стоек). С учетом необходимой глубины заложе-
ния ростверка dg = 3,2 м длина свай
£ = 0 + (12 + 18)+ 0,6 = 30,6 м.
Заделка Д2= 0. так как монолитный ростверк является продолжени-
ем тела сваи. Проходка водонасыщенных слоев супеси с прослойками
песка при бурении скважины вызывает необходимость крепления ее сте-
нок обсадными трубами. Для проходки скважины используем буровой
станок МБС-1,7 (см. табл. 9.2). Диаметр сваи принимаем 1,3 м.
9.3. Определение несущей способности сваи
при действии осеной нагрузки
Несущая способность сваи определяется из условий прочно-
сти материала сваи и грунта. При проверке прочности сваи по
материалу определяют непосредственно силу расчетного сопро-
тивления сваи F^. При проверке прочности сваи по грунту опре-
деляют первоначально несущую способность сваи F а затем, ис-
пользуя коэффициент надежности у, (см. формулу (9.1)), находят
силу расчетного сопротивления сваи по грунту На стадии ТЭО
и для сооружений III класса допустимо применять расчетный ме-
тод, основанный на использовании таблиц расчетного сопротив-
ления грунта СНиП 2.02.03-85. Для разработки рабочего проекта
сооружений I и II классов определение несущей способности сваи
должно быть основано на ее прямых испытаниях (статических,
динамических или методе зондирования). В последующих расче-
тах используют меньшее из двух значений и F^.
9.3.1. Определение силы расчетного сопротивления
сваи по материалу
Значение F^, кН, определяют по формуле
FK =у <р(у. R А + R А ), (9.5)
Кт 'с “'Ich п Л sc з7’ 4
где у - коэффициент условий работы сваи (ус - 0,9 при размере поперечного сече-
ния сваи d < 0,2 м и yt = 1 при d> 0.2 м); <р - коэффициент продольного изгиба (для
низкого ростверка ф = 1, для высокого - ф находится с учетом свободной длины
172
сваи lt, определяемой по п. 3.7 СНиП 2.02.03 - 85); yrf - коэффициент условий
работы бетона (для забивных свай yri = 1, для набивных и буровых - yrf = 0,85,
кроме того зависит от способа бетонирования скважины: при бетонировании
насухо 1, при бетонировании насухо в обсадной трубе уЛ= 0,9, при бетониро-
вании в обводненной скважине с обсадными трубами yrf = 0,8, при бетонировании
под глинистым раствором у<ь = 0,7); Rt - расчетное сопротивление бетона сжатию,
кПа; Аь - площадь поперечного сечения сваи, м2; Rsc - расчетное сопротивление
арматуры сжатию, кПа; As - площадь поперечного сечения арматуры, м?.
Силу расчетного сопротивления по материалу сваи на осе-
вое растяжение , кН, следует определять по формуле
F = v (у. + ЛА)» (9-6)
где у, At, Л-то же, что в формуле (9.5); Rt-расчетное сопротивление бетона
растяжению, кПа; расчетное сопротивление арматуры растяжению, кПа.
Расчетные сопротивления тяжелого бетона:
Класс бетона В 12,5 В15 В20 В25 ВЗО В35 В40 В45 В50 В60
Rb, МПа 7,5 8,5 11,5 14,5 17,0 19,5 22,0 25,0 27,5 33,0
й„.МПа 0,66 0,75 0,90 1,05 1,20 1,30 1,40 1,45 1,55 1,65
Расчетные сопротивления стержневой арматуры:
Класс арматуры А-1 А-11 A-11I A-IV A-V A-VI
при диаметре, мм — — 6-8 10-40 — - —
МПа 225 280 355 365 400 400 400
Rs, МПа 225 280 355 365 510 680 815
Если в свае действуют продольное усилие и момент, то она
должна быть проверена по сопротивлению материала как внецен-
тренно сжатый стержень.
Пример 9.3. Определить силу расчетного сопротивления по мате-
риалу забивной сваи (см. пример 9.1) на осевое сжатие. Свая призмати-
ческая железобетонная сечением 0,35 х 0,35 м армирована 4 стержнями
Диаметром 16 мм. Класс бетона сваи В20, рабочей арматуры - А-1. Рост-
верк низкий Силу расчетного сопротивления сваи на осевое сжатие на-
ходим по формуле (9.5), учитывая, что ус = 1 (<7 = 0,35 м > 0,2 м); <р = 1
(ростверк низкий); усЬ = 1 (свая забивная); Rt = 11500 кПа (для бетона кл.
В20); R 225000 кПа (для арматуры кл. А-1); Л4= 0,35 0,35 = 0,1225 м2;
А = 4 п ^/4 = 4-3,14 0,0162/4 = 8,04 - 10’м2.
F^-l 1 (1 11500 0,1225+ 225000-8,04 10-4) = 1589,7 кН.
173
Пример 9.4. Определить силу расчетного сопротивления по мате-
риалу буровой сваи, принятой из примера 9.2. Диаметр сваи 1,3 м, бетон
кл. В35. Свая армирована 8 стержнями арматуры диаметром 20 мм кл.
А-П. Бурение скважины осуществлено в обсадной трубе Бетонирование
произведено методом ВПТ при наличии воды в скважине. Ростверк низ-
кий. Силу расчетного сопротивления по материалу сваи находим по
формуле (9.5), учитывая, что ус = 1 (</= 1,3 м > 0,2 м); ф 1 (ростверк
низкий); у = 0,85 0,8 (бетонирование обводненной скважины в обсад-
ной трубе); Rt = 19500 кПа (для бетона кл. В35); Я1с= 280000 кПа (для
арматуры кл. А-П); ЛЛ л d’M = 3,14 1,32/ 4 1,327 м2;/15= 8 п сР/4 =
=8 -3,14 0,02 74= 2,51 10 ’ м2.
F = 1 1 (0,85 0,8 19500 1,327 + 280000 2,51 103) = 18299 кН.
9.3.2. Определение несущей способности и силы
расчетного сопротивления сваи-стойки по грунту
расчетным методом
Несущую способность Fd, кН, забивной сваи, сваи-оболочки,
набивной и буровой свай, опирающихся на малосжимаемый грунт
(см. разд. 9. 2), следует определять как для сваи-стойки по формуле
F^JCRA. (9.7)
где у коэффициент условий работы, принимаемый у( - 1; А - площадь опирания
на грунт сваи, м2, принимаемая для сплошных свай равной площади поперечного
сечения нетто, а для полых свай (в случае отсутствия заполнения полости бето-
ном) - брутто; R - расчетное сопротивление грунта под нижним концом сваи, кПа.
Для всех видов забивных свай, опирающихся на скальные и
малосжимаемые грунты, принимают R = 20 000 кПа. Для набив-
ных и буровых свай и свай-оболочек, заделанных в невыветрелый
скальный грунт не менее чем на 0,5 м, расчетное сопротивление
определяется по формуле
R=Rn[(ltl/df')+ 1,5] /у*. (9.8)
где Rfn- нормативное значение предела прочности на одноосное сжатие скаль-
ного грунта в водонасыщенном состоянии, кПа; /, глубина заделки сваи в скаль-
ный грунт, м; d- наружный диаметр части сваи, заделанной в скальный грунт;
- коэффициент надежности по грунту, принимаемый yg= 134
174
Для свай-оболочек, опираемых на невыветрелый скальный
грунт, расчетное сопротивление определяется по формуле
(9.9)
где R „. уг - то же, что в формуле (9.8).
Силу расчетного сопротивления сваи по грунту Fpj, кН, опре-
деляют по формуле (9.1) F&= Fdl в которой для расчетного
метода коэффициент надежности у = 1,4.
Пример 9.5. Определить несущую способность и силу расчетного
сопротивления по грунту буровой сваи диаметром dp- 1.3 м, заделанной в
гранит на Z, = 0,6 м (см. пример 9.2). Нормативное з! шчение предела проч-
ности на одноосное сжатие невыветрелого гранита R= 15 000 кПа.
Свая является сваей-стойкой, заделанной в невывегрелый скальный
грунт на глубину / = 0,6 м > 0,5 м, несущую способность по грунту сваи
находим по формуле (9.7), предварительно определив по формуле (9.8)
значение R = 15000 [(0,6/1,3 )+1,5] /1,4 = 21000 кПа, учитывая, что ус = 1;
Я „=15 000 кПа; /_, = 0,6 м; df = 1,3 м; у„=1,4; А= я ОЧ 4 =
= 3,14 1,3! /4 =1,327 м2. Откудв
F,= 1 • 21000 1,327 = 27867 кН.
Силу сопротивления сваи по грунту определяем по формуле (9.1)
FKt = 27867 / 1,4= 19905 кН
Сравнивая значения FKi и FRm. полученное в примере 9.4, видим, что
они близки между собой. В дальнейших расчетах следует использовать
18299 кН как меньшее.
9.3.3. Определение несущей способности и силы
расчетного сопротивления висячей сваи по грунту
расчетным методом
Несущую способность Fd , кН, висячей сваи по грунту нахо-
дят как сумму сил сопротивлений грунтов под нижним концом и
боковой поверхностью сваи по формуле
+ ], (9.10)
ВДе коэффициент условий работы сваи в грунте, принимаемый ус = 1; R - рас-
четное сопротивление грунта под нижним концом сваи, кПа, принимаемое для
175
Расчетные сопротивления грунтов /? по СНиП 2.02.03 -85
Примечание. В скобках даны значения R для песчаных грунтов в тех случаях, где они не совпадают с соответствующими
значениями R для пылевато-глинистых грунтов.
176
забивных свай по табл. 9.3 или территориальным нормам (ТСН 50-302 - 96); А -
площадь поперечного сечения сваи, м2; и периметр поперечного сечения сваи, м;
у; расчел ное сопротивление / го слоя грунта по боковой поверхности сваи, кПа,
Принимаемое по табл. 9.4 h- толщина /-го слоя грунта, соприкасающегося с боко-
вой поверхностью сваи, м, принимаемая h. < 2 м; . ус/- коэффициенты условий
работы грунта под нижним концом и по боковой поверхности сваи, учитывающие
влияние способа изготовления сваи и принимаемые для забивных свай по табл. 9.5.
Дня набивных, буровых свай и свай-оболочек, погружаемых
с выемкой грунта, значения параметров R, ycR и ус/следует опреде-
Таблица 9.4
Расчетные сопротивления грунта f по СНиП 2.02.03-85
Средняя Расчетные сопротивления на боковой поверхности свай f., кПа
глубина песчаных грунтов средней плотности
располо- крупных мелких пыле- — - - — — -
жения и средней ватых
слоя крупности
грунта, м пылевато- глинистых грунтов при показателе текучести Д равном
0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0
1 35 23 15 12 8 4 4 3 2
2 42 30 21 17 12 7 5 4 4
3 48 35 25 20 14 8 7 6 5
4 53 38 27 22 16 9 8 7 5
5 56 40 29 24 17 10 8 7 6
6 58 42 31 25 18 10 8 7 6
8 62 44 33 26 19 10 8 7 6
10 65 46 34 27 19 10 8 7 6
15 72 51 38 28 20 11 8 7 6
20 79 56 41 30 20 12 8 7 6
25 86 61 44 32 20 12 8 7 6
30 93 66 47 34 21 12 9 8 7
35 100 70 50 36 22 13 9 8 7
Примечания. 1. Значения ff для плотных песков следует увеличиваить на 30% по
сравнению с данными табл. 9.4.2. В табл. 9 3 и 9.4 глубину погружения нижнего
конца сваи и среднюю глубину расположения слоя грунта при планировке терри-
тории срезкой, подсыпкой, намывом до 3 м следует принимать от уровня при-
родного рельефа, а при срезке, подсыпке, намыве от 3 до 10 м - от условной
стметки, расположенной соответствеенно на 3 м выше уровня срезки или на 3 м
Ниже уровня подсыпки. 3. Для промежуточных глубин погружения свай и проме-
жуточных значений показателя текучести 1L пылевато-глинистых грунтов значе-
ния R и ув Табл. 9.3 и 9.4 определяются интерполяцией
177
Таблица 9j
Таблица коэффициентов условий работы и ус/
для забивных свай
Способы погружения забивных свай и свай-оболочек без выемки грунта в грунтовых условиях Коэффициен- ты условий работы
У.,
1 2 3
1. Погружение свай подвесными, паровоздушными и дизельными молотами 1.0 1,0
2. Погружение в пробуренные лидерные скважины с заглублением сваи ниже забоя скважины не менее 1 м при ее диаметре: а) равном стороне квадратной сваи 1,0 0,5
б) на 0,05 м менее стороны квадратной сваи 1.0 0,6
в) на 0,15 м менее стороны квадратной или диаметра круглой сваи 1 0 1,0
3. Погружение с подмывом в песчаные грунты при условии исключения подмыва на последнем метре 1,0 0,9
4. Вибропогружение (вибровдавливание) свай-оболочек и свай в грунты: а) крупные и средней крупности 1,2 1,0
мелкие 1.1 1.0
пылеватые 10 1,0
б) пылевато-глинистые с показателем текучести /, < 0,5: супеси 0,9 0,9
суглинки 0,8 0,9
глины 0,7 0,9
в) пылевато-глинистые грунты с показателем текучести 0 10 1.0
5. Погружение молотами полых свай с открытым нижним концом при диаметре: а) 0.4 м и менее 1,0 1,0
б) от 0,4 до 0,8 м 0,7 1,0
178
Окончание табл. 9.5
1 2 3
6. Погружение любым способом полых круглых свай с закрытым нижним концом на глубину 10 м и более с устройством камуфлетного уширения в песчаных грунтах средней плотности и в пылевато-глинистых грунтах при IL< 0,5: а) при диаметре уширения 1,0 м независимо от указанных видов грунтов 0,9 1,0
б) то же 1,5 м в песках и супесях 0,8 1,0
в) то же 1,5 м в суглинках и глинах 0,7 1,0
7 Погружение вдавливанием свай: а) в пески средней плотности крупные, средней крупности и мелкие 1,1 1,0
б) в пески пылеватые 1,1 0,8
в) в пылевато-глинистые грунты с показателем текучести IL< 0.5 1,1 1,0
г) то же IL > 0,5 1.0 1,о
Примечание. Коэффициенты ycR и ус/ по поз. 4 для пылевато-глинистых грунтов
с показателем текучести 0 < IL < 0,5 определяются интерполяцией
лять по пп. 4.6...4.8 СНиП 2.02.03 - 85. Несущую способность за-
бивных булавовидных свай следует определять по формуле (9.10),
при этом за периметр и на участке ствола следует принимать пе-
риметр поперечного сечения ствола сваи, на участке уширения —
периметр сечения булавы (уширения).
Сипу расчетного сопротивления по грунту висячей сваи
F*, кН, определяют по формуле (9.1), принимая для расчетного
метода коэффициент надежности у, = 1,4.
9.3.4. Определение несущей способности свай
расчетным методом при наличии в пределах
их длины слабых грунтов
При проектирован ии свайных фундаментов различают откры-
тое залегание очень слабых грунтов (торфа, неуплотненного ила,
сильно просадочных грунтов и рыхлых песков) и грунты слабые в
виде отдельных слоев и прослоев, за счет деформаций которых
Развиваются существенные осадки свайных фундаментов.
179
9.3.5. Определение несущей способности сван
при возникновении отрицательного трения
При наличии в пределах длины сваи слоя сильно сжимаемого
грунта отрицательно направленное трение (негативное) может
возникнуть, когда верхние слои грунта дают осадку из-за сжимае-
мости слоя слабого грунта в результате следующих причин: при
планировании территории подсыпкой; загружении поверхности
грунта или пола по грунту длительно действующими полезными
нагрузками; снятии взвешивающего действия воды в результате
понижения уровня грунтовых вод; динамических воздействиях на
грунты, способные уплотняться от этих воздействий (рыхлые пес-
ки, тиксотропные грунты); уменьшении объема грунта, содержа-
щего растворимые соли и гниющие органические вещества; зама-
чивании просадочных грунтов; незавершенном уплотнении мо-
лодых отложений.
Для оценки влияния сил отрицательного трения на величину
несущей способности сваи целесообразно построить по длине сваи
прямоугольную эпюру 1 (рис. 9.3) с интенсивностью перемеще-
ния, равного половине предельно допустимой осадки фундамен-
та и эпюру 2 послойной осадки грунтов около боковой поверхно-
сти сваи. В нулевой точке (н.т.) пересечения эпюр на глубине
Рис. 9.3. Расчетная схема к развитию отрицательного трения (а),
эпюры осадок (б): / — предельно допустимых для фундамента;
2 — послойных перемещений от нагрузки q
182
Zc вертикальные перемещения грунта равны осадке сваи. Выше
этой точки действует отрицательно направленное трение. В таком
случае несущая способность сваи
h z0
F<i = \ 1ХкR А + и 2 ycffi hi -и Y ус// Л ], (9.14)
z0 о
где z„ - расстояние от подошвы ростверка (н.т.), остальные обозначения даны
к формуле (9 10)
Для минеральных грунтов в пределах глубины z0 расчетные
сопротивления/ принимаются по табл. 9 4, а для насыпных грун-
тов, торфов - по пп. 4.12 и 4.13.
СНиП 2.02.03 - 85. Сила расчетного сопротивления сваи оп-
ределяется по формуле (9.1) с коэффициентом надежности у = 1,4.
9.3.6. Определение несущей способности н силы
расчетного сопротивления сваи по грунту
на выдергивание расчетным методом
Для забивной сваи и сваи-оболочки, погружаемой без выемки
грунта, несущую способность сваи на выдергивание F кН, сле-
дует определять по формуле
Лы = V'Е?€//А + Y, Gp (915>
глеи, уг/,/и Л - то же. что в формуле (9.10); ус-коэффициент условий работы:
Для свай, погружаемых в грунт на глубину менее 4 м, у = 0,6, на глубину 4 м и
более-у= 0,8; у, = 0,9 - коэффициент надежности по нагрузке; Сг-вессваи, кН.
Несущую способность на выдергивание набивной, буровой
сваи и сваи-оболочки, погружаемой с выемкой грунта, находят
также по формуле (9 15) с использованием значений ус/и опре-
деляемых по пп. 4 6 .4.8 СНиП.
Сила расчетного сопротивления на выдергивание сваи по
грунту Ffoi/ кН, определяется формулой (9.1) FRnj = FJu !ук, в кото-
рой для расчетного метода у- 1,4.
Пример 9.7. Определить расчетным методом несущую способность
И силу расчетного сопротивления железобетонной забивной сваи на вы-
Дергивание по грунту для условий примера 9.1.
183
Несущую способность сваи на выдергивание определяем по форму-
ле (9.15) при ус= 0,8 (глубина погружения сваи больше 4 м); и = 1,4 м;
у = 0,9;G =23,8 кН; Л-толщины элементарных слоев грунта в пределах
длины сваи; Z yeff,h, = 1 32,51,3 + 1 35,1 1,3 + 1 12,8 1,6 +
+ 1 • 12,8 • 1,6 + 1‘- 20 - 2 + 1 • 25 1,5 + 1 • 12,2 • 1,65 = 240,4 кН. Значения
ус/,£ - приняты соответственно по табл. 9.5 и 9.4.
fj„ = V' T.ycffihi + У,G, = °>8 ' 1 >4 240,4 + 0,9 • 23,8 = 290,4 кН.
Силу расчетного сопротивления сваи на выдергивание находим по
формуле (9.1): Ffoii = FJu /у, = 290,4 / 1,4 = 207,4 кН, где у4 = 1,4 для расчет-
ного метода.
9.3.7. Определение несущей способности и силы
расчетного сопротивления сваи по результатам
испытания ее статической (пробной) нагрузкой
Испытания свай статическими нагрузками осуществляют спе-
циализированные организации в соответствии с ГОСТ 5686 - 78
“Сваи пробные. Методы испытаний”. Если при забивке свай об-
наружен подъем окружающих ее свай, то до начала испытания
сваи производится ее добивка и дается время на ее “отдых”.
Несущую способность Fd, кН, свай находят по формуле
(916)
где yt- коэффициент условий работы (для вдавливающих нагрузок = 1); F л -
нормативное значение силы сопротивления сваи, определяемое по величине ча-
стных значений предельных сопротивлений свай F в зависимости от количества
испытанных свай: при количестве испытаний менее 6 принимают наименьшее
значение F , при количестве испытаний 6 и более—на основании статистичес-
n min Г
кой обработки; у - коэффициент надежности по грунту (при количестве испыта-
ний менее 6 yg= 1, более 6 - по методике ГОСТ 20522 - 75).
Та нагрузка при статическом испытании сваи, которая вызы-
вает непрерывное увеличение ее осадки s (без увеличения нагруз-
ки при s < 20 мм), принимается за значение F. В тех случаях,
когда не наблюдается интенсивного нарастания осадки сваи при
постоянной нагрузке, за частное значение предельного сопротив-
ления сваи ^ принимают нагрузку, соответствующую осадке сваи
s = С, S", где su — предельное значение средней осадки здания по
184
СНиП 2.02.01 - 83; - коэффициент перехода от предельного зна-
чения средней осадки фундамента здания к осадке сваи, прини-
маемый равным 0,2. Если значение С, sn окажется больше 40 мм, то
за частное значение сопротивления сваи Fu принимают нагрузку,
соответствующую осадке сваи s = 40 мм.
Статические испытания сваи являются наиболее достоверными
и поэтому при нахождении сичы расчетного сопротивления сваи
кН, коэффициент надежности принимают минимальным (yt= 1,2).
9.3.8. Определение несущей способности и силы
сопротивлении сваи по результатам динамических
испытаний
Динамический метод заключается в определении несущей спо-
собности сваи по величине отказа (погружения сваи в грунт пос-
ле ее “отдыха”) от удара молота, которую находят по формуле
(9.17). Число испытаний должно быть не менее 6, поэтому значе-
ния F ,п и у необходимо определять методами математической ста-
тистики по ГОСТ 205222-75. Частное значение предельного со-
противления сваи F*, кН, при измеренных остаточных отказах
sa > 0,002 м следует определять по формуле
= 0,5 AM
L + 4£„ m, + е2(т2 + т, )
\ Т]Л>5п т, + т2 + т}
(917)
где Г]—коэффициент, принимаемый в зависимости от материала сваи, кПа (для желе-
зобетонных свай с наголовником 1500 кПа, деревянных сваи без подбабка 1000 кПа,
деревянных свай с подбабком 800 кПа); А — площадь поперечного сечения сваи, м2;
Л/-коэффициент, зависящий от способа погружения сваи (при забивке свай молота-
ми Л/ = 1); Ed - расчетная энергия удара, кДж; за - отказ сваи, м; т} - полный вес
молота, кН; т2- вес сваи и наголовника, кН; т3~ вес подбабка, кН; е - коэффициент
восстановления удара молота (для молотов ударного действия е2±= 0,2).
Расчетная энергия удара молота £,зависит от типа молота
(табл. 9.6). Для молотов подвесных или одиночного действия
GH, трубчатого Ed = 0,9 GH, штангового Ed= 0,4 GH где G —
вес падающей части молота; Н- высота ее падения.
Между весом молота и весом сваи (для молотов одиночного
Действия и штанговых) рекомендуется выдерживать соотношение:
185
Энергия удара, кДж 37,5 53,2 89,7 110,0 1,4 3,2 5,73 18,00 10,6 22,5 32,0 43,5 61,0
Высота подъема цилиндра, м 1,25 1,25 1,38 1,375 0,21 0,22 0,406 0,508 СП ГО СП ГП ГЛ
Вес ударной части, кН 30,0 42,5 65,0 80,0 0.95 1.80 3,63 11,30 6 12,5 18 25 35
Общий вес молота, кН 32,67 45.28 68,11 86,95 6,25 14,32 22,63 46,50 1 1 1 1 1
Марка молота Паровоздушные МПВП-3000 молоты простого МПВП-4500 действия по МПВП-6000 ГОСТ 7888 - 56 МПВП-8000 Паровоздушные У - 5 молоты двойно- СССМ-502 го действия С-431 С-231 Дизель-молоты С - 994 трубчатого типа С - 995 с водяным ох- С - 996 лаждением С-1047 С - 1048
186
в слабых грунтах G / т2 = 1; в грунтах средней плотности
film, = 1,25, в грунтах плотных Gtm2 = 1,5; для трубчатых дизель-
молотов G / т2 = 0,7.
При малых отказах (s,: < 0,002 м) необходимо учитывать уп-
ругие деформации системы грунт - свая. Для этого с помощью
отказомера замеряют упругий и остаточный отказы сваи и по
формуле (19) СНиП определяют частное значение предельного
сопротивления сваи.
Сила расчетного сопротивления сваи F^, кН, определяется
по формуле (9.1) с использованием коэффициента надежности
у = 1,4 при измерении остаточных отказов и 1,25 - при измерении
упругих.
В проектной практике часто решают обратную задачу. Задав-
шись сваебойным оборудованием по величине несущей способнос-
ти Е,сваи, найденной расчетным методом по формуле (9.10), ис-
пользуя формулу (9.17), вычисляют проектный отказ сваи stip, м:
5 тх+г\т2+гт) (9 lgj
40 тх+тг+тх (Fd / M){FdM + "И Л)
гае л, AM Е,, тг т,, т., е - то же, что в формуле (9.17).
Если измеренный при динамических испытаниях отказ сваи
после отдыха окажется больше проектного, то свая, заложенная в
проект, имеет недостаточную несущую способность и необходи-
мо корректировать проект.
Пример 9.8. Определить проектный отказ сваи. Свая железобетон-
ная с поперечным сечением 0,35x0,35 м, имеет несущую способность
996 кН Вес сваи с наголовником т = 32 кН
Так как грунты сравнительно слабые, то принимаем G / m2 = 1, то есть вес
молота должен быть около 30 кН. Выбираем для погружения сваи паровоз-
душный молот простого действия МПВП-3000, имеющий характеристики:
энергию удара Ed= 37,5 кДж, полный вес молота тх = 32,67 кН(см. табл. 9.6).
Проектный отказ сваи определяем по формуле (9.18), учитывая, что
1= 1500 кПа (для железобетонной сваи); А = 0,35 х 0,35 = 0,1225 м2; М= 1 и
= 0,2 (для молотов ударного действия).
187
190
Рис. 9.4. График статического зондирования
(к примеру 9.9)
4 = Ре/(h и) = 47 / (7,5 0,112) = 56 кПа.
Сопротивление грунта по боковой поверхности сваи определяем по
формуле (9.21), учитывая, что Р2 = 0,8 - коэффициент (принят по интер-
поляции по табл. 9.7 для пылевато-глинистых грунтов).
f = Р2/,= 0,8 56 = 44,8 кПа.
Частное значение предельного сопротивления сваи подсчитываем
по формуле (9.19) для А = 0,09 м! и и = 1,2 м:
F = RA +fh и = 7410 0,09 + 44,8 -7,5 1,2 = 1070 кН.
9.4. Расчет свайного фундамента
Расчет свайного фундамента включает следующие этапы: вы-
бор глубины заложения ростверка; назначение типа, конструк-
ции и размеров сваи; определение несущей способности сваи', оп-
ределение приближенного веса ростверка и назначение количе-
ства (шага) свай в ростверке; конструирование ростверка; про-
верка усилий, передаваемых на сваи; проверка прочностироствер-
ка; расчет осадки свайного фундамента.
9.4.1. Выбор глубины заложения ростверка
Вид и размеры сван намечают одновременно с назначением
екубины заложения ростверка dg, которая принимается в зависимо-
191
сти от тех же факторов, что и у фундаментов мелкого заложения
(см. гл. 3). В пучинистых грунтах значение dgдолжно быть не мень-
ше расчетной глубины промерзания dr Ростверк, как правило, для
промышленных и гражданских сооружений располагают ниже пола
подвала, кроме однорядного размещения свай под стены.
Для удобства производства работ ростверк стремятся по воз-
можности располагать выше уровня подземных вод. Исключение
составляет случай применения деревянных свай, тогда подошва
ростверка опускается ниже уровня подземных вод.
При непучинистых грунтах ростверки бесподвальных зданий мо-
гут закладываться у поверхности земли на 0,1...0,15 м ниже планиро-
вочных отметок. Сваи располагают вдоль стен в один или несколько
рядов. В несильно пучинистых грунтах под ростверками наружных
стен в пределах глубины промерзания укладывают слой шлака толщи-
ной не менее 30 см или песка не менее 50 см. Техническое подполье и
подвалы на период строительства защищаются от промерзания.
Ростверки под внутренние стены бесподвальных зданий уст-
раивают выше пола технического подполья с отметкой верха ро-
стверка на уровне низа надподвального перекрытия. При значи-
тельных уклонах местности допускаются уступы (перепады) в
ростверке. Осадочные швы прорезают и ростверк. Более подроб-
но конструкции ростверков освещены в разд. 9.4.3.
9.4.2. Определение приближенного веса ростверка
н назначение количества (шага) свай в ростверке
Для определения количества свай в ростверке необходимо знать
не только нагрузку, действующую по обрезу фундамента, но и вес
ростверка с грунтом на его уступах. В начале проектирования свай-
ного фундамента, когда неизвестны число свай и конструкция о-
стверка, для определения приближенного веса ростверка пользуют-
ся инженерным приемом. Учитывая, что минимальное расстояние
между сваями 3 d, где d- размер поперечного сечения сваи, условное
давление под подошвой ростверка находят из предположения, что
вся нагрузка, воспринимаемая сваями, передается на грунт В этом
случае среднее давление на основание под ростверком
192
ps = FKl(3d)\ (9.23)
где — сила расчетного сопротивления сваи, кН (принимается меньшее из двух
значений Гя„и FJ.
Площадь подошвы ростверка А, м2, и приближенный его вес
с грунтом на уступах определяются по формулам
A =N„,/(р -у,у d ),
к °] Vlg ,fIni g' /о 24л
W = yfA yd, V 7
g ‘f g*m g
где Na - вертикальная нагрузка по обрезу фундамента 1 группы предельных состо-
яний; yf— коэффициент надежности по нагрузке (для собственного веса грунта
1,1); _ среднее значение удельного веса материала ростверка и грунта на его
уступах (для здания с подвалом у „ = 16... 18 кН/м3, без подвала-у п=20...22 кН/м3);
d - глубина заложения ростверка.
Число свай в ростверке под колонну определяют из формулы
(9.25)
ГДРПМ= 1--. 1,6-коэффициент, учитывающий действие момента. Для центрально
нагруженных фундаментов 1.
Для ленточных ростверков под стены здания определяют шаг
lf, м, свай
I =к F„/(N, +N, ), (9 26)
V п R ' !р Ig'
где к»-число рядов свай; N - нагрузка первой группы предельных состояний на
1 м длины обреза фундамента; N - собственный вес 1 погонного метра роствер-
ка и грунта на его уступах со стеновыми блоками (при их наличии). Размеры
ростверка и стеновых блоков назначаются вначале конструктивно исходя из глу-
бины заложения ростверка, толщины стены. Впоследствии прочность ростверка
проверяется.
9.4.3. Конструирование ростверка
Ростверк устраивают по верху свай для обеспечения совместной
работы свай и несущих надземных элементов сооружения. Конструи-
рование ростверка начинают с размещения свай в плане. Сваи разме-
тают в виде: а) одиночных свай (под отдельно стоящие опоры); б) свай-
Ных кустов (под колонны); в) свайных пент (под стены зданий);
^сплошного свайного поля (под тяжелыми сооружениями).
При этом необходимо стремиться к компактному размещению
свай таким образом, чтобы линия равнодействующей всех сил при
’-5008 193
наиболее неблагоприятном сочетании нагрузок проходила через
центр тяжести свайного куста в уровне подошвы ростверка. Под
колонны сваи размещают правильными рядами или в шахматном
порядке, объединяя сваи отдельными ростверками прямоуголь-
ными (квадратными, круглыми) в плане (рис. 9.5, а, б). Характер
размещения свай (шахматный или правильными рядами) зависит
от числа свай. Для центрально нагруженных фундаментов сван
размещают симметрично относительно оси поперечного сечения
колонны. Для внецентренно нагруженных фундаментов возмож-
ны три схемы размещения свай:
Рис. 9.5. Расположение свай в ростверке:
а, б- отдельные ростверки; в, г — ленточные
1. Сваи размещают симметрично относительно центра колон-
ны, но число их увеличивается для восприятия момента введени-
ем коэффициента т]м> 1 (см. формулу (9.25)). При этом сваи на-
гружены неравномерно. Наиболее нагружены сваи, максимально
удаленные от центра колонны в направлении действия момента.
2. Сваи размещают неравномерно, но так, чтобы равнодей-
ствующая всех сил проходила через центр тяжести свайного поля.
При этом все сваи нагружены равномерно, a T)w = 1.
3. Сваи размещают равномерно, но центр подошвы ростверка
смещают в направлении действия момента относительно центра
поперечного сечения колонны на среднюю величину эксцентрй'
ситета еи. При этом все сваи оказываются нагруженными равно'
мерно, а т]л/ = 1.
194
Размещение свай по схемам 2 и 3 возможно, если момент дей-
ствующих на фундамент сил является постоянным.
Под стены зданий сваи размещают в один или несколько рядов
вдоль осей стен и используют ленточные ростверки (см. рис. 9.5, в,
г) При размещении свай в один ряд наличие свай в углах здания
обязательно, в местах пересечения стен - желательно. Круглые в
плане сооружения имеют обычно ростверки круглые или кольцеоб-
разные. Сваи размещают по концентрическим окружностям.
Минимальное расстояние между осями забивных висячих свай
принимают не менее 3d, где d-сторона или диаметр поперечного
сечения сваи. Расстояние между сваями-стойками не регламенти-
руется и зависит от нагрузок и возможности их погружения в грунт.
Расстояние в свету между стволами буровых, набивных свай, свай-
оболочек принимается не менее 1 м. Расстояние в свету от края
сваи до края ростверка с учетом возможного отклонения от про-
ектного положенния сваи при забивке должно быть не менее 5 см.
Отклонение сваи при забивке для однорядного расположения свай
допускается 0,2 d.
Ростверки под колонны (рис. 9.6, а, в, г ), как правило, устра-
ивают монолитные, из бетона класса не ниже В 12,5. Верх ростверка
принимают на 150 мм ниже уровня пола. Для возможности ис-
пользования стандартных опалубок высота ступеней ростверка
принимается кратной 150 мм. В текучепластичных и текучих связ-
ных грунтах под ростверком устраивают подготовку из втрамбо-
ванного в грунт щебня или бетона толщиной 100 мм.
Ростверки под стены (рис. 9.6, б, й) проектируют из железо-
бетона или бетона класса не ниже В12,5. Сопряжение свай с ро-
стверком возможно как свободное опирание, так и с жесткой за-
делкой. Свободное опирание выполняется с помощью заделки
головы сваи в монолитный ростверк на 5... 10 см. Жесткая заделка
свай в ростверке предусматривается в слабых грунтах (рыхлых
Досках, торфах, илах, текучих глинах), а также при действии на
Фундамент значительных моментов и горизонтальных сил, вос-
приятии сваями выдергивающих нагрузок. Жесткое сопряжение
?•
195
Рис. 9.6. Конструкции ростверков: а - под колонну каркасного здания;
б - под стены зданий с техническим подпольем; в — под стены бесподвальных
зданий; г - заделка сваи в монолитный ростверк; б — то же сборный
сваи с ростверком обеспечивается заделкой сваи или рабочей арма-
туры в ростверк в соответствии с требованиями СНиП 2.03.01 - 84
на глубину, достаточную для анкеровки.
Ростверки армируют по расчету или конструктивно По верху
свай обычно укладывают арматурную сетку. Проверка прочности
материала ростверка под колонны дана в 9.4.5.1, под стены - в 9.4.5.2.
Конструирование ростверка завершается определением веса
ростверка и грунта на его уступах. Вес ростверка под колонну N,
кН, определяется по формуле
Я’ТЛЬ- (9.27)
где у f = 1,1 - то же, что в формуле (9.20); V - объем ростверка, м3 (определяется
по его конструктивным размерам); у Л= 24 кН/м3 - удельный вес железобетона.
Вес грунта N , кН, на ступенях ростверка
/V у„ (9.28)
gg If gg'P \ 7
где V - объем грунта на ступенях ростверка, м3; у( - средневзвешенное значение
удельного веса грунта, кН/м3, расположенного выше ростверка.
196
9.4.4. Проверка усилий, передаваемых на сваи
Для фундаментов с вертикальными сваями расчетное усилие
в свае N , кН, определяют по формуле
N„ = (7V, / и ) ± (Л/ у / ад ± (ЛГ х / £ хД, (9.29)
где /V, = (Nni + Ng + ) - расчетное сжимающее усилие, передаваемое на сваи,
включая нагрузку по обрезу фундамента /V’(l|. вес ростверка N* и грунта на его усту-
пах Nge кН; пр - число свай в фундаменте; Л/у, Л/- расчетные изгибающие момен-
ты, кН м, относительно главных (центральных) осей свайного поля в плоскости
подошвы ростверка; х, у - расстояния от главных осей до оси каждой сваи, м; х,
у - расстояние от главных осей до оси сваи, для которой вычисляется нагрузка, м.
Для нахождения экстремальных значений N выбирают край-
ние сваи в ростверке, для которых х=хтах, у = . При суммиро-
вании получают проверяют условие (9.1)
ртах К
где FK сила расчетного сопротивления сваи (см формулу (9.1)). Если в сочета-
ние нагрузок входят крановые и ветровые, то силу расчетного сопротивления
крайних свай допускается увеличивать на 20%.
При вычитании составляющих усилий от момента получают
A'pmlrl- Если окажется, что Npjm< 0, то необходимо выполнить про-
верку сваи на выдергивание согласно условию
|W „ |<F. ly. = F , (9.30)
1 р imn 1 а и 1 к пр ' '
где Гйп - сила расчетного сопротивления сваи на выдергивание, кН (принимает-
ся меньшее из значений F„ и F„ ).
Rmti Hsu >
Для центрально нагруженных фундаментов расчетную нагруз-
ку на сваю проверяют по условию
(9.31)
ГДе > IVj, w - то же. что в формуле (9.29).
Для внецентренно-нагруженных фундаментов при расчете на
сочетание нагрузок, включающее ветровые и крановые, необхо-
дима дополнительно проверка нагрузки на сваи по условию (9.31)
197
без этих нагрузок. При этом сила расчетного сопротивления свай
не увеличивается на 20%.
9.4.5. Проверка прочности ростверка
В настоящем разделе приведен расчет наиболее часто встре-
чающихся ростверков: отдельных ростверков под колонны и лен-
точных ростверков под стены здания.
9.4.5.1. Расчет отдельных ростверков под колонны
Расчет выполняется по 1-й группе предельных состояний и
заключается в проверке прочности ростверка: на продавливание
колонной; угловой сваей; по поперечной силе в наклонных сечени-
ях; на смятие под торцом колонн; на изгиб (Рекомендации, 1974).
1. Расчет ростверка на продавливание колонной зависит от
вида соединения с колонной. Образование пирамиды продавлива-
ния при сборной и монолитных колоннах показано соответствен-
но на рис. 9.7, а и б. Проверка ростверка на продавливание цент-
рально нагруженной колонной производится из условия
N < [а, (Ьс + с2) + а2(с? + с, )] hxRbf ( 9.32)
где N- расчетная продавливающая сила, кН. равная сумме реакций всех свай, рас-
положенных за пределами нижнего основания пирамиды продавливания; Ьеи со-
размерь! поперечного сечения колонны у нижнего торца, м;; с, и с2- расстояние от
плоскости грани колонны до плоскости ближайшей грани сваи, м (см. рис. 9.7):
и а2 - коэффициенты, принимаемые по табл. 9.8 в зависимости от параметров
А, = Cj /Л, и А2 = с3/ Л,; - рабочая высота сечения ростверка; Rbi- расчетное сопро-
тивление бетона растяжению, кПа.
Расчет на продавливание внецентренно нагруженных роствер-
ков производится по той же формуле (9.32), но при этом принима-
ется расчетная величина продавливающей силы N = 2 Z Npt, где
- сумма расчетных усилий, передаваемых на сваи, располо-
женные с одной стороны от оси колонны в наиболее нагруженной
части ростверка.
2. Расчет ростверка на продавливание угловой сваей произ-
водится из условия
198
Рис. 9.7. Схема образования пирамиды продавливания:
а — сборной колонной; б — монолитной колонной
Таблица 9 8
Значения коэффициентов а, и а2
k=c/h/ а i=c/7i, а, *=с/7>, k=c/ht а,
0,3 и менее 5,24 0,50 3,34 0,70 2,62 0,90 2,26
0,32 4,94 0,52 3,23 0.72 2,57 0,92 2,23
0,34 4,65 0,54 3,14 0,74 2,52 0,94 2,21
0,36 4.42 0,56 3.06 0.76 2,48 0,96 2,19
0.38 4,20 0,58 2,98 0,78 2.45 0,98 2,16
0,40 4.02 0.60 2,90 0,80 2.40 1.00 и более 2,13
0,42 3,85 0.62 2,83 0,82 2,37
0,44 3.70 0,64 2,77 0,84 2.34
0,46 3.57 0,66 2,72 0,86 2,30
0,48 3,44 0,68 2,66 0.88 2.28
Примечание. При < 0,3 или к2 < 0,3 коэффициенты А, = 0,3 и к2 = 0,3, а с( не-
равны 0.3 Л,; при kf > I или к2> 1 коэффициенты А, = 1 и к2 = 1, а и сг-равны Л|Ф
* [Р, (*02 + ст! 2) + р2(йо, + с0| / 2 )] й0| Rb„ (9.33)
где Л'- расчетное усилие в угловой свае (максимально нагруженной), кН, с уче-
том действия моментов в двух направлениях; Ь(1| и расстояния от внутрен-
них граней угловой сваи до наружных граней ростверка, м (см. рис. 9.7); с01 и
С02 ~ расстояния от плоскости внутренних граней сваи до ближайшей грани под-
199
колонника или ступеней ростверка, м; Rbt- расчетное сопротивление бетона рас-
тяжению, кПа; и коэффициенты, принимаемые по табл. 9.9, в зависимости
от величины коэффициентов А0| = сС1 / Л0] и kii2 - cv2/ h0l: h0l - рабочая высота
нижней ступени (расстояние до верха свай), м.
Таблица 9.9
Значения коэффициентов и р2
WA... ₽, Р, Ао, Р, A»,= cw/Am р,
0,3 и менее 1,05 0,42 0,84 0,54 0,74 0,67 0.68
0,32 1,00 0,44 0,82 0.56 0,73 0,70 0,67
0.34 0,96 0.46 0,80 0,58 0.72 0,75 0,66
0,36 0,92 0,48 0,78 0,60 0,71 0,80 0,65
0,38 0,89 0,50 0,76 0,62 0,70 1 и более 0,64
0,40 0,86 0,52 0,75 0,64 0,69
Примечание. При At)] и Ао2, меньшем 0,3, коэффициенты Р, = Р2 = 1-05, при ktlt и
кп, большем 1, коэффициенты Р, = Р2 = 0,64.
3 Расчет ростверка по поперечной силе в наклонных сечени-
ях производится из условия
Q<mbhvRki, (9.34)
где О = Z .V (- сумма расчетных усилий всех свай, находящихся за пределами
наклонного сечения, кН; Ь- ширина подошвы ростверка, м; - рабочая высота
ростверка в рассматриваемом сечении, м ; /^-расчетное сопротивление бетона
растяжению. кПа; т - коэффициент, принимаемый по табл. 9.10 в зависимости
от отношения с / Л (с - длина проекции наклонного сечения, м, принимаемая
равной расстоянию от плоскости внутренних граней свай до ближайшей грани
подколенника или ступеней ростверка (см. рис. 9.7).
Таблица 9. /0
Значение коэффициента т
с/А» т с/Л„ т с/Л0 т с/А„ т
ОЗименее 2,45 0.42 1.81 0,54 1,47 0,76 1,16
0,32 2.31 0.44 1,73 0.56 1,43 0,82 1.11
0.34 2,18 0.46 1,67 0,58 1.39 0,88 1,07
0.36 2.07 0.48 1,61 0,60 1,36 0,94 1.03
0,38 1,97 0.50 1.56 0,64 1.30 1 и более 1,00
0,40 1.88 0.52 1,52 0,70 1,23
Примечание. При с < 0,3 Ло коэффициент т = 2,45; при с > Ло коэффициент опре-
деляется из условия т = h0! с и принимается не менее 0,6
200
4. Расчет ростверка на смятие под торцом колонн произво-
дится из условия
(9-35)
где Nol - расчетное сжимающее усилие 1-й группы предельных состояний, дей-
ствующее в колонне, кН; V - коэффициент, зависящий от характера распределения
местной нагрузки по площади смятия (при равномерном распределении, как это
имеет место для колонн, у = 1); Rb = cttpfc Rb расчетное сопротивление бетона
смятию. кПа (для бетона класса выше В7.5 с«рЛ= 2,5); А1ог- площадь смятия (попе-
речного сечения колонны), м’; Rb - расчетное сопротивление бетона сжатию, кПа.
5. Расчет ростверка на изгиб производят в сечениях по гра-
ням колонны, а также по наружным граням подколенника и сту-
пеней ростверка. Расчетный изгибающий момент для каждого се-
чения определяют как сумму моментов от расчетных усилий в сваях
и от местных нагрузок, приложенных к консольному свесу роствер-
ка по одну сторону от рассматриваемого сечения. Подробно рас-
чет ростверка на изгиб изложен в (Рекомендациях, 1974).
9.4.5.2. Расчет ленточных ростверков под стены
При использовании в качестве ростверка сборных железобе-
тонных балок, опирающихся на оголовки свай, такие балки рас-
считываются как балки шарнирно опирающиеся на две опоры.
Наибольший практический интерес представляет расчет монолит-
ных железобетонных ростверков. Ростверк рассматривается как
балка на упругом основании (стене), находящейся под действием
сосредоточенных сил (реакций свай). Эпюры нагрузок от стены
имеют вид треугольников с наибольшими ординатами у опор.
При нагрузках строительного периода изгибающие моменты
и поперечное усилие определяют как для балки, равномерно заг-
руженной, с защемленными концами, по формулам
Ч = ftV 12, Ч = qtL4 24, е = qbLJ 2 . (9.36)
где Мь. Мр ^-соответственно опорный и пролетный моменты, кН м. и попереч-
ная сила. кН: L( расчетный пролет, м, принимаемый L = 1,05 (L-d); q нагруз-
ка от кладки высотой 0,5 L и собственного веса ростверка, кН/м, с коэффициен-
том надежности по нагрузке у r=l,l; L - расстояние между сваями в осях, м;
d - размер стороны поперечного сечения сваи, м.
Когда высота кладки от верха ростверка до низа проема ме-
нее 1/3Z (рис. 9.8), учитывают вес кладки до верхней грани над-
201
Рис. 9.8. Схема к расчету ростверка под стену
на нагрузки строительного периода
проемных перемычек. Если перемычки каменные, то вес кладки
стен определяют до отметки, превышающей отметку верха про-
ема на 1/3 его ширины. Расчет на эксплуатационные нагрузки про-
изводят в зависимости от местных условий по различным схемам.
Длина полуоснования эпюры нагрузки
а = 3,14 ^Е1/ (ЕкЬк), (9.37)
где Е и Ек — модули упругости соответственно бетона ростверка и кладки стены,
кПа; /- момент инерции поперечного сечения ростверка, м4; Ьк- тол шина стены
в месте опирания на ростверк, м.
Значения ординат эпюры нагрузки над гранью р, кН, и над
осью р0, кН, сваи
p = qLJ a,pc=qLI а, (9.38)
где q - равномерно распрелсло шая расчетная нагрузка от здания на уровне плос-
кости подошвы ростверка, кН/м.
Дополнительно определяют расчетные опорные и пролетные мо-
менты, возникающие в эксплуатационный период (Руководство, 1980).
Кроме того, проверяется прочность кирпичной кладки над
сваей на смятие. Расчет ростверков под стены крупнопанельных
зданий приведен в (Руководстве, 1980).
9.4.6. Расчет осадки свайного фундамента
Указанный расчет относится к проверке основания по второй
группе предельных состояний, поэтому в расчете используют на-
грузку Nm, действующую на обрез фундамента. СНиП рекомен-
дует применять при определении осадки висячих свай расчетную
схему, согласно которой осадка грунта происходит только ниже
202
концов свай от некоторого условного фундамента ABCD (рис. 9.9),
включающего сваи и окружающий их грунт.
Рис. 9.9. Схема к проверке напряжений под условным фундаментом
и определению осадок свайного фундамента
Условный массив ограничивают контурами: сверху - поверх-
ностью планировки; с боков - вертикальными плоскостями, отсто-
ящими от наружных граней крайних рядов вертикальных свай на
расстоянии /ztg(<pIlml/4), но не больше 2d в случая?;, когда под ниж-
ними концами свай залегают пылевато-глинистые грунты с показа-
телем 1L > 0,6 (см. рис. 9.9); снизу - плоскостью в уровне нижних
концов свай, здесь <рп осредненное значение угла внутреннего
трения, град, в пределах длины сваи h, м, определяемое по формуле
<Р.1М=^9|>.(Ч/^Ч> (9-39)
где <рп расчетные значения угла внутреннего трения, град, для отдельных сло-
ев толщиной Л., м.
Рекомендации по определению условного массива при наклон-
ных сваях, наличии прослоек торфа, ила в пределах длины свай
даны в пп. 6.1 и 6.2 СНиП. Размеры подошвы условного фунда-
мента Ьс и / , м, определяют по формулам
Ь = + 2 Л tg(<pn м/4), 1с = 10 + 2 h tg(<p„ го, /4), (9.40)
гДе Ьо, lv- расстояния между наружными гранями крайних радов свай вдоль мень-
шей и большей сторон подошвы ростверка, м.
203
Вес условного массива определяют по формуле
где у - значение удельного веса отдельных слоев грунта, кН/м3, толщиной h., м,
в пределах глубины заложения условного фундамента J , м.
Для возможности выполнения расчета осадки методами, рег-
ламентируемыми СНиП 2.02.01 - 83 и основанными на использо-
вании теории линейно деформируемых сред, необходимо выпол-
нение условия
Р11 = (^оп+Ч)/(*Л)<^ (9-42)
де pL - давление на грунт по подошве условного фундамента, кПа, от суммар-
ных нагрузок второй группы предельных состояний; R - расчетное сопротивле-
ние грунта, кПа. расположенного под подошвой условного фундамента, опреде-
ляемое по формуле (4.8) при принятии d = dcw b = 5 .
В случае невыполнения условия (9.42) увеличивают или дли-
ну свай или их количество. При выполнении условия (9.42) про-
изводят расчет осадки свайного фундамента. Наиболее часто ис-
пользуют метод послойного суммирования. Осадку грунтов осно-
вания, расположенных ниже свай, определяют от дополнительно-
го давления р0 = ри - Е уп, hi, кПа, действующего по подошве ус-
ловного фундамента.
Последовательность расчета осадки включает этапы: а) по-
строение эпюры природных напряжений; б) построение эпюры
дополнительных напряжений (см. рис. 9.9); в) определение мощ-
ности сжимаемого слоя по условию (6.15); г) подсчет осадки по
формуле (6.14).
Расчетная осадка фундамента должна быть меньше предель-
но допустимой для сооружения согласно условию (9.2). При боль-
шой неравномерности нагрузок на фундаменты и при слабых грун-
тах возникает необходимость проверки относительной неравно-
мерности осадок свайных фундаментов по условию (9.3). Для этого
определяют осадки наиболее близко расположенных фундамен-
тов с наибольшей разницей в нагрузках.
204
Пример 9.10. Спроектировать фундамент на призматических сваях
под колонну промышленного здания.
I. Исходные данные. Семиэтажный корпус имеет полный железобе-
тонный каркас (j = 8 см). Колонны сборные сечением 40 х 60 см. Здание
бесподвалыюе. Толщина конструкций пола 1-го этажа 0,4 м. Наиболее
невыгодное сочетание нагрузок на уровне обреза фундамента 7VC| = 7530
кН; М = 810 кНм; Т - 190 кН. Напластование и необходимые свойства
грунтов показаны на рис. 9.10. Расчетная глубина промерзания d = 1 м.
Рис. 9.10. Схема к определению несущей способности
сваи для примера 9.10
2. Выбор глубины заложения ростверка, несущего слоя грунта и
конструкции сваи.
Глубину заложения ростверка при! шмаем из конструктивых сообра-
жений <7 = 2,25 м, высота ростверка 2,1 м и расположение обреза ро-
стверка ниже поверхности грунта (для размещения фундаментной бал-
ки) на 0,15 м. Принятая глубина заложения ростверка превышает расчет-
ную глубину промерзания грунта d = 1 м.
Наиболее благоприятным грунтом для использования в качестве не-
сущего слоя является глина (см. рис. 9.10). Принимаем глубину заделки
205
сваи в ростверк А = 0,05 м, в 1гесущий слой грунта Л-3,2 м. Требуемую
длину сваи определяем по формуле (9.4)
L = Д2+ Z hg, + h = 0,05 + (3,75 + 8) + 3,2 = 15 м.
Учитывая возможность погружения свай забивкой и значительные на-
грузки на фундамент, принимаем сваи сечением 35 х 35 см. Марка сваи С15-35
(см. табл. 9.1), бетон кл. В 25, рабочая арматура- 8о16, кл. А-1.
3. Определение несущей способности и силы сопротивления сваи
по материалу и по грунту. Силу расчетного сопротивления сваи по ма-
териалу определяем по формуле (9.5), учитывая, что ус = 1 (при d> 0,2 м);
<р = 1 ( для низкого ростверка); у = 1 ( для забивных свай); Rt = 14500 кПа
(для бетона В 25); Аь = 0,35 • 0.35 = 0,1225 м2; Ric = 225000 кПа (для
арматуры кл. А-1); = 8 л Я= 8 х 3,14 - 0,0082 = 1,61 х 10J м2,
F,, = у <р(у 7? А + R А) =
Лт 1 с ' * ch b Л sc я7
=1 1(1 14500 0,1225+1,61 • IO 3-225000) = 2138 кН.
По характеру работы свая относится к висячей, так как опирается
на сжимаемый грунт (модуль деформации несущего слоя грунта
Е = 19 МПа < 50 МПа). Поэтому несущую способность сваи по грунту
определяем по формуле (9.10) при у = 1; 7? = 5840 кПа (принято по табл. 9.3
с учетом интерполяции); А= 0,35 0,35 = 0,1225 м2; и = 4 - 0,35 = 1,4 м;
X ус//А.= 374 кПа (см. таблицу на рис. 9.10); f- расчетное сопротивле-
ние 7-го слоя грунта по боковой поверхности сваи, кПа, принимаемое по
габл. 9.4; Л,- толщина 7-го слоя грунта, м; у<1( = 1 , ус =1 при забивке свай
молотом (см. табл. 9.5).
+ I 1 -5840 0,1225 + 1,4-374] =1239 кН.
Силу расчетного сопротивления сваи по грунту находим по форму-
ле (9.1) для коэффициента надежности yk = 1,4
Fk, = = 1239 / 1,4 = 885 кН.
В дальнейших расчетах используем меньшее значение силы расчет-
ного сопротивления сваи FR = Fp = 885 кН.
4. Определение приближенного веса ростверка и числа свай. По
формулам (9.23) и (9.24) определяем соответственно среднее давление
под подошвой ростверка pg, площадь подошвы ростверка Af и прибли-
жен 1ый вес ростверка с грунтом на уступах Ne, учитывая, что для здания
без подвала среднее значение удельного веса материала ростверка и грунта
на его уступах у =20 кН/м3,
206
/ (3 d) 2 = 885 / (3 0,35)2 = 843 кПа,
A, = / (Р,-Y,Y„ dg )= 7530 / (843 -1,1-20 2,25) = 9,49 m2,
N =y,A у d = l,l -9,49 2,25 20 = 470 кН.
g 'f g '«I g ’ ’
Число свай и определяем no формуле (9.25)
«„ = Л + NSV Fr = I-2 ( 7530 + 470 ) / 885 = 10,8 шт.,
где цм= 1,2 (задаемся исходя из соотношения нормальной силы и момента).
Принимаем число свай 11.
5. Конструирование ростверка. Размещаем сваи в плане таким об-
разом, чтобы расстояние между их центрами было не менее 3d. Тогда
размеры плиты ростверка в плане оказываются равными 2,4 х 3,6 м
(рис. 9.11). Высота плиты ростверка 1,5 м принята из условия прочности
ростверка, проверка которой выполнена ниже. Габаритные размеры ро-
стверка в плане кратны 0,3 м, по высоте - 0,15 м, что позволяет исполь-
зовать унифицированные опалубки для ростверка. Размеры подколенни-
ка в плане приняты конструктивно из условия заделки в нем колонны.
Рис. 9.11. Конструкция ростверка (к примеру 9 10)
Вес ростверка Ng и грунта Ngg на его уступах определяем по формулам
(9.27) и (9.28), учитывая, что у =1,1 - коэффициент надежности по нагруз-
207
ке для собственного веса материала; Vg— 1,5 • 2,4 • 3,6 + 0,6 - 1 1,5 =
= 12,96 + 0,9 = 13,86 м3 - объем ростверка; уА = 24 кН/м3 - удельный вес
железобетона; V = 2,25 2,4 3,6 - 13,86 = 5,58 м3 объем грунта на
ступенях ростверка; у,= 16 кН/м3 - удельный вес насыпного грунта, рас-
положенного выше плиты ростверка,
W = Y,f'Y.= l,l 13,86 24 = 366 кН,
S Ч s'* ’
W = y.V Y,= 1.1 5.58 • 16 = 98 кН.
в V и" ’
6. Проверка усилий, передаваемых на сваи. При действии момента
наиболее нагруженными оказываются сваи, максимально удаленные от
центра тяжести свайного поля (в рассматриваемом случае на расстояние
у3 = 1,575 м). Вычисляем суммарную расчетную нагрузку на сваи в уров-
не подошвы ростверка и момент в уровне подошвы ростверка.
МХ = Мт + Тт d = 810 + 190 • 2,25 = 1238 кН м,
= Nm + /V + N№ = 7530 + 366 + 98 = 7994 кН.
Расчетное усилие, передаваемое на сваю, определяем по формуле (9.29)
Nf =^17 п„ ) ±(Ч У> S У,2) =
= (7994/Н)±[ 1238 1,575/(4 0,5252+2 - 1,052 + 4 1,5752)] =
= (727 + 147) кН.
Проверку расчетных усилий, передаваемых на сваи, выполняем по
условию (9.1)
N = 727 + 147 = 874 кН < F„ = 885 кН, N = 727 - 147 = 580 кН
р max ’ р пип
Все сваи сжаты, максимальное расчетное усилие i ia сваю не превы-
шает силы расчетного сопротивления сваи.
7. Проверка прочности ростверка. Выполняем только те проверки
прочности ростверка, которые определяют его размеры (на продавлива-
ние колонной, на продавливание угловой сваей, по поперечной силе в на-
клонных сечениях). Ростверк выполняется из бетона В20 (7?Л1 = 900 кПа).
На продавливание колонной проверку ростверка выполняем по двум наи-
более опасным сечениям (рис. 9.12, о и б) в соответствии с условием (9.32).
Проверка прочности ростверка по сечению, показанному на рис. 9.12, а.
Определяем продавливающее усилие, учитывая, что IV = 776 кН -
усилие в свае, отстоящей на расстояние у = 0,575 м от центра тяжести
свайного поля; N = 825 кН - то же у = 1,05 м; N = 874 кН - то же
у, - 1,575 м,
208
N = 2 £ Hpi max= 2 (2 - 776 + ! - 825 + 2 - 8?4) = 8250 кН .
Усилия в сваях N. для различных значений у. найдены по формуле
(9.29). Выполняем проверку по условию (9.32) при Л, = 1,2 м; с, = 0,05 м;
А, = с,/ ht = 0,05 / 1,20 = 0,042 < 0,3, поэтому к (= 0,3 и а , = 5,24
(см. табл. 9.8); с = 0,5 м; к =сJh = 0,5/1,20 = 0,42; а, = 3,85; b = 0,4 м;
dc= 0,6 м
N = 8250 кН < [а, (6 + с2) + а2Ц + с,)] Л, Rb =
=[5,24 (0,4 + 0,5) + 3,85(0,6 + 0,05] - 1,2 • 900 = 8445 кН.
Проверка прочности ростверка по сечению, показанному на рис. 9.12, б.
Определяем продавливающее усилие, учитывая, что 7V = 8?4 кН -
усилие в свае, отстоящей на расстояние^ = 1,515 м от центра тяжести
свайного поля,
N = 2ZN. =2 (2 - 8-74) = 3496 кН.
pi max у '
Выполняем проверку по условию (9.32) при Л’ = 1,2 м; ct =1,4 м;
Л, = cj h{ = 1,4 / 1,20 = 1,1?; а! = 2,13 (см. табл. 9.8); с2= 0,5 м; Л2= с2/h,=
= 0,5 / 1,20 = 0,42; а2 = 3,85; й = 0,4 м; d = 0,6 м.
N = 3946 кН < [а, (Ьс + с2) + а2(г/. + с, )] Л, Лй=
=[2,13(0,4 + 0,5)+ 3,85(0,6 + 1,4 )] • 1,2 • 900 = 11251 кН,
Условие прочности в обоих сечениях соблюдается.
На продавливание угловой сваей проверку прочности ростверка вы-
полняем по условию (9.33) согласно расчетной схеме рис. 9.12, с, учиты-
вая, что Np = 824 кН - усилие в наиболее нагруженной угловой свае,
йс] = Ью = 0,4 м; cw= 0,65 м; кт = с0(/ Ло|= 0,65 / 1,45 = 0,45; Р, = 0,81
(см. табл. 9.9); си= 0,3 м; йш= с02/ Ло|= 0,3 / 1,45 = 0,21 < 0,3, поэтому
Ага = 0,3 и р2= 1,05; hm = 1,45 м, '
N, = 824 кН< [₽, (*02 + сю/2) + р2(*с, + с0|/Р )] Ло, ,= [0,8(0,4 + 0,3/2) +
+ 1,05 ( 0,4 + 0,65/2) 1,45 900 = 1515 кН.
Условие прочности соблюдается.
Проверку прочности наклонных сечений на перерезывающую силу
выполняем в месте изменения высоты ростверка (см. рис. 9.12, в) по ус-
ловию (9.34), учитывая, что Q = 51Л/ = (2 874 + 825) = 2573 кН - сумма
расчетных усилий всех свай, находящихся за пределами наклонного се-
чения (см. рис. 9.10, в); b - 2,4 м; Ло = 1,40 м; с = 0,125; с/ й0 =
= 0,125 /1,4 = 0,09 < 0,3, поэтому с/hQ~ 0,3 и т = 2,45 (см. табл. 9.10);
Q = 25?3 кН < т b heRtl = 2,45 2,4 1,4 900 = 1144 кН.
Условие прочности соблюдается.
209
Рис. 9.12. Расчетные схемы для проверки прочности
ростверка (к примеру 9.10)
При проверке прочности ростверка на изгиб и заделки колонны в
подколоннике подбирают арматуру (в настоящем пособии этот расчет не
приводится).
8. Расчет осадки фундамента. Проверку давления на грунт выпол-
няем от условного фундамента ABCD (рис. 9.13). Определяем средневзве-
шенное значение угла внутреннего трения <рПт и размеры подошвы услов-
ного фундамента Ьс и lL соответственно по формулам (9.39) и (9.40), учиты-
вая, что для отдельных слоев грунта толщиной й, м, расчел ,ые значения
угла внутреннего трения <рп , град (см. рис. 9.13) и расстояния между на-
ружными гранями крайних рядов свай й0 — 2,3 м, /0= 3,5 м (см. рис. 9.11).
Фцм = % ,h / £ й,, = (16 • 8 + 18 3,2) / (8 + 3,2) = 16,5°,
й = й„ + 2 й tg(q>„,„/4) = 2,3 + 2 tg (16,5 / 4) = 3,85 м,
/ = Zo + 2 й tg(q>I1„„/4) = 3,5 + 2 • tg (16,5 / 4) = 5,05 м.
Так как пылеватый песок (слой 1) находится в рыхлом состоянии, то
его сопротивление при определении несущей способности сваи не учи-
тывается.
Вес условного фундамента 7V и давлс! ,ие i и грунт по его подошве ри
вычисляем по формулам (9.41) и (9.42), используя значения удельного
веса у отдельных слоев грунта толщиной й , в пределах глубины заложе-
ния условного фундамента г/(см. рис. 9.13) и нагрузку на фундамент
II группы предельных состояний = Nm / Yf~ 7530 / 1,2 = 6275 кН
(где у = 1,2 - среднее значение коэффициента надежности по нагрузке),
210
N = bJJ. ушЛ = 3,85 5,05 (16 • 1,2 + 19 1,3 + 9 3,5 +
+ 10-3,5+ 19 8 + 18,6 - 3,2) = 6225 кН,
= (Чо+ ЧИ *„/„) = (6275 + 6225) / (3,85 5,05) = 643 кПа.
Расчетное сопротивление грунта R, расположенного ниже условно-
го фундамента, определяем по формуле (4.7), принимая d = rf и b = Ьс и
учитывая, чтоус1 = 1,25;-ул = 1; к = 1; к = 1;М - 0,43, М = 2,73, Л/ =5.31
(для <рп= 18° несущего слоя); Ьс= 3,85 м; = 18 кН/м3- удельный вес
грунта, расположенного под подошвой условного фундамента; rf = 17 м;
уп = (16 1,2+ 19 4,8+ 19 8+ 18 - 3,2)/(1,2+4,8+8,0+3,2) = 18,6 кН/м3-
средневзвешенное значение удельного веса грунта в пределах глубины
заложения условного фундамента rf; сп= 30 кПа - параметр сцепления
несущего слоя грунта,
Я = Ч, 1 *) ЕЧ *, ьс 7П + Ч dc у„ + А/ с„] =
= (1,25- 1/ 1) [ 0,43 - 1-3,85 18 + 2,73 17 - 18,6 + 5,31 -30 ]= 1315 кПа.
Рис. 9.13. Расчетная схема к определению осадки свайного
фундамента для примера 9.10
211
Проверяем давление на грунт по подошве фундамента р0 = 643 кПа <
< R = 1315 кПа. Требование п. 2.41 СНиП 2.02.01 - 83 удовлетворено.
Расчет осадки основания можно выполнять, используя решения теории
упругости. Так как ширина подошвы фундамента меньше 10 м, для расче-
та осадки фундамента используем метод послойного суммирования (см.
6.5).
Природное давление на ypoBi ic подошвы условного фундамента
= <ЬЛ >= 6225 ' <3>85 5>05) = 320 кПа'
Дополнительное давление по подошве условного фундамента
р„ = = 643 - 320 = 323 кПа.
'О *11 ZgO
Вычисляем природные и дополнительные напряжения в основании
(табл. 9.11) и строим эпюры этих напряжений (см. рис. 9.13) для
П = IJ Ь = 5,05 / 3,85 = 1,31 и Л = 0,4 b = 0,4 • 3,85 = 1,54 м.
Таблица 9.П
Вычисление природных и дополнительных напряжений
к примеру 9.10
№ границ слоев Грунт Z, м т = 2г//? а о , кПа г СО о * кПа
0 Глина 0 0 1.000 320 321 —
1 £=19 1.54 0,8 0,848 348 274 298
2 МПа 3,08 1.6 0,532 375 172 223
3 4,62 2,4 0,325 403 105 138
4 6,16 3,2 0,210 431 68 86
Мощность сжимаемого слоя Нс = 6,16 м, так как на границе его вы-
полняется условие (6.15) 0,2 0,2 - 431 = 86 кПа я> azjz=68 кПа. Осадку
вычисляем по формуле (6.14)
j = р X с hJЕ.= 0,8 [( 298 + 223 + 138 + 86) • 1,54 ] / 19000 =
= 0,048 м = 4,8 см.
Осадка фундамента 4,8 см меньше предельно допустимой осадки
фундаментов .? = 8 см производственных зданий с железобетонным
каркасом.
212
9.5. Расчет горизонтально нагруженного
свайного фундамента
Фундаменты мостовых опор, эстакад путепроводов и других
сооружений испытывают значительные горизонтальные нагрузки,
соизмеримые с вертикальными Расчет горизонтально нагруженных
свайных фундаментов состоит из двух этапов: первого — на верти-
кальную нагрузку, как это изложено выше, и второго - проверки сваи
на совместное действие вертикальных и горизонтальных нагрузок.
Расчет одиночных свай выполняют на совместное действие
вертикальных и горизонтальных нагрузок и моментов (см. прил. 1
СНиП 2.02.03 - 85). В статическом отношении свая рас-
сматривается как балка на упругом винклеровском основании,
характеризуемом коэффициентом постели, линейно увеличиваю-
щимся с глубиной, имеющая заданное поперечное сечение и за-
данные нагрузки на одном конце.
На основе решений строительной механики выведены формулы
для определения горизонтального перемещения сваи в уровне подо-
швы ростверка и и угла ее поворота ц/, расчетного давления oz, ока-
зываемыми на грунт боковыми поверхностями свай, а также для оп-
ределения изгибающих моментов М и поперечных сил Н в различ-
ных сечениях по длине сваи. Последовательность расчета включает:
а) расчет свай по деформациям, который сводится к проверке
условий допустимости расчетных значений горизонтального пе-
ремещения головы свай и угла их поворота:
V<V„> (9-43)
где ы и - предельно допустимые значения соответственно горизонтального
перемещения головы сваи, м, и угла ее поворота, рад, устанавливаемые в зада-
нии на проектирование сооружения;
б) расчет устойчивости грунта основания, окружающего сваю
(только для свай d> 0,6 м), заключающийся в сопоставлении рас-
четного давления о, с несущей способностью грунта;
в) проверку прочности свай, как внецентренно сжатых эле-
ментов, по сопротивлению материала по предельным состояниям
первой и второй групп.
213
Пример расчета сваи-оболочки под мостовую опору на дей-
ствие вертикальной и горизонтальной сил и момента приведен в
“Проектирование свайных фундаментов”: Учеб, пособие / Санкт-
Петербургский государственный инж.-строит. ин-т. СПб., 1992.
84 с. (авт.: Бронин В. Н., Голли А.В.).
Свайные фундаменты с наклонными (козловыми) сваями при-
нято рассматривать как пространственные рамные конструкции
(статически неопределимые), взаимодействующие с упругим ос-
нованием. Ригелем этой рамы является ростверк, а стойками - сваи.
Взаимодействие грунта и свай в зависимости от необходимой точ-
ности расчета может быть учтено двумя способами: как жесткая
условная заделка свай в грунте или как деформация гибкого стер-
жня в упругой среде. В том и другом случае расчет статически
неопределимой системы выполняется методом перемещений.
Для низких ростверков учитывается дополнительно сопротив-
ление грунта по его боковым поверхностям. Свайные фундаменты
как с низким, так и с высоким ростверком можно рассчитывать,
применяя одинаковую методику, которая называется обобщенной.
Весь расчет свайного фундамента сводится к определению по про-
стым формулам усилий и моментов в сваях и перемещений роствер-
ка. Сваи, как было сказано выше, проверяются на прочность, а пе-
ремещение ростверка ограничивается условием (9.43).
Методика расчета свайных фундаментов с учетом жесткого ус-
ловного защемления свай в грунте изложена в учебнике Э.В.Косте-
рина (1978), а пример расчета свайного фундамента на забивных
сваях под мостовую опору по обобщенной методике представлен в
работе “Механика грунтов, основания и фундаменты”: Методичес-
кие указания по выполнению курсовой работы для студентов спе-
циальности 1212 / Санкт-Петербург, инж.-строит. ин-т.; (Сост.:
А.В. Голли, В.Н.Бронин, Л.К. Тихомирова). СПб., 1992. 54 с.
214
Глава 10
РАСЧЕТ ОСНОВАНИЙ И ФУНДАМЕНТОВ
С ИСПОЛЬЗОВАНИЕМ ЭВМ
10.1. Общие положения
В практике проектирования оснований и фундаментов все
большее значение приобретает применение средств вычислитель-
ной техники. При этом используются отдельные прикладные про-
граммы, комплексы программ, пакеты прикладных программ
(ППП) и системы автоматизации проектных работ (САПР).
САПР являются результатом объединения методического, про-
граммного, информационного и технического обеспечения. Как
правило, САПР обеспечивает возможность комплексного и систе-
матического применения вычислительной техники пользователя-
ми, не специализирующимися в программировании.
Внедрение в практику указанных программных средств по-
зволяет существенно сократить сроки проектирования, снизить
себестоимость проектов, повысить качество и эффективность ка-
питаловложений.
Среди наиболее известных программных средств, применяе-
мых для автоматизации проектирования оснований и фундамен-
тов, можно выделить: программы обработки результатов инженер-
но-геологических изысканий; программы автоматизации расчетов
фундаментов различных типов по методикам, реализующим ре-
комендации строительных норм; программы, обеспечивающие воз-
можность решения задач механики грунтов, оснований и фунда-
ментов на основе нелинейных математических моделей.
Кроме этих групп, в структуре программного обеспечения
выделяются сервисные программы, применяемые в той или иной
степени во всех перечисленных разделах для формирования и
выводов результатов выполнения программ в виде таблиц, графи-
ков, наборов данных на внешних запоминающих устройствах.
215
10.2. Существующие и используемые в
практике проектирования программные
средства автоматизации
Кратко, в табличном виде, приведем некоторые из известных
программных средств, используемых в ряде проектных и иссле-
довательских организаций (табл. 10.1, 10.2,10.3).
Таблица 10.1
Программные средства автоматизации обработки
результатов иижеиерио-геологических изысканий
Наименование программного продукта, год разработки и назначение Организация- разработчик
1 2
Пакет прикладных программ (111111) “Инже- нерная геология и гидрогеология”, 1986. 111111 с библиотечной организацией, в состав которого включены автономные и сервисные программы, позволяющие оценить инженер- но-геологические условия на площадке строительства, определить возможность развития опасных геологических процессов, предусмотреть изменение свойств грунтов при их полном водонасыщении Информационно-поисковая система (ИПС) “Геология”, 1985. ИПС позволяет накапливать в базе данных инженерно- геологическую информацию, выполнять поиск и обработку введенной информации Программа “КУСТ”, 1984. Расчет устойчивости грунтовых массивов при скольжении по кругпоцилиндрическим поверхностям Комплекс программ расчета характерис- тик грунтов, 1991 Программа для вычисления грануломет- рического состава грунтов, 1988 Восточно-Украинский государ- ственный институт инженерно- геологических изысканий Госстроя Украины ЛатНИИстроительства и Латгипром Институт Днепрогражданпроект Ленпромтранспроекг Вологодский трест инженерно- строительных изысканий
216
Окончание табл. 10.1
1 2
Программа для обработки результатов сдвиговых испытаний грунтов, 1988 Программа “С-979”, 1989. Производит обработку материалов статического зондирования установкой С-979 Вологодский трест инженерно- геологических изысканий Мордовский гражданпроект
Таблица 10.2
Программы автоматизации проектирования
оснований и фундаментов
Наименование программного продукта, год разработки и назначение Организация-разработчик
I 2
Программная система (ПС) “ПРОФ- КОН”, 1980. Обеспечивает выполнение статических расчетов фундаментных плит, лежащих на упругом основании Проектный институт № 1 Госстроя РФ
ПС “Автоматизированное проектирова- ние типовых фундаментов” (АПТФ), 1981. Выполняют проектные расчеты монолитных фундаментов под типовые колонны одноветвевого и двухветвевого сечения Проектный институт № 1 Госстроя РФ
ПС “ФОК”, 1992. Используется при проектировании отдельно стоящих фундаментов под колонны каркасных зданий на естественном и свайном (на забивных и буронабивных сваях) основа- ниях. Совместима с ПС “Автоматическое вычерчивание фундаментов” (АВФ-12) Киевпромстройпроект, Госстрой Украины
ПС “ЛЕНТА”, 1988. Обеспечивает автоматизацию проектирования монолит- ных ленточных фундаментов прямоу- гольного сечения и оптимальных по стоимости Белпромпроект, Госстрой Белоруссии
217
Окончание табл. 10.2
1 2
ПС “Автоматизированная система проектирования фундаментов” (АСПФ), 1989. Проектирует нетиповые монолитные и типовые фундаменты с включением отдельных типовых элементов и фунда- ментов, проектируемых на основе серии Программный комплекс (ПК) “Автомати- зированное проектирование оптималь- ных фундаментов на естественном основаиии”(АПОФЕОС), 1992. Осуще- ствляет вариантное проектирование фундаментов на естественном основании Технологическая линия проектирования (ТЛП) "НУЛЬ”. 1987. Производит расчет фундаментов в целом под все здание, получение на графопостроителе рабочих чертежей фундаментов, стен подвалов, плана перекрытия над подвалами в диалоговом режиме, расчет объемов работ; формирование заданий на выпуск сметной документации ППП расчетов фундаментов под оборудо- вание (1983-1985): “МАДИФ”- проекти- рование массивных фундаментов под оборудование; “РАДИФ” - расчет рамных фундаментов под динамическое оборудова- ние; “ОВИФУМ” - расчет виброизолиро- ванно го рамного фундамен та с демпфиро- ванием; “ВРАПДИФ” - расчет фундамен- тов под вращающиеся печи Программа “JUSTINA", 1983. Производит расчет и конструирование подвалов, ленточ- ных фундаментов из фундаментных плит Программа “RASTAN”, 1982. Расчет свайных ростверков на вечномерзлых грунтах на действие вертикальных и горизонтальных статических нагрузок Одесский проектный институт № 3 Новочеркасский политехнический университет Гомельгражданпроект Санкт-Петербургский Промстройпроект Институт проектирования городского строительства Санкт-Петербургский ЗНИИЭП
218
Таблица 10.3
Программы разработанные и используемые в Санкт-Петербургском
государственном архитектурно-строительном университете
Наименование программных продуктов, год разработки Назначение
1 2
Программа “OPTIM”, 1986 Расчет размеров и стоимости монолитных отдельно стоящих и ленточных фундамен- тов на естественном основании при изменении глубины заложения от мини- мальной до максимальной заданной
Программа “SOSED”, 1987 Расчет осадок отдельно стоящих и ленточ- ных фундаментов с учетом влияния соседних объектов
Программа “PILE” (NEWPILE), 1986-1996 Расчет фундаментов на призматических забивных, буронабивных и инъекционных сваях при изменении заданной длины и поперечного размера свай от заданных минимальных до возможных максималь- ных размеров
Программа “GEOLAB”, 1993 Расчет шпунтового ограждения котлована из металлического шпунта, секущихся буронабивных свай и стены в грунте
Программа “АЛЬФА- ОМЕГА”, 1994 Расчет и прогноз развития осадок основа- ний фундаментов во времени для случаев линейной и нелинейной фильтрационной консолидации
Программа “PROVOZ”, 1995 Расчет и прогноз осадок ползучести основа- ний фундаментов линейных сооружений
Программа “SHALLOW”, 1994 (Псковский политехнический институт) Расчет отдельно стоящих и ленточных фундаментов мелкого заложения по величине задаваемой осадки
ПК “ГЕОМЕХАНИКА”, СПбГАСУ, 1980-1996 Позволяет получить упругопластическое решение различных задач геотехники в условиях плоского напряженного состояния в однородной или неоднородной средах методом конечных элементов (МКЭ)
219
Окончание табл. 10 3
1 2
Программа “OTKOS”, 1997 Рассчитывается коэффициент устойчивости откоса принятого очертания с учетом пригрузки, действующей по бровке откоса и равномерно- распределенной нагрузки на отдельном участке Предусмотрена возможность расчета значений оптимальных углов заложения откоса различной высоты при заданном напластовании грунтов
Более подробное описание этих и других программных
средств приведено в литературе (Мангушев Р.А., Любимов Е.Б.,
1993; Мангушев Р.А. и др., 1990; справочник “Основания и фун-
даменты”, 1991).
10.3. Примеры расчета
Рассмотрим характерные примеры использования персональ-
ных компьютеров при решении задач фундаментостроения.
Пример 10.1. Определить осадку методом суммирования 4 фунда-
ментов и двух точек на поверхности основания, сложенного слоем супе-
си толщиной 5 м и подстилаемым суглинком с разведанной толщей 30 м.
Фундаменты заложены на глубине 1,4 м и расположены по сетке с шагом
6 м. Данные по грунтам, координаты центра, размеры сторон и нагрузки
на обрез фундаментов приведены в двух таблицах исходных данных.
В таблице результатов расчета на PC ЭВМ по программе “SOSED”
для каждого фундамента и точки на поверхности основания приведены
рассчитанные осадки с учетом загружения соседних и глубины сжимае-
мой толщи.
Пример 10.2. Произвести многовариантный расчет свайного кусто-
вого фундамента из забивных свай длиной от 6 до 12 м с шагом 1 м и
размером поперечного сечения сваи от 30 до 40 см с шагом 5 см. Здание
без подвала, глубина заложения ростверка 1,2 м. По обрезу ростверка дей-
ствуют вертикальная нагрузка N = 4000 кН и момент М = 50 кН м. Напла-
стование грунтов основания представлено суглинком мощностью 4,0 м,
глиной -3,0 м и песком средней крупности с разведанной мощностью 50 м.
220
♦*♦*********♦**************♦***************+*****♦********************♦*♦*******
Санкт-Петербургский государственный архитектурно-строительный
университет
КАФЕДРА ГЕОТЕХНИКИ
РАСЧЕТ ОСАДОК ФУНДАМЕНТОВ С УЧЕТОМ ЗАГРУЖЕНИЯ
СОСЕДНИХ
Данные по грунтам
№ слоя Толщина слоя, м Модуль деформации. кПа Удельный вес грунта, кН/м3 Удельное сцепление, кПа Угол трения, град
1 5.0 10000 18.4 12 15
2 30 12000 9.9 15 20
Данные по фундаментам
Номер фундамента Координаты центра Размеры сторон, м Нагрузка на обрез, кН Глубина заложения, м
X У л В
1 0.0 0.0 2.2 2.0 600 1.4
2 0.0 6.0 0.1 0.1 0 0.0
3 0.0 12.0 0.1 0.1 0 0.0
4 6.0 0.0 2.0 2.0 400 1.4
5 6.0 6.0 2.0 2.0 600 1.4
6 6.0 12.0 2.0 3.0 850 1.4
Результаты расчета
Номер фундамента Осадка, м Глубина сжимаемой толщи, м
1 0.0205 5.8
2 0.0015 5.8
3 0.0019 5.8
4 0.0013 4.5
5 0.0205 5.3
6 0.0236 6.0
221
В распечатываемой таблице исходных данных приведены характе-
ристики грунтов основания: удельный вес грунта (кН/м3), модуль дефор-
мации (кПа), угол внутреннего трения (град), показатель текучести.
Результаты расчета, проведенные по программе “NEWPILE”, при-
ведены в табличном виде, где, наряду со всеми параметрами рассчитан-
ных свайных фундаментов (несущая способность сваи, усилие на сваю,
число свай в ростверке, осадка свайного фундамента, размеры роствер-
ка), указаны стоимости каждого варианта в ценах 1984 г.
♦«к*********************************************************** *******
Санкт-Петербургский государственный архитектурно-строительный
университет
КАФЕДРА ГЕОТЕХНИКИ
♦к******************************************************************
РАСЧЕТ ЗАБИВНЫХ СВАЙ
Описание геологических условий
№ слоя Тип грунта Мощность слоя, м Удельный вес грунта, кН/м3 Модуль деформации, кПа Угол внутр.тр., град Показатель текучести
1 Суглинок 4.0 18.3 22000 20.0 0.50
2 Глина 3.0 15.5 7500 14.0 0.40
3 Средний песок 50.0 9.8 31000 30.0 -
Данные по фундаменту:
Вертикальная нагрузка (кН) 4000.0
Момент (кН-м) 50.0
Горизонтальная сила (кН) 0.0
Длина сваи (м) от 6 до 12
Диаметр сваи (см) от 30 до 40
Тип ростверка - кустовой Глубина заложения ростверка (м) Коэффициенты условий работы: 1.2
под острием 1.00
по боковой поверхности 1.00
222
Результаты расчета
Длина сваи, м Сеч. сваи, см Послед- ний слой Несущ, способы. кН Усилие на сваю, кН Число свай роств. Осад- ка, см Стой- местной коэфф- Ростверк
ширина, м длина, м
6 30 3 365.1 397.2 11 3.50 19.6 5.2 2.1
6 35 3 472.3 472.4 9 4.92 14.8 2.7 2.7
7 30 3 424.1 I 436.9 10 3.48 18.4 5.2 2.1
7 35 3 542.4 620.5 7 9.65 12.9 4.2 2.4
8 30 3 484.5 532.2 8 10.02 11.9 3.6 2.1
8 35 3 614.1 691.1 6 10.48 7.8 2.7 1.6
8 40 3 757.7 849.6 5 4.38 8.8 2.7 2.7
9 30 3 546.1 608.2 7 9.25 9.9 3.6 2.1
9 35 3 687.2 691.1 6 9.51 8.2 2.7 1.6
9 40 3 842.6 849.6 5 4.18 9.2 2.7 2.7
10 30 3 607.7 685.2 6 8.90 5.8 2.3 1.4
10 35 3 760.1 838.8 5 4.25 6.9 2.4 2.4
10 40 3 927.1 1028.0 4 4.82 5.1 1.8 1.8
11 30 3 670.5 685.2 6 8.18 6.1 2.3 1.4
11 35 3 834.4 838.8 5 4.08 7.3 2.4 2.4
11 40 3 1013.1 1028.0 4 4.57 5.5 1.8 1.8
12 30 3 734.6 829.3 5 4.15 5.2 2.1 2.1
12 35 3 910.1 1022.1 4 4.54 4.2 1.6 1.6
12 40 3 1100.8 1028.0 4 4.36 5.9 1.8 1.8
* Осадка фундамента превышает предельно допустимую.
Пример 10.3. Дать прогноз фильтрационной консолидации слоя во-
донасыщенной глины мощностью h = 10 м, подстилаемой несжимаемым
водонепроницаемым грунтом при действии сплошной нагрузки р = 90 кПа
и местной нагрузки от фундамента с размерами подошвы
Ъ*1 = 2,4 х 3,6 м с давлением по подошве фундамента р0 = 180 кПа. Ха-
рактеристики глинистого грунта: модуль деформации £ = 8000 кПа, ко-
эффициент Пуассона v = 0,37, коэффициент фильтрации kf = 0,4 х 10'8 м/с.
Расчет выполнен на ЭВМ по теории линейной фильтрационной кон-
солидации по программе “АЛЬФА - ОМЕГА” для сплошной нагрузки по
случаю 0 , для местной нагрузки по случаю 2 (см. гл. 6). Ниже представ-
лены результаты расчета. При местной нагрузке отжатие воды из пор грун-
та происходит в 2 направлениях (вертикальном и горизонтальном) и центр
223
тяжести эпюры дополнительных напряжений расположен ближе к по-
верхности грунта, чем при сплошной нагрузке, что сокращает путь филь-
трации и увеличивает скорость консолидации основания.
РАСЧЕТ КОНСОЛИДАЦИИ ОСНОВАНИЯ ПРИ
СПЛОШНОЙ РАВНОМЕРНО РАСПРЕДЕЛЕННОЙ НАГРУЗКЕ
Исходные данные: модуль деформации Е = 8000 кПа, коэффициент Пу-
ассона грунта v = 0,366, коэффициент фильтрации грунта к = 0,400-Ю'8 м/с,
удельный вес воды у*, = 10 кН/м3, интенсивность нагрузки р = 90 кПа,
мощность уплотняемого слоя Н = 10 м.
Результаты расчета
Коэффициент относительной сжимаемости грунта тг = 0,72178-КГ кПа1,
коэффициент консолидации Cv= 0,55418-10'5м2/с, конечная осадка
5,= 0,6496-10 'м
Время Т, с Время Т,суг Время Т, годы Степень консолидации U Осадка 5,, м
0,14641-Ю6 1,68 0,00 0,10 0,6496-Ю'7
0,58565-106 6,78 0,02 0,20 0,12992-10-'
0,12445-107 14,40 0,04 0,30 0,19488-10-'
0,22694-107 26,27 0,07 0,40 0,25984-10-'
0,35871-Ю’ 41,52 0,11 0.50 0,32480-10'
0,51976-Ю7 60,16 0,16 0,60 0,38976-10-'
0,73206-107 84,73 0,23 0,70 0,45472-10-'
0,10249-10" 118,62 0,32 0,80 0,51968-10'
0,15300-10" 177,83 0,48 0,90 0,58464-10-'
0,20498-10" 237,24 0,65 0,95 0,61712-10-'
РАСЧЕТ КОНСОЛИДАЦИИ ОСНОВАНИЯ ФУНДАМЕНТА
Исходные данные: модуль деформации Е = 8000 кПа, коэффициент Пу-
ассона грунта v = 0,366, коэффициент фильтрации грунта к = 0,400-1О'8 м/с,
удельный вес воды yw = 10 кН/м3, интенсивность нагрузки р = 180 кПа,
ширина фундамента b = 2,4 м, соотношение сторон фундамента р = 1,5,
мощность эквивалентного слоя грунта, определяемая по методу Цыто-
вича, Н = 4,978 м.
224
Результаты расчета
Коэффициент относительной сжимаемости грунта тх=0,72178-10ц кПа'1,
коэффициент консолидации Cv= 0,55418 |0'5 м2/с, конечная осадка
S, = 0,64669x10'' м.
к 7
Время Т, с Время Г,сут Время Т, годы Степень консолидации U Осадка St, м
0,36275-ю’ 0,42 0,00 0,10 0,64669-107
0,1451010* 1,68 0,00 0,20 0,12934-Ю’1
0,43531 10* 5,04 0,01 0,30 0,19401-10'
0,74317-Ю6 10,92 0,03 0,40 0,25868-10'
0,17412-107 20,15 0,06 0,50 0,32335-10'
0,38472-Ю? 35,27 0,10 0,60 0,38802-10'
0,50060-107 57,94 0,16 0,70 0,45268-Ю"'
0,78356-107 90,69 0,25 0,80 0,51735-10’'
0,12842-Ю8 148,63 0,41 0,90 0,58202-Ю"'
0,18428-Ю" 213,29 0,58 0,95 0,61436- Ю’1
8- 5008
225
Глава 11
ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ ПРОЕКТИРОВАНИЯ
ИСКУССТВЕННО УЛУЧШЕННЫХ ОСНОВАНИЙ
11.1. Виды искусственно улучшенных оснований
Искусственно улучшенные основания устраивают в тех слу-
чаях, когда естественные основания оказываются недостаточно
прочными или сильно сжимаемыми и их использование, как и
применение свайных фундаментов, является технически и эко-
номически нецелесообразным. При этом используются как кон-
структивные методы улучшения работы грунтов основания, к
которым относятся: устройство грунтовых подушек, применение
шпунтового ограждения, создание боковых пригрузок, армиро-
вание грунта и другие, так и методы улучшения свойств грун-
тов посредством их уплотнения и закрепления. В табл. 11.1 пе-
речислены наиболее распространенные искусственно улучшен-
ные основания.
Таблица 11.1
Способы устройства искусственно улучшенных оснований
Методы устройства оснований Вид основания или способ его устройства Грунтовые условия, при которых может применять- ся данный способ
1 2 3
1. Конструктивные 1. Песчаные подушки (замена грунта) 2. Грунтовые подушки из местного связного грунта 3. Каменные, песчано- гравийные и другие отсыпки Слабые сильносжимаемые грунты в текучем состоянии, торфы, заторфованные и насыпные грунты) Слабые* (перечисленные выше) и просадочные грунты Илы и другие слабые грунты, залегающие под слоем воды
226
Продолжение табл. 11.1
1 2 3
II. Механическое уплотнение 1. Поверхностное уплотнение грунтов: тяжелыми трамбовками катками, легкими трамбовками и другими механизмами и транспортными средствами вибраторами площадочными вытрамбованием котлованов под отдельные фундаменты 2. Глубинное уплотнение грунтов: грунтовыми сваями из местного связного грунта, песчаными сваями виброуплотнением или гидровиброуплотнением взрывами предварительным замачиванием предварительным замачиванием и глубинными взрывами Макропористые просадочные, рыхлые песчаные, свежеуложенные связные и насыпные грунты при степени влажности 5<U7 То же, при послойной укладке Рыхлые песчаные грунты при послойной укладке Макропористые просадочные грунты пылевато-глинистые грунты при 5г<0,7 Макропористые просадочные грунты Рыхлые пылеватые и мелкие пески, слабые сильносжи- маемые заторфованные грунты Рыхлые песчаные грунты Тоже Макропористые просадочные грунты Тоже
8*
227
Окончание табл. 11.1
1 2 3
Ш. Закрепление 3. Предварительное обжатие грунтов: понижением уровня подземных вод посредством внешней пригрузки и устройства вертикальных дрен 1. Силикатизация 2. Закрепление синтетическими смолами 3. Закрепление с использованием высоконапорных инъекций и струйной технологии 4. Цементация 5. Закрепление известью 6. Электрохимическое закрепление 7. Электроосмос 8. Термическое закрепление (обжиг) Слабые сильносжимаемые водонасыщенные грунты (при снятии взвешивающего действия воды) Слабые сильносжимаемые пылевато-глинистые и загорфованные грунты Пески и макропористые просадочные грунты Тоже Пески, макропористые просадочные, пылевато- глинистые грунты Трещиноватая скала, гравий и песчаные грунты Слабые сильносжимаемые водонасыщенные пылевато- глинистые и загорфованные грунты Слабые пылевато-глинистые грунты (при коэффициенте фильтрации kf< 0,01 м/суг) Тоже Макропористые просадочные грунты
11.2. Проектирование и устройство
грунтовых подушек
В наиболее напряженной зоне под фундаментами слабый
грунт заменяют подушками. Таким решением являются подушки
из песка, гравия, щебня, связного грунта и других материалов. К
материалу подушек предъявляют требования: удобоукладывае-
228
мость с заданной плотностью, малая сжимаемость, относительно
высокое сопротивление сдвигу, устойчивость его при увлажнении
и движении подземных вод.
При устройстве подушек песок крупный или средней круп-
ности отсыпают в котлован и уплотняют или послойно, или сразу
в пределах всей ее высоты. Плотность (скелета) сухого грунта дол-
жна быть не менее 1, 65 т/м3.
Расчет песчаных подушек сводится к определению их разме-
ров и осадок таких оснований.
Рекомендуется расчетное сопротивление грунта подушки при-
нимать как для песков средней плотности. Высота песчаной подуш-
ки выбирается таким образом, чтобы давление, передаваемое на под-
стилающий слой, не превышало расчетного сопротивления R этого
грунта, иначе увеличивается высота подушки или площадь подо-
швы фундамента. Для обеспечения устойчивости основания песча-
ная подушка должна иметь также достаточную ширину.
Опыт строительства показывает, что устойчивость подушки
заведомо обеспечивается при распределении давления в ней под
углом а, равным 30—45° (рис. 11.1). При этом, чем слабее грунт,
тем угол а принимается больше.
Ширина подушки понизу в данном случае (см. рис. 11.1)
Bn = b + 2htga. (11.1)
Рис. 11.1. Фундамент на песчаной подушке, частично
заменяющей слабый грунт
229
При значительной высоте подушки объем ее получается чрез-
мерно большим. Меньшая ширина подушки Вг может быть получе-
на при проектировании по методу Б.ИДалматова, который предло-
жил определять ее размеры, исходя из условия устойчивости песча-
ной призмы ACD - случай 1 (рис. 11.2, а) или ACED - случай 2 (рис.
11.2, б). При расчете учитывается трение песка по поверхности AD
и активное давление слабого грунта на вертикальную грань песча-
ной подушки, принимаемое равным гидростатическому давлению
от собственного веса грунта В случае “б" учитывают, кроме того,
трение песчаной подушки о подстилающий грунт на участке a (DE).
Если ограничиться расчетом по случаю 1, то, задавшись размерами
песчаной подушки и несколькими положениями вероятной поверх-
ности скольжения AD (разными углами р), последовательным при-
ближением находят наименьшее давление по подошве фундамен-
та, соотвстствующее условиям предельного равновесия:
Рис. 11.2. Схемы к расчету песчаной подушки
по методу Б. И. Дал матова: а - случай 1; 6 - случаи 2
РУ
УУ2 . „
= 2b tgP
ytgP + 2d 2dcl
ytg(p-<pp) /tg₽
(П.2)
где у и у - удельный вес соответственно заменяемого грунта и материала подуш-
ки: (рр - расчетное значение угла внутреннего трения песка: у=в+с остальные
обозначения даны на рис. 11.2. Среднее давление по подошве фундамента долж-
но удовлетворять условию
230
(11-3)
где уп - коэффициент надежности по назначению сооружения, принимаемый рав-
ным I, 1—1,2; - коэффициент условий работы.
Если условие (11.3) нс соблюдается, расчет повторяют при
большей ширине подушки, после чего производят расчет основа-
ния по деформациям (см. гл. 6).
11.3. Поверхностное уплотнение грунтов
Поверхностное уплотнение грунтов применяется для устрой-
ства грунтовых и песчаных подушек; устранения просадочных
свойств макропористых грунтов; улучшения прочностных свойств
и уменьшения сжимаемости грунтов, в том числе и насыпных.
Уплотнение грунтов ведется при их оптимальной влажности
(wopl), для чего добавляется следующее количество воды, т/м3,
уплотняемого грунта:
? = <1L4)
где w оптимальная влажность в долях единицы: w естественная влажность
перед увлажнением- prf — плотность скелета (сухого) грунта, т/м3.
Оптимальную влажность в проекте принимают на основе стан-
дартного уплотнения грунта. Для песков и;ср = 0,07 - 0,11; супесей -
0,09 - 0,14; суглинков - 0,13 - 0,19; глин - 0. 18 - 0,24. В тех случаях,
когда w >wopt, грунт перед уплотнением подсушивают.
11.3.1. Уплотнение грунтов тяжелыми трамбовками
Этот способ применяют для уплотнения грунтов, имеющих
степень влажности (коэффициент водонасыщенности) 5г < 0,6...0,7.
Крупнообломочные грунты уплотняются при любой влажности.
Для уплотнения грунтов используют трамбовки массой от 20 до
100 кН и более, подъем и сбрасывание которых производят кра-
ном или другим механизмом с высоты 4...8 м и более (рис. 11.3).
Трамбованием создается уплотненный слой толщиной от 1,5 до 6
м и более (табл. 11.2).
231
Рис. 11.3. Железобетонная трамбовка диаметром 1,4 м:
1 — петля для подъема; 2 — окаймляющее стальное кольцо;
3 — арматурный каркас из стержней 0 8 мм
Таблица 11.2
Толщина уплотненного слоя грунта
Уплотняющие машины и снаряды Толщина уплотняемого слоя, м
Пневматические трамбовки Катки: гладкие кулачковые Виброкатки Катки с падающим грузом массой 8...17 кН Виброплиты Молот двойного действия массой 22 кН на металлической плите (поддоне) Тяжелые трамбовки массой, кН: 20...30 45...50 100 0.1...0.2 0,1...0,25 0,2...0,35 0,4...1,2 1,0...1,5 0.2...0,6 1,2... 1,4 1,5.-.2,0 2,5...3.0 5,5...6,0
232
Мощность достаточно уплотненного слоя грунта, м, опреде-
ляют по формуле
Л = kd№ (11.5)
уп О7 ' '
где dv - диаметр рабочей поверхности трамбовки, м: к - коэффициент, принимае-
мый при уплотнении: песка- 1,55, супеси —1,45, просадочных грунтов 1,2...1,3,
насыпного пылевато-глинистого грунта- 1, 2. глины природного сложения — 1.
Грунты уплотняются до плотности сложения, при которой они
обладают деформативностью не более заданной в проекте. Трам-
бование ведут до “отказа”, когда поверхность понижается на одно
и то же значение. Размер отказа устанавливают при опытном уп-
лотнении грунта. Отказ обычно достигают после 8... 12 ударов по
одному следу. При уплотнении этим способом ориентировочное
значение оптимальной влажности принимают
и' =w -Ли', (11-6)
opt р * '
где и — влажность грунта на границе пластичности (раскатывания); Ди — изме-
нение влажности, принимаемое в пределах 0, 01...0. 03.
При необходимости доувлажнения грунта вода подается в котло-
ван. Массу необходимой для этого воды Q, т, определяют по формуле
e = P<Xwopt-wp)A/, ’ О1-7)
где А — площадь замачиваемого дна котлована, м2; - глубина уплотнения, м.
Уплотняют грунт через 12...24 ч после проникновения всей
воды в грунт. Уплотнение трамбованием целесообразно вести, если
понижение поверхности при опытном трамбовании слоя превы-
шает 7...8 см для связных и 5 см - для песчаных грунтов. Откопку
котлована производят с недобором до проектной отметки на раз-
мер ожидаемой осадки грунта при его уплотнении и с учетом срез-
ки 10... 15 см разрыхленного трамбовкой верхнего слоя грунта. Зна-
чение понижения поверхности при уплотнении
ДЛ = [(е-ет)Лс/(1 + е)], (11.8)
где е, ет — коэффициенты пористости грунта до и после уплотнения.
233
e„ = (ec+ep')/2’ (ll-9)
где е — минимальное значение коэффициента пористости у поверхности уплот-
ненного слоя; ер - коэффициент пористости на нижней границе достаточно уп-
лотненного слоя грунта, определяемый из выражения ер = р,/ р^ — 1.
Значения pd приводятся в табл. 11.3.
Таблица 11.3
Минимальное значение плотности сухого (скелета)
грунта на нижней границе уплотненного слоя
Наименование грунтов Р„» т/м’
Пески Супеси Суглинки и глины в зависимости ОТ W Лессовые просадочные грунты 1,6 1.65 1,55.1,75 1,6
Если грунт с поверхности дна котлована не удается уплотнить
на всю проектную глубину, то отрывают котлован и уплотнение
основания ведут сначала ниже дна котлована, а затем послойно
укладывают грунт. Площадь уплотняемого основания
A h = (1+2с ") (Ь+2с "), (Н.10)
где tub- соответственно стороны фундамента, м; с' - уширение уплотняемого
слоя в каждую сторону от фундамента, м.
При выборе значения с ’ руководствуются теми же соображе-
ниями, что и при определении размеров песчаной подушки в пла-
не (см. выше). Вместе с тем уплотняемый слой должен выходить
за наружные грани фундамента не менее чем на 0, 3 м, а при воз-
ведении чувствительных к неравномерным осадкам зданий и со-
оружений - не менее 0, 8 м. Дальнейшее проектирование фунда
ментов на искусственно улучшенном основании не отличается от
проектирования их на естественном основании. -
11.3.2. Вытрамбовывание котлованов
Метод устройства столбчатых фундаментов в вытрамбован-
ных котлованах обычно применяют при строительстве относитель-
234
но легких каркасных зданий на просадочных, насыпных и дру-
гих, преимущественно связных, грунтах при степени их влажнос-
ти S<0, 7 и нагрузках на фундаменты примерно до 3000 кН. Пря-
моугольные или круглые в плане котлованы вытрамбовывают под
отдельные фундаменты заданной глубины посредством сбрасы-
вания трамбовки массой от 1,5до Ютсвысогыб..,10м.Трамбов-
ка чаще всего имеет форму усеченной пирамиды или более слож-
ной конфигурации с уклоном боковых поверхностей 1:10
Последовательность работ: снимают почвенно-растительный
слой и производят вытрамбовывание котлована; размеры трамбов-
ки определяют заданными габаритами котлована; в котлован ук-
ладывают бетонную смесь с устройством стакана для колонны. В
основании образуется уплотненная зона с плотностью грунта
Pj= 16...19,5 кН/м3.
При слабых грунтах в котлован втрамбовывается щебень, в
результате чего образуется уширение, что приводит к увеличению
несущей способности основания.
Устройство таких фундаментов приводит к снижению стоимо-
сти, но надо опасаться морозного пучения.
11.3.3. Уплотнение грунтов катками
Этот способ применяют при послойной укладке грунтов. Тол-
щина уплотняемого слоя указана в табл. 11.2. Плотность скелета
грунта р<( назначают по табл. 11.3. Оптимальная влажность уплот-
няемого катками грунта
iv = м> + Arv, (11.11)
opt р ’ V '
где w - влажность на границе раскатывания; Д» - изменение влажности, прини-
маемое в пределах 0, 01...О, 03.
Количество воды на I м3 грунта, потребное для доувлажне-
ния, определяют по формуле (11.4). В ходе уплотнения контроли-
руют влажность и плотность скелета (сухого) грунта и уточняют
число проходок катка.
235
11.3.4. Поверхностное уплотнение
грунтов вибрированием
Этот способ применяют при послойной укладке несвязных
грунтов. Виброуплотнение производят посредством виброкатков,
самоходных вибротрамбовок, виброплит. Масса виброуплотните-
лей колеблется от 2,5 до 200 кН. Толщина уплотняемого слоя ука-
зана в табл. 11.2. При виброуплотнении можно достигнуть сред-
ней плотности песка.
11.4. Глубинное уплотнение грунтов
Глубинное уплотнение производят на всю глубину слабого
слоя или на всю глубину активной зоны, влияющей на осадку. Этим
способом чаще всего производят уплотнение рыхлых песков, сла-
бых водонасыщенных и просадочных грунтов в условиях, указан-
ных в табл. 11.1.
11.4.1. Проектирование песчаных свай
Этот способ используют для уплотнения рыхлых и слабых
мелких и пылеватых песков в том числе с прослойками и линза-
ми супесей, суглинков, глин и илов. При устройстве грунтовых
свай в грунт внедряется инвентарная труба диаметром 325...500 мм,
снабженная раскрывающимся наконечником. При погружении
трубы грунт вокруг сваи уплотняется, затем в трубу засыпается
крупный или средней крупности песок. При работающем вибра-
торе наконечник раскрывается, а труба постепенно извлекается
из грунта. Песок высыпается в скважину, образуя песчаную сваю.
Песчаные сваи не являются прочными несущими стержнями,
а служат лишь средством уплотнения и улучшения грунтов осно-
вания. Сваи в плане размещают в шахматном порядке (рис. 11.4).
На уплотненном основании фундамент возводят как на естествен-
ном. Порядок проектирования:
I) по данным изысканий определяют характеристики грунта;
2) производят пробное уплотнение грунта, определяют коэф-
фициент пористости ес, модуль деформации и расчетное сопро-
236
Рис. 11 4 Размещение свай в шахматном порядке (размеры в м)
тивление R, испытывают основание пробными нагрузками штам-
пом нс менее 4 м2. Среднее значение коэффициента пористости
грунта после уплотнения ес принимают для песков мелких
0,55...0,70, песков пылеватых - 0,60...0,75; суглинков и глин -
0,65...0,85; илов и заторфованных грунтов -0,85...1,1;
3) определяют значение площади уплотненного основания
Л = l,4fc(/+0,4fe), (11.12)
где I и b - соответственно длина и ширина фундамента, м.
Число рядов песчаных свай принимается не менее трех, при этом
Центры крайних рядов свай должны выступать за грани фунда-
мента не менее чем на 1, 5d (d -диаметр инвентарной трубы);
4) устанавливают расстояние L между сваями из условия, что-
бы грунт в процессе его уплотнения приобрел проектную плот-
ность во всем уплотненном массиве В этом случае
237
L = 0,95dp//e-ec)/(\ + e), (11.13)
где e, et — соответственно коэффициенты пористости грунта до и после уплотне-
ния, задаваемые проектировщиком в пределах указанных выше значений;
5) определяют число свай:
n-QAcIA, (11.14)
О = (е-ес)/(1 + е), (11.15)
где А< и А - соответственно площадь уплотняемого основания и сечение сваи, м’.
В скважину засыпают массу песка, которую на 1 м длины пес-
чаной сваи определяют по формуле
G=^ps(l+w)/(l+ec), (11.16)
где ps — плотность твердых частиц грунта; w - его влажность.
11.4.2. Глубинное уплотнение песчаных грунтов
динамическими воздействиями
Уплотнение рыхлых песков производят вибробулавами, виб-
рофлотаторами, виброуплотнителем ВНИИГСа, взрывами, с по-
мощью электроискровых импульсов и другими способами.
Вибробулавами уплотняют водонасыщенный песок на глуби-
ну до 10 м. Если влажность песка недостаточна, то в грунт подает-
ся вода (гидровиброуплотнение).
П.Д. Лобасов предложил уплотнять водонасыщенные пески на
глубину до 20 м с помощью вибропогружателя, который крепится к
трубчатому стержню диаметром 100... 150 мм с приваренными к нему
через 300 мм по его длине горизонтальными планками.
При уплотнении песка глубинными взрывами последние про-
изводят с 2 — 3-кратной повторностью. Другие методы еще не на-
шли широкого применения.
11.4.3. Уплотнение просадочных грунтов
грунтовыми сваями
Изготовление скважины осуществляется за счет вытеснения
грунта в стороны при забивке инвентарной сваи. Эта свая обычно
238
состоит из металлической трубы диаметром 273 мм и инвентар-
ного башмака диаметром 300 мм. Забивку ведут с поверхности
земли, так как в верхней части грунт разрыхляется и перемещает-
ся вверх. Заполнение скважины во всех случаях производится ме-
стным грунтом оптимальной влажности с послойным его уплот-
нением трамбовками массой от 350 кг до 3 т.
Обычно грунт становится непросадочным, если > 1, 6 т/м’.
Ввиду трудности контроля за качеством работ по глубинному уп-
лотнению, в проектах предусматривают плотность сухого грунта
до =1, 65... 1, 75 т/м3. Коэффициент пористости уплотненного
грунта
e. = (P,-pJ/Pj- (П17)
Для среднего значения плотности частиц просадочных грун-
тов р, = 2,7 т/м3 коэффициент пористости при разных значениях
плотности сухого грунта приводится ниже:
Требуемая плотность р г т/м! 1,65 1,70 1,75
Коэффициент пористости ег 0,636 0,588 0,542
Относительную плотность сечения скважин на 1 м2 площади
уплотненного основания вычисляют по формуле (11.17). В зави-
симости от природной пористости грунта и его проектной плот-
ности устанавливают расстояния между центрами грунтовых свай
в соответствии с табл. 11.4.
Ширина зоны из уплотненного грунта в плане должна высту-
пать за контур фундамента во все его стороны не менее 0,1Ь, где
b - ширина фундамента, но во всяком случае не менее 0,5 м. Тогда
площадь уплотняемого основания, м2,
Л=(/>+2с’)(/+2с’), (11.18)
где I — длина фундамента, м; с' — ширина полосы уплотненного грунта вокруг
фундамента, м.
Для грунтов, у которых просадки проявляются даже при не-
значительных давлениях, принимают с' = 0,2b, а при II типе про-
садочной толщи - не менее 0,5 величины этой толщи. Необходи-
239
Таблица 11.4
Значения коэффициента к при расстоянии между
осями грунтовых свай (£ = А<Г)
Значения L при е
1,224 1,084 1,00 0,92 0,85 0,785
1,65 1,8 2,0 2,25 2,5 2,75 3,25
1,70 1,75 1,9 2,1 2,25 2,5 3,0
1,75 1.6 1,8 2.0 2.1 2.25 2,5
Примечание, е - коэффициент пористости грунта природного сложения; ^-ди-
аметр грунтовой сваи.
мое количество грунта для засыпки 1 м длины сваи устанавлива-
ют по формуле (11.16), где w соответствует оптимальной влажно-
сти wopt Для предварительных расчетов необходимое количество
грунта на 1 м грунтовой сваи может быть принято следующее:
Диаметр скважины 4, м 0.40 0,45 0.50
Масса грунта, кН 2,4 3,04 3,75
11.4.4. Уплотнение просадочных грунтов
предварительным замачиванием
Для уплотнения лессов на площадке бурят скважины, кото-
рые засыпают песком, а в песок подают воду до тех пор, пока не
произойдет замачивания грунта на всю глубину. Под действием
собственного веса грунт в нижней части просадочной толщи по-
степенно уплотняется, теряя свои просадочные свойства. В верх-
ней части грунт остается недоуплотненным и производится его
поверхностное уплотнение. Может применяться предварительное
замачивание грунта совместно с глубинными взрывами. Для это
го в скважины помещают заряды и после замачивания грунтов
производят взрывы, следующие один за другим. Грунт при этом
уплотняется, теряя свою просадочность. Не получает должного
уплотнения лишь верхний слой толщиной 2...3 м, который доуп-
лотняется тяжелыми трамбовками.
240
11.5, Закрепление грунтов
Закрепление грунтов сопровождается существенным измене-
нием их физико-механических свойств. Способ закрепления вы-
бирают в зависимости от грунтовых условий.
11.5.1. Силикатизация грунтов
Силикатизация заключается в нагнетании в грунт (через инъ-
екторы) химических растворов, которые, реагируя между собой
или с содержащимися в грунте солями, образуют гель кремние-
вой кислоты. При закреплении основания, с целью увеличения
его несущей способности, глубину укрепляемой зоны принима-
ют такой, при которой обеспечиваются устойчивость залегаю-
щего ниже грунта и осадка меньше предельных значений. Раз-
меры закрепленного массива в плане принимают выступающи-
ми за грани фундаментов не менее чем на 0, 2 м. В зависимости
от вида закрепляемого грунта применяют двух- и однораствор-
ный способ силикатизации.
Цвухрастворный способ используют для закрепления песков
с коэффициентом фильтрации от 2 до 80 м/сут. Он заключается в
поочередном нагнетании в грунт растворов силиката натрия и хло-
ристого кальция. Концентрация раствора силиката натрия (жид-
кого стекла) назначается в зависимости от коэффициента фильт-
рации закрепляемого песка:
Коэффициент фильтрации Плотность раствора жидкого
kf. м/сут стекла модуля 2,5...3,0 при 1=18°, г/см3
2...10 1,35.1,38
10...20 1,38.1,41
20.80 1,41... 1,44
Плотность раствора хлористого кальция принимают
1,26—1,28 г/см3.
Однорастворный способ применяют для закрепления лессо-
вых грунтов, мелких и пылеватых песков. При силикатизации лес-
сов в грунт инъектируется раствор жидкого стекла с модулем 2,6...3
241
и плотностью 1,13 т/м3. Силикат натрия вступает во взаимодей-
ствие с имеющимися в лессе солями, которые способствуют обра-
зованию геля кремниевой кислоты. Для закрепления мелких и
пылеватых песков в них нагнетают один из сложных гелеобразу-
ющих растворов, показанных в габл. 11.5.
Таблица 11.5
Составы для однорастворной силикатизации
мелких и пылеватых песков
Компоненты Плотность раствора при г=18°С Объемное соотношение, ч Приготовление
Фосфорная кислота 1,025 3...4 В емкость вначале наливают заданное количество фосфор-
Силикат натрия 1.19 1 ной кислоты, а затем при интенсивном помешивании добавляют силикат натрия
Серная кислота 1,06 1,3 В горячей воде растворяют сер- нокислый алюминий, затем
Сернокислый алюминий 1.06 0,7 перемешивают по расчету остальное количество воды
Силикат натрия 1.19 1,5 и концентрированную серную кислоту. В коагулянт при постоянном перемешивании заливают тонкой струей силикат натрия
При омоноличивании колонки грунта одиночным инъектором
(рис. 11.5, о) радиус закрепления принимают по табл. 116.
Для закрепления массива грунта инъекторы располагают в
плане в шахматном порядке (рис. 11.5, б). Закрепление грунтов по
глубине производят по зонам - «заходкам», которые на 0,5 R пре-
вышает длину перфорированной части инъектора, равной 0,5... 1 м.
При двухрастворном способе вначале нагнетают жидкое стекло
заходками сверху вниз, а затем раствор хлористого кальция — за-
242
Рис. 11.5, Схема расположения инъекторов при силикатизации грунтоа:
а, б - размещение в плане; в - то же, в разрезе при одной заходке;
г, д - то же, при трех заходках 1, П,Ш
Таблица Л б
Радиус R закрепления грунта от одного ииъектора
Грунты Способ закрепления Коэффициент фильтрации, ^.м/сут Радиус закрепления грунта R, м
Пески крупные и Средней крупности Двухрастворная силикатизация 2...10 10...20 20...50 50...80 0,3...0,4 0,4...0,6 0,6...0,8 0,8... 1
Мелкие и пылеватые пески Од I юрастворная силикатизация 0,3.-0,5 0.5... 1 1...2 2.5 0,3.0,4 0,4.0,6 0,6...0,8 0,8... 1
Лессовые грунты То же 0,1...0,3 0,3...0,5 0,5... 1 1...2 0,3...0,4 0,4...0,6 0,6...0,9 0,9... 1
Ходками снизу вверх. На рис. 11.5, в показано закрепление грун-
тов одной, а на рис 11.5, г - тремя заходками.
243
Количество инъектируемого в грунт раствора, л,
V = anV, (11.19)
tn о’ v '
где а — коэффициент размерности; п — пористость грунта, доли единицы; Го —
объем закрепляемого грунта, м3.
Значение коэффициента а принимают для крупных и средней круп-
ности песков - 500, мелких и пылеватых - 1200, лессов — 800 л/м3.
Нагнетание растворов в грунт производят медленно и равно-
мерно В табл. 11.7 приведена приобретаемая грунтом прочность
после его закрепления
Таблица 11.7
Прочность закрепленного грунта
Грунты Коэффициент фильтрации, kf, м/сут Предел прочности на сжатие через 28 сут, МПа
Крупные и средней 5.10 3,5...3,0
крупности пески 10 ...20 3,0...2,0
20...80 2,0..1,5
Мелкие и пылеватые пески 0,3...5 0,5 ...0,4
Лессовые грунты 0,1...2 0,8...0.6
11.5.2. Закрепление грунта синтет ическими
смолами (смолизация)
В настоящее время закрепление грунтов этим способом про-
изводят чаще всего с помощью карбамидной смолы. Она исполь-
зуется для омоноличивания сухих и водонасыщенных песков с
коэффициентом фильтрации от 0, 5 до 50 м/сут и для закрепления
лессовых грунтов. Закреплению смолизацией не подлежат, как
правило, пески, в состав которых входит более 3% глинистых фрак-
ций или карбонатов (по весу). При содержании глинистых частиц
от 1 до 3% или карбоната от 0, 1 до 3% пески до закрепления
обрабатывают раствором соляной кислоты 3...5%-ной концентра-
ции. При закреплении песков карбамидную смолу используют
244
совместно с отвердителем (раствором соляной кислоты). Рабочий
гелеобразующий раствор приготовляют непосредственно перед его
инъекцией в грунт. Для омоноличивания массива грунта объем
гелеобразующего раствора, л, вычисляют по формуле (11.19), в
которой коэффициент а = 1000 л/м3.
При смолизации лессовидных грунтов применяют раствор
карбамидной смолы (без добавления соляной кислоты). После зак-
репления этих грунтов они теряют просадочность и становятся
практически водонепроницаемыми.
Предел прочности на сжатие закрепленного смолизацией песка
получается от 1,0 до 2,5 МПа, а лессовидных грунтов - 0,7... 1,5 МПа.
11.53. Электрозакрепление грунтов
При пропускании постоянного электрического тока через пыле-
вато-глинистые грунты с коэффициег том фильтрации А < 0 01 м/сут
в них происходит перемещение влаги в сторону катода, а отрица-
тельно заряженных частиц - анода. При этом водоотдача и коэффи-
циент фильтрации грунта резко возрастают. Указанное явление со-
провождается уплотнением и обезвоживанием грунта между элект-
родами; свертыванием грунтовых коллоидов; химическими реак-
циями между составными частями грунта. Все эти процессы спо-
собствуют ускорению уплотнения и твердения пылевато-глинисто-
го грунта, которое в природных условиях протекает крайне медлен-
но. В строительной практике в этих целях используют два способа:
электроосмос и электрохимическое закрепление.
Электроосмос применяют в основном для повышения несу-
щей способности и ускорения консолидации слабых пылевато-гли-
нистых грунтов; увеличения устойчивости откосов и дна котлова-
нов; водопонижения в тонкодисперсных грунтах.
При электроосмосе в грунт забивают электроды. В качестве
анода используют сплошные металлические стержни, а для като-
дов применяют трубы с перфорацией в нижней части или игло-
фильтры для удаления поступающей воды. Расстояние между элек-
тродами, м, определяют по формуле
245
L = 10067/(Zp<pe), (11.20)
где U— рабочее напряжение, В; 1 — плотность электрического тока на 1 м2 осуша-
емого грунта, А; ро — удельное омическое сопротивление грунта, Ом-см; <ре - ко-
эффициент. зависящий от размеров и расположения электродов (принимается в
пределах от 2 до 3 м).
На практике расстояние между одноименными и разноименны-
ми электродами принимается порядка 0, 6...1, 5 м. Напряжение на
электродах принимают равным 35...60 В на 1 м расстояния между
рядами электродов. Плотность тока составляет 8... 12 А на 1 м2 сече-
ния слоя закрепляемого грунта, средний расход электроэнергии —
40...60 кВт ч на 1 м2 обрабатываемого грунта. Расчетное сопротивле-
ние грунта определяют по формуле на основе исследований грунтов
после их обработки. Проектирование сооружений на этих грунтах
ведут с учетом возможных изменений их свойств во времени.
Электрохимическое закрепление используют для тех же грун-
тов, что и электроосмос. Этот способ характеризуется более ко-
ренным изменением свойств грунтов. В грунт рядами на таком же
расстоянии друг от друга, как и при электроосмосе, погружают
полые электроды (трубы с перфорацией в нижней части или игло-
фильтры). В полости анодов подают закрепляющий раствор. От-
качку воды производят из второй группы труб-катодов. Через грунт
пропускают постоянный электрический ток, под воздействием
которого увеличиваются скорость и радиус проникновения раство-
ра, возрастает интенсивность физико-химических процессов, при-
водящих к образованию в грунте нерастворимых соединений и
необратимых коллоидов. Указанные процессы происходят при вза-
имодействии вводимых в грунт и содержащихся в нем химичес-
ких соединений и приводят к омоноличиванию грунта.
Электрический ток пропускают в одном или разных направ-
лениях. Изменение направления тока приводит к более равномер-
ному закреплению грунта между рядами электродов. Продолжи-
тельность обработки грунта достигает 30...50 ч. Схема размеще-
ния электродов при электроосмосе и электрохимическом закреп-
лении грунтов показана на рис. 11.6.
246
Рис. 11.6. Схема электроуплотнения илистых грунтов: 1 — катод; 2 - анод;
3 - глухая часть электрода; 4 - перфорированная часть электрода;
5 - уплотненный массив; б катодный ряд; 7- анодный ряд;
8 — источник постоянного тока
11.5.4. Термическое закрепление грунтов
Этот способ применяют для закрепления лессовидных грун-
тов, неводонасыщенных пылевато-глинистых грунтов. Сущность
термического закрепления заключается в преобразовании струк-
турных связей в грунте под воздействием высоких температур. В
результате закрепления устраняются просадочные свойства грун-
тов, возрастают их прочность и водостойкость.
Термообработку производят посредством сжигания в них топ-
лива (газообразного, жидкого или твердого, рис. 11.7). В качестве топ-
лива используют горючие газы, соляровое масло, мазут. Для усиле-
ния фильтрации раскаленных газов в грунте и поддержания необхо-
димой температуры в скважине в нее подают избыточное количество
воздуха и поддерживают давление в пределах от 15 до 50 кПа.
247
Рис. 11.7. Схема установки термического закрепления
просадочных грунтов по второму способу (размеры в м):
1 компрессор; 2 - форсунка; 3 - насос для подачи горючего
в скважину, 4 - трубопровод; 5 - емкость с жидким горючим’
б - фильтр
Диаметр скважин принимают равным 10.. 20 см; глубина ко-
леблется в пределах от 6 до 15 м и более. Расстояние между осями
скважин зависит от нагрузок их распределения по пятну застройки.
Обжиг грунта продолжается от 5 до 10 сут. При сжигании 80... 180 кг
жидкого топлива на 1 м глубины скважины вокруг нее образуется
массив термически закрепленного грунта диаметром 1,5...3 м. Проч-
ность закрепленного грунта на сжатие достигает 1,0...3,0 МПа.
11.5.5. Закрепление грунтов с использованием
высоконапорных инъекций
Использование высоконапорных инъекций или струйной тех-
нологии позволяет решать широкий круг геотехнических задач.
Эта технология широко используется для глубокого перемешива-
ния грунтов на глубине с их закреплением и создания любых по
конфигурации массивов. Как видно из рис. 11.8, можно успешно
закрепить массив грунта под строящимся зданием (рис. 11.8, а),
248
Рис. 11,8. Закрепление массива грунта
с использованием струйной технологии
обеспечить устойчивость зданий и сооружений при глубоких про-
ходках в непосредственной близости от них (рис. 11.8, б), обеспе-
чивать надежную эксплуатацию зданий в сложных условиях ве-
дения работ (рис. 11.8, в, г).
Технология заключается в погружении устройства для пере-
мешивания грунта с вяжущим материалом. Устройство снабжено
специальными соплами, через которые подается раствор под дав-
лением до 150 атм и более. Это способствует быстрому погруже-
нию и образованию массива до 3, 0 м в диаметре. Укрепленные
массивы цилиндрической формы в зависимости от вида и состоя-
ния закрепляемого грунта, могут располагаться на различном рас-
стоянии друг от друга при плотности заполнения 5 от 34, 9 до
97%. В качестве примера можно привести фундамент, который ус-
траивается на закрепленном массиве, передающем давление на от-
носительно прочные грунты основания. Расчет можно произво-
дить по методике, изложенной в гп. 7.
249
Глава 12
ПРОЕКТИРОВАНИЕ ПОДЗЕМНЫХ СООРУЖЕНИЙ
12.1. Функциональные и конструктивные
разновидности подземных сооружений
Подземным называют сооружение (или его часть), располо-
женную ниже планировочной отметки грунта. Простейшими ви-
дами подземных сооружений являются подвалы жилых домов.
Достоинствами подземных сооружений, обусловившими их
интенсивное и все расширяющееся строительство, являются со-
кращение потерь тепла через стены и соответствующая двух—трех-
кратная экономия на отоплении, сохранение дневной поверхнос-
ти грунта для других целей, повышение прибыли с единицы пло-
щади городских территорий, сокращение расходов на наружный
косметический ремонт, повышение пожаробезопасности, защи-
щенность помещений от внешних воздействий.
Специфическим достоинством поверхностных зданий с раз-
витой подземной частью является тот факт, что при расчете вели-
чины осадки здания во внимание принимается только дополни-
тельная нагрузка, то есть вес сооружения за вычетом веса грунта
в объеме подземной части здания. При равенстве веса здания и
веса вынутого грунта осадки будут равны нулю, что очень ценно
при строительстве новых зданий вблизи существующих объектов.
Подземные сооружения могут размещаться в комплексе с на-
земными зданиями, в сочетании с подземными инженерно-транс-
портными сооружениями, в специально создаваемых выработках
под улицами, площадями, скверами.
Конструкция подземных сооружений зависит от объемно-пла-
нировочных решений, определяемых функциональным назначе-
нием, глубины заложения, инженерно-геологических условий,
нагрузок, обстановки на поверхности, а также от способа произ-
водства работ.
250
Ограждающей называют постоянную конструкцию, закреп-
ляющую выработку подземного сооружения и образующую его
внутреннюю поверхность.
В ограждающую конструкцию входят стены, днище и верх-
нее перекрытие подземного сооружения. Ограждающая конструк-
ция воспринимает нагрузки и воздействия, обеспечивает проч-
ность, трещиностойкость, жесткость и устойчивость подземного
сооружения, а также изоляцию внутреннего объема сооружения
от внешней среды с учетом требований теплоизоляции, гидроизо-
ляции, звукоизоляции.
Наиболее распространенными видами подземных сооружений
по назначению являются: подземные гаражи; спортивные, рекре-
ационные помещения, залы для зрелищных мероприятий и т.д.;
сооружения промышленно-технологического назначения (емкос-
ти водопроводных и канализационных сетей, заглубленные части
дробильно-сортировочных цехов, металлургических производств,
подземные атомные котельные и т.п.); убежища ГО; пешеходные
и коммуникационные тоннели; жилые дома; подпорные стены.
С полным основанием подземными сооружениями можно счи-
тать и фундаменты глубокого заложения под тяжелыми объектами:
мостовыми опорами, реакторами атомных электростанций и т.п.
Кроме перечисленных видов, во всех странах сооружается
множество иных подземных объектов (горные выработки при до-
быче полезных ископаемых, автомобильные и железнодорожные
тоннели и выработки метрополитенов, гидротехнические тонне-
ли и машинные залы гидроэлектростанций, хранилища нефтепро-
дуктов, захоронения ядовитых отходов и др.), вопросы проекти-
рования которых изучаются в других специальностях.
Конструктивные решения некоторых из перечисленных под-
земных сооружений приведены на рис. 12.1 ...12.3.
На рис. 12.1 изображен круглый в плане подземный гараж в
комплексе с поверхностными зданиями. Въезд и выезд автомоби-
лей осуществляются своим ходом по наклонному внутреннему
пандусу.
251
Рис. 12-1- Подземный гараж, построенный методом опускного колодца
252
66м
Рис. 12.3, Насосная станция канализации Петербурга
На рис. 12.2 приведен поперечный разрез линейно вытянуто-
го гаража-стоянки под городским бульваром Дневная поверхность
грунта сохраняется зеленой.
На рис. 12.3 приведен разрез насосной станции очистных со-
оружений в пос. Ольгино. Благодаря глубокому заложению сбор-
ного резервуара в нижней части станции сточные воды поступают
самотеком с большого расстояния.
Подпорные стены служат для длительного или постоянного
поддержания устойчивости вертикальных откосов выемок или
насыпей. На рис.12.4 приведены сечения гравитационных подпор-
ных стен, устойчивость которых обеспечивается собственным ве-
сом. Тонкостенные железобетонные стены (рис. 12.5) вовлекают в
качестве удерживающего противовеса силы тяжести грунта, ле-
жащего на горизонтальных фундаментных плитах
На рис.12 6,«ий изображена насыпь с вертикальным отко-
сом из армированного грунта, а на рис. 12.6, в - так называемая
нагельная стена выемки, вертикальный откос которой поддержи-
вается забивными стержнями (нагелями).
253
ш
Рис. 12.4. Массивные подпорные стены
6
Рис. 12.5. Тонкостенные подпорные стены: 1 - передняя стенка;
2 - контрфорс; 3 - фундаментная плита; 4 - разгружающая площадка
Рис. 12.6. Подпорные стены из армированного грунта: а. б-армированные насы-
пи; в - армированная стена котлована: 1 - сборная облицовка; 2 —' армирующие
металлические полосы; 3~- геотекстиль; 4 - армирующий стержень (нагель);
5 - пневмомолот; Н — проектная высота стены
254
Проектирование подземного сооружения состоит из следую-
щих этапов:
разработка объемно-планировочного решения (архитектуры)
в соответствии с функциональным назначением сооружения;
выбор наиболее экономичного способа строительства с уче-
том глубины заложения подошвы сооружения, грунтовых и гидро-
геологических условий, наличия близкорасположенных строений;
решение вопросов водозащиты и гидроизоляции;
расчет внешних нагрузок от грунта и сбор внутренних нагрузок;
расчет и определение параметров ограждающих и внутрен-
них конструкций;
выбор способов временного поддержания стен котлованов
(при котлованном способе строительства) и расчет параметров
крепления.
12.2. Способы строительства
подземных сооружений
Способы строительства подземных сооружений в той или иной
степени излагаются в учебниках (Б.И. Далматов, 1988; Г.М. Бадь-
ин и др., 1987; А.Н. Драновский, А.Б. Фадеев, 1993). Поэтому здесь
эти способы излагаются кратко с единственной целью - помочь
проектировщику сделать выбор.
Способы строительства подземных сооружений делятся на две
группы: способы строительства с поверхности и подземные.
Способы строительства с поверхности включают способы
котлованный, опускного колодца и “стена в грунте”.
Подземные способы строительства, используемые главным
образом при проходке тоннелей на глубинах более 10 м, излага-
ются в курсе “Подземные сооружения” (А.Н. Драновский,
А.Б. Фадеев, 1993).
Котлованный способ. При котлованном способе (рис. 12.7,а)
откапывается котлован и в нем обычными способами возводится
будущее подземное сооружение.
255
Рис.12.7. Строительство подземных сооружений с поверхности:
а — котлованный способ: б — способ опускного колодца;
в - способ “стена в грунте”; I, II - этапы строительства
После завершения строительства котлован засыпается грун-
том. При использовании этого способа обеспечиваются наиболее
благоприятные условия укладки бетона, возможность устройства
наружной гидроизоляции. Строительные нагрузки на ограждаю-
щие конструкции при этом способе строительства не превосходят
эксплуатационные.
Недостатком котлованного способа является необходимость
резервировать значительные площади поверхности за контурами
возводимого сооружения при заоткоске стен котлована под устой-
чивыми углами откоса или крепления вертикальных стен. Это об-
стоятельство обычно ограничивает применение котлованного спо-
соба глубиной 5...7 м.
Способ опускного колодца. Способ опускного колодца
(рис. 12.7, б) заключается в том, что ограждающие стены подзем-
ного сооружения в виде замкнутого контура (круглого, прямоу-
гольного и др.) возводятся на поверхности из монолитного желе-
зобетона или из сборных элементов (блоков, панелей) на специ-
альной конструкции, называемой ножом. После возведения стен
на достаточную для начала погружения высоту производится из-
256
влечение грунта изнутри колодца, что сопровождается оседанием
колодца под действием сил собственного веса. Для уменьшения
сил трения колодца о грунт внешний диаметр ножа принимается
на 10...30 см больше диаметра стен, что обеспечивает создание за-
зора между грунтом и стенами. В неустойчивых грунтах этот зазор
заполняется тиксотропным глинистым раствором. Если вес колод-
ца недостаточен для преодоления сил трения, что обычно имеет
место при небольших в плане размерах колодца, колодец сверху
пригружают грузами или путем натяжения анкеров, проходящих
сквозь вертикальные отверстия в стенах и закрепленных глубоко в
грунте. После опускания колодца на нужную глубину устраивается
его днище - нижнее ограждение подземного сооружения.
Опускание колодца в обводненных грунтах обычно ведется с
водопонижением, а при наличии у грунтов плывунных свойств и пло-
хой водоотдачи, что грозит выпиранием грунтового дна в процессе
опускания и осадками прилегающей поверхности, вокруг опускае-
мого колодца создаются шпунтовое или льдогрунтовое ограждение,
доходящее внизу до водоупорного слоя, или глиняная противофильт-
рационная завеса. В подобных обстоятельствах возможно также по-
гружение колодца с затоплением его внутреннего пространства грун-
товыми водами и подводной разработкой грунта, однако это умень-
шает вес колодца на величину архимедовых сил взвешивания и со-
здаег сложности при встрече ножом твердых включений - валунов.
Неизбежное при подводной разработке подводное бетонирование
днища требует большого расхода бетона. По этим причинам погру-
жение затопленных колодцев применяется редко.
Теоретически погружение колодца в водонасыщенные плы-
вунные грунты можно вести с применением кессона, отделив ниж-
нюю часть колодца высотой несколько метров от остального объе-
ма герметичным перекрытием и создав там давление воздуха, рав-
ное давлению грунтовых вод. Однако при этом необходимый для
погружения вес колодца или его пригруз столь значительно возра-
стает, что использование кессона для колодцев диаметром более
2...3 м становится практически нереальным.
257
5- 5008
Достоинствами способа опускного колодца являются: благо-
приятные, как и при котлованном способе, условия возведения
стен, возможность устройства наружной гидроизоляции, возмож-
ность ведения работ на небольшом удалении от существующих
зданий. Опускаемый колодец может иметь внутренние стены или
поперечные балки, которые с самого начала будут воспринимать
нагрузки. Этот способ широко используется при устройстве фун-
даментов мостовых опор, шахт станций перекачки городской ка-
нализации, подземных этажей зданий, резервуаров различного на-
значения. Способ применяется во всех типах грунтов от скальных
до плывунных. Крупнейшие из погруженных колодцев имеют глу-
бину и диаметр порядка 70 м.
Недостатком способа опускного колодца является относитель-
ная сложность управления силами трения грунта по стенам и си-
лами сопротивления грунта под острием ножа при опускании, след-
ствием чего могут быть перекосы колодца и его зависание. При
перекосах в стенах колодца возникают дополнительные усилия,
которые учитываются в расчете и вынуждают делать стены тол-
ще. чем того требуют эксплуатационные нагрузки. Необходимость
ограждения зоны погружения колодца в обводненных и плывун-
ных грунтах шпунтом, льдогрунтовым ограждением или проти-
вофильтрашюнной завесой удорожает работы.
Способ “степа в грунте”. Его принципиальное отличие в том.
что ограждающие стены подземного сооружения создаются в узкой
выработке (траншее или сплошном ряду пересекающихся скважин)
по контуру сооружения (рис. 12.7,в), и уже под защитой возведенных
стен удаляется грунт из внутреннего объема подземного сооруже-
ния. В обводненных грунтах стены обычно заглубляются до водо-
упорного слоя, даже если глубина его залегания существенно пре-
восходит глубину сооружения; при этом водопритока в процессе раз-
работки грунта не будет. Если же водоупорного слоя на доступной
глубине не имеется, то можно вести подводную разработку грунта в
затопленном объеме возводимого сооружения. Способ “стена в грун-
те” применяется также при устройстве глиняных противофильтра-
258
ционных завес, щелевых фундаментов под тяжелые сооружения.
Известны примеры устройства стен в грунте па глубину до 70 м
Устойчивость стен узкой контурной выработки, в объеме кото-
рой устраиваются стены сооружения, обычно обеспечивается тем,
что в процессе откопки выработка заполняется тиксотропным гли-
нистым раствором, откопка грунта и последующее бетонирование
(или установка сборных элементов) ведутся под раствором. Устой-
чивость возведенных стен в процессе выемки грунта из внутренне-
го пространства обеспечивается временными распорками, а при
больших размерах сооружения в плане - грунтовыми анкерами.
Общим достоинством многочисленных разновидностей спо-
соба "стена в грунте” является то. что нет необходимости ведения
каких-либо работ на поверхности за пределами контура возводи-
мого подземного сооружения, что делает этот способ особенно
ценным при новом строительстве в застроенной части города. Он
позволяет устраивать стены любой сколь угодно сложной формы
в плане. Общим же его недостатком является необходимость ве-
дения бетонирования под глинистым раствором, что не обеспечи-
вает высокого качества бетона и полной водонепроницаемости.
Против применения глинистого раствора в последнее время про-
тестуют экологи, что вынуждает применять синтетические быст-
роразлагающиеся заменители.
Из вариантов способа "стена в грунте” при строительстве под-
земных сооружений получили применение:
а) откопка траншеи шириной 0,5...1,2 м и захватками длиной
3...6 м плоским грейфером и устройство стены из монолитного
железобетона путем опускания арматурных каркасов и бетониро-
вания методом вертикальной перемещающейся трубы (ВПТ);
б) откопка траншеи тем же способом и устройство стены из опус-
каемых в траншею железобетонных плит заводского изготовления:
в) устройство стены в виде секущихся буронабивных свай.
Вариант “а” при использовании специальных разделителей
между захватками позволяет создавать стены, способные воспри-
нимать изгибающий момент не только в вертикальной, но и в го-
ризонтальной плоскости. К сожалению, в этом варианте в наи-
9*
259
большей степени сказываются недостатки бетонирования под гли-
нистым раствором, и изнутри таких стен приходится обычно уст-
раивать гидроизоляцию и второй железобетонный слой, воспри-
нимающий давление воды.
Достоинством варианта “б” является использование готовых
плит, на поверхность которых при заводском изготовлении может
быть нанесен гидроизоляционный слой, что обеспечит их полную
водонепроницаемость. Вертикальные кромки плит снабжены спе-
циальными захватами-направляющими, обеспечивающими сты-
ковку плит при погружении по всей длине. Полости стыков запол-
няются водонепроницаемым тампонирующим раствором сразу
после установки плит, но при протечках могут быть дополнитель-
но уплотнены тем или иным способом (инъекция непроницаемо-
го материала, заваривание металлическими накладками) после
удаления грунта изнутри сооружения. Сборная стена в грунте
имеет качественную внутреннюю поверхность, что, наряду с во-
донепроницаемостью, делает этот вариант весьма ценным.
Общим ограничением применения вариантов “а” и “б” явля-
ется наличие в грунте твердых включений - валунов. Имели мес-
то случаи неудач и даже поломки дорогостоящих механизмов при
попытках откопки траншей через слой валунной морены. Опыта
устройства стен по вариантам “а” и “б” в плывунных грунтах еще
недостаточно. Есть основания опасаться, что, несмотря на запол-
ненность траншеи глинистым раствором, в момент черпания грун-
та грейфером и отрыва его от массива возникающий в зоне отры-
ва вакуум будет вызывать наплыв грунта в траншею и оседание
прилегающей к траншее поверхности грунта.
Вариант “в” представляет собой наиболее щадящую техноло-
гию в отношении сохранности близстоящих сооружений. Выпол-
няется он обычно таким образом (рис.12.8).
Под защитой глинистого раствора (а в плывунных грунтах еще
и обсадной трубы) проходятся и сразу бетонируются методом ВПТ
скважины 1 и2. Черезсутки-двое после схватывания бетонавних
проходится скважина 3, в нее опускается арматурный каркас и про-
260
Рис. 12.8. Стена в грунте из секущихся свай
изводится бетонирование. Далее в порядке номеров проходятся и
бетонируются все скважины ряда, все нечетные при этом имеют
арматурный каркас. Стены, изготовленные таким способом, как и в
варианте “а”, водопроницаемы и нуждаются во внутренней гидро-
изоляции. Известны примеры устройства таким образом стен в грун-
те в мягкопластичных суглинках Петербурга в непосредственной
близости от старых зданий при диаметре скважин 600 мм. В тех же
грунтовых условиях при использовании скважин диамегром 1200
мм с обсадными трубами и глинистым раствором происходил на-
плыв плывунного грунта в скважину, из которой в процессе проход-
ки извлекалось грунта больше ее объема, что сопровождалось осад-
ками соседних домов в 10...20 см и их разрушением.
Способы закрепления грунтон. При строительстве подзем-
ных сооружений в особо сложных грунтовых условиях применя-
ют методы временного или постоянного закрепления грунтов. В
качестве временного закрепления любых грунтов применяется
рассольное (холодным раствором хлористого кальция) или крио-
генное (жидким азотом) замораживание. Для постоянного закреп-
ления галечников и трещиноватых скальных грунтов применяет-
ся цементация методом инъецирования, крупно- и среднезернис-
тые пески и лессы могут быть закреплены методом силикатиза-
261
Рис. 12.9. Струйная технология: а — бурение скважины (прямой ход); б — струйная
обработка грунта (обратный ход); 1 - подача промывочного раствора при
бурении: 2 — подача цементного молока при струйной обработке
ции. Песчаные и пылевато-глинистые грунты могут быть закреп-
лены цементацией с помощью струйной технологии (рис. 12.9).
12.3. Строительные и эксплуатационные нагрузки
на подземные сооружения
Виды нагрузок. При расчете подземных сооружений учиты-
ваются постоянные, временные длительные, кратковременные и осо-
бые нагрузки и воздействия, возникающие в условиях строитель-
ства и эксплуатации, а для сборных элементов также нагрузки, воз-
никающие при их изготовлении, транспортировании, складирова-
нии и монтаже. К особым нагрузкам при опускании колодцев отно-
сят дополнительное давление грунта при перекосе колодца.
Расчет подземных конструкций производят, как правило, по
предельным состояниям первой группы (по устойчивости), а при
необходимости - и по предельным состояниям второй группы (по
деформациям). Правила сочетания нагрузок регламентированы
СНиП 2.01.07-85.
Расчетные нагрузки определяют путем умножения их норма-
тивных значений на коэффициент надежности по нагрузке yf учи-
262
тывающий возможное отклонение нагрузок в неблагоприятную
сторону. При проектировании промышленно-гражданских соору-
жений для всех нагрузок можно принять у = 1,1, если увеличение
нагрузки ухудшает условия работы конструкций, и у = 0,9, если
уменьшение нагрузки ухудшает их.
При определении давления грунтов на ограждения подзем-
ных сооружений в расчетах используют характеристики грунтов
ненарушенного сложения в природном залегании и засыпок.
Расчетные значения физико-механических характеристик
грунтов определяют по формуле (1.4) Х= X* / у
Если экспериментальное определение прочностных и деформа-
ционных характеристик грунтов не проводилось и их нормативные
значения принимаются по табл. 1 - 3 прил. к СНиП 2.02.01 - 83 или
по территориальным строительным нормам (ТСН), то расчетные
значения характеристик в этом случае принимаются при следую-
щих значениях коэффициента надежности по грунту: в расчетах
по деформациям у =1; в расчетах по несущей способности для
сцепления ys(с)=1,5 для угла внутреннего трения у^ р)=1,15. В этом
случае коэффициент надежности по нагрузке для всех грунтовых
нагрузок следует принимать у,. =1,2. Такой порядок назначения
расчетных характеристик грунтов нежелателен, так как обычно
приводит к сильному завышению грунтовых нагрузок и утяжеле-
нию конструкций.
Для грунтов засыпки, уплотненных по требованиям норм до
95% от их плотности в природном сложении, допускается уста-
навливать расчетные значения характеристик у', <р', с' по их значе-
ниям в природном залегании:
при расчетах по первой группе предельных состояний
у']= 0,95 У], <р'] = 0,9 ср,, с'] = 0,5Ср
при расчетах по второй группе предельных состояний
/„ = 0,95 уп,<р'„= 0,9 <р„,с'п=с„,
где (уц) - удельный вес; ср] (<ри) - угол внутреннего трения; с, (си) - сцепление
грунта природного сложения.
263
Максимальные значения сцепления грунтов засыпки не долж-
ны превышать следующих значений: при заглублении сооружения
более чем на 3 м от поверхности d= 7 кПа, с'п=10 кПа; при заглуб-
лении сооружения менее чем на 3 м от поверхности с'= 5 кПа,
с'п = 7 кПа. При заглублении сооружения менее 1,5 м от поверхнос-
ти сцепление грунта засыпки принимают равным нулю.
Вертикальное давление грунта. Если минимальный гори-
зонтальный размер подземного сооружения b (ширина) равен или
превышает толщину слоя грунта над кровлей h (рис. 12.10,а), что
обычно и имеет место, то вертикальное давление на кровлю со-
оружения равно полному весу столба грунта над сооружением:
ct,- = EyA+9> О2’)
i=i
где у., h — удельный вес грунта, кН/м3, и мощность слоев грунта над кровлей, м;
q — сплошная равномерно распределенная нагрузка на поверхности, кПа.
Удельный вес грунта, расположенного ниже уровня подзем-
ных вод, принимается с учетом взвешивающего действия воды для
всех грунтов, за исключением водоупорных, имеющих коэффи-
циент фильтрации к < 1 10 s м/с, но в этих грунтах не принимается
в расчет давление подземных вод.
Если b/h < 1 и сооружение возведено открытым способом, то
вертикальное давление засыпки существенно зависит от формы и
размера котлована. Если котлован узкий и имеет вертикальные
стены (траншея), то зависание грунта засыпки на стенах траншеи
существенно уменьшает давление на сооружение (рис. 12.10, б).
Напротив, если ширина котлована значительно превышает шири-
ну сооружения, то оседание засыпки может вызвать зависание
окружающего грунта на столбе грунта над сооружением и выз-
вать увеличение нагрузки (рис. 12.10, в). В этих случаях вертикаль-
ное давление грунта определяется формулой
аг = А у h (при b/h<\ ). (12.2)
Величина поправочного коэффициента А определяется по гра-
фикам проф. Клейна (рис. 12.11).
264
Рис. 12.10. Схемы к определению вертикального давления грунта:
а — сооружение в широком котловане; б — сооружение
в узкой траншее; в — сооружение под насыпью
Рис.12.11. Графики для определения коэффициента kv вертикального давления
грунта: 7 — для песчаных засыпок; 2 - для глинистых засыпок; 3 — для текучих
глин; 4 - для мелких песков и мягкопластичных глин; 5 — для средних песков
и пластичных глин; б — для крупных песков и твердых глин;
7 — для скальных и полускальных грунтов
265
Давление грунта на обделку выработок, пройденных подземным
способом (при b / h «1), называется горным давлением и рассчиты-
вается специальными методами (А.Н. Драновский, А.Б. Фадеев, 1993).
Горизонтальное давление грунта. Стены подземных соору-
жений рассчитывают на горизонтальное давление грунта с уче-
том нагрузки, расположенной на прилегающей территории. Дав-
ление от веса окружающего грунта обычно называют основным,
а давление от поверхностной нагрузки - дополнительным. Гори-
зонтальные составляющие активного и пассивного давления для
вертикальных стен при горизонтальной поверхности грунта вы-
числяют по формулам:
%= ст. с ctg <Р (1 (12 -3)
° с ctg <Р (1 АР’ (12 4 ’
где ov - вертикальное давление грунта, рассчитанное методами, изложенными в
предыдущем разделе; ф и с—расчетные значения угла внутреннего трения и сцеп-
ления грунта: X и X — коэффициенты активного и пассивного давления грун-
та, определяемые по формулам:
r=tg"(45c-P/2),
(12.5)
Xg = tg2(45°+<p/2).
Активное давление грунта действует не по всей поверхности
стен, а лишь начиная с глубины от поверхности:
hc = 2с ctg(45°- <р/2)/у. (12.6)
Пример построения эпюр активного и пассивного горизон-
тального давления грунта приведен в разд. 12.6.
В литературе приводятся методы учета местных распределен-
ных и сосредоточенных нагрузок на поверхности грунта вблизи
стены подземного сооружения, а также сейсмических воздействий
на величину горизонтального активного давления грунта.
Давление подземных вод. Давление подземных вод на ог-
раждающие конструкции подземных сооружений определяется
выражением
266
P„=Hr7„> (12 7)
где Н, - напор (высота столба воды), м; ук=10 кН/м3 - удельный вес воды.
Расчетным уровнем подземных вод является прогнозируемый,
исходя из инженерно-геологических условий, гидрогеологической
обстановки, принятого способа производства работ, сроков стро-
ительства, мероприятий по водопонижению и водоотведению. При
определении бокового давления грунта и гидростатического дав-
ления подземных вод необходимо учитывать, что на стадии стро-
ительства уровень подземных вод может быть наинизшим, а при
эксплуатации сооружения — наивысшим.
Если ограждающая конструкция подземного сооружения име-
ет наружную гидроизоляцию, то давление воды действует на на-
ружную поверхность ограждения. Если же ограждающая конст-
рукция многослойная, то подземные воды давят на слой гидро-
изоляции и приложены внутри ограждения.
Гидростатическое давление воды на днище подземного соору-
жения может вызвать всплытие сооружения. Кроме того, напорные
подземные воды в водоносном слое под водоупорным дном котло-
вана могут вызвать при откопке котлована взламывание его дна.
12.4. Обеспечение устойчивости стен котлованов
н устройство анкеров
Способы крепления стеи котлованов. Если строительные
работы ведутся не в стесненных условиях, то наиболее экономич-
ным является придание бортам котлована таких углов откоса, при
которых обеспечивается их устойчивость без специального креп-
ления. При глубине котлована до 5 м наибольшая допустимая кру-
тизна откосов принимается по табл. 12.1; при большей глубине -
определяется расчетом.
Если строительство ведется в стесненных условиях и стенам
котлована необходимо придать вертикальную форму, то исполь-
зуются распорные, подкосные, закладные, шпунтовые консольные
и заанкерованные крепления.
267
Отношение высоты откоса к его заложению
при глубине выемки Н
Таблица 12.1
Грунт Н< 1,5 м Н = 1,5-Зм Н>3м
Песчаный влажный I : 0,5 I : 1 I : 1
Супесь 1 :0,25 1 : 0,67 1 : 0,85
Суглинок 1 :0 1 : 0,5 1 .075
Глина I :0 1 :025 1 05
Скальный - 1 . 0 1 0,1
Распорные крепления применяются в грунтах, которые непро-
должительное время сохраняют вертикальный откос (рис.12.12).
Щиты выполняются из досок или рифленого металла, распорки -
металлические винтовые. В более широких котлованах щиты под-
пираются подкосами.
Рис. 12.12. Распорные крепления траншей:
1 - щит: 2 - винтовая распорка
Для поддержания стен глубоких и больших в плане котлованов
применяют закладные крепления. Они состоят из вертикальных сталь-
ных двутавровых стоек, погруженных в грунт забивкой, вибрирова-
нием или в заранее пробуренные скважины, и закладываемых между
ними по мере откопки котлована деревянных, металлических или
железобетонных элементов (забирок) - рис. 12.13, а. На рис. 12.13, б
изображен вариант такого крепления, в котором стойки, состоящие
из двух швеллеров, крепятся к грунтовому массиву анкерами, а вме-
сто закладных забирок использован торкрет-бетон.
268
Рис. 12.13. Закладное крепление: а - распорное; б- анкерованное;
1 - двутавр; 2 - забирка; 3 - распорка; 4 — швеллеры;
5 - торкрет-бетон: 6 - анкер
В водонасыщенных глинистых грунтах и в мелкозернистых
песках с плывунными свойствами надежным видом крепления яв-
ляются шпунтовые стены. Шпунтовая стена - это ряд погружен-
ных (забитых, вдавленных или погруженных вибрацией) по конту-
ру котлована до его откопки вплотную друг к другу деревянных
или металлических элементов специального профиля (рис. 12.14).
Рис.12.14. Поперечное сечение шпунтовой стенки:
а, б - деревянной; в,г - стальной
269
Деревянный шпунт применяется для крепления малых котло-
ванов глубиной и размерами в плане до 2. .3 м. Для больших кот-
лованов наиболее популярен стальной шпунт корытного профи-
ля, параметры нескольких типоразмеров которого приведены в
табл. 12.2. Там же приведены расчетные изгибающие моменты при
расчетном сопротивлении стали С255 на изгиб по пределу упру-
гости 7?v=250 МПа. Обращаем внимание на то, что момент сопро-
тивления 1 м шпунтовой стенки оказывается значительно боль-
ше, чем сумма моментов двух с половиной шпунтин. Это проис-
ходит за счет того, что при стыковке шпунтин толщина образую-
щейся стенки с рифленым сечением удваивается.
Таблица 12.2
Параметры шпунта типа “Ларсен" корытного профиля
Тип Размеры шпунтины, м Масса 1 П.М.. кг Момент сопротив- ления / момент инерции, см3/см4 Расчетный изгибаю- щий момент, кН м
ширина высота ш путины 1 м стенки
Л-111 0,4 0,168 62 258/2760 1600/23200 64.5 400
JI-IV 0,4 0.180 74 405/4660 2200/39600 101,25 550
JI-V 0.4 0,180 100 420/6243 3000/54000 105 750
При глубине котлована до 6 м применение шпунта корытного
профиля, заглубленного ниже дна котлована на некоторую вели-
чину, определяемую расчетом, может обеспечить устойчивость
стенки без дополнительного ее крепления (консольная стенка). При
большей глубине котлована или при установленной расчетом не-
обходимости погружения шпунта до глубины, более удвоенной
глубины котлована, применяется распорное, а в широких котлова-
нах — анкерное крепление шпунтовых стен.
Анкеры. Применение анкеров допускается во всех грунтах,
за исключением глинистых текучей и текучепластичной консис-
тенции, торфов, илов. Наиболее распространенные типы анкеров
изображены на рис. 12.15.
Простейший анкер траншейного типа (рис. 12.15, а) состоит
из анкерной плиты, воспринимающей горизонтальную нагрузку,
270
3
Рис. 12.15. Грунтовые анкеры: с — траншейный; б - инъекционный;
1 - тяга; 2 - анкерный блок: 3 - засыпка траншеи; 4 - корень
и несущего элемента из стального стержня или троса. Анкеры тран-
шейного типа применяются для крепления шпунтовых и подпор-
ных стен небольшой высоты.
Для крепления высоких стен, в том числе и с несколькими
ярусами анкерного крепления, обычно используют инъекционные
анкеры. Скважины для анкеров пробуриваются или пробиваются
ударными механизмами. При устройстве инъекционного анкера
(рис. 12.15, б) после погружения в скважину несущего элемента
придонная часть скважины перекрывается пробкой и туда под дав-
лением 1...2.5 МПа подается цементный раствор. В результате в
донной части скважины образуется уширение (корень анкера). В
качестве несущих элементов инъекционных анкеров используют-
ся трубы, по которым в процессе изготовления цементирующая
смесь подается в скважину.
Несущая способность анкера ориентировочно определяется
расчетом, а в процессе строительства - пробными испытаниями.
Расчетная несущая способность по грунту плитного анкера
траншейного типа (см. рис. 12.15, о) равна пассивному отпору грун-
та по площади плиты:
F = ^[2c,ctg(45”- <р,/ 2) + у, h ctg2(45°- ф/ 2)], (12.8)
где h — глубина центра плиты; - площадь плиты.
271
Расчетное сопротивление по торцу корня R, кПа
Таблица 12.3
Глубина, м Песчаные грунты средней плотности (в числителе)
граве- листые крупные средней крупности мелкие пыле- ватые
Пылевато-глинистые грунты при показателе текучести IL (в знаменателе)
0 0,1 0,3 0,4 0,5
3 7500 6600/4000 3100/2000 2000/1200 1100
5 8800 7000/6200 3400/2800 2200/2000 1300
10 10500 7700/6200 4000/2800 2600/2000 1500
20 12600 8500/6200 4800/2800 3200/2000 1800
Несущая способность скважинных инъекционных анкеров
определяется по методике расчета несущей способности свай как
сумма сопротивлений по торцу и боковой поверхности корня:
F=Asf+AR, (12.9)
где Ах= tiDL - площадь боковой поверхности корня (£> - диаметр корня, принимае-
мый равным 3J, d- диаметр скважины, А-длина корня); A=n(D2- d2)A — опорная
площадь корня при выдергивании анкера; R—удельное сопротивление по боковой
поверхности и по торцу корня, принимаемое по табл. 1 и 2 СНиП 2.02.03 - 85 в
зависимости от глубины заложения корня и грунтовых условий. Табл. 12.3 и 12.4
представляют собой упомянутые таблицы СНиП 2.02.03 - 85 в сокращенном виде.
Таблица 12.4
Расчетное сопротивление по боковой поверхности корня fr, кПа
Глубина, м Песчаные грунты
крупной и средней крупности мелкие пылеватые -
Пылевато-г пинистые груш ы при показателе т екучести lL
0,2 0 0,4 0,5
3 53 38 27 22
5 56 40 29 24
10 65 46 34 20
20 74 56 41 30
272
12.5. Защита заглубленных и подземных
сооружении от подземных вод
Надежная защита от подземных вод - главное условие успеш-
ного строительства и эксплуатации подземного сооружения. За-
щита от подземных вод осуществляется тремя способами: пони-
жение уровня подземных вод вокруг котлована или сооружения
(водопонижение); устройство в грунте вокруг котлована или со-
оружения водонепроницаемой противофильтрационной завесы;
покрытие подземного сооружения водонепроницаемым слоем
(гидроизоляция).
Водопонижение. Простейшим способом временного водопо-
нижения вокруг строительного котлована является устройство в
его дне приямка для сбора атмосферных и грунтовых вод, попада-
ющих в котлован, и откачка из этого приямка (рис.12.16). Недо-
статками открытого водоотлива являются малое водопонижение,
грязь в котловане, необходимость переноса приямка и насосов по
мере углубления котлована.
Рис. 12.16. Схема открытого водоотлива: 1 — исходный уровень
грунтовых вод; 2 - водосборник; 3 - насос; 4 - всасывающий трубопровод;
5 - водосборная канавка; 6 - противосуффозионная пригрузка откосов
Временное водопонижение вокруг котлована с помощью иг-
лофильтровых установок (рис. 12.17) лишено этих недостатков и
является предпочтительным. Описание методов строительного
водопонижения приводится в (Г.М. Бадьин и др., 1987; А.Н. Дра-
новский, А.Б. Фадеев, 1993).
Постоянное водопонижение вокруг подземных сооружений
небольшой глубины (например, подвалов жилых домов) достига-
273
9
6 5 У
3
Рис. 12.17. Иглофильтровая установка типа ЛИУ: / - иглофильтр;
2 — песчано-гравийная обсыпка; 3 - глиняный тампон; 4 — всасывающий
коллектор; 5 - насосный агрегат; 6 - напорный трубопровод; 7 - сбросной
трубопровод; 8 — пониженный уровень подземных вод
ется устройством пристенного и пластового дренажей и опоясы-
вающего контура дренажных труб, по углам которого устраива-
ются смотровые колодцы для чистки труб (рис. 12.18, а). Собирае-
Рис.12.18. Эксплуатационный дренаж: а — с перепуском воды в ливневую
канализацию; б - с откачкой воды: 1 - пластовый дренаж; 2 - пристенный
дренаж; 3 - трубчатая дрена; 4 - водоупорный слой; 5 - водосборник
274
мая вода спускается в ливневую канализацию. При отсутствии ка-
нализации дренажи теряют смысл, либо в дополнение к ним тре-
буется установка откачивающего насоса.
Иногда пластовый дренаж устраивается под днищами глубо-
ких сооружений для снятия напора воды и исключения всплытия
сооружения (рис 12 18, б) . Подобная мера допустима в малопро-
ницаемых грунтах, когда объем поступающей и откачиваемой воды
будет невелик.
Пластовые и пристенные дренажи выполняются обычно в виде
слоев 10...15 см толщиной из песчано-гравийной смеси (ПГС),
отсыпанных между двумя слоями геотекстиля во избежание сме-
шивания ПГС с грунтом. В последние годы на рынке строймате-
риалов появились синтетические и минераловолоконные доста-
точно жесткие фильтрующие маты толщиной 3...5 см, примене-
ние которых при устройстве пластовых и пристенных дренажей
весьма технологично. Возможно устройство дренажа за тоннель-
ной обделкой для снятия давления воды с обделки.
Противофильтрацнонные завесы. Противофильтрационные
завесы устраиваются вокруг котлованов для предотвращения филь-
трации воды из окружающего массива в строительный котлован
(временная завеса), фильтрации воды под гидротехническими со-
оружениями или попадания загрязненных вод из котлована в ок-
ружающий массив (постоянные завесы). Условием эффективнос-
ти завесы является наличие на доступной глубине водоупорного
слоя, в который входит нижний край завесы.
Технологически простейшим видом временной завесы явля-
ется шпунтовая стена, которая не только удерживает от обруше-
ния вертикальный откос, но и предотвращает приток воды в кот-
лован. Совершенно непроницаемой будет льдогрунтовая стена,
Устраиваемая методом замораживания.
Постоянные завесы в трещиноватых скальных грунтах и в
галечниках создаются методом цементации: вдоль линии завесы
пробуриваются 2...3 ряда скважин, в которые нагнетается цемент-
ное молоко. В дисперсных грунтах завесы создаются способом
275
“стена в грунте” с откопкой траншеи механизмами непрерывного
действия и заполнением траншеи местной глиной. Все большее
распространение при устройстве противофильтрационных завес
получает струйная технология, с помощью которой удается созда-
вать не только вертикальные, но и горизонтальные завесы под дном
котлована.
Гидроизоляция. Гидроизоляция конструкций подземных со-
оружений производится с целью предотвращения проникновения
напорной и капиллярной воды внутрь помещений, а при наличии
у подземных вод агрессивности - для предохранения конструк-
ций от разрушения.
Ввиду дороговизны гидроизоляционных работ, лучше всего
использовать водонепроницаемые материалы и трещиностойкие
конструкции, а при агрессивных свойствах воды - устойчивые к
ним материалы. В этом отношении представляет интерес опыт
добавления в бетоны кремниевой пыли (микрокремнезема), явля-
ющейся отходом одного из металлургических производств, в ко-
личестве 10...30% от веса цемента. При этом водопроницаемость
бетона снижается в 5...25 раз и заметно возрастает прочность и
устойчивость против агрессивных вод. Применение этой добавки
позволяет строить подземные объекты вообще без гидроизоляции.
Существенно важно бетонирование вести непрерывно, поскольку
при укладке бетона с перерывами стыки оказываются водопрони-
цаемыми.
Сульфатостойкий цемент, нечувствительный к наиболее аг-
рессивной разновидности подземных вод, производится отече-
ственной промышленностью.
До конца XIX века гидроизоляция подвалов выполнялась
обычно в виде “глиняного замка” - слоя перемятой и плотно ут-
рамбованной глины под полом и вокруг стен. В настоящее время
этот метод почти не применяется из-за трудоемкости.
Современные схемы гидроизоляции изображены на рис. 12.19.
Схема “а” — наружная противонапорная гидроизоляция. Пе-
редает давление подземных вод на ограждающие конструкции со-
276
Рис.12.19. Типы гидроизоляции: о - наружная противонапорная; б- внутрен-
няя противонапорная; в - гидроизоляция для защиты от капиллярной влаги;
г - гидроизоляция подземного помещения: / — противонапорная изоляция;
2 — бетонная подготовка; 3 — защитная стенка; 4 — кессон; 5 — противокапиллярная
изоляция; б - наружная обделка; 7 - внутренняя обделка
оружения, что делает ее предпочтительной. Горизонтальный уча-
сток гидроизоляции наносится по бетонной подготовке до устрой-
ства днища сооружения. Вертикальные участки наносятся на сте-
ны и для защиты от повреждений при обратной засыпке огражда-
ются кладкой в полкирпича, бетонными плитами или слоем на-
брызгбстона.
Схема “б” - внутренняя противонапорная гидроизоляция. Ус-
траивается в уже существующих зданиях. При значительных на-
порах необходимо устройство внутреннего железобетонного ко-
рыта (кессона), упирающегося в выступы или штробы в стенах и
способного воспринять давление воды.
Схема “в” - гидроизоляция подвала от капиллярной влаги. Не-
обходимо отметить, что эта схема принципиально непригодна для
защиты от напорных вод: во-первых, при осадке фундамента не-
избежен порыв слоя гидроизоляции в месте стыка пола со стеной;
277
во-вторых, на участке опирания стены подвала на фундаментную
подушку слой гидроизоляции будет находиться под большим дав-
лением и повредится. Основное правило строительства подземных
сооружений: днище сооружений, находящееся ниже уровня подзем-
ных вод, должно воспринимать и передавать на грунт нагрузки от
всех стен и колонн сооружения. Пропускать колонны сквозь днище
с передачей нагрузки на собственный фундамент недопустимо.
Схема “г” - гидроизоляция сооружения, построенного под-
земным способом. Изоляционный слой наносится на внутреннюю
поверхность наружного слоя обделки, воспринимающего давле-
ние грунта. Внутренний слой обделки воспринимает давление
воды, передаваемое на него через слой гидроизоляции.
Гидроизоляционный слой противокапиллярного назначения
выполняют в виде:
слоя материала с крупными порами (синтетический или мине-
раловолоконный дренажный мат, слой стекловаты) для прерывания
капиллярного потока, обмазки мастиками (при отсутствии значи-
тельной нагрузки на изоляционный слой со стороны грунта);
слоя рубероида на гнилостойкой (стеклоткань, асбокартон)
основе (при наличии значительной нагрузки, например при уст-
ройстве противокапиллярного слоя под стеной —см.рис.12.19, в).
Гидроизоляционный слой противонапорного назначения вы-
полняется в виде:
торкрет-штукатурного покрытия (на трещиностойких конст-
рукциях);
обмазки мастиками в несколько слоев с прокладкой стекло-
ткани или синтетических сеток (на нетрещиностойких конструк-
циях);
наклеенных в несколько слоев рулонных материалов (на не-
трещиностойких конструкциях);
стальных листов 4...6 мм толщиной (для особо ответствен-
ных сооружений, в том числе нетрещиностойких).
При напорах до 2...3 м, что характерно для подвалов жилых
домов, пешеходных переходов, использование современных гид-
278
роизоляционных штукатурных составов и мастик с высокой адге-
зией позволяет выполнять внутреннюю гидроизоляцию по схеме
рис. 12.19, б без кессона с передачей водной нагрузки на огражда-
ющие конструкции за счет адгезии.
При креплении металлогидроизоляции изнутри к стенам под-
земного помещения анкерами необходима проверка ее на проч-
ность под давлением воды при обрыве двух соседних анкеров.
12.6. Примеры расчета конструкций подземных
сооружений с учетом технологии строительства
12.6.1. Расчет стен протяженных сооружений
В этом разделе рассматривается расчет в вертикальной плос-
кости протяженных стен, жесткость которых в горизонтальной
плоскости не играет роли. Таким же образом рассчитываются и
короткие стены, не имеющие сплошной горизонтальной армату-
ры и жесткости в горизонтальной плоскости.
Консольная (свободно стоящая) стена
Грунтовые условия (рис. 12.20). Верхний слой мощностью
6м- песок, следующий слой мощностью 12м — тугопластичная
глина с числом текучести = 0,3. Зеркало грунтовых вод на глу-
бине 3 м от поверхности. Расчетные свойства грунтов для расче-
тов по I группе предельных состояний обоснованы эксперимен-
тально и по данным изыскательской организации таковы: песок -
сцепление с = 5 кПа, угол внут реннего трения <р(= 32°, удельный
вес у = 19 кН/м’, удельный вес с учетом взвешивающего действия
воды уьа= 11,7 кП/м3; глина-с, = 25 кПа, <Р] = 18°,у = 20 кН/м3.
Конструкция. Тонкая (шпунтовая или железобетонная) стена
поддерживает откос котлована глубиной h = 6 м. Заглубление сте-
ны ниже дна котлована / = 5 м. Требуется определить устойчи-
вость стены и рассчитать ее параметры.
Расчет. Схема изображена на рис. 12.20, а. Потеря устойчиво-
сти консольной стены происходит путем поворота вокруг точки
О, находящейся на глубине f = 0,8-1 = 0,8-5 = 4 м. При этом со
279
Рис. 12.20. Консольная шпунтовая стена: а — схема деформирования:
б — эпюры активного давления и пассивного отпора грунта; в - расчетная
схема балки: г — эпюра изгибающих моментов
стороны откоса на стену выше точки О действует активное давле-
ние грунта, а со стороны дна — пассивный отпор грунта; на стену
также действует давление воды. Работой отрезка стены ниже точ-
ки О пренебрегают.
По формулам (12.5) рассчитаем коэффициенты активного и
пассивного давления для заданных грунтов:
для песка: X = tg2(45°- ф/2) = 0,31, X = tg2(45°+ ф/2) = 3,25;
для глины: Хед = tg2(45°- ф/2) = 0,52, Хрк = tg2(45°+ ф/2) = 1,89.
Строим эпюры вертикального давления грунта на стену со сто-
роны откоса и дна котлована (рис. 12.20, б). Вертикальное давление
грунта на глубине уровня грунтовых вод (в точке D) по формуле
(12.2) составляет а = 3 м-19 кН/м3 = 57 кПа. Ниже идет обводнен-
ный песок с удельным весом ум= 11,7 кН/м3, и вертикальное давле-
ние в песке на у ровне дна котлована за стенкой составит а. = 57 кПа +
+ 3 м-11,7 кН/м3 = 92,1 кПа. Таким образом, на этом же уровне вер-
тикальное давление в водонепроницаемой глине скачкообразно воз-
растет на величину давления воды на кровлю глинистого слоя, ко-
торое равно р =Н -у =3 м-10 кН/м3 = 30 кПа (Н =3м-высота столба
Г Г Г w w i М> V IF
280
воды над кровлей слоя глины, yw= 10 кН/м3 — удельный вес воды;
эпюра давления воды на участке обводненного водопроницаемого
песка изображена на рис. 12.20, б). Давление в глине со стороны
откоса на уровне дна котлована равно а ,= 92,1 +30 = 122,1 кПа. Ниже
вертикальное давление нарастает линейно и на уровне точки О со
стороны откоса составит а = 122,1 кПа+4 м-20 кН/м3 = 202,1 кПа,
а со стороны котлована о = 4 м-20 кН/м3= 80 кПа.
Активное давление грунта на стену начинается в точке В
(рис.12.20, в), глубина которой определяется формулой (12.6):
й = 2-5-ctg(45° -32°/ 2) / 19 = 0,95 м.
Горизонтальное активное давление грунта, соответствующее
точкам построенной эпюры вертикального давления, определяет-
ся по формуле (12.3). Так, в точке D (отрезок DK на рис. 12.20, в)
оно равно:
% = стАг cct8«P<l-^P =
= 57 кПа-0,31-5 Knactg32°(l- 0,31) = 12,15 кПа.
Подобным же образом находятся значения горизонтального
давления в точках D и О и строится вся эпюра BKLMP.
Равнодействующая эпюры активного давления на отрезке ВК
имеет точку приложения С, при этом, как известно, точка прило-
жения равнодействующей треугольной эпюры С делит катет BD в
соотношении DC/DB = 1/3, что определяет положение точки С.
Сама величина равнодействующей R=DK BD/2= 12,45 кН, плечо
ее действия относительно точки О ОС=1,1 м.
Трапециевидный участок эпюры активного давления DKLG
на рис. 12.20, в представим как сумму прямоугольной эпюры DKVG
и треугольной KLV. Их равнодействующие R=DK-DG =36,45 кН и
R=KV-VL!2 =16,32 кН и точки их приложенияЕиР показаны на
рис.12.20, в. Точно также находятся равнодействующие R4= 106 кН
и Rs = 83,2кН трапециевидного участка эпюры активного давле-
ния OGMP.
Со стороны активного давления грунта в пределах проницае-
мого песчаного слоя на стену давит также вода. Равнодействую-
щая давления воды //„=45 кН показана на рис. 12.20, г.
281
Горизонтальное пассивное давление (отпор) со стороны дна кот-
лована определяется через вертикальное давление по формуле (12.7).
На уровне дна котлована оно равно (отрезок GS на рис. 12.20, в):
opg= о,X?,-c-ctg<p(l--Xre)-0 l,89-25-ctgl8°-(l-l,89)= 68 кПа,
а на уровне точки О
g =801 -25 ctgl8° (l-l,89)=151,2 кПа.
Равнодействующие трапециевидной эпюры пассивного отпо-
ра SGOT Rr = 272 и R.= 302,4 кН и точки их приложения находим
вышеизложенным способом.
Проверяем условие устойчивости стены:
М >М , (12.10)
уд опр ’ ' '
где Л/ =/?6-2+/?_1,33 - 946,2кН м - момент удерживающих сил пассивого отпо-
ра; Мопр=/?1-7,7+/?,-5,5+/?3-5+/?4-2+/?5-1.33+7?,-5 = 925.6 кН-м - момент опроки-
дывающих сил.
Условие (12.10) удовлетворяется. Стена устойчива.
Если М < М или М >1.2М , расчет повторяем, соответ-
уд опр уд опр7 г г
ственно увеличив или уменьшив величину заглубления /.
Далее, начиная с верхнего конца стены по заданным на
рис. 12.20, в распределенным нагрузкам известными методами стро-
им эпюру изгибающих моментов в стене, которая изображена на
рис. 12.20, г. Точка максимального момента находится ниже дна котло-
вана, а его величина (на 1 м длины стены котлована)-Л/тах= 229,7 кН-м.
Если стена предполагается стальной шпунтовой, то типораз-
мер шпунта подбирается по табл 12.3. Шпунт Л-Ш имеет расчет-
ный изгибающий момент 1 м стенки 400 кН м, что превышает
максимальный момент в стене. Выбранный типоразмер шпунта
Л-П1 подходит.
Если стена железобетонная, то расчет ее параметров произво-
дится по СНиП 2.03.01 — 84.
Стена с анкерным или распорным креплением
Грунтовые условия. Те же, что и в предыдущем примере.
Конструкция. Тонкая (шпунтовая или железобетонная) стена
поддерживает откос котлована глубиной h = 6 м. Заглубление сте-
282
ны ниже дна котлована / = 1,2 м. На глубине 1 м от поверхности
установлен ряд анкеров.
Требуется определить устойчивость стены и подобрать пара-
метры стены и анкеров.
Расчет. Заанкерованная стена с одним ярусом анкеров
(рис.12.21, а) работает как однопролетная статически определи-
мая балка, одной из опор которой является точка упора анкеров
(или распорок) А, а другая - точка В - принимается ниже дна кот-
лована на глубине f=0,6 t.
Рис. 12.21. Заанкерованная шпунтовая стена: о - общая схема;
б — расчетная схема балки; в — эпюра изгибающих моментов;
г - эпюра пассивного отпора и расчетное сопротивление анкера
В данном случае f= 0,6-1,2 = 0,72 м. Расчетная схема балки
приведена на рис.12.21, б. Потеря устойчивости стены происхо-
дит в случае, если реакция опоры Ra в точке А превысит горизон-
тальную проекцию расчетной несущей способности анкеров F
(рис.12.21, г) или реакция опоры Rf в точке В превысит величину
равнодействующей давления пассивного отпора грунта
Эпюры активного и пассивного o/v давления грунта и дав-
ления воды piv на рис. 12.21, би 12.21, г построены в порядке, из-
ложенном в предыдущем разделе, и на длине шпунтовой стены
точно такие же, численные значения орк и pv в некоторых ха-
рактерных точках эпюр приведены на этих рисунках.
Реакции опор Ra= 53,6 кН и Rb= 95,9 кН на схеме рис.12.24, б
найдены известными приемами статического анализа.
283
Равнодействующая давления пассивного отпора грунта на глу-
бине/ = 1,2 м (см. рис.12.21, г) составляет: R = (68+124,7)-1,2/2 =
= 115,6 кН.
Сопоставление рассчитанных величин Rt и R g приводит к
выводу о том, что нижняя опора имеет достаточное сопротивле-
ние пассивного отпора.
Расчет инъекционных анкеров. Принимаем угол наклона ан-
керов а = 20°, место заделки корня анкера выбираем за пределами
призмы возможного оползания, которая определяется линией, на-
клоненной к горизонту под углом внутреннего трения грунта ip=32°
(см. рис. 12.21, а). Диаметр скважины при устройстве анкера при-
нимаем d = 0,08 м, соответственно расчетный диаметр корня
D = 3d = 0,24 м. Длину корня анкера принимаем / = 1,5 м. Рас-
четную несущую способность анкера определяем по формуле
(12.9), выбрав значения сопротивления корня анкера по боковой
поверхности f= 53 кПа и по торцу R = 3100 кПа из табл. 12.4 и
12.5 для песка средней крупности и плотности на глубине 3 м:
F=Asf+AR = 3,14-0,24 м-1,5 м-53 кПа +
+ 3,14(0,242 - 0,082) м2-3100 кПа/4 = 184,7 кН.
Горизонтальная составляющая расчетной несущей способно-
сти анкера (рис.12.21, в)
F’=Fcos20°= 184,7-0,94 =173,6 кН.
Шаг установки анкеров в ряду
b = F7R = 173,6/53,6 = 3,24 м
Шаг установки анкеров принимается 3 м.
На рис. 12.21, в приведена эпюра моментов в рассматривае-
мой стене на участке от анкерного ряда до дна котлована, постро-
енная по расчетной схеме балки (см. рис.12.21, б) известными
методами. Точка максимального момента лежит выше дна котло-
вана, а его величина М]ах=136,6 кН-м, т.е. значительно меньше,
чем у консольной стены, рассмотренной в предыдущем разделе.
Заглубление стены ниже необходимой по расчету глубины t,
иногда необходимое по технологическим соображениям (глубо-
284
кое залегание водоупорного слоя), не приведет к возрастанию мак-
симального момента в ней.
Если стена имеет не один ярус анкеров (распорок), то расчет
моментов в стене и усилий, передаваемых на анкеры, производит-
ся из рассмотрения стены как неразрезной многопролетной бал-
ки, для чего изгибной жесткостью стены нужно задаться заранее.
Расчет гравитационной подпорной стены
Условия. Подпорная стена из бутовой кладки с наклонной зад-
ней гранью под держивает откос песчаной насыпи. Параметры сте-
ны приведены на рис. 12.22.
Рис.12.22. Гравитационная подпорная стена
Расчетные свойства: удельный вес бутовой кладки ут= 20 кН/м3;
песок: сцепление с = 0, угол внутреннего трения cpj = 30", удель-
ный вес Tj = 18 кН/м3; угол трения кладки по подстилающему грун-
ту <Pj* = 30°, подстилающий грунт - тот же песок.
Расчет. Потеря устойчивости стены может произойти путем
сдвига по подошве OD и путем опрокидывания вокруг точки О.
Для упрощения расчетов стену разделяем на три блока весом
G~ 10 кН, G2= 12 кН, G3= 6 кН. Вес грунтовой призмы ВЕС, при-
гружающей стену, Gg= 10,8 кН.
Условие устойчивости против сдвига:
285
R2+T>Rp (12.11)
где T'=(GI+G2+G3+Gj)tg<p,' =22,4 кН - сила трения стены по грунту; R =27 кН -
пассивный отпор грунта на участке OF Rp75 кН - равнодействующая горизон-
тального активного давления грунта по линии ED.
Значения R} и Т?2 найдены путем, изложенным в предыдущем
разделе (максимальные значения активного и пассивного давле-
ния грунта на уровне основания стены о =30 кПа и 0^=54 кПа
приведены на рис. 12.22).
Подстановка численных значений сил в уравнение (12.11)
приводит к соотношению: 49,4<75, т. е. условие (12.11) не выпол-
няется. Стена неустойчива против сдвига.
Условие устойчивости против опрокидывания состоит в со-
поставлении моментов относительно точки О опрокидывающих
и удерживающих стену сил:
R2- 0,33+ G, 0,5+G2-2+ G3-2,5+Gk-3> A,l,67. (12.12)
В уравнение (12.12) уже подставлены численные значения
плеч действующих сил. Подстановка в него величин сил приво-
дит к соотношению: 91,24<125. Условие (12.12) также не выпол-
няется, стена не устойчива и против опрокидывания. Требуется
увеличение заглубления подошвы стены в грунт.
Армированная подпорная стена
Условия. Песчаная насыпь 4 м высотой с вертикальным откосом
армирована сплошными слоями геотехнической сетки THnaGEOGRID
(рис. 12.23), по верху насыпи приложена распределенная расчетная
нагрузка q = 40 кН/м2. Прочность сетки (полосы шириной 1 м) 12 кН,
свойства песка — как в предыдущем примере. Угол трения сетки о
грунт равен углу внутреннего трения грунта: ср’ = ср =30°.
Требуется определить толщину песчаных слоев между слоя-
ми геотекстиля Ь.
Расчет Армирующий слой на глубине h воспринимает актив-
ное давление грунта R, собранное с участка высотой h (рис. 12.23):
Я = \gZ>(yj,/i+q')=0,33fe(18/)+40)=h(6/i+13,4) кН. (12.13)
286
Рис 12.23- Стена из армированного грунта
Приравнивая прочность сетки правой части выражения (12.13),
получим b = 12/(6/1+13,4), откуда следует, что толщина слоя пес-
ка в верхней части насыпи (при h = 0) = 0,9 м, а в нижней (при
h = 4) />miii= 0,33 м.
Сопротивление выдергиванию армирующего слоя на участке
длиной L равно силам трения с двух сторон 27=2Gi£tg(p'(°,,= ~
вертикальное давление грунта), и это сопротивление должно быть
равно прочности армирующего слоя 12 кН/м: 12 = 2y/iZtg30°, от-
куда минимальная длина нижнего армирующего слоя при h = 4 м:
£injii=12/(2-l,8-4 tg30’) =1,5 м. Проведем в откосе линию ОВ под
углом внутреннего трения грунта <р =30°. Очевидно, что для отко-
са в сыпучем грунте коэффициент запаса устойчивости по линии
ОВ будет равен единице, а по некоторой линии ОС влево от ОВ —
менее 1. Усилия в армирующей сетке будут возникать лишь влево
от линии ОВ и нарастать к откосу. Соответственно этому примем
длину верхнего слоя сетки равной ширине призмы возможного
оползания: £гаак= /ictgip = 6ctg30o=10,5M.
Край слоев сетки со стороны откоса во избежание высыпания
песка подгибается в ходе отсыпки слоев. Во избежание послестро-
ительных осадок насыпи отсыпаемые слои песка уплотняются
Трамбованием. На откос можетбыть навешена металлическая сетка
и нанесено набрызгбетонное покрытие.
287
12.6.2. Расчет сооружений круглой формы в плане
При осесимметричном внешнем нагружении круглого в пла-
не подземного сооружения (рис. 12.24) растягивающих напряже-
ний в стенах не возникает и их армирования не требуется.
Рис.12.24. Схема к расчету круглого в плане сооружения
Необходимая толщина стены, переменная по глубине,
t = -CaR/Rt, (12.14)
где а - горизонтальное активное давление грунта иа данной глубине; R - ради-
ус сооружения; Rb — расчетное сопротивление бетона сжатию.
Арматуру в этом случае вводят лишь из конструктивных со
обряжений.
Однако, если сооружение возводится методом опускного ко-
лодца, то при его перекосах в процессе погружения может возник-
нуть неравномерность нагрузки, практически характеризуемая ко-
эффициентом неравномерности к = 1,25. В этом случае в горизон-
тальном сечении (рис. 12.25) нормальные силы Nбудут непостоян-
Рис. 12.25. Усилия в стенах опускного колодца при перекосе
288
ными по окружности, а также возникнут изгибающие моменты М,
величины которых для точек А и В определяются формулами:
М = -0,1488с Л2(И-1),
А ’ «g v g 7
4= 0,1366с/2(*-1), ,1215)
^=соЛ[1+0,7854(*-1)],
^ = с„Л[1+0,5(^-1)].
12.6.3. Расчет сооружений прямоугольной формы в плане
Стены в грунте в виде ряда секущихся свай или из сборных
элементов не имекэт сплошной горизонтальной арматуры и изгиб-
ной прочности в горизонтальных сечениях. Такие стены незави-
симо от их горизонтальной протяженности рассчитываются толь-
ко в вертикальных сечениях способами, изложенными в разделе
12.6.1. Наряду с этим другие технологии строительства позволя-
ют уложить в стены подземных сооружений горизонтальную ар-
матуру и придать им изгибную прочность в горизонтальной плос-
кости. Такая конструкция стен может быть обеспечена при строи-
тельстве сооружения в открытом котловане или способом опуск-
ного колодца. С определенными сложностями возможно также
устройство монолитных стен в грунте с перехлестом горизонталь-
ной арматуры между соседними захватками.
Способ расчета стен, имеющих горизонтальную изгибную
прочность, зависит от соотношения размеров сооружения или его
расчетного отсека:
а. Если сооружение глубокое к/а >2 (где h — глубина, а - боль-
ший размер в плане), используется следующий способ расчета
(рис.12.26, а). Стена разбивается на пояса-рамы высотой Ду =1.
Рама считается нагруженной равномерным давлением р, равным
активному давлению грунта и воды на глубине нижнего обреза
рамы (рис.12.26, б); если сооружение возводится способом опуск-
ного колодца, то давление р умножается на коэффициент перегруза
^„=1,25, учитывающего возможный перекос колодца в процессе
опускания. Нормальные усилия в стенахаиЬ
Na=pb/2, Nb=pa/2.
Ю - 5008
289
Рис. 12.26. Схема к расчету прямоугольного в плане сооружения:
а - вертикальный разрез; б - нагрузка на горизонтальную расчетную раму;
в — нормальные силы и изгибающие моменты в элементах рамы
Эпюры изгибающих моментов в раме приведены на рис. 12.26, в.
При этом
М= р(аг- ab - Z>2)/12, Л/= раг/% - М, Мь=рЬЧЪ - М.
Расчет сечения железобетонного элемента по заданной нор-
мальной силе и изгибающему моменту производится по
СНиП 2.03.01 - 84. Толщина и армирование стен оказываются пе-
ременными по глубине.
Если сооружение имеет внутренние вертикальные перегород-
ки-диафрагмы, то рассматриваемая горизонтальная рама будет
многопролетной, расчет усилий в ней может быть выполнен по
(Справочник, 1971 - 1972).
Изложенный метод игнорирует вертикальную жесткость стен.
б. Если соотношение размеров сооружения или участка сте-
ны между внутренними горизонтальными и вертикальными ди-
290
афрагмами h'a < 2, то стена или ее участок рассматриваются как
плита, защемленная или опертая по своим сторонам и нагружен-
ная распределенным активным давлением грунта (с учетом коэф-
фициента неравномерности нагрузок кп для опускных колодцев).
Расчетные изгибающие моменты в прямоугольной плите, за-
щемленной или шарнирно опертой по контуру, со сторонами раз-
мерами а и b в плоскости х,у ( сторона а вдоль оси у) под равно-
мерно распределенной нагрузкой определяются по формулам
м=₽рам°л (1216)
Л/=ура2-10’3.
Значения коэффициентов Р и у приведены в табл. 12.5.
Таблица 12.5
Коэффициенты для расчета прямоугольных плит
Соотношение сторон Свободное опирание Контур защемлен
alb р Y р У
0,6 24 82 8 37
0,8 33 56 14 27
1,0 37 37 18 18
Расчет усилий в плитах при более сложных нагрузках и усло-
виях опирания приводится в (Справочник, 1971 - 1972).
12.6.4. Расчет днища подземного сооружения
Нагрузка на днище со стороны сооружения зависит от после-
довательности строительства:
1. Если строительство велось в открытом котловане и первым
было уложено днище, а на нем возводились стены, то стены по
контуру своего опирания передают на днище полный вес соору-
жения G (с учетом веса грунта над кровлей сооружения, если та-
ковой имеется) за вычетом веса самого днища Gt. При расчетах на
прочность днище площадью Аь рассматривается как плита, рав-
номерно нагруженная снизу давлением:
qb=(G-Gb)/Ab. (12.17)
10*
291
2. Если строительство велось методом опускного колодца или
“стена в грунте”, то на днище по контуру опирания на него будет
передаваться вес конструкций Gc, опирающихся на стены и возве-
денных только после устройства днища:
qb=Gc/Ab. (12.18)
Если днище находится ниже уровня подземных вод на Н, м,
то, независимо от проницаемости грунта, на который оно опира-
ется, вода с удельным весом yw рано или поздно просочится к дни-
щу и создаст на него давление:
Р=НГг. (12.19)
Если величина рк превышает величину qb, вычисленную по
выражениям (12.17) или (12.18), то днище следует рассчитывать
на нагрузку : qb=PK Напор воды под днищем может вызвать
всплытие сооружения (см. разд. 12.6.5). В некоторых случаях на-
пор воды под днищем можетбыть снят дренажом (см. разд. 12.5.1).
При котлованном способе строительства днище может быть
жестко связано со стенами и рассчитываться по схеме равномерно
нагруженной плиты с защемленным контуром. При строительстве
методами опускного колодца или “стена в грунте” днище следует
рассчитывать как плиту с шарнирным опиранием по контуру .
Круглое днище. Радиальный и тангенциальный момент в круг-
лой плите в сечении радиуса pR при шарнирном опирании
(рис. 12.27):
Рис.12.27. Схема к расчету круглого днища, шарнирно опертого
на стены сооружения
292
A/=6(3+v)(l-p2)/(16n),Л/ =g[3+v-(l+3v)p2]/(16n), (12.20)
где (2=тгК2де - полная нагрузка на днище; qt - удельная нагрузка на днище;
v - коэффициент Пуассона; р — относительный радиус сечения; R - радиус днища.
Прямоугольные днища в зависимости от соотношения их раз-
меров в плане рассчитываются способами, изложенными в разде-
ле 12.6.3: а - как балки или б - как плиты.
Расчет днищ также можно выполнять по схеме плит на мест-
ном упругом (винклеровском) основании (Справочник, 1971 — 1972).
12.6.5. Расчет технологических параметров
опускных колодцев
Расчет опускания колодца. Для преодоления сил трения о
грунт в процессе опускания колодец должен иметь достаточный
вес G, определяемый по формуле
G-G >1,157; (12.21)
где 6, - вес вытесненной воды (при подводной разработке грунта); Т — силы
треиия колодца о грунт,
7’=А^/,лг„ (12.22)
1=1
гае L — периметр колодца, м; п - число разнородных слоев грунтов; т. — мощ-
ность г-го слоя, м; t. — удельное сопротивление трения /-го слоя, кН/м2,
' = a«g.№?’
где . - горизонтальное активное давление в середине /-го слоя, кПа; ф. — угол
внутреннего треиия грунта.
При использовании тиксотропной рубашки действие сил тре-
ния принимается только на той части колодца, которая не сопри-
касается с тиксотропной жидкостью.
Расчет ножа. Нож рассчитывается как консоль при двух ва-
риантах нагружения:
а) в начале погружения нож опирается по горизонтальной бан-
кетке и скосу (рис. 12.28, а), давления грунта на внешнюю верти-
кальную стенку еще нет. Эпюра вертикального отпора грунта при-
нимается в виде трапеции, при этом
293
Рис. 12.28. Схема к расчету ножа опускного колодца:
а - в начале погружения; б - в конце погружения
р =Р/( Ь. +0,5 b ),
g 4 оан ’ ск7’
где Р - вес колодца, деленный на его периметр; Ьы Ьа - ширина банкетной и
скошенной части ножа.
Результирующие вертикальные силы К, и К, определяются по
формулам
К = pb ; V=0,5pb .
1 -Г g оан’ 2 ’ fg ск
Горизонтальная составляющая реакции грунта
H=V2 tg(a-«p),
где а - угол наклона скошенной части ножа к горизонту; <р - угол трения грунта
по поверхности скошенной грани.
Изгибающий момент от этих сил в сечении А-А
= hSJ/2+y2^,2-b^- V3)+(2/3)^„tga), (12.23)
где Ьст — толщина стены.
Нормальная сила в сечении А-А:
Nt=p/b^ (12.24)
6) в конце погружения на внешнюю вертикальную грань ножа
действует активное давление грунта csag, а грунт под банкеткой и
294
скосом выбран (рис. 12.28, б). В этом случае изгибающий момент
в сечении А-А равен М2— <sah42, а нормальная сила равна нулю.
12.6.6. Расчет подземных сооружений на всплытие
На всплытие рассчитывают сооружения, днище которых рас-
положено ниже уровня подземных вод, за исключением тех слу-
чаев, когда под днищем устраивается постоянно действующий дре-
наж. Расчет должен выполняться как на период строительства, так
и в условиях эксплуатации. Всплытию препятствуют вес соору-
жения G (включая вес днища), вертикальная нагрузка на сооруже-
ние Gc (оборудование, подземные конструкции, вес грунта на кров-
ле и т.п.), сила трения грунта по боковой поверхности стен Т.
Расчет производят с учетом коэффициента надежности по
нагрузкам предусматривающим понижение веса конструкций
и пониженное значение сил трения, по формуле
(G+G+T)/(AyuH)>y„, (12.25)
гдеу^. - коэффициент надежности против всплытия принимаемый равным 1,2:
Л - площадь основания сооружения по внешнему контуру; Hti и yv — напор и
удельный вес воды.
Сила трения грунта по боковой поверхности сооружения Т
определяется по формуле (12.22); при расчете на всплытие соору-
жений, возведенных способом опускного колодца, рассчитанную
силу Т уменьшают в два раза ввиду возможного нарушения кон-
такта стен с грунтом при перекосах.
Если условие (12.25) не выполняется, сооружение необходи-
мо утяжелять либо крепить к массиву анкерами.
295
Глава 13
ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ ПРОЕКТИРОВАНИЯ
ФУНДАМЕНТОВ В ОСОБЫХ ГРУНТОВЫХ
УСЛОВИЯХ
13.1. Проектирование фундаментов на сильносжимаемых и
нсравномсрносжимасмых грунтах
13.1.1. Общие положения
К слабым сильносжимаемым грунтам относятся водонасы-
щенные супеси (е > 0,7), суглинки (е > 1,0), глины (е > 1,1); илы
(морские и пресноводные); биогенные грунты (загорфованные,
торфы, сапропели); водонасыщенные лессовые грунты; озерно-
ледниковые ленточные глины, суглинки и супеси (тонкослоистые);
рыхлые пески; водонасыщенные пылеватые намывные грунты. От-
личительными особенносгями большинства указанных грунтов яв-
ляются высокая степень влажности (Sr> 0,8) и большая сжимае-
мость - модуль деформации, как правило, меньше 5000 кПа. Это
соответствует грунтам, имеющим коэффициент относительной
сжимаемости приблизительно 0,0015 к! 1а'1 в интервале давлений,
характерных для фундаментов гражданских и промышленных зда-
ний и сооружений.
Слабые грунты обладают низкой прочностью: угол внутрен-
него трения <р = 10-18°, удельное сцепление с = 5-30 кПа. На проч-
ностные свойства слабых грунтов сильно влияют содержание орга-
нических веществ и консистенция. В природных условиях боль-
шинство этих грунтов обладает структурной прочностью оаг.
Слабые пылевато-глинистые грунты и торфы характеризуются
тиксотропными свойствами: при механических воздействиях (бы-
строе приложение давления более структурной прочности, пере-
мятие, динамические воздействия и др.) структурные связи разру-
шаются, резко уменьшаются показатели прочности и увеличива-
ется деформируемость; с течением времени водно-коллоидные свя-
зи восстанавливаются и происходит упрочнение грунтов.
296
Слабые грунты чаще всего находятся в водонасыщенном со-
стоянии и обладают малой водопроницаемостью. При незавершен-
ной консолидации (особенно при быстром загружении) основа-
ния это может привести к существенному снижению его несущей
способности
13.1.2. Особенности проектирования
оснований и фундаментов
Проектирование фундаментов на слабых грунтах производит-
ся в соответствии с общими требованиями СНиП 2.02.01 - 83 с
учетом особенностей их физико-механических свойств. Обязатель-
ным является расчет по I группе предельных состояний при сте-
пени влажности слабых грунтов основания £.> 0,85 и коэффици-
енте консолидации cv < 107 см2/год. Сила предельного сопротив-
ления основания должна определяться с учетом возможного не-
стабилизированного состояния грунтов (см. гл. 6 и 7).
Расчет оснований из слабых грунтов по 11 группе предельно-
го состояния также имеет свои особенности. 11аряду с общими
требова) шями ограничения конечных совместных деформаций ос-
нования и сооружения часто необходимо производить определе-
ние осадок фундаментов во времени, используя методику, изло-
женную в гл. 6.
Слабые грунты, как правило, обладают неравномерной сжи-
маемостью, что усложняет прогноз величин ожидаемых осадок и
делает определение совместных деформаций оснований и соору-
жений весьма приближенным. Поэтому при проектировании и воз-
ведении фундаментов важно оценить возможность развития не-
равномерных осадок в зависимости от причин, их вызывающих
(табл.13.1).
Так как в рассмагриваемых условиях определить величину
дополнительных усилий в элементах наземных конструкций вслед-
ствие неравномерных осадок оснований с большой достовернос-
тью практически невозможно, обычно назначают конструктивные
мероприятия, направленные на уменьшение чувствительности
этих конструкций к неравномерным деформациям (табл. 13.2). Од-
297
Таблица 13.1
298 299
Основные причины развития неравномерных осадок
Вид осадки Причина развития неравномерных осадок Влияние на развитие неравномерной осадки
1 2 3
£упл - осадка уплот- нения грунтов ос- нования I. Неоднородность основания сооружения грунтов 1. Выклинивание слоев грунта 2. Линзообразное залегание отдельных видов грунтов 3. Неодинаковая мощность слоев грунтов различной сжимаемости 4. Неодинаковая плотность грунта или неравномерное распределе- ние включений (торфянистых, валунов и др.) 5. Возведение фундаментов сооружения на различных по сжимаемо- сти грунтах 6. Неодинаковые условия консолидации грунтов II. Неоднородность напряженного состояния грунтов в основании 7. Неодинаковая загрузка различных фундаментов сооружения и, сле- довательно. неодинаковые размеры подошвы фундаментов 8. Большее влияние загружения соседних фундаментов на их осадку в средней части сооружения и меньшее-на осадку крайних и угло- вых фундаментов 9. Неодновременное загружение соседних фундаментов в период строительства 10. Неполное загружение (недозагрузка) отдельных фундаментов Основное Неравномерность осадки уплотнения во многих случаях может быть определена расчетом
осадка от набухания грунта основания при от 11. Неодинаковое набухание грунтов основания вследствие причин, указанных в пп. 1 - 6 12. Отрывка котлована в отдельных частях сооружения на различную Несущественн ое Осадку разуплотнения необходимо учитывать. |
Продолжение табл. 13.1
1 2 3
рывке котлована и последующего уплотнения при нагрузке, равной природной глубину 13. Большее набухание грунтов под центральной частью котлована, чем по краям и в углах 14. Различная продолжительность времени, в течение которого набу- хают грунты основания под отдельными частями сооружения когда после устройства фундаментов и обратной засыпки природное напряженное состояние не восстанавливается
осадка за счет выдавливания (вы- пирания) грунтов из-под подошвы в стороны 15. При развитии зон пластических деформаций в основании на глу- бину более 0,255 16. Наличие по сторонам от основания слабых сильносжимаемых грунтов 17. Неодинаковое сопротивление грунтов сдвигу под отдельными частями сооружения Незначительное При давлении по подошве менее, чем расчетное сопротивление грунта основания. ^вып можно не учитывать
^рэсстр “ Осадка’ ЯВ" ляющаяся следст- вием разрушения природной струк- туры грунтов в ос- новании при про- изводстве работ I. Воздействие метеорологических факторов 18. Промерзание и оттаивание грунтов в основании как при устройст- ве фундаментов, так и во время возведения самого сооружения 19. Размягчение и набухание грунтов ниже дна котлована вследствие увлажнения их атмосферными осадками 20. Высыхание грунтов осноаания под воздействием солнечной ра- диации и ветра II. Воздействие подземных вод 21. Разрушение слоев грунта гидростатическим давлением 22. Разрушение структуры грунта гидродинамическим давлением 23. Суффозия грунта потоком подземных вод, поступающих в котло- ван или приямки Может быть очень большим. При неправиль- ном аыборе способа работ по устройству фундаментов необходимо сводить к минимуму
300
1 2 таол. и. / 3
1П. Динамические воздействия на водонасыщенные рыхло залегающие пылеватые песчаные и пылевато-глинистые грунты 24. Перемещение механизмов по дну котлована 25. Удары землеройных механизмов о грунт 25. Удары, применяемые для рыхления мерзлого грунта 27. Воздействия азрывов. осуществляемых около возводимого соору- жения IV. Ошибки строителей 28. Перебор грунта и обратная некачественная подсыпка, заблаго- временная откопка котлованов и др.
^экспл-0СаДКИ В результате нару- шения работы основания во вре- мя эксплуатации сооружения 29. Откопка котлованов вблизи существующих сооружений 30. Подаижка грунтов в основании при прокладке или в период экс- плуатации подземных коммуникаций 31. Систематическая откачка подземных вод из подвалов или около существующих сооружений Неравномерности осадки могут быть очень боль- шими. Необходимо принимать меры к их исключению
Таблица 13.2
Мероприятия по уменьшению чувствительности конструкций сооружений
к неравномерным осадкам
Форма деформации Характер конструкций и сооружений Рекомендуемые мероприятия
1 2 3
Крен Жесткие высокие сооружения 1. Возведение сооружения с обратным креном, равным половине расчетного 2. Смещение центра тяжести подошвы фундамента с целью уменьшения ожидаемого крена
Прогиб и выгиб Здания с несущими и самонесущими продольными стенами 3 Устройство непрерывного армирования фундаментов и стен алоль всех наружных и внутренних стен 4. Разрезка здания на части осадочными швами, распо- ложенными в местах резкой неоднородности грунтов основания, переходов к другой высоте здания, поворотов здания и температурных швов 5. Устройство общей перемычки над проемами, разде- ленными простенками, имеющими ширину менее поло- вины высоты проемов 6. Увеличение глубины заделки опор перемычек, прого- нов и настилов перекрытий 7. Повышение прочности заделки анкеров перекрытий 8. Уменьшение коэффициента условий работы в 1.5 раза при оценке прочности элементов стен нижних этажей и фундаментов на сжатие
Продолжение табп. 13.2
1 2 3
Многоэтажные здания с несущими каркасами Одноэтажные производственные каркасные здания 9. Устройство несущих конструкций по возможности одного типа (нежелательно сочетать возведение тяжелых нвружных стен и несущих внутренних колонн, получаю- щих основную нагрузку в последующее время) 10 Возведение отдельных железобетонных колонн на ленточных фундаментах, соединенных с фундаментами наружных стен 11. Придание отдельным частям здания различного по размеру строительного подъема в соответствии с ожи- даемыми осадками 12. Устройство монолитных ленточных фундаментов в виде перекрестных лент или сплошных плит с макси- мальной жесткостью 13. Разрезка здания осадочными швами в соответствии с п. 4 14 Распределение собственного веса конструкций здания по возможности равномерно между отдельными фунда- ментами для уменьшения неравномерности деформаций 15. Устройство разрезных конструкций 16. Применение конструкций с максимальной гибкостью, если необходимо делать их неразрезными 17. Выполнение пп. 4. 5, 6, 9, 10 и 12 применительно к одноэтажным каркасным зданиям
Окончание табл. 13.2
1 2 3
Перекос Здания с несущими и самонесущими продольными стенами и каркасные 18 Расположение осадочного шва в месте ожидаемого перекоса 19. Устройство железобетонной жесткой разгрузочной балки в пределах высоты фундамента 20. Выполнение мероприятий, перечисленных в пп. 3, 5, 6, 7, 8. 9. 10. 11, в месте ожидаемого перекоса в пределах длины участка здания, равного двум его высотам. При этом армирование кладки стены должно выполняться в каждом этаже в одном или двух горизонтах
новременно рассматриваются решения по уменьшению ожидае-
мых неравномерностей осадок. Это достижимо путем:
а) устройства различно заглубленных фундаментов, позволя-
ющих получить несущий слой одинаковой мощности сильносжи-
маемого грунта;
б) уменьшения давления на основание за счет применения
фундаментов с большей площадью подошвы там, где ожидаются
большие осадки;
в) использования верхнего более плотного слоя в качестве не-
сущего, способного перераспределить давление на подстилающие
слои слабого грунта;
г) устройства распределительной песчаной или иной подушки;
д) устройства более глубоких подвалов в той части здания,
осадка которой ожидается больше, чем осадка соседних частей;
е) возведения части зданий на консолях.
Дополнительно при осадке зданий более 15 см руководству-
ются следующими положениями: а) зданиям придают строитель-
ный подъем, т.е. принимают отметку обреза фундамента выше на
размер ожидаемой осадки; б) в фундаментах над вводами и вы-
пусками трубопроводов предусматривают зазор не менее ожидае-
мой осадки; в) вводы и выпуски прокладывают в каналах, обеспе-
чивающих нормальные условия эксплуатации трубопроводов при
значительной неравномерности между осадками зданий и ближай-
шего колодца на коммуникации; г) канализационные выпуски де-
лают с уклонами, которые гарантируют даже после развития пол-
ной осадки уклон труб от здания, при этом учитывается и осадка
поверхности грунта около него; д) зазор осадочного шва делают
из расчета возможного крена отдельных частей сооружения и во
всяком случае не менее 3 см; зазор заполняется долговечным уп-
ругим материалом.
При проектировании фундаментов на сильносжимаемых грун-
тах основное внимание уделяется оценке их сжимаемости и из-
менчивости этой характеристики. Если данные изысканий недо-
статочны, то при проектировании зданий принимают, что под оди-
304
каково загруженными фундаментами развивается неравномер-
ность осадки основания
5 -s . = 0,5s , (13.1)
max mm ’ m ’
где s - средняя осадка сооружения, м.
При неравномерной податливости основания стены здания
искривляются и в них возникают дополнительные усилия, харак-
терные для изгиба. Кладка несущих сз ен хорошо сопротивляется
сжатию и плохо - растяжению. Для восприятия растягивающих
усилий при изгибе стен вдоль последних устраиваются непрерыв-
ные пояса армирования.
При конструировании сложного в плане сооружения на сла-
бых сильносжимаемых грунтах следует делить его на отдельные
жесткие блоки простой конфигурации с достаточным числом по-
перечных стен железобетонных или армированных поясов. Сече-
Рнс.13.1. Конструкции н размещение поясов в стенах н фундаменте:
1 - стена; 2 - железобетонный пояс; 3 - армирование в уплотнительном шве
ние арматуры определяется расчетом или назначается конструк-
тивно 5-10 см2в каждом поясе (рис. 13.1).
13.1.3. Обеспечение надежности зданий
н сооружений на сильносжимаемых грунтах
Опыт строительства на слабых грунтах показывает, что эксп-
луатационная надежность зданий и сооружений обеспечивается
305
только при строгом выполнении требований СНиП по проектиро-
ванию, подготовке оснований и возведению фундаментов с уче-
том специфических инженерно-геологических условий строитель-
ных площадок. 11ри этом выбору способа с гроительства (отрывке
котловна, креплению его стенок, водопонижению, подготовке ос-
нования и проведению меронриягий по сохранению естественной
структуры грунтов) отводится решающая роль.
11ри устройстве котлованов в слабых грунтах для сохранения
их природной структуры рекомендуется: принять меры к отводу
поверхностных и дождевых вод; при открытом водоотливе от кач-
ку производить лишь из специальных колодцев (зумпферов), со-
бирающих воду из канавок, располагаемых но периметру котло-
вана; при водопонижении с помощью иглофильтров уровень под-
земных вод необходимо поддерживать на 0,5 м ниже от мет ки дна
котлована. Котлованы разрабатываются с недобором 20-30 см
с тем. чтобы оставшийся защитный слой был снят непосредствен-
но перед началом фундаментных работ.
Слабые водонасыщенные грунты, как правило, являются силь-
нопучинистыми при промерзании. Поэтому в процессе производ-
ства работ основание должно быть защищено от промерзания в
период производства земляных работ, монтажа фундамента и под-
вальных помещений до того времени, когда будут засыпаны пазу-
хи котлована, а подвал утеплен.
Если рассчитанные деформации оснований, сложенных силь-
носжимаемыми грунтами, больше предельно допустимых значений
или недостаточна их несущая способность, а на глубине 10-12 м
прочные малосжимаемые грунты, толщу слабых грунтов можно
прорезать сваями; принципы выбора типа и длины свай изложены
в гл. 9 и 11. При небольшой толщине слабых грунтов они могут
быть полностью или част ично заменены песчаными или гравийны-
ми подушками, проектирование которых рассмотрено в гл. 11.
Улучшение ст роительных свойств слабых грунтов можетбы гь
осуществлено предпостросчпым уплотнением с помощью фильт-
рующей пригрузки. 11ри небольшой по глубине толще уплотне-
306
ние производится па всю мощность слоя. При большой толще сла-
бых грунтов уплотнение выполняется на глубину, исходя из рас-
чета, чтобы суммарная осадка уплотненного и нижележащего не-
уплотненного слоя не превышала предельно допустимой осадки
для проектируемого сооружения.
Более подробно вопросы по проектированию фундаментов на
слабых сильно- и неравномерносжимаемых грунтах изложены в спе-
циальной лигературе (Пособие по проектированию оснований зда-
ний и сооружений (к СНиП 2.02.01 - 83). 1986; Абелев М.Ю., 1983).
13.2. Проектирование фундаментов
на просадочных грунтах
13.2.1. Общие положения
11росадочными называются пылевато-глинистые грунты, в ко-
торых под воздействием давления от внешней нагрузки или соб-
ственного веса при замачивании водой происходят быстроразви-
вающиеся дополнительные осадки (просадки). Просадочными
свойствами обычно обладают лессы, лессовидные супеси, суглин-
ки, глины. Вследствие наличия крупных пор эти грунты иногда
называют макропористыми. Просадочные грунты имеют некото-
рые характерные признаки. Они довольно однородны по грануло-
метрическому составу (состоят преимущественно из пылевых ча-
стиц), имеют большую пористость (около 50 %), малую влажность
(S < 0,8), содержат значительное количество водорастворимых
солей (карбонатов). При замачивании естественная структура та-
ких грунтов легко разрушается.
Количественной характеристикой просадочности является
относительная просадочность. Относительная просадочность
представляет собой относительную осадку (просадку) грунта при
заданных давлениях и степени повышения влажности. Относи-
тельная просадочность определяется по формуле
esl ~ (hn,p ~ hsat.p) ' h„g > (13.2)
где ht r - высота образца грунта природной влажности, обжатого без возможнос-
307
тн бокового расширения напряжением равным напряжению, действующему
на глубине z от собственного веса грунта с , и дополнительного напряжения и
в зависимости от вида рассчитываемых деформаций; hsaip- высота того же
разца после замачивания его до полного водонасыщения прн сохранении напря-
женного состояния; hng- высота того же образца природной влажности, обжато-
го давлением, равным напряжению от собственного веса грунта на рассмат-
риваемой глубине (рнс. 13.2, а).
Рнс. 13.2. Зависимость деформаций (а) и относительной просадочности (б)
лессового грунта от уплотняющего давления
Основными характеристиками просадочных грунтов, кроме
относительной просадочности Es/ являются также начальное про-
садочное давлениерл/и начальная просадочная влажность wx/.
Относительная просадочность грунта зависит от давления и
представляется в виде графика Zs=f(p) (рис. 13.2,6). Если Е^< 0,01,
то грунт условно считается непросадочным.
Такие графики позволяют оценить начальное просадочное
давление, т.е. давление, при котором 8rf= 0,01.
За начальную просадочную влажность по аналогии при-
нимают влажность, при которой в условиях заданных давлений
относительная просадочность Erf= 0,01.
При проектировании оснований, сложенных просадочными
грунтами, следует учитывать возможность повышения их влажно-
сти за счет: а) замачивания грунтов - сверху из внешних источни-
308
ков и (или) снизу при подъеме уровня подземных вод; 6) постепен-
ного накопления влаги в грунте вследствие инфильтрации поверх-
ностных вод и экранирования поверхности подстилающего слоя.
Расчетным состоянием просадочных грунтов по влажности
является (СНиП 2.02.01 - 83): 1) при возможности их замачива-
ния - полное водонасыщение (Sr> 0,8); 2) при невозможности их
замачивания - установившееся значение влажности w, прини-
маемое равным природной влажности w, если w > w
Грунтовые условия строительных площадок, сложенных i ipo-
садочными грунтами, в зависимости от возможности проявления
просадки грунтов от собственного веса, подразделяют на два типа:
I тип - грунтовые условия, в которых возможна в основном
11росадка грунтов от внешней нагрузки а просадка от собствен-
ного веса s ^отсутствует или не превышает 5 см;
II тип - грунтовые условия, в которых, помимо просадки грун-
тов от внешней нагрузки sjlp, возможна их просадка от собствен-
ного веса s , и размер ее превышает 5 см.
Основными характеристиками физико-механических свойств
просадочных грунтов для проектирования оснований являются :
относительная просадочность еч7 и ее зависимость от величины
давления на грунт, начальное просадочное давление р ;; началь-
ная просадочная влажность модуль деформации при естествен-
ной влажности £ и в водонасыщенном состоянии £ ; коэффици-
ент изменчивости сжимаемости основания а; удельное сцепле-
ние с и угол внутреннего трения <р при естественной влажности и
в водонасыщенном состоянии; удельное сцепление с и угол внут-
реннего трения ср в водонасыщенном состоянии уплотненных про-
садочных грунтов до заданной плотности.
13.2.2. Особенности проектирования оснований
и фундаментов
Расчетное сопротивление грунта основания при возможности
замачивания просадочных грунтов принимается равным: а) началь-
ному просадочному давлению (£ =Р5,) при устранении возможнос-
309
ти просадки грунтов от внешней нагрузки путем снижения давле-
ния под подошвой фундамента; б) значению, вычисленному по фор-
муле (4.8) с использованием расчетных показателей прочностных
свойств ср(| и сп грунта в водонасыщенном состоянии.
При невозможности замачивания просадочных грунтов рас-
четное сопротивление грунта основания R определяется по фор-
муле (4.8) с использованием прочностных характеристик этих грун-
тов при установившейся влажности w . Предварительные разме-
ры подошвы фундаментов можно определить по методике, изло-
женной в гл. 4 и 5.
Наиболее важной частью проектирования оснований соору-
жений на просадочных грунтах является расчет по деформациям.
Это обусловлено тем, что абсолютные значения просадок могут
намного превышать предельно допустимые. При местном зама-
чивании основания относительные деформации также достигают
больших и недопустимых значений. На основании определения
осадок и просадок фундаментов принимают решение о возмож-
ности использования естественного основания или необходимос-
ти искусственного улучшения свойств грунтов, или прорезки про-
садочной толщи глубокими фундаментами.
Расчет просадок выполняется в тех случаях, когда не предус-
матриваются мероприятия по устранению просадочных свойств
грунтов или когда эти свойства устраняются лишь частично, а при-
нимаемые меры против замачивания недостаточны. На основании
прогноза источников и зон замачивания определяются размеры де-
формируемой зоны hd, в пределах которой ожидаются просадки.
Для этой цели строится суммарная эпюра напряжений от собствен-
ного веса грунта аи дополнительных напряжений с , а также эпю-
ра начальных просадочных давлений ра((рис. 13.3).
Просадка учитывается в тех слоях, где выполняется условие
Парис. 13.3 приведены характерные случаи распо-
ложения зон просадки hsl. Величина просадки грунтов основания
ss/ при замачивании определяется по формуле
310
Рис. 13.3. Схемы к расчету просадок основания: а - просадка от собственного
веса 5 itg отсутствует (не превышает 5 см), возможна только просадка от внешней
нагрузки 5 slp в верхней зоне просадки h slj) (I тип грунтовых условий); б. е. г-
возможная просадка от собственного веса 5 sIgB иижней зоне просадкий^, начи-
ная с глубины тип грунтовых условий); б - верхняя и нижняя зоны просадки
не сливаются, имеется нейтральная зонайп; в- верхняя н ннжняя зоны просадки
сливаются; г — просадка от внешней нагрузки отсутствует; / — вертикальные на-
пряжения от собственного веса грунта о^; 2 - суммарные вертикальные напря-
жения от внешней нагрузки и собственного веса грунта oz= и^+ 3 - началь-
ное просадочное давление Hsl - толщина слоя просадочных грунтов (проса-
дочная толща); d- глубина заложения фундамента
п
ssl = ^Gsl.i' fy' ksl,i , 033)
i=l
где и - число слоев просадочной толщн; гя1- относительная просадка грунта i-ro
слоя при напряжении + о в его середине; hf - толщина (не более 2 м);
й п — коэффициент условий работы основания, принимаемый для фундаментов
шириной Ь > 12 м равным 1, прн b < 3 м - вычисляется по формуле
ksl,i = 0,5 + 1,5(p-psZ,)/p0, (13.4)
Шер-среднее давление по подошве фундамента, кПа;р1(;-начальное просадоч-
ное давление грунта i-ro слоя, кПа; р0 - давление, равное 100 кПа.
При расчете оснований по деформациям рассматриваются
конкретные условия работы основания и условия замачивания:
мощность замоченной толщи при распространении воды от ис-
точника замачивания; неравномерность просадки, в том числе при
замачивании под одним краем широкого фундамента; возможность
общей просадки территории при подъеме вод; горизонтальные
311
перемещения usl на поверхности [рунта при просадке его от соб-
ственного веса, вызванной замачиванием грунта сверху и т.п. Рас-
чет оснований по деформациям производится исходя из условия
s+s ,<s , (13.5)
si и’ ' >
где s - величина совместной деформации основания и сооружения, определяе-
мая как для обычных грунтов ( см. гл. 6); s - величина деформации основания,
вызванная просадкой грунта; х - предельно допустимая величина совместной
деформации основания и сооружения.
Из результатов расчета по формуле (13.5) будут вытекать даль-
нейшие решения по проектированию оснований на просадочных
грунтах, включая выбор типа фундамента, методов улучшения
основания, конструктивных и водозащитных мероприятий.
Пример 13.1. Определить тип грунтовых условий по просадочности и
рассчитать основание здания по деформациям при следующих условиях.
Фундамент отдельный с размерами подошвы 2,0 х 2,8 м, глубина
заложения -2 м. Давление по подошве фундамента р = 240 кПа.
Грунтовые условия приведены на рис. 13.4
а
б
Рис. 13.4. Определение типа грунтовых условий по просадочности (а)
н расчетная схема (б) к примеру определения просадки (размеры в см)
Удельный вес принят для замоченного водонасыщенного состояния.
Зависимость et/i от оидля обоих просадочных слоев задана в табл. 13.3.
Накальное просадочное давление в обоих слоях незакономерно изменя-
312
К примеру 13.1
Таблица 13 3
№ точки с,' кПа и , кПа о .= о +о , л zg zp’ кПа «у,4-о_|)/2, кПа 8л/1
1 18 222 240 230 0,043 3,2
2 32 188 220 192 0,040 3,2
3 46 118 164 148 0.035 3,2
4 61 72 133 127 0.031 3,2
5 75 46 121 121 0,030 3,2
6 90 32 122 125 0.013 2,7
7 105 23 128 132 0,016 2,
8 120 17 137 143 0,016 2,7
9 135 15 150 151 0,016 2,7
10 140 12 152
ется по глубине: в верхнем слое - в пределах 40-80 кПа, в среднем -
60 кПа, в нижнем - 90-110 кПа, в среднем pd = 100 кПа. Здание с железо-
бетонным каркасом. Технологический процесс связан с потреблением
воды, замачивание возможно. Осадка основания (без замачивания) по расче-
ту оказалась равной х - 3 см.
В соответствии с указаниями разд. 7.3 и 7.4 определяем напряжения от
веса 1рунта и дополнительные напряжения а . Результаты расчетов при-
ведены в табл. 13.3. Строим эпюры напряжений. Из таблицы видно, что во
всей толще суммарные напряжения больше начального просадочного дав-
ления. Следовательно, имеем 11 тип грунтовых условий по просадочности.
Переходим к расчету по деформациям Находим Е (,и коэффициен-
ты условий работы для обоих пластов по формуле (13.4)
= 0,5+1,5(240 - 60)/100 = 3,2 , Л,, = 0,5+1,5(240- 100)/100 = 2,7.
Размер просадки - по формуле (13.3).
= 80 х 3,2(0,043 + 0,04 + 0,035 + 0,031 + 0,03) =
= 80 * 2,7(0,013 + 0,016 + 0,016 + 0,016) = 58 см.
В данном случае х + st = 3 + 58 = 61 > 8 см.
Возможные деформации основания значительно превышают пре-
дельные. Необходимы технические мероприятия по уменьшению или ус-
П’анению просадки.
313
Основания зданий и сооружений проектируются, как на обычных
непросадочных грунтах (без применения специальных мероприятий) в
тех случаях, когда возможные суммарные осадки и просадки, а также их
неравномерности не превышают допустимых для проектируемых соору-
жений величин.
13.2.3. Основные способы устройства фундаментов
в условиях просадочных грунтов
При возможности замачивания грунтов и развития недопус-
тимых просадок следует предусматривать одно из мероприятий:
а) устранение просадочных свойств грунтов в пределах всей про-
садочной толщи; б) прорезку просадочной толщи глубокими фун-
даментами; в) осуществление комплекса мер, включающего под-
готовку оснований, частичное устранение просадочных свойств
грунтов, водозащитные и конструктивные мероприятия.
Выбор указанных мероприятий должен производиться с уче-
том типа грунтовых условий, вида возможного замачивания, рас-
четной просадки, конструктивных особенностей сооружений, вза-
имосвязи проектируемых сооружений с соседними объектами и
коммуникациями.
В грунтовых условиях I типа устранение просадочных свойств
грунтов допускается выполнять только в пределах верхней части
зоны просадки, но не менее 2/3 ее высоты, если конструкции со-
оружения рассчитаны на возможные деформации основания, а
просадки и их неравномерность не превышают 50% предельных
деформаций, допустимых для данного сооружения. Устранение
влияния просадочности в этих грунтовых условиях возможно сле-
дующими способами: снижением давления по подошве фундамен-
тов малоэтажных зданий до величины, при которой в основании
на всех глубинах напряжение меньше начального просадочного
давления; уплотнением грунта тяжелыми трамбовками, массу ко-
торых подбирают в зависимости от мощности просадочной тол-
щи в пределах 5 - 10 т и более (рис. 13.5,о); устройством грунто-
вых подушек или путем сочетания уплотнения нижней зоны про-
садочной толщи с уплотненной грунтовой подушкой в верхней зоне
314
(рис. 13.5,6); устройством набивных или забивных фундаментов в
вытрамбованных котлованах, а также изготовлением коротких на-
бивных свай или забивкой пирамидальных свай (рис. 13.5, в); про-
резкой просадочной толщи сваями и передачей нагрузки на под-
стилающие грунты (рис. 13.5, г).
Рнс. 13.5. Различные варианты устройства оснований и фундаментов
в грунтовых условиях I типа просадочности; / - уплотненный грунт; 2 — проса-
дочный грунт; 3 - непросадочный грунт; 4 - нижняя граница просадочного грун-
та; 5 - (рунтовая подушка, уплотненная послойно; 6 - сваи; 7 - набивной или
забивной фундамент, пирамидальная короткая свая
В грунтовых условиях II типа возможны следующие вариан-
ты устройства фундаментов: прорезка просадочной толщи свая-
ми различного типа или глубокими фундаментами (рис. 13.6, а);
закрепление грунтов химическими или термическими способами
(рис. 13.6, 6); уплотнение грунтов предварительным замачивани-
ем в сочетании с глубинными взрывами и уплотнение тяжелыми
трамбовками (рис. 13.6, в); уплотнение грунтов грунтовыми свая-
ми (рис. 13.6, г).
Могут применяться и другие методы устранения просадоч-
ных свойств грунтов и прорезки просадочной толщи. В грунто-
вых условиях II типа наряду с устранением просадочности и про-
резкой толщи просадочных грунтов должны предусматриваться
315
Рнс. 13.6. Различные варианты устройства оснований и фундаментов в грунтовых
условиях при II типе просадочности: 1 — просадочный грунт; 2 — непросадочный
грунт; 3 — закрепленный грунт; 4 — зона уплотнения грунта грунтовыми сваями;
5 — грунтовые сваи; 6 — сваи; 7 — уплотненный грунт; 8 — грунт, уплотненный
тяжелыми трамбовками
водозащитные мероприятия, а также соответствующая компонов-
ка генерального плана застраиваемой территории. Лучшим реше-
нием являются сохранение природного рельефа местности и дер-
нового покрова, а также эффективная система водостоков и дру-
гих водозащитных мероприятий.
После уплотнения или закрепления просадочной толщи грун-
тов определяют показатели их физико-механических свойств, не-
обходимые для расчета фундаментов. Детально расчеты различ-
ных вариантов фундаментов в условиях просадочных грунтов при-
ведены в (Пособии, 1986).
13.3. Проектирование фундаментов
на набухающих грунтах
13.3.1. Общие положения
К набухающим относятся пылевато-глинистые грунты, кото-
рые способны при замачивании их водой или химическими ра-
створами увеличиваться в объеме - набухать. При последующем
понижении влажности у набухающих грунтов происходит обрат-
ный процесс—усадка. При этом природная влажность их, как пра-
вило, меньше влажности на границе раскатывания.
316
Для предварительной опенки набухающих грунтов использу-
ется показатель набухаемости (5. > 0,3), определяемый по формуле
5 =(еА-е)/(1 +е), (13.6)
где eL - коэффициент пористости грунта при м>г
Количественной характеристикой набухающих грунтов явля-
ется относительное набухание £jir, устанавливаемое в лаборатор-
ных условиях,
(13 -7)
где йп - высота образца грунта естественной структуры, обжатого без возможно-
сти бокового расширения давлением р, равным суммарному вертикальному на-
пряжению на рассматриваемой глубине; hsei- высота того же образца после
замачивания до полного насыщения и обжатого в тех же условиях.
Набухающие грунты классифицируются по величине свобод-
ного набухания (без пригрузки) е“г следующим образом:
слабонабухающис 0,04 < £iir < 0,08; средненабухающие
0,08 <£vll <0,12; сильнонабухающие £sii. > 12.
Основными характеристиками физико-механических свойств
набухающих грунтов для проектирования оснований и фундамен-
тов являются: относительное набухание £ и его зависимость от ве-
личины давления на грунт; давление набухания р соответствую-
щее давлению при замачивании грунта в замкнутом объеме, т.е. при
отсутствии деформаций; влажность набухания w , за которую при-
нимается влажность грунта после его набухания в условиях, исклю-
чающих возможность бокового расширения, при отсутствии нагруз-
ки (<) и при обжатии заданным давлением относительная усад-
ка грунта Est; горизонтальное давление набухания pg .
Расчетной характеристикой основания является глубина зоны
набухания Hstr (рис. 13.7).
Ее нижняя граница принимается: а) при инфильтрации вла-
ги - на глубине, где суммарное вертикальное напряжение <т_ шравно
Давлению набухания р^; б) при экранировании поверхности и из-
менении водно-теплового режима - определяется опытным путем;
при отсутствии таких данных принимают //,,,= 5 м; в) при нали-
317
Рнс. 13.7. Схема к расчету подъема основания при набухании 1рунта
чии подземных вод нижняя граница зоны набухания принимается
на 3 м выше начального уровня подземных вод, но не ниже уста-
новленного по указаниям пункта «а».
13.3.2. Особенности проектирования
оснований и фундаментов
Расчет оснований на набухающих грунтах производится по
деформациям, как на обычных грунтах, а при необходимости -
и по несущей способности с учетом особенностей физико-меха-
нических свойств таких грунтов и в соответствии с общими тре-
бованиями СНиП 2.02.01 - 83.
Подъем основания при местном замачивании и набухании
грунта определяется по формуле
п
hsw ~ , 03$
i=l
тде e -относительное набухание грунта i-го слоя, определяемое по формуле (13.7); Л, -
толщина i-го слоя грунта; коэффициент, принимаемый в зависимости отсуммарно-
говергикальногонапряженияахиравнымО,8приа.и=50кПаиО,6-приаг|а = 300 кПа,
а при промежуточных значениях s ^устанавливается по интерполяции.
318
Суммарное вертикальное напряжение о „ , на глубине z от по-
дошвы фундамента (см. рис. 13.7) определяется по формуле
о ,= а +о +а „ (13.9)
где о. и - вертикальные напряжения соответственно от нагрузки фундамента
и собственного веса грунта; — дополнительное вертикальное давление, выз-
ванное влиянием веса неувлажненной части массива грунта за пределами пло-
шали замачивания, определяемое по формуле
°г,«/ = ^У(^+2'), (13.10)
где * — коэффициент, зависящий от отношения длины Lv замачиваемой площади
к ее ширине В и относительной глубины расположения середины рассматрива-
емого слоя (Пособие, 1986); у - удельный вес набухающего грунта, кН/м3; г' —
расстояние от подошвы фундамента до середины рассматриваемого слоя, м; </-
глубина заложения подошвы фундамента от отметки планировки, м.
13.3.3. Мероприятия по улучшению свойств оснований
из набухающих грунтов
При проектировании фундаментов на набухающих грунтах
разрабатываются мероприятия, направленные на снижение или
полное исключение возможных деформаций: водозащитные ме-
роприятия; предварительное замачивание основания в пределах
всей или части толщи набухающих грунтов; применение компен-
сирующих песчаных подушек; полная и частичная замена слоя
набухающего грунта ненабухающим; полная или частичная про-
резка фундаментами слоя набухающего грунта; конструктивные
мероприятия, позволяющие уменьшить чувствительность соору-
жений к деформациям набухания и усадки.
Более подробно вопросы проектирования фундаментов на на-
бухающих грунтах изложены в (Пособии, 1986).
13.4. Проектирование оснований фундаментов
в районах распространении вечномерзлых грунтов
13.4.1. Общие положения
Вечномерзлые грунты занимают более 50 % территории Рос-
сии. По Цытовичу Н.А. (1973), “мерзлыми грунтами, почвами и
319
горными породами называются такие почвы, грунты и горные по-
роды, которые имеют нулевую или отрицательную температуру и в
которых хотя бы часть воды замерзла, цементируя твердые части-
цы”. Если порода, грунты, имеющие отрицательную температуру,
не содержат льда (сухие пески, скальные породы и т.п.), то их назы-
вают морозными. Различают грунты сезонномерзлые и вечномерз-
лые (от десятков лет до многих тысячелетий). Мерзлый грунт явля-
ется 4-фазной системой, содержащей минеральные частицы, воз-
дух, воду и лед. Лед цементирует частицы и придает грунту новые
физические и механические свойства. Свойства мерзлых грунтов в
значительной степени зависят от количества в них незамерзшей воды
w (влажность грунта за счет незамерзшей воды), которое опреде-
ляется экспериментально, а для технических расчетов может быть
рассчитано по формуле
w=kw, (13.11)
И' р* 4 '
где к. — коэффициент, принимаемый по табл. СНнП 2.02.04 - 88 в зависимости
от числа пластичности и температуры грунта; wp - влажность грунта на грани-
це раскатывания, доли единицы.
Температура начала замерзания 7^грунта является характе-
ристикой, определяющей его состояние. Устанавливается экспе-
риментально, а для практических расчетов оснований и фунда-
ментов на вечномерзлых грунтах принимается по табл. 1 прил.
СНиП 2.02.04-88.
13.4.2. Показатели физических свойств
мерзлых грунтов
Для оценки физического состояния мерзлых грунтов необхо-
димо определять экспериментальным путем четыре основные ха-
рактеристики: 1) плотность мерзлого грунта природной структу-
ры 2) плотность твердых минеральных частиц рл;
3) суммарную влажность мерзлого грунта, включая лед,
4) влажность мерзлого грунта за счет незамерзшей воды м>и.
В состав дополнительных характеристик мерзлых грунтов
входят: а) влажность грунта за счет влажности включений льда w(;
320
6) влажность грунта между включениями льда в) влажность
за счет льда-цемента wn.; г) суммарная льдистость мерзлого грун-
та ilnl', д) льдистость мерзлого грунта за счет включений льда i;
е) степень заполнения объема пор мерзлого грунта льдом и неза-
мерзшей водой Sr.
Из понятий о влажностях и льдистостях следует, что
wro= w, +wir. (13.12)
Суммарную влажность можно выразить в виде суммы влаж-
ностей:
w = w + w = w + w +w . (13.13)
tot I ni I IC W ' '
Если экспериментально определены , то влажность за
счет включений льда w определится расчетом:
w = w - w . (13.14)
Суммарная льдистость i — отношение всех видов содержа-
щегося в грунте льда к объему мерзлого грунта, определяется по
формуле
',„,= P/Wro< + (13.15)
здесь р; плотность мерзлого грунта; плотность льда.
Льдистость за счет включений определяется по формуле
».=P,(w,«~wm)/ [Р, (13.16)
Степень заполнения пор мерзлого грунта льдом и незамерза-
ющей водой будет
S=(l,lw,-0,lw )-ps/(e< р„), (13.17)
г^е коэффициент пористости мерзлого грунта между включениями льда; р( . -
плотность воды.
Плотность скелета грунта, кг/м3 , определяют из известного
выражения
p<=p/a+”,j (3.18)
11 - 5008
321
По рассмотренным выше показателям можно определить массу
каждой составной части в единице объема мерзлого грунта: твердых
минеральных частиц gs, льда g.M и незамерзшей воды g , кг:
gs= р/(1 + wj;
Slllor=Pf (w,o - Ч.И1 (13 19)
g„ =Pz- w„./(l+wj.
Сумма масс компонентов в единице объема равна плотности мер-
злого грунта
g+glM,+gn=Pr (13.20)
Удельный вес мерзлого грунта, кН/м3, определяется расчетом
IrPf'g. (13.21)
где g — ускорение силы тяжести.
Пористость п и коэффициент пористости е мерзлых грун-
тов имеют тот же смысл, что и для талых грунтов.
13.4.3. Классификация мерзлых грунтов
по льднстости и температуре
Различное распределение льда в мерзлых грунтах (льда-це-
мента, льда в виде включений - прожилок, прослоек) определяют
их строение, т.е. структуру и текстуру. В настоящее время разли-
чают следующие наиболее характерные типы текстур мерзлых
грунтов (рис. 13.8): а) слитную (массивную), когда лед в виде це-
мента относительно равномерно распределен в грунте (поровый
лед); б) слоистую, когда лед выделяется в виде параллельных про-
слойков, линзочек, прожилок в грунте; в) сетчатую, когда лед
выделяется в виде взаимно пересекающихся прослойков, линзо-
чек, прожилок и жил, образующих по обнаженной поверхности
мерзлого грунта мелко- и крупноячеистую сетку.
В вечномерзлом грунте иногда имеются включения льда в виде
линз, слоев или клиньев толщиной до нескольких метров. Такие
включения рассматривают как горную породу.
322
Рис. 13.8. Морозные текстуры грунта: « — слитная; б — слоистая;
в — сетчатая; 1 — минеральные частицы; 2 — лед
Слитная текстура характеризуется практически равномерным
распределением кристаллов льда (порового) в мерзлом грунте, а
суммарная льдистость, как правило, не превышает 0,03.
Слоистая и сетчатая (или слоистосетчатая) - i.> 0,03. По
льдистости мерзлые грунты делятся на сильнольдистые, льдис-
тые и слабольдистые (Карлов В. Д., 1997). К сильнольдистым грун-
там относятся мерзлые грунты с льдистостью г>0,4, к льдистым -
с 0,20 < /,< 0,4, к слабольдистым — с i.< 0,20.
Ледяные включения, количественно определяемые льдистос-
тью 1., дают представление о величине осадки грунта после оттаи-
вания под действием собственного веса. Например, если 1.>0,2, то
это означает, что в слое мерзлого грунта толщиной 100 см нахо-
дятся прослойки льда общей (суммарной) толщиной
20 см. При оттаивании максимально возможная осадка мерзлого
грунта под действием собственного веса приблизительно равна
сумме толщин ледяных включений, т.е. 20 см.
В зависимости от температур мерзлых грунтов изменяется их
сжимаемость. На этом основании они подразделяются на твердо-
II*
323
мерзлые, пластичнамерзлые. сыпучемерзлые. При этом температу-
ра перехода Г пластичномерзлого состояния в твердомерзлое за-
висит от вида грунта. Ниже приводятся значения Г (т абл. 13.4).
Таблица 13.4
Температура перехода грунтов из пластичномерзлого
в твердомерзлое состояние Г
Наименование грунта Значение температур перехода Tsg
Крупнообломочные грунты 0
Пески крупные и средней крупности -0,1
Мелкие и пылеватые пески -0.3
Супеси -0,6
Суглинки -1,0
Глины -1.5
Твердомерзлые грунты характеризуются температурой ниже
Г^или величиной коэффициента сжимаемости 6<0,1 кПа '.
Пластичномерзлые грунты характеризуются температурой от
начала замерзания TfJ до температуры перехода в твердомерзлое
состояние Г х и достаточно большой сжимаемостью (8>0.1 кПа1).
Твердомерзлое или пластичномерзлое состояние засоленных
и биогенных (заторфованных) грунтов следует устанавливать по
данным опытного определения коэффициента их сжимаемости 8.
Сыпучемерзлые грунты - это грунты, имеющие отрицатель-
ную температуру, но не сцементированные льдом. К ним относят-
ся крупнообломочные, гравелистые и песчаные грунты с суммар-
ной влажностью w < 0,03.
tot
13.4.4. Механические свойства мерзлых
и оттаивающих грунтов
Особенности механических свойств мерзлых грунтов обуслов-
лены содержанием в них незамерзшей воды и льда, что при любой
324
добавочной нагрузке вызывает протекание реологических процес-
сов в грунтах. Из рассмотрения основ реологии вечномерзлых грун-
тов вытекает положение о нестабильности их механических свойств
и невозможности оценки последних без учета фактора времени.
Предельное сопротивление вечномерзлых грунтов сдвигу за-
висит от состава и состояния грунтов и определяется главным об-
разом температурой грунта, величиной внешнего давления и вре-
менем действия нагрузки (рис. 13.9).
Рис. 13.9. Зависимость предельного сопротивления мерзлого грунта сдвигу т
от времени t (а) и температуры -Т (б)
Предельно длительное сопротивление мерзлого грунта сдвигу
в 2,5 - 6 раз меньше мгновенного сопротивления. При не очень
больших давлениях (до 1 000-1500 кПа) оно может быть описано урав-
нением с переменными параметрами ct и <рг, зависящими от величи-
ны отрицательной температуры и времени действия на|рузки:
тч4> = <?<+/’‘(В'2Э
где с - удельное сцепление; р - нормальное уплотняющее давление; ф,-угол
внутреннего трения. По значениям <р, и с, определяют сопротивление мерзлого
грунта основания R.
Н.А. Цытович предложил методику определения так называ-
емого эквивалентного сцепления с - комплексной характеристи-
ки прочностных свойств мерзлых грунтов, учитывающей совмес-
325
тно, как силы сцепления, так в известной мере и трение. Величи-
на эквивалентного сцепления определяется по результатам испы-
тания мерзлого грунта шаровым штампом
с ; = 0,187V/(it-Ds), (13.23)
где Л? - нагрузка на штамп, кН; D - диаметр штампа, м; г, - величина осадки
штампа в различные промежутки времени, м.
Прочность смерзания грунтов с материалами фундаментов
определяет расчетную характеристику вечномерзлых грунтов -
сопротивление мерзлых грунтов сдвигу по поверхности смерза-
ния Яо/. В расчетах также используется другая характеристика -
расчетное сопротивление мерзлых грунтов сдвигу по грунту или
грунтовому раствору Rh. Зависимость предельно длительной ве-
личины смерзания от температуры грунта, как показано Б.И. Дал-
матовым, можно выразить формулой
\е,=с+ЬТ, (13.24)
где с, Ь- параметры линейной зависимости т от температуры; Т - абсолютное
значение температуры грунта.
Сжимаемость мерзлых грунтов зависит от их состава и состо-
яния, температуры, времени действия и характера нагрузки. Разли-
чают деформации упругости и уплотнения. Последние, наряду с
деформациями ползучести, в значительной мере влияют на эксплу-
атационную надежность зданий и сооружений, возводимых на вы-
сокотемпературных вечномерзлых грунтах (пластичномерзлых).
Основной характеристикой сжимаемости мерзлых грунтов
является коэффициент сжимаемости, который определяется из
компрессионных испытаний и рассчитывается по формуле
8 Л/ =/е,-Е^)/(р,-р,м). (13.25)
гае е — величина относительной деформации сжатия при уплотняющем давлении р.
При оттаивании мерзлых грунтов происходит резкое измене-
ние структуры грунтов, что является одним из основных факто-
ров, определяющих их физико-механические свойства.
326
В процессе оттаивания резко уменьшаются как удельное сцеп-
ление с., так и угол внутреннего трения <р/Ь. Предельное сопротивле-
ние сдвигу оттаивающего грунта определяется по закону Кулона
сад
где с/Л и <р/А—удельное сцепление и угол внутреннего трения оттаивающего или
оттаявшего грунта, определяемые экспериментально. После оттаивания в про-
цессе консолидации происходит упрочнение оттаявшего грунта.
Сжимаемость оттаивающих грунтов значительно превыша-
ет их сжимаемость в мерзлом состоянии. Быстро протекающую и
значительную по величине осадку оттаивающего грунта принято
называть просадкой. При оттаивании грунтов под нагрузкой раз-
личают просадку оттаивания и осадку уплотнения. По результа-
там специальных компрессионных испытаний мерзлого грунта в
процессе его оттаивания определяется относительная осадка £/Л
оттаивающего грунта (рис. 13.10).
Рис. 13.10. Зависимость абсолютной (а) и относительной (б)
осадки мерзлого грунта при оттаивании от уплотняющего давления
е,А = hf-h,h/ hf , 03.27)
где Ли hih—соответственно высота образца в мерзлом состоянии и после оттаивания
и уплотнения при неизменном давлениир до стабилизации деформаций.
327
Серия испытаний мерзлых образцов при оттаивании произ-
водится с различными уплотняющими давлениями, после чего
строится график £lh=f(p).
Зависимость t-,h=f(p) имеет практически линейный характер
и описывается уравнением
+ (13.28)
где А1Ь—коэффициент оттаивания, то есть относительная просадка грунта за счет
таяния льда; 8 - коэффициент сжимаемости оттаивающего грунта, обусловлен-
ный уплотнением его давлением р. Коэффициенты Али 8 являются расчетными
характеристиками при вычислении осадок оттаивающих оснований.
13.4.5. Процессы, происходящие в слое сезонного
оттаивания и в вечномерзлых грунтах
При проектировании оснований и фундаментов необходимо
учитывать влияние на устойчивость и эксплуатационную надеж-
ность сооружений физико-механических процессов, происходящих
в слоях сезонного промерзания — оттаивания и вечномерзлого грун-
та. К таким процессам относятся колебания температурного поля
толщи грунтов, промерзание и оттаивание грунтов деятельного
слоя; морозное пучение и миграция влаги в промерзающих грун-
тах; перемещение влаги под действием гидравлического градиен-
та и возникновения бугров пучения и наледей; образование моро-
зобойных трещин, ледяных и земляных жил; сползание оттаива-
ющего грунта по склонам (солифлюкция и поверхностные ополз-
ни). При вытаивании подземных льдов происходит подземный тер-
мокарст, характеризующийся понижением рельефа (просадкой),
образованием термокарстовых озер и т.д. Гидрогеологические ус-
ловия площадки строительства определяются режимом надмерз-
лотных, межмерзлотных и подмерзлотных подземных вод.
Важнейшей характеристикой грунтов, используемых в каче-
стве оснований и сооружений в рассматриваемых условиях, явля-
ется их температура. Изменение температуры грунтов в зависи-
мости от глубины в различные периоды года в пределах толщи
328
сливающегося деятельного слоя и слоя вечномерзлого грунта пред-
ставлено на рис. 13.11.
Рис. 13.11. Распределение температуры по глубине грунтовой толщи: ^-нор-
мативная глубина сезонного оттаивания; dfn- нормативная глубина сезонного
промерзания; Но- глубина до границы нулевых амплитуд сезонных колебаний
температуры; Н; — мощность слоя вечномерзлых грунтов; 1,2 - соответственно
верхняя и нижняя границы слоя вечномерзлой толщи; 3 - граница нулевых амп-
литуд сезонных колебаний температуры; Tbf -температура начала замерзания
грунта; ТОп -нормативная среднегодовая температура вечномерзлого грунта
Нормативная глубина сезонного оттаивания dlhn и промерза-
ния dfn устанавливается по данным натурных наблюдений или оп-
ределяется расчетом.
Промерзание в пределах деятельного слоя влажных пылева-
то-глинистых грунтов, пылеватых и мелких песков, как правило,
сопровождается миграцией влаги из талых подстилающих слоев
грунта к границе промерзания и морозным пучением. Под мороз-
ным пучением понимают увеличение объема промерзшего грунта
вследствие объемного расширения воды при переходе ее в лед,
как первоначально находящейся в порах, так и мигрирующей в
329
зону промерзания. Взаимодействие грунта, испытывающего мо-
розное пучение, с фундаментами и другими подземными конст-
рукциями сооружений приводит к воздействию на последние сил
морозного пучения: касательных и нормальных (рис. 13.12).
Рис. 13.12. Схема морозного пучения грунта и воздействия сил морозного пуче-
ния на фундамент при несливающемся деятельном слое: — удельная касатель-
ная сила морозного пучения;- удельная нормальная сила пучения (или удель-
ное нормальное давление морозного пучения грунта);/^- величина пучения грунта
при ненагруженной поверхности;/^- величина пучения грунта основания при
давлении на грунт от внешней нагрузки p,d- глубина заложения фундамента
Интенсивность морозного пучения грунтов оценивается ко-
эффициентом морозного пучения £f- относительной деформаци-
ей грунта при промерзании на глубину hf, т.е.
zf=ff/hf- 03^9
гдеf- величина морозного пучения.
Коэффициент морозного г (учения определяется эксперименталь-
но или на основании аналитического расчета по величинам f и hf .
13.4.6. Принципы использования вечномерзлых
грунтов в качестве оснований
Основания и фундаменты сооружений, возводимых на вечно-
мерзлых грунтах, проектируют по результатам специальных инже-
330
нерно-геокриологических изысканий и исследований с учетом кон-
структивных и технологических особенностей объектов строитель-
ства и их теплового и механического взаимодействия с основания-
ми. Отличительной особенностью проектирования сооружений в
рассматриваемых условиях является необходимость выполнения
теплотехнических расчетов по определению расчетных температур
грунта в основании, глубины сезонного промерзания и опаивания,
размеров чаши протаивания грунтов в основании сооружений, тем-
пературного режима вентилируемого подполья и других. При про-
ектировании сооружений важнейшим является вопрос о выборе
принципа использования грунтов в качестве оснований. При строи-
тельстве на вечномерзлых грунтах применяется один из следую-
щих принципов использования вечномерзлых грунтов в качестве
оснований сооружений (СНиП 2.02.04 - 88):
принцип I — вечномерзлые грунты основания используются в
мерзлом состоянии, сохраняемом в процессе строительства и в
течение всего периода эксплуатации сооружения;
принцип II - вечномерзлые грунты основания используются
в оттаянном или оттаивающем состоянии (с их предварительным
опаиванием на расчетную глубину до начала строительства или с
допущением оттаивания в период эксплуатации сооружения).
При выборе принципа анализируются данные инженерно-гео-
криптологических изысканий и в необходимых случаях произво-
дится расчет глубины чаши протаивания и возможных при этом
деформаций основания. Принцип I применяется в тех случаях, ког-
да расчетные деформации основания при его оттаивании превы-
шают предельно допустимые, а улучшение строительных свойств
оттаиваемых грунтов или использование конструктивных мероп-
риятий невозможно или экономически неэффективно. Этот прин-
цип рекомендуется, когда грунты находятся в твердомерзлом со-
стоянии и его можно сохранять при экономически целесообраз-
ных затратах на мероприятия, обеспечивающие сохранение тако-
го состояния. При пластично мерзлых грунтах, как правило, в про-
ектах необходимо предусматривать мероприятия по понижению
температуры грунта до расчегных значений.
331
Принцип II применяется при наличии в основании скальных
или других грунтов, деформации которых при оттаивании не пре-
вышают предельно допустимых значений для проектируемого со-
оружения. В зонах островного распространения вечномерзлых
высокотемпературных грунтов применение принципа II может ока-
заться неизбежным. В пределах застраиваемой территории, как
правило, необходимо предусматривать один принцип использова-
ния вечномерзлых грунтов в качестве оснований. Применение двух
принципов допускается как исключение на обособленных по ре-
льефу и другим природным условиям участках или в других слу-
чаях, если проектом будут обоснованы специальные меры по обес-
печению расчетного температурного режима грунтов в основании
сооружений, возводимых по принципу 1.
Для сохранения мерзлого состояния грунтов основания и обес-
печения их расчетного температурного режима в проектах соору-
жений разрабатывают различные мероприятия. К ним относятся:
1) устройство холодных (вентилируемых) подполий или холодных
первых этажей зданий (рис. 13.13, о. 6); 2) укладка в основании со-
оружения охлаждающих труб, каналов или применение вентилиру-
емых фундаментов (рис. 13.13, в); 3) установка сезоннодействую-
щих охлаждающих устройств жидкостного или парожидкостного
типов (рис. 13.13, г, д); 4) устройство подсыпок (в качестве основа-
ний) из дренирующих материалов в (рис. 13.13, ж); 5) укладка теп-
лоизоляционных материалов под полом здания (рис. 13.13, е).
Применяются и другие способы по устранению или умень-
шению теплового воздействия сооружения на мерзлые грунты ос-
нования. Выбор одного или сочетание указанных выше меропри-
ятий (рис. 13.13, з,и) должны производиться на основании тепло-
технических расчетов с учетом конструктивных и технологичес-
ких особенностей сооружения, опыта местного строительства и
экономической целесообразности. Фундаменты всех типов, кро-
ме свайных, заглубляются в вечномерзлый грунт не менее чем на
1 м, сваи не менее чем на 2 м. Расчетная глубина сезонного отта-
ивания определяется расчетом.
332
Рис. 13.13. Схемы устройств для сохранения а основании сооружений вечномер-
злого состояния грунтов: 1 - вечномерзлый грунт; 2 — верхняя граница вечно-
мерзлого грунта; 3 - уровень планировки; 4 — подсыпка из дренирующего мате-
риала; 5- теплоизоляция; 6—вентилируемое подполье; 7 - неотапливаемый этаж;
8 — вентиляционные охлаждающие трубы; 9 - система искусственного замора-
живания (охлаждения); 10-перекрытие трубы; 11 -пол по грунту; 12-сезонно-
действующее охлаждающее устройство
При использовании грунтов основания по принципу II приме-
няются два метода устройства оснований и фундаментов: посте-
пенного оттаивания грунтов в процессе эксплуатации сооружений
и предварительного искусственного оттаивания вечномерзлых
грунтов (при необходимости с уплотнением, закреплением или за-
меной оттаявших грунтов) до возведения сооружений. Возможно
333
и сочетание указанных методов. При этом могут допускаться ме-
роприятия:
а) по уменьшению деформаций оснований;
б) по приспособлению конструкций сооружений к восприя-
тию неравномерных деформаций оснований.
При любом принципе использования вечномерзлых грунтов
в качестве оснований сооружений в проекте должны быть предус-
мотрены мероприятия по инженерной подготовке территории стро-
ительства с целью обеспечения расчетного температурного режи-
ма грунтов, предотвращения эрозии, развития термокарста, сохра-
нения природных условий окружающей среды.
13.4.7. Основные положения расчета оснований
фундаментов по принципу I
Расчет оснований по первой группе предельных состояний (по
несущей способности) при использовании вечномерзлых грунтов
по принципу I является обязательным независимо от температур-
ного состояния мерзлого грунта.
Несущая способность оснований Г вертикально нагружен-
ной сваи или столбчатого фундамента определяется по формуле
/ я \
F„ =У/ A +XR^j.i (13.30)
где у, - температурный коэффициент, применяемый по указаниям п. 4.10
СНиП 2.02.04 - 88 (как правило, для твердых грунтов у, = 1,1; для пластичномер-
злых у, =1.0); уг — коэффициент условий работы основания, принимаемый рав-
ным от 0,9 до 1.1 в зависимости от вида фундаментов и способов их устройства;
R — расчетное давление на мерзлый грунт под нижним концом сван или под по-
дошвой отдельного фундамента, кПа определяемое по данным испытаний или
по прил. 2 СНиП 2.02.04 - 88: - расчетное сопротивление мерзлого грунта
или грунтового раствора сдвигу по боковой поаерхностн смерзания фундамента
в пределах Z-го слоя, определяемое испытанием или по прил. 2 СНиП 2.02.04-88;
Aaf- площадь поверхностного смерзания /-го слоя с боковой поверхностью сваи,
а для столбчатого фундамента - с нижней ступенью, м2; п - число выделенных
при расчете слоев вечномерзлого грунта
Расчетное давление R по СНиП 2.02.04 - 88 принимают для
свайных фундаментов при температуре T на глубине z, равной
334
глубине погружения сваи; для отдельных фундаментов - при рас-
четной температуре Тт на глубине заложения подошвы фундамен-
та. Расчетное сопротивление сдвигу R следует принимать: для
свайиых фундаментов при температуре 7 на глубине середины
Pro слоя грунта; для отдельных фундаментов - при температуре
грунта Тт на глубине, соответствующей середине нижней ступени
фундамента (рис. 13.14).
Рис. 13.14 Схема к определению несущей способности столбчатого
фундамента (а) и одиночной висячей сваи (б)
При однородном по составу вечномерзлом грунте принимают
Я при средней по длине сваи (эквивалентной) температуре веч-
номерзлого грунта Т' (см. рис. 13.14).
Значения расчетных температур грунта основания 7 ,7, и 7е
устанавливаются теплотехническим расчетом или определяются
по формулам СНиП. Например, для нахождения этих температур
под серединой сооружения используется выражение
*ТЬГ
где Го'- расчетная среднегодовая температура на верхней поверхности вечномерз-
лого грунта в основании сооружения, определяемая по таблицам СНиП 2.02.04 - 88
или расчетом, °C; Т#- температура начала замерзания грунта, ° С, определяется по
таблицам; То - расчетная среднегодовая температура вечномерзлого грунта, ° С, по
335
рекомендациям СНиП 2.02.04 - 88; am, о... ае — коэффициенты сезонного измене-
ния температур грунта основания, принимаемый по табл.4 СНиП; - коэффици-
ент теплового влияния сооружения, принимаемые по табл. 5 СНиП.
Поскольку несущая способность мерзлых грунтов зависит от их
льдистости, нормы дают значения расчетных давлений R, R:f R* в
зависимости от величины льдистости за счет ледяных включений i.
Фактическое давление на основании проверяют в обычном
порядке. Однако при действии на отдельный фундамент момента
от внешних нагрузок, стремящихся его повернуть, возникают силы
сопротивления смерзания грунта по боковым граням нижней сту-
пени фундамента. В таком случае по подошве фундамента будет
действовать момент М
М0 = М-М^ (13.32)
где М— момент от внешних нагрузок, действующий в плоскости подошвы фун-
дамента относительно одной из ее осей; момент сопротивления грунта в
результате смерзания его с нижней ступенью фундамента, определяемый отно-
сительно той же оси подошвы в фундаменте по формуле
Maf =4cRaf -hp l(b + 0,5iy (13.33)
где Yc—коэффициент условий работы, принимаемый, как в формуле (13.30); R , - рас-
четное сопротивление смерзания грунта с фундаментом на глубине 1, соответствую-
щей 0,5й.; Л высота i южней ступени фундамента; I — размер подошвы фундамента в
плоскости действия момента; b - размер i юдошвы. перпендикулярный размеру /.
Расчет фундаментов на устойчивость при действии значитель-
ных горизонтальных нагрузок проводят аналогично расчету фун-
даментов на немерзлых грунтах. При этом основное сопротивле-
ние будут оказывать не силы трения, а силы смерзания грунта с
фундаментом по его подошве и боковым граням.
Расчет оснований и фундаментов при использовании вечно-
мерзлых грунтов с сохранением мерзлого состояния (принцип I)
пластичномерзлых, сильнольдистых и подземных льдов произво-
дится по деформациям.
Осадка фундаментов, обусловленная уплотнением пластич-
номерзлых грунтов, рассчитывается по тем же методикам, что и
для немерзших грунтов, т.е. используются расчетные схемы осно-
336
вания в виде линейно деформируемого полупространства или ли-
нейно деформируемого слоя конечной толщины (см. гл. 6). Коэф-
фициент сжимаемости 8, определяется при температуре вечномер-
злого грунта, вычисляемой по формуле (13.25).
Осадки оснований из сильнольдистых грунтов и подземных
льдов, а также в случаях загружения фундаментов при температу-
ре грунтов выше расчетных значений определяются с учетом из-
менения деформационных характеристик в зависимости от тем-
пературы и времени. При этом определяют составляющую часть
। годной осадки, обусловленную пластично-вязким течением грун-
та за срок эксплуатации сооружения. Более подробно это изложе-
но в приложении СНиП 2.02.04 - 88.
13.4.8. Основные положения расчета оснований
и фундаментов по принципу II
Расчет по несущей способности (первая группа предельных
состояний) оснований и фундаментов с использованием вечномер-
злых грунтов по принципу II производят в соответствии с требо-
ваниями расчета устойчивости оснований из немерзлых грунтов.
Расчет оснований по второй группе предельных состояний (по
деформациям) при строительстве по принципу II является основ-
ным и выполняется по правилам и методикам, применяемым для
оснований из талых грунтов.
При расчете осадок основания с допущением оттаивания грун-
тов в процессе эксплуатации сооружения предварительно рассчи-
тывают глубину оттаивания основания под различными частями
проектируемого сооружения. Расчетную глубину on аивания грун-
тов в основании устанавливают исходя из расчета теплового взаимо-
действия сооружения с вечномерзлыми грунтами с учетом формы,
размеров и теплового режима сооружения, температуры и тепло-
физических свойств грунтов основания. Допускается определение
размеров чаши протаивания для простых по форме сооружений в
соответствии со СНиП 2.02.04 - 88. Так, например, нормы рекомен-
дуют определять глубину оттаивания грунтов в основании соору-
жения //за время его эксплуатации / по формулам:
337
под серединой сооружения
Яс=А„ис-Ас)В, (13.34)
под краем сооружения
Н=кп^е-ке-0,1^)в, (13.35)
где к п, с, е. к е, р, VJJ - коэффициенты, определяемые по таблицам и графикам
прил. 8 СНиП 2.02.04 - 88, в зависимости от размеров сооружения, расчетных
температур, теплофизических свойств грунтов и конструкций сооружений.
Осадку основания 5, оттаивающего в процессе эксплуатации
сооружения, определяют по формуле
s=-s,ft+v (13.36)
где sz,t - составляющая осадки основания, обусловленная действием собственно-
го веса грунта. szJj рассчитывается по формуле
и
+5'c=^h'- (13.37)
/=/
где п - число выделяемых в основании слоев толщиной h: з - составляющая
* р
осадки основания, обусловленная дополнительным давлением определяется
по расчетной схеме основания в виде линейно деформируемого слоя конечной
толщины (см. разд. 6.8).
Осадку основания 5 при предварительном оттаивании или за-
мене льдистых грунтов до глубины hb ih, а также при нссливаю-
щемся деятельном слое определяют по формуле
(13-38)
где splh - осадка уплотнения предварительно оттаянного слоя (замененного или
естественно немерзлого) грунта толщиной hb ih под действием дополнительного
давления, рассчитанная, как для немерзлых грунтов; з^-дополнительная осадка
основания при оттаивании вечномерзлых грунтов в процессе эксплуатации со-
оружения. определяется по формуле (13.37) для интервала глубины <- hbih, где
dz - расчетная глубина оттаивания грунта, считая от уровня планировки под зда-
нием. Глубину предварительного оттаивания, исходя из требований норм расче-
та основания по деформациям, можно установить на основании условия
s,.+ s<s, (13.39)
p,th ad н7 v z
где st/ - предельно допустимая для проектируемого сооружения осадка основания.
338
Следует учитывать неравномерность оттаивания грунтов осно-
вания по площади сооружения, особенно под наружными стенами. В
результате этого возможен значительный крен фундаментов наруж-
ных стен. Для уменьшения неравномерности осадок проектируют
обогрев грунта около здания или устройство стен на консолях.
По вычисленным осадкам основания рассчитывают различные
виды деформаций конструкций без учета совместной работы основа-
ния и сооружения и проверяют условие расчета по деформациям, т.е.
5<sn. (13.40)
Расчет оснований и фундаментов по деформациям с учетом
совместной работы основания и сооружения производят согласно
требованиям СНиП 2.02.04 - 88 исходя из условия
Ff<Ffd/ycy„, (13.41)
me Ff - расчетные усилия, возникающие в элементах конструкций сооружения при не-
равномерных осадках оттаивающего основания; FfJ— предельные значения сопротивле-
ния элементов конструкции; уг - коэффициент условий работы системы «основание —
сооружение», равный 1,25; ул—коэффициент надежности по назначению сооружения.
Осадки свайных фундаментов из висячих свай, погруженных
в предварительно оттаянные грунты, рассчитывают как для ус-
ловного фундамента (см. разд. 9.4.6). При этом необходимо учи-
тывать возможность проявления отрицательных (или негативных)
сил трения по периметру условного фундамента или по поверхно-
сти отдельных свай. Расчет свай-стоек по несущей способности
при опирании на малосжимаемые при оттаивании грунты следует
выполнять на основании условия
F<Fu/yk-yp-F„cs, (13.42)
где F - фактическая нагрузка на сваю; Fn — несущая способность сваи; уд. - коэф-
фициент условий работы; ур - коэффициент условий работы в пределах зоны
оттаивания, принимаемый в зависимости от типа сваи; /^-отрицательная сила
трения оттаивающего грунта по боковой поверхности сваи-стойки.
339
При проектировании оснований и фундаментов по принципу И
предусматриваются мероприятия по уменьшению деформаций ос-
нований или меры по приспособлению конструкций сооружения к
восприятию неравномерных деформаций основания (см. табл. 13.1).
13.4.9. Расчет фундаментов на воздействие сил
морозного пучения грунта
Как показано в разд. 13.4.5, на малозаглубленные фундамен-
ты, закладываемые в деятельном слое, при промерзании действу-
ют касательные и нормальные силы морозного пучения.
СНиП 2.02.04-88 рекомендует проводить расчет оснований и фун-
даментов по устойчивости и прочности на воздействие сил мороз-
ного пучения грунтов как для условий эксплуатации сооружений,
так и для условий периода их строительства.
Устойчивость фундаментов на действие касательных сил мо-
розного пучения проверяют по условию (рис. 13.15)
а
Рис. 13.15. Схема к расчету фундаментов на действие
касательных сил морозного пучения
340
т р,А)Ъ-F <^-Fr, (13.43)
Y n
rae у - коэффициент условий работы системы, принимаемый, как правило, рав-
ным 1Д у„ - коэффициент надежности по назначению сооружений, равный 1,1;
-г - расчетная удельная касательная сила пучения, кПа, определяемая опытным
путем, а для расчетов сооружений 11 и III классов - по табл. 9 СНиП 2.02.04 - 88 в
зависимости от вида и состояния грунта и глубины сезонного промерзания — отта-
ивания dib (в пределах от 50 до 130 кПа); А^- площадь боковой поверхности смер-
зания фундамента с грунтом в пределах расчетной глубины сезонного промерза-
ния, м2; F- расчетное значение силы, кН, удерживающей фундамент от выпучива-
ния. определяемое при использовании грунтов по принципу 1 по формуле
л
F=vCLR>-I.'-huf., (13.44)
' м
при строительстве по принципу II
F = (13.45)
г /=1
где и - периметр поперечного сечения фундамента или сваи, м: Я и Rxht- соответ-
ственно расчетное сопротивление /-го вечномерзлого грунта сдвигу по поверхнос-
ти смерзания с фундаментом и грунтом или грунтовым раствором, кПа; Л ю и hxhi —
толщина нго слоя мерзлого грунта, расположенного ниже подошвы слоя сезонно-
го промерзания—оттаивания, м; ^-расчетное сопротивление i-гослоя талого грунта
сдвигу по поверхности фундамента, кПа, принимаемое по табл. СНиП 2.02.03-85.
Малозаглубленные и поверхностные фундаменты, заклады-
ваемые в слое сезонного промерзания - оттаивания, рассчитыва-
ют по устойчивости на действие нормальных сил морозного пу-
чения по формуле (СНиП 2.02.04-88)
(13.46)
гаер^-удельное давление пучения грунта на подошву фундамента; .4,-площадь
подошвы фундамента; F-расчетная нагрузка на фундамент; коэффициен-
та соогветственно условий работы и надежности.
Нормы проектирования указывают, что значение p/h следует
устанавливать опытным путем. Однако для целей проектирова-
ния это практически неосуществимо.
341
Величина удельного давления зависит от степени стеснения
(ограничения) деформации морозного пучения промерзающего ос-
нования. При свободном перемещении ненагруженной поверхно-
сти основания fK значение равно нулю. Если полностью ис-
ключается деформация пучения (efr = 0), то величина будет мак-
симальной (р„ ).
/Ь.тах-'
13.4.10. Конструкции и методы устройства фундаментов
в районах распространения вечномерзлых грунтов
При проектировании по принципу I применяются следующие]
типы фундаментов: на естественном основании, на искусствен-'
ном основании, свайные и другие фундаменты глубокого заложе-
ния. Фундаменты на естественном основании применяются, ког-
да по мерзлотно-грунтовым условиям технически целесообразно
и экономически выгодно использовать сопротивление верхних го-
ризонтов твердомерзлых грунтов под подошвой фундамента. Фун-
даменты на искусственных основаниях (главным образом на под-
сыпных) применяются, когда устройство заглубленных фундамен-
тов является экономически неоправданным. Свайные фундамен-
ты являются наиболее распространенным типом фундаментов. По
материалу они подразделяются на железобетонные, металличес-
кие и комбинированные (деревометаллические и деревожелезо-
бетонные). К материалу фундаментов предъявляются требования!
по прочности, морозостойкости, водонепроницаемости и устой»
чивости к воздействию агрессивных сред, исходя из специфичес-
ких условий эксплуатации сооружений в районах Севера. В про-
екте свайных фундаментов должны быть указаны способ погру-
жения свай, а также температурные условия, при которых разре-
шается загружение свай.
По способу погружения в вечномерзлый грунт сваи подразде-
ляются на следующие виды:
Буроопускные сваи (рис. 13.16, а); погружаются в пробурен-
ные скважины, диаметр которых превышает на 5-10 см наиболь-
ший размер поперечного сечения сваи. После заполнения скважи-
ны грунтовым раствором производится опускание в нее сваи, ко-
342
Рис 13.16. Способы погружения свай в вечномерзлый грунт: 1 - свая;
2 - верхняя граница вечномерзлого грунта; 3 - грунтовый раствор;
4 - стенка скважины; 5 — граница оттаивания вечномерзлого грунте
торая постепенно смерзается с раствором и окружающим грун-
том. Буроопускные сваи применяются в любых грунтах при тем-
пературе по их длине минус 0,5 °C и ниже.
Бурозабивные сваи (рис. 13.16, б); погружаются забивкой в
лидерные скважины, диаметр которых несколько меньше наиболь-
шего размера поперечного сечения сваи. Такие сваи допускаются
к применению в пластично-мерзлых грунтах, не содержащих круп-
ных включений, затрудняющих использование забивки свай.
Опускные сваи (рис. 13.16, в); свободно или (с пригрузом)
погружаются в оттаянный грунт в зоне диаметром до двух наи-
больших размеров поперечного сечения сваи. Указанный способ
погружения допускается к применению в твердомерзлых грунтах,
содержащих не более 15 % крупнообломочных включений при
средней температуре грунта по длине сваи не выше минус 1,5 °C.
Расстояния между сваями принимаются: для буроопускных -
не менее двух диаметров скважины при ее диаметре до 1 м и не
Менее диаметра сваи плюс 1 м и более; для опускных и бурозабив-
ных свай - не менее трех наибольших размеров поперечного сече-
ния сваи.
343
Конструкции и методы устройств фундаментов при исполь-
зовании вечномерзлых грунтов по принципу II практически такие
же, как и в условиях талых грунтов. В зависимости от конструк-
ций фундаментов, характера и величины неравномерных дефор-
маций оттаявшего и оттаивающего основания намечаются те или
иные конструктивные мероприятия по приспособлению конструк-
ций к восприятию дополнительных усилий, вызванных неравно-
мерными осадками фундаментов.
При допускании оттаивания вечномерзлых грунтов под зда-
нием в процессе эксплуатации применение свайных фундаментов
особенно целесообразно, если они прорезают всю толщу льдосо-
держащих грунтов и передают давление на скальную породу или
другой малосжимаемый при оттаивании грунт (рис. 13.17, а)
Рис. 13.17. Схема свайных фундаментов при допущении оттаивания
вечномерзлых грунтов под сооружением а - в скальных грунтах; б - при опира-
нии свай на вечномерзлый грунт ниже зоны оттаивания; 1 - сваи, 2 граница
чаши протаивания; 3 — скальный грунт; 4 - вечномерзлый грунт
Сваи рационально использовать и с целью передачи нагрузки
на вечномерзлые грунты, находящиеся ниже зоны оттаивания
(рис. 13.17, б). При этом в расчетах фундаментов необходимо учи-
тывать отрицательное трение, пригружающее сваи (см. разд. 13.4.8).
В условиях пучинистых грунтов фундаменты, возведенные по
принципу II, часто испытывают воздействие сил морозного пучения.
344
Для обеспечения устойчивости фундаментов их делают монолитны-
ми с заанкеренной плитой, стремятся снизить силы пучения. С этой
целью используют различные способы: регулирование температурно-
влажностного режима грунтов, покрытие незамерзающими обмазка-
ми боковых поверхностей фундаментов, обсыпка их гравием, шлаком
ит.д. Подробно эги мероприятия рассмотрены в (Руководстве, 1979).
13.5. Проектирование фундаментов
при сейсмических воздействиях
13.5.1. Общие положения
Сейсмические воздействия на фундамент обусловлены зем-
летрясениями, происходящими в результате тектонических раз-
ломов в земной коре. От гипоцентра во всех направлениях рас-
пространяются упругие колебания, характеризуемые сейсмичес-
кими волнами (продольными, поперечными и поверхностными).
Сейсмические воздействия вызывают колебания зданий и соору-
жений которые приводят к появлению в элементах надземных
конструкций сил инерции. На величину последних решающее
влияние оказывает интенсивность землетрясения, измеряемая
балльностью.
В России принята 12-балльная шкала оценки силы землетря-
сения. Главным признаком силы землетрясения является степень
повреждения зданий и сооружений. Районирование территории
страны по балльности приводится в СНиП П-7—81. Выполняется
также микрорайонирование внутри районов. Сейсмичность конк-
ретной площадки строительства зависит как от сейсмичности рай-
она, так и от вида состояния слагающих ее грунтов (табл. 13.5).
По сейсмическим свойствам грунты разделяются на три кате
гории: 1 категория - грунты хорошие (скальные, крупнообломоч-
ные, вечномерзлые в твердомерзлом состоянии); II категория - грун-
ты среднего качества (скальные выветренные, пески маловлажные
средней плотности и плотные, пылевато-глинистые грунты с пока-
зателем текучести /£ < 0,5, вечномерзлые грунты с температурой
345
Таблица 13 j
Оценка сейсмичности строительной площадки
Категория грунта по сейсмическим свойствам Сейсмичность площадки строительства при сейсмичности района, баллы
7 8 9
I 6 7 8
II 7 8 9
III 8 9 >9
выше минус 2°С); III категория - пески рыхлые, водонасыщенные,
вечномерзлые оттаивающие, слабые пылевато-глинистые грунты.
При неблагоприятных сочетаниях ряда условий (неоднород-
ность грунтов, прогнозируемый уровень подъема подземных вод,
особо ответственные сооружения и др.) сейсмичность площадки
может быть повышена. Строительство сооружений разрешается
только в районах с сейсмичностью не более 9 баллов.
Сейсмические воздействия, как и любые динамического ха-
рактера нагрузки на основания, приводят к изменению свойств
грунтов: увеличивается сжимаемость, особенно несвязных грун-
тов; уменьшается их предельное сопротивление сдвигу, вследствие
вызванного вибрацией уменьшения трения между частицами.
Импульсные воздействия средней величины могут вызвать допол-
нительные осадки и просадки оснований, а импульсы значитель-
ной величины - разрушение структуры грунтов, уменьшение их
прочности, потерю устойчивости оснований. При определенных
условиях может происходить разжижение водонасыщенных пес-
чаных оснований, приводящее к полному исчерпыванию их несу-
щей способности. Эти изменения строительных свойств грунтов
и специфический характер взаимодействия сооружения с основа-
нием определяют особенности проектирования фундаментов в
условиях сейсмических воздействий.
346
13.5.2. Учет сейсмических сил при проектировании
фундаментов
Силы взаимодействия между грунтом основания, испытывающим
колебания при землетрясениях, и сооружением называются сейсми-
ческими силами. По природе они являются инерционными, по харак-
теру _ динамическими. Зная наибольшее ускорение a грунта основа-
ния при землетрясениях и массу элементов сооружения, можно опре-
делить возникающие в них максимальные силы инерции (сейсмичес-
кие силы), в том числе действующие на фундаменты. При этом вели-
чина сейсмической нагрузки зависит не только от интенсивности ко-
лебаний основания, но и от динамических характеристик самого со-
оружения, что учитывается динамическим коэффициентом Р7, вели-
чина которого зависит ог характера затухающих колебаний грунта и
диссипации (рассеивания) энергии при колебании сооружения. Наря-
ду с вынужденными колебаниями при определении сейсмических сил
необходимо учесть собственные колебания сооружения, обусловлен-
ные начальными условиями движения грунтов. Решение уравнения
колебаний, описывающего зависимость значения сейсмической силы
от ycKopei 1ия колебания грунта с указанными начальными условиями,
позволило выразить величину сейсмической силы в виде формулы
$ik = '^2 'Qk ’А 'Р/ ' Л/А, (13.47)
где 0{ - вес элемента сооружения, отнесенный к точке к; kt - коэффициент, учи-
тывающий допустимые повреждения зданий и сооружений; к2 - коэффициент,
учитывающий конструктивные решения зданий и сооружений; ^-коэффициент
демпфирования; (коэффициенты А,, кр к, принимаются по табл. СНиП II-I7-8I);
4 - коэффициент, значение которого принимается 0,1; 0,2; 0,4 соответственно
Для расчетной сейсмичности 7, 8 и 9 баллов; Р( — ко:>ффициент. соответствую-
щий i-му тону собственных колебаний здания или сооружения, определяемый по
величине периода собственных колебаний; q коэффициент, зависящий от формы
Деформации сооружения при его собственных колебаниях по /-му тону и от рас-
етояния нагрузки до обреза фундамента. Принятые определения сейсмической
йагрузки для сооружений различных конструктивных схем рассмотрены в учеб-
ном пособии (Мартемьянов А.И., 1985).
Расчет оснований и фундаментов сооружений, проектируемых
Для строительства в сейсмических районах, должен выполня ться
347
на основные и особые соче тания нагрузок с учетом сейсмических
воздействий. Особое сочетание нагрузок при расчете зданий и со-
оружений учитывается умножением значений расчетных нагру-
зок на коэффициенты сочетаний и , равные при постоянных на-
грузках 0,9, временных длительных - 0,8 и кратковременных на
перекрытия и покрытия - 0,5. При этом не учитываются горизон-
тальные нагрузки от масс на гибких подвесках, температурные
климатические воздействия, ветровые нагрузки, динамические
воздействия от оборудования и транспорта, тормозные и боковые
усилия от движения кранов.
При определении расчетной вертикальной сейсмической на-
грузки необходимо учитывать массу моста крана, тележки, а также
массу груза, равного грузоподъемности крана с коэффициентом 0,3.
Горизонтальную сейсмическую нагрузку от массы мостового кра-
на учитывают в направлении, перпендикулярном к оси подкрано-
вых балок. При этом снижение крановых нагрузок, рекомендуемое
СНиП по нагрузкам и воздействиям, не учитывается.
Основания и фундаменты рассчитывают на особое сочетание на-
грузок с учетом сейсмических воздействий, исходя из того представле-
ния, что сейсмические нагрузки могут иметь любое направление в
пространстве. Действие сейсмических нагрузок в рассматриваемых
направлениях принимают от дельно и определяют по формуле (13.47).
При расчете подпорных стенок учитывают раздельно сейсми-
ческое давление грунта и давление, вызванное изменением напря-
женного состояния грунтовой среды при прохождении в ней сейс-
мических волн (продольных и поперечных). Активное «у и пассив-
ное q давление грунта на подпорные стенки с учетом сейсмичес-
кого воздействия определяются по формулам(Далматов Б.И., 1988):
9(7s=[l+^tg(45 + Q1/2)]o ;
9ps = [l+^tg(45 + <p,/2)]a ,
где К — коэффициент сейсмичности, значение которого принимают 0.025:0.05 и
0,10 соответственно для расчетной сейсмичности 7,8 и 9 баллов; <р( - расчетный
угол внутреннего трения при расчете по устойчивости; и - активное и пас-
сивное давление грунта при статическом состоянии.
348
Дополнительные горизонтальные нормальные и касатель-
ные т( напряжения, возникающие в грунте при прохождении сей-
смических волн, определяют из выражений (Далматов Б.И., 1988):
^h=±~Kc-rC То,
2к г
тА=±^-КсТ-С,-Го
2it
где у - удельный вес грунта; Ср и С, — скорости распространения продольных и
поперечных сейсмических волн в грунте: Г - преобладающий период сейсми-
ческих колебаний (обычно Тл = 0,5 с).
13.5.3. Основные положения проектирования
сейсмостойких фундаментов
Основное требование сейсмостойкости фундаментов состоит
в том, чтобы при совместном действии на них обычных нагрузок
и сейсмических сил фундаменты не разрушались, не сдвигались
и не опрокидывались, а основание не теряло устойчивости, тем
самым обеспечивая общую устойчивость и прочность системы “со-
оружение - основание”.
Основной расчет оснований с учетом сейсмических воздей-
ствий сводится к проверке несущей способности оснований на
особое сочетание нагрузок, определяемых в соответствии с тре-
бованиями СНиП на нагрузки и воздействия, а также норм по про-
ектированию зданий и сооружений в сейсмических районах. Пред-
варительные размеры фундаментов определяют расчетами осно-
вания по деформациям на основное сочетание нагрузок (без учета
сейсмических воздействий) по общим правилам (см. гл. 6 и 7).
Целью расчета оснований по несущей способности является
обеспечение прочности и устойчивости оснований, а также недо-
пущение сдвига фундамента по подошве и его опрокидывания.
Выполнение этих условий обеспечивает сохранность строитель-
ных конструкций, выход из строя которых может привести к об-
рушению сооружения или его частей. Однако при этом допустимо
некоторое повреждение элементов конструкций, не угрожающее
349
безопасности людей и сохранности оборудования. Деформации
основания могут превысить предельно допустимые значения от
основного сочетания нагрузок. Поэтому расчет оснований по де-
формациям на особое сочетание нагрузок не производится.
Расчет оснований по несущей способности производится на
действие вертикальной составляющей внецентренной нагрузки,
передаваемой фундаментом, исходя из условия
N a — Y c.eq ' NUi eq Y n, (13.50)
где /V - вертикальная составляющая расчетной внецентренной нагрузки в осо-
бом сочетании, определяется в соответствии с требованиями СНиП 2.01.07 - 85;
/V - вертикальная составляющая силы предельного сопротивления основания
при сейсмических воздействиях; у - сейсмический коэффициент условий ра-
боты, принимаемый равным 1,0; 0,8; 0,6 соответственно для грунтов I, II и III
категорий по сейсмическим свойствам; причем для зданий и сооружений, возво-
димых в районах с повторяемостью землетрясений 1,2 и 3, значения yeeq следует
умножить соответственно на 0,85; 1.0 и 1,15; уп - коэффициент надежности по
назначению сооружений, принимаемый, как и при отсутствии сейсмики.
Горизонтальная составляющая нагрузки в особом сочетании
учитывается при расчете фундамента на сдвиг по подошве, кото-
рый выполняется по общим правилам (см. разд. 7.3), но с учетом
сейсмического коэффициента условий работы
С учетом действия сейсмических сил инерции грунта, распо-
ложенного выше и ниже подошвы фундамента, ординаты эпюры
предельного давления под краями подошвы фундамента (рис. 13.18)
определяются по формулам:
Ро = ^ ф1 •Y'l ^+УФ!-Oq/tgtp,; (13.51)
Рь = Ро - - Yr ь - (ф2-^ф2)> (13.52)
где q , коэффициенты формы фундаменте в плане: 1+1,5 6//; с,с= 1+0,33 М;
£ = I - 0,25 Ы1\ Фр Ф2 и Ф3 - коэффициенты несущей способности, зависящие от
расчетного значения угла внутреннего трения <рр определяются по графикам
(рис. 13.19); у’( и У] - соответственно значения удельного веса слоев грунте выше и
ниже подошвы фундаменте (в необходимых случаях определяются с учетом взве-
шивающего действия подземных вод); d - глубина заложения фундамента, при-
нимается минимальная при неодинаковой боковой нагрузке; к^ — коэффициент, при-
нимаемый равным 0,1; 0,2 и 0,4 при сейсмичности площадки строительства соответ-
ственно 7,8 и 9 баллов; в формуле (13.52) при Ф2 <кеч Ф3 следует принимать^ =р0.
350
Рис.13.18. Эпюра предельного давления под подошвой фундамента
при сейсмическом воздействии
Рис. 13.19. Графики для определения коэффициентов несущей
способности основания при сейсмическом
351
Эксцентриситеты расчетной нагрузки е и эпюры предельно-
го давления еи определяются по формулам:
еа=Ма/^а^ (13.53)
е, = *(Р»-Ро)/6(₽* + Ро)’ (*3-54)
гае JV, и Л/ - соответственно вертикальная составляющая расчетной нагрузки и
момент, действующие по подошве фундамента при особом сочетании нагрузок.
Эксцентриситеты еи и еи рассматриваются с одинаковым зна-
ком, так как при этом будет иметь место наиболее невыгодное для
несущей способности основания сочетание действующих нагру-
зок (несущая способность основания минимальна при сдвиге грун-
та в сторону, противоположную эксцентриситету нагрузки).
Вертикальная составляющая силы предельного сопротивле-
ния основания /V в зависимости от соотношения между величи-
нами еа и еи определяется из выражений:
при еа < e„ N* eq = О,5ЪЦро + pj; (13.55)
при еа> еи Nueq= Ы-рь/(\+6еа/b), (13.56)
где b — размер подошвы фундамента в направлении действия момента: / — размер
подошвы фундамента в направлении, перпендикулярном к расчетному.
В случае действия моментных нагрузок в 2 направлениях расчет
оснований по несущей способности должен выполняться раздельно
на действие сил и моментов в каждом направлении независимо друг от
друга. При расчете оснований и фундаментов на особое сочетание на-
грузок с учетом сейсмических нагрузок допускается частичный о: рыв
подошвы от грунта при выполнении следующих условий: эксцентри-
ситет г, расчетной нагрузки не должен превышать одной трети разме-
ра подошвы фундамента в плоскости действия момента (еа < Ь/3);
сила предельного сопротивления F должна определяться для услов-
ного фундамента, размер подошвы которого в направлении действия
момента принимается равным размеру сжатой зоны Z> = 1,5 (b - 2ео);
максимальное краевое давление pmix под подошвой фундамента, вы-
численное с учетом неполного опирания его на грунт, не превысит кра-
евой ординаты эпюры предельного сопротивления основания рг
352
Максимальное расчетное давление под подошвой фундамен-
та рассчитывается по формуле
/ £/(*/2- еа)]< рь, (13.57)
краевое предельное давление, определяется по формуле (13.52), но при
b = b = 1,5(* - 2ео).
При еа > b / 6 формула (13.56) приобретает вид
^^=0,5-4/-^. (13.58)
Глубина заложения фундаментов в грунтах I и II категорий по сей-
смическим свойствам принимается, как правило, такой же, как и для
фундаментов в несейсмостойких районах. На площадках, сложенных
грунтами III категории, СНиП рекомендует устройство искусственных
оснований и другие меры по улучшению свойств грунтов. Для зданий
повышенной этажности целесообразно устройство подвальных эта-
жей, которые должны располагаться под всем зданием или его отсека-
ми. Фундаменты сооружения или его отсеки должны закладываться
на одном уровне. При необходимости заложения соседних фундамен-
тов на разных отметках допустимая их разность определяется извест-
ным условием f^h<a (tg <р, + с, /р,), в котором расчетное значение
трения уменьшается при сейсмичности 7 баллов - на 2°, 8 баллов —
на 4° и 9 баллов - на 7°. Ленточные фундаменты примыкающих ча-
стей отсеков должны иметь одинаковое заглубление на протяжении
не менее 1 м от осадочного шва. Отдельные фундаменты, разделен-
ные осадочным швом, должны располагаться на одном уровне.
Одним из общих принципов обеспечения сейсмостойкости со-
оружений является принцип монолитности и равнопрочности эле-
ментов зданий и сооружений. Соблюдение этого принципа позво-
ляет рассматривать здание как пространственную конструкцию.
Исходя из этого для зданий повышенной этажности целесообраз-
но применять ленточные, сплошные плитные фундаменты и фун-
даменты из перекрестных железобетонных лент (рис. 13.20, а, в).
В зданиях выше 9 этажей следует предусматривать монолитный
вариант подземной части.
У, 12 - 5008
353
Рис. 13.20. Конструкции фундаментов при сейсмических воздействиях:
а — план ленточного фундамента; б - план и разрез отдельных
фундаментов; в — подвальная часть здания с плитным фундаментом
из монолитного железобетона; 1 — арматурные сетки;
2 — железобетонные балки-связи
В фундаментах и стенах подпалов из крупных блоков необходи-
мо производить перевязку блоков в каждом ряду, пересечения стен
усиливать путем закладки в горизонтальные швы арматурных сеток
(см.рис. 13.20, а). По верху сборных ленточных фундаментов следует
предусматривать железобетонный пояс или армированный шов.
Продольные железобетонные пояса должны быть связаны по-
перечными вертикальными железобетонными стойками. Отдель-
ные фундаменты под колонны каркасных зданий для повышения
сопротивляемости их сдвигу должны соединяться между собой
связями - железобетонными балками (см.рис. 13.20, б).
Пример J3.4. Рассчитать несущую способность основания отдель-
ного фундамента с учетом сейсмического воздействия интенсивностью
7 баллов, повторяемостью землетрясений 3. При определении предвари-
354
тельных размеров отдельного фундамента на основное сочетание нагру-
зок получены размеры его подошвы: ширина 6=2,8 м, длина / = 4,4 м,
глубина заложения d = 2,0 м. Основание сложено грунтом П категории,
имеющим следующие расчетные характеристики: у, = 16,5 кН/м'; ф,= 23°;
с = 12 кПа; у'.= 1,55 кН/м3. При особом состоянии нагрузок с учетом
сейсмики по подошве фундамента действуют: вертикальная нагрузка
дг = 3000 кН, горизонтальная нагрузка Г =410 кН и момент Л/=2200 кН-м.
Здание относится ко II классу по назначению.
Решение. По формуле (13.53) определим эксцентриситет расчетной
нагрузки е, = 2200/3000 = 0,73 м. Условие е < 6/3 выполнено, однако име-
ет место частичный отрыв подошвы от основания, так как еа > Ь/6 = 0,47 м
(е >е). Поэтому расчет несущей способности необходимо проводить при
условной ширине фундамента bc= 1,5(6-2 е) = 1,5(280 2- 0,73) = 2,01 м.
По графику (см.рис. 13.19) определим коэффициенты несущей спо-
собности: Ф, = 8,4; Ф2= 5,4; Ф3 = 12,7. Коэффициенты формы фундамен-
та в плане
^= 1+1,5 - 2,8/4,4 = 1,69; 1+0,33- 2,8/4,4 = 1,40; fyl =
= 1 -0,25-2,8/4,4 = 0,89.
Ординаты эпюры предельного давления (см.рис. 13.19) при к = 0,1
вычислим по формулам (13.51) и (13.52):
р0 = 1,69 8,4 15,5 2,0 + 1,4(8,4 - 1)12/0,42 = 663 кПа;
рь = 663+0,89 - 16,5 - 2,01(5,4 -0,1- 12,7) = 789 кПа.
Максимальное давление под краем подошвы фундамента опреде-
лим по формуле (13.57)
Ртх =2 3000 / [3 4,4(2,8/2 - 0,73)] = 723 кПа <рь = 789 кПа,
т.е. условие (13.57) выполняется.
Эксцентриситет эпюры предельного давления (см. рис. 13.18) опре-
делим по формуле (13.54)
е, = 2,01 (789 - 663)/6 (789 + 663) = 0,029 м.
Несущую способность основания вычислим по формуле (13.58)
N =0,5-2,01-4,4-489 = 3489 кН.
и.ед 3
Принимая у = 0,8 1,15 = 0,92 и у =1,15, проверяем условие ус-
тойчивости (13.50):
W=3000>y -N /у =0.92 - 3489/1,15 = 2791 кН.
а ‘с.ед и.ед *п 3 3
7г 12*
355
Следовательно, устойчивость основания не обеспечена.
Увеличиваем размеры фундамента, принимая b = 3 м. Тогда
Ьс = 1,5(3,0 - 2 • 0,73) = 2,31 м;
£ = 1,79; ^=1,16; ^=0,87;
р„ = 1,79 8,4 15,5 2,0 + 1,16(8,4 - 1) 12/0,42 = 691 кПа;
рь = 691+0,87 • 16,5 2,31(5,4 - 0,1 - 12,7) = 827 кПа;
ртах = 2 - 3000 / ( 4,4- 2,31) = 600 кПа <рь = 827 кПа;
еи = 2,31 (827 - 691 )/6 (827 + 691) = 0,034 м < еа = 0,73 м;
N„= 0,5 • 2,31 4,4 827 = 4203 кН;
/V = 3000 кН < 0,92 4203 / 1,15 = 3362 кН,
т.е. устойчивость основания обеспечена при размерах подошвы фунда-
мента в плане 3,0 х 4,4 м.
Проверку на плоский сдвиг фундамента по подошве в соответствии
с общими требованиями при ул= 1,5 для рассматриваемых условий вы-
полняем по формуле
Ус еа 0 92
Т =410кПа ^—^A/VatoXpI=——3000-0,42 = 723 кН,
° Уп 1.5
т.е. устойчивость фундамента на сдвиг обеспечена.
Свайные фундаменты в условиях сейсмики применяются в
аналогичных целях, что и в несейсмических районах. При проек-
тировании свайных фундаментов в сейсмических районах ниж-
ние торцы свай следует опирать на грунты скальные, круппообло-
мочные, плотные и средней плотности пески, твердые, полутвер-
дые и тугопластичные пылевато-глинистые грунты. Опирание свай
на рыхлые водонасыщенные пески, пылевато-глинистые грунты
мягкопластичной, текучепластичной и текучей консистенции не
допускается. Заглубление свай в грунт в сейсмических районах
должно быть не менее 4 м, за исключением случаев их опирания
на скальные грунты.
В условиях сейсмики применяются как забивные, так и на-
бивные сваи. Набивные сваи рекомендуется устраивать в мало-
влажных связных грунтах при диаметре свай не менее 40 см и
отношении их длины к диаметру не более 25 В структурно-неус-
356
тойчивых грунтах применять набивные сваи можно только с об-
садными неизвлекаемыми трубами. Армирование набивных свай
является обязательным при минимальном относительном арми-
ровании, равном 0,05.
Проектирование свайных фундаментов производится в соот-
ветствии с общими принципами проектирования и расчета фун-
даментов в сейсмических районах, изложенными выше. При этом
учитываются особенности взаимодействия свайного фундамента
с окружающим грунтом при воздействии сейсмических импуль-
сов (возникновение зазора между сваей и грунтом на некотором
расстоянии ниже подошвы ростверка, уменьшение сил трения
грунта по боковой поверхности сваи, уменьшение сопротивления
грунта под нижним торцом сваи и др.). Кроме того, расчет свай на
горизонтальную составляющую нагрузки в особом сочетании с
учетом сейсмического воздействия является обязательным.
Несущая способность F забивной призматической или на-
бивной сваи, работающей на осевую сжимающую нагрузку, с уче-
том сейсмических воздействий определяется по формуле
ч.
^eq ~ У С(У ед'У r' R ' А + У eqi 'У) ' fi^pi), (13 59)
где - коэффициент условий работы сваи в грунте; R - расчетное сопротивление
грунта под нижним торцом сваи; 4 — площадь опирания сваи на грунт; и - наруж-
ный периметр поперечного сечения сваи; ft — расчетное сопротивление z-го слоя
грунта по боковой поверхности сваи (учитывается, начиная с глубины Лр); Л—тол-
щина l-го слоя грунта, начиная с глубины hp, соприкасающегося с боковой повер-
хностью сваи; и — коэффициенты условий работы сваи, учитывающие влия-
ние сейсмических воздействий на величину сил сопротивления грунта по нижне-
му торцу и боковой поверхности сваи; d — глубина погружения сваи в грунт; уд и
коэффициенты условий работы грунта соответственно под нижним торцом и
по боковой поверхности сваи, учитывающие влияние способа погружения или из-
готовления сваи на величину расчетного сопротивления грунта.
Глубина, до которой не учитывается сопротивление грунта по
боковой поверхности сваи, определяется по формулам:
Для забивной сваи
•2 - 5008
357
для набивной сваи
h = 4 / а ;
/> о’
(13.60)
ad
2,5а<г42-ГЛ cos<p, _t
ь'р — YiWi+C,
ad
(13.61)
где ctd - коэффициент деформации системы “свая - грунт”;
F ’ = Fb + c,4 ad M (здесь FZ1 и M - расчетные значения
горизонтальной силы и момента, приложенных к свае на уровне по-
верхности грунта); <pf - расчетный угол внутреннего трения грунта,
с учетом его уменьшения при сейсмических нагрузках; Ь' = i + 1
м для свай с диаметром ствола от 0,8 м и более, для остальных
размеров сечения свай условная ширина поперечного сечения
Ь'р = Ър + 0,5 м; Ьр - наружный диаметр круглого или сторона квад-
ратного сечения сваи. Перечисленные коэффициенты, необходимые
для определения несущей способности сваи в условиях сейсмичес-
кого воздействия, приводятся в таблице “Справочника проектиров-
щика. Основания, фундаменты и подземные сооружения» (М., 1985).
При расчете свайных фундаментов при сейсмических нагруз-
ках проверка устойчивости грунта по условию ограничения дав-
ления, передаваемого на грунт боковой поверхностью сваи, долж-
на выполняться с условием понижения расчетного угла внутрен-
него трения в зависимости от интенсивности землетрясения, как
это приведено выше. Обязательной является и проверка сечений
железобетонных свай по сопротивлению материалов как для вне-
центренно сжатого элемента. Методика определения расчетных
усилий изложена в приложении СНиП 2.02.03 - 85.
В сейсмических районах нашли применение свайные фунда-
менты с промежуточной распределительной песчаной подушкой
(рис.13.21).
Для того, чтобы свайные фундаменты с промежуточной по-
душкой обеспечивали распределение сейсмических нагрузок, не-
358
Рис.13.21. Спайный фундамент с промежуточной подушкой:
1 — фундаментный блок; 2 — промежуточная подушка;
3 — железобетонный оголовок; 4 — железобетонная свая;
5 - дно котлована
обходимы определенные соотношения между размерами свай, ого-
ловков и промежуточной подушкой. В связи с этим толщина по-
душки над оголовками свай назначается в зависимости от расчет-
ной 1 ;агрузки на одну сваю и составляет 40 см при нагрузках 600 кН
и 60 см - при нагрузках более 600 кН. Размеры фундаментного
блока в плане должны быть не менее размеров свайного куста по
наружным граням оголовков. Размеры промежуточной подушки в
плане должны быть больше размеров фундаментного блока не
менее чем на 30 см в каждую сторону.
Поскольку значительные горизонтальные нагрузки на сваи не
передаются, то и расчет свай па воздействие горизонтальных сил
не производится. Проверяются устойчивость фундаментного блока
на сдвиг по подошве и общая устойчивость сооружения на опроки-
дывание. Свайные фундаменты с промежуточной подушкой долж-
ны рассчитываться по деформациям при основном сочетании на-
грузок. Осадка фундаментного блока под нагрузкой определяется
как сумма осадок промежуточной подушки st и свайного куста зр.
s=si+sp. (13.62)
12*
359
При этом осадка свайного куста определяется в соотве7 ствии с
указаниями гл. 9, а осадка промежуточной подушки - по формуле
sf=WpA/£b«A, (13.63)
где - нормативная вертикальная нагрузка по основному сечению, действую,
щая на уровне низа промежуточной подушки: ht — толщина промежуточной по-
душки нал оголовками; Е — модуль деформации уплотненной промежуточной
подушки; — площадь всех оголовков свай фундаментов. Сейсмостойкость
сооружений может быть повышена путем использования конструктивных ме-
роприятий, позволяющих существенно снизить инерционные силы на надфун-
даментную часть. К ним относятся сейсмоизолирующий скользящий пояс меж-
ду фундаментом и надземной частью здания и сооружения, включающиеся и вык-
лючающиеся связи и другие. Более подробно вопросы сейсмозащиты сооруже-
ний изложены в учебном пособии (Мартемьянов А.И.. 1985).
360
Глава 14
ПРИМЫКАНИЕ СООРУЖЕНИЙ
К СУЩЕСТВУЮЩИМ ЗДАНИЯМ
14.1. Причины развития дополнительных осадок
зданий при возведении возле иих зданий и сооружений
Опыт строительства и эксплуатации зданий и сооружений в
стесненных условиях городской или промышленной застройки
показывает, что существующие здания получают осадку suJ, кото-
рую принято называть “дополнительной”. Дополнительная осад-
ка возникает в результате трех главных причин:
1) от строительно-технологических воздействий на основание
существующего здания, такую осадку назовем дополнительной
строительно-технологической, sadJ;
2) от изменения напряже!итого состояния основания существу-
ющего здания при загружении массива грунта новым зданием —
дополнительная осадка уплотнения saJ ,;
3 ) от воздействий технологического оборудования, размешен-
ного и функционирующего в новом здании, на основания сосед-
них зданий - дополнительная эксплуатационная осадка saJi_.
14 .1.1. Дополнительная осадка
от строительно-технологических воздействий (s^)
Этот вид осадки опасен, поскольку saJl неравномерна, может
достигать недопустимых величин. Кроме того, технологические
воздействия могут вызвать потерю устойчивости основания суще-
ствующих фундаментов, что, очевидно, совершенно не допустимо.
Из наиболее распространенных причин возникновения suJ, сле-
дует назвать: вибрации грунта, фундаментов и наземных конструк-
ций в результате погружения свай и шпунта (молотами разного типа,
вибраторами); откопку строительного котлована глубже подошвы
существующих фундаментов; промораживание и оттаивание грун-
та под фундаментами зданий при зимнем ведении котлованных ра-
361
бот; плывунное разжижение грунта под фундаментами при откры-
той откачке подземной воды, поступающей в котлован; отклонение
шпунтовых стен котлована, если возле него имеются старые дома;
понижение уровня подземных вод (рис. 14.1).
Осадки хо1/,и потеря устойчивости грунта основания сосед-
них домов особенно опасны, когда новые сооружения возводятся
Рис.14,1. Схемы, поясняющие главные причины развития дополнительной техно-
логической осадки: а - при забивке шпунта и свай; б- при переутлублении котло-
вана; в - при промораживании - оттаивании грунта под фундаментами старых
домов (d пг — глубина сезонного промерзания грунта); г - при открытом водоотли-
ве и выносе частиц грунта из-под старых фундаментов; д - при отклонении
шпунтового огрвждения в сторону нового котлована (J - глубина котлована)
362
в глубоких котлованах*. Учесть расчетом sad[or воздействия пере-
численных причин затруднительно.
Поэтому следует добиваться того, чтобы хо</,не возникали. Это
достигается подбором технологий и механизмов для устройства
или погружения свай, откопки грунта и других видов работ в стро-
ительных котлованах. Такая задача несравненно сложнее анало-
гичной, осуществляемой на площадках, свободных от старых зда-
ний и сооружений. В ходе ведения строительства полезно выпол-
нить организацию и осуществление геотехнического мониторин-
га", данные которого позволяют корректировать проектно-техно-
логические решения.
14 .1.2. Дополнительная осадка от изменения напряженного
состояния основания соседних зданий
От загружения основания новым зданием (сооружением) воз-
никает “осадочная воронка''', размеры которой в плане соизмери-
мы с мощностью сжимаемой зоны основания (до 20...30 м), одна-
ко наибольшие осадки образуются в пределах ближайших 10 м от
плошади загружения основания. Если в пределах осадочной во-
ронки оказывается здание, то оно получает осадку, вызванную
дополнительными напряжениями в основании от загружения но-
вым зданием. Из теории следует; что осадка s ; t заведомо нерав-
номерна. Если в осадочную воронку попадают существующие зда-
ния или сооружения, они получают деформацию сложной формы
в зависимости от жесткости здания и других факторов. Следова-
тельно, чувствительность старого здания к развитию различна
и зависит от многих причин, учесть которые достаточно сложно
(см. разд. 14.2).
"Глубокими” назовем такие котлованы, которые требуется откапывать глубже
подошвы фундаментов соседних зданий.
Геотехнический мониторинг (ГМ) -система измерений величин строительно-тех-
нологических воздействий в строительных котлованах; параметрами ГМ могут быть
величины осадки зданий и сооружений, параметры вибрационных воздействий, уро-
вень грунтовых вод, отклонение шпунтовых ограждений котлованов и др.
363
Современные методы расчета оснований по деформации, бази
рующиеся на теории упругости (см. гп. 6), численные методы (см. гд
16) позволяют производить расчет осадки основания проекгируемо.
го здания и дополнительной осадки примыкающих к нему зданий.
Отсюда вопрос о величине sati, разрешим, эта расчетная величина
детерминирована напряженным состоянием массива грунта, поэто-
му расчет является важным этапом разработки подобных проектов.
14 .1.3. Дополнительные осадки
от производственно-технологических воздействий
Промышленные здания и сооружения возводятся, очевидно,
для размещения в них технологического оборудования, работа ко-
торого может оказывать дополнительную эксплуатационную осад-
ку “собственных” фундаментов и фундаментов соседних зда-
ний, а также дорог и коммуникаций.
Наиболее опасны вибрационные воздействия на грунт при
работе массивных молотов, прессов, мощных компрессоров и дру-
гих механизмов, генерирующих колебания относительно низких
частот, соизмеримых с частотами собственных колебаний конст-
рукций домов. Указанные вибрации могут вызвать динамическое
уплотнение грунтов под фундаментами соседних домов или даже
динамическое “разжижение14 водонасыщенных песков, что осо-
бенно опасно, так как грунт при этом может потерять устойчи-
вость, а сооружение получит просадку.
14.2. Проектирование фундаментов
вблизи существующих зданий
Специфика проектов фундаментов, расположенных возле су-
ществующих зданий и сооружений, состоит в том, что они долж-
ны обеспечить нормальную работу' конструкций нового здания и
не приводить к развитию деформаций основания соседних. Раз-
работка таких проектов, их реализация в производстве сложны.
Общероссийские СНиПы освещают эти вопросы недостаточно,
специальные руководства не полны, являются ведомственными
документами, поэтому труднодоступны. При разработке проектов
364
.(паментов расчет нового и соседних зданий по деформации
имеет особенно большое значение. При этом, кроме выполнения
условия (6.2), требуется выполнить еще одно:
5 , < S , ,
tuts ad.s.u7
(МЛ)
где 5 -дополнительная осадка, определяемая расчетом, например, методом уг-
левых точек (см. разд. 6.6);.vJj(i- предельно допустимая величина дополнитель-
ной осадки (см. ниже).
В главе СНиП 2.02.01 - 83 вопрос о предельной величине до-
полнительной осадки не освещен. Поэтому рекомендуется
пользоваться методикой, разработанной на кафедре геотехники
СПбГАСУ в 1980- 1985 гг. (С.Н. Сотников, 1985, С.Н. Сотников и
др., 1986), которая состоит в следующем.
Здания старой постройки получили “собственную осадку”,
которая развивалась десятки лет. Средняя осадка домов Санкт-
Петербурга часто достигает 20...30 см и больше, т.е. превышает
осадки допустимые по СНиПу. Согласно теории, подтвержденной
натурными наблюдениями, эта осадка приводит к развитию про-
гиба здания. Если такое здание получает дополнительную осадку
уплотнения то это приводит к развитию выгиба, перекоса.
Конфигурация коробки существующего здания изменяется, а в
кладке стен возникнут трещины, возможны сдвиги перекрытий,
развитие других дефектов и даже обрушения конструкций.
Виддеформации здания от дополнительной осадки существен-
но отличается от деформации, вызванной собственной осадкой. В
этом случае использование при проектировании показателей, ре-
комендованных СНиП 2.02.01 - 83 - средней осадки при прогибе
и др. по условию (6.2) — неправомерно. Изучение этого вопроса
привело к необходимости введения критерия — допустимой до-
полнительной осадки, - характеризующего влияние s^, а имен-
но: Л«./тх —максимальную величину дополнительной осадки, кото-
рую, очевидно, получают те участки стен старых зданий, которые
наиболее приближены к новому; L - дополнительный пере-
кос нового здания на участке примыкания, равный:
365
&s./L=(s s /L,
aa ' aa.l aa.2' ’
(14.2)
где 5 ad\ и saji~ разноудаленные точки стврого здания От линии примыкания к
новому (обычно saJ i - осадка по оси ближайшей стены к линии примыкания
sadl= ^rfmax)i L - расстояние между этими точками. Дополнительный крен (i^) _
отношение разности дополнительной осадки всего здания к его размеру (попе-
рек линии примыкания); iad определяется для относительно коротких и жестких
зданий и сооружений (рис. 14.2).
Рис. 14.2. Схемы к определению перекоса и крена здания в результате развития допол-
нительной осадки уплотнения: а- перекос здания; б-крен узкого здания; в - наиболь-
шая дополнительная осадка точки 7. наиболее приближенной к линии примыкания; г—
форма осадочной воронки: 7 - существующее здание; 2—возводимое здание; 3—эпю-
ра осадки здания ’*2"; 4 - эпюра дополнительной осадки здания "1" и образование
перекоса между точками 7 - 2 на участке длиной Т./2; 5 - изолинии осадки
366
Допустимые величины перечисленных характеристик допол-
нительной осадки могут быть определены “совместным расчетом”
старого здания с основанием, получающим дополнительную осад-
ку (для этой цели можно использовать численные методы расче-
та, см. гл. 16).
В относительно простых случаях рекомендуется использовать
условия:
5 <s . ,(As„ /1)<(Д5. /Л); z <z . , (14.3)
ad max ad. max и х ad. max 7 ' ad. max и 7 7 ad ad. и 7
raes < L и величины допустимых значений перечисленных
показателей.
Значения предельно допустимых величин дополнительных
осадок зданий различного типа, получивших разную степень из-
носа до начала строительства соседнего (проектируемого) здания,
могут быть определены по табл. 14.1 разработанной в СПбГАСУ
на основе обобщения результатов натурных наблюдений за боль-
шим числом зданий, около которых были построены новые дома,
с учетом данных табл. 14.2, не требующих пояснений.
Обоснование проектного решения фундаментов нового здания,
пристраиваемого к существующему, является важнейшим этапом
разработки проекта, при этом требуется располагать обычной ис-
ходной информацией (об инженерно-геологических условиях пло-
щадки, наземных конструкциях и габаритах здания, нагрузках по
обрезу фундаментов и др.) и дополнительной - о местоположении
соседних зданий и существующих коммуникаций, типах фундамен-
тов этих зданий, сведениях о техническом состоянии фундаментов
и других конструкций. Следовательно, на таких площадках требу-
ется выполнить обследования конструкций зданий, окружающих
площадку, с фиксацией имеющихся (старых) дефектов.
Разработку проектов фундаментов рекомендуется выполнять,
придерживаясь определенной логический схемы:
1. Рассматриваются варианты фундаментов, выбирается оп-
тимальный, обеспечивающий выполнение условия (6.2).
2. Вариант 1 - под проектируемое здание можно использо-
вать фундаменты на естественном основании. Производится рас-
367
Таблица J 4]
Значения предельно допустимых величин дополнительных
осадок сооружений и зданий различных типов и степени
износа конструкций зданий
Тип здания Категория техническо- го состояния здания по табл. 14.2 Предельная величина наибольшей дополнитель- ной осадки s , , см аа гоох.и Предельный дополнитель- ный перекос на участке примыкания v. Предельный дополни- тельный крен
Бескаркасные 1 4 0,0030 0,004
со стенами из II 3 0,0020 0.002
кирпича или крупных блоков без армиро- вания III 2 0.0010 0.002
То же с арми- 1 6 0.0035 0,004
рованием или II 4 0,0018 0.004
железобетон- ными поясами III 3 0,0012 0,003
Бескаркасные 1 4 0.0020 0.004
со стенами из II 3 0,0010 0,002
крупных па- нелей III 2 0,0007 0,002
Каркасные 1 7 0.0030 -
промышлен- II 5 0,0020 -
ного типа III 3 0,0020 -
‘‘Точечные” 1 10 - 0,002
(дымовые II 5 - 0,001
трубы и др.) 111 - - - Л
чет дополнительных осадок фундаментов стен соседнего суще-
ствующего здания в нескольких точках. Рекомендуется эти точки
назначить на продольных примыкающих стенах на следующих рас-
стояниях от линии примыкания: 0; 1; 2; 4; 8; 16; 24 м. По этим
данным устанавливают определенные расчетом величины saJ max,
368
Таблица 14.2
Опенка технического состояния конструкции кирпичных,
крупноблочных и крупнопанельных домов по результатам
обследований с учетом развития повреждений и физического износа
Категория техничес- кого сос- тояния Повреждения несущих стен, панелей, столбов, колонн, фундаментов Повреждения ограждающих конструкций Повреждения перекрытии, лестшгшых клеток Степень физического износа, %
1 Трещин нет или отдельные трещины в межоконных поясах, в перемычках кирпичи, стен с раскрьпием до 0,5 мм, фундаменты без видимых дефектов Трещин нег или трещины с раскрытием до 0,5 мм В несущих элементах повреждений нет До 20
п Трещины в межокон- ных поясах, перемыч- ках, простенках, раскрытие до 0,5 мм признаки выщела- чивания кладки фун- даментов. признаки поражения гнилью древесины Трещины с раскрытием до 3 мм Трещины в сопряжениях несущих элементов, признаки сдвигов в заделке 20...40
111 Сквозные трещины более 3 мм в простенках и перемычках. разру- шение. вывалы кладки, разрушение раствора, камней кладки фун- даментов. сгнившая древесина лежней, свай Трещины с раскрьпием более Змм, перекосы проемов Трещины в несущих элементах, СДВИ1И элементов в заделке Более 40
। 2) ! L. Если условие (14.1) удовлетворено (что бывает ред-
ко, как правило, лишь тогда, когда проектируемое здание ниже, то
есть легче соседнего), выполняют обычный проект фундаментов
нового здания. Если условие (14.1) не удовлетворено, ищут иное,
более надежное решение, используя под новое здание другие ва-
369
рианты фундаментов, применение которых может уменьшить вли-
яние нового здания на существующее до приемлемых величин.
3. Вариант 2 - консольное примыкание.
4. Вариант 3 - разъединительные конструкции (см. разд. 14.3)
5. Вариант 4 - свайные фундаменты. Если перечисленные ва-
рианты 1...3 оказываются неприемлемыми по разным причинам
под новое здание применяют свайные фундаменты. В конечном
счете проектно-технологическое решение фундаментов здания оп-
ределяется экономическими соображениями, технологическими
возможностями подрядчика, допустимой продолжительностью
строительства и другими факторами.
14.3. Меры по уменьшению влияния
нового здания на соседние
Принципиально они могут быть отнесены к различным меропри-
ятиям: планировочным, архитектурным, конструктивным, технологи-
ческим, организационным. От конструктора не всегда зависят плани-
ровочное, архитектурное решение или организационно-строительные
мероприятия, поэтому рассмотрим их лишь в сжат ой форме.
Планировочные мероприятия направлены на то, чтобы но-
вое здание было отнесено от существующих на безопасное рас-
стояние - обычно на 10.. .20 м. Тогда новое здание может рассмат-
риваться как “отдельно стоящие” и специфических проблем с фун-
даментами не возникает.
Архитектурное решение может упростить задачу, если но-
вое здание в зоне примыкания тем или иным способом облегчено,
допустим, в зоне примыкания располагают блок, высота которого
меньше соседнего, новое здание облегчено проездами и т.п.
Конструктивные мероприятия являются основными. Их
следует разбить на три группы: 1) новое здание строится на фун-
даментах мелкого заложения, несмотря на то, что условие (14.1)
не удовлетворено; 2) новое здание возводится на свайных фунда-
ментах; 3) под новым зданием предусмотрено строительство глу-
бокого подземного объема (гаража, склада и т.п.).
370
14.3.1. Новое здание на фундаментах мелкого заложения
(в открытых котлованах)
Если условия (6.2) и (14.1) выполнены, то особых проблем не
возникает. Если условие (6.2) выполнено, а условие (14.1) - нет,
то рекомендуется применять несколько мероприятий, оправдав-
ших себя на практике, включая консольное примыкание, разъеди-
нительный шпунтовый ряд, превентивное усиление фундаментов
соседних домов с пересадкой их на сваи усиления. В целом эта груп-
па мер может рассматриваться в качестве паллиативных (вынуж-
денных), поскольку гарантированно обеспечить сохранность со-
седних домов при их реализации весьма проблематично.
Консольное примыкание-основная идея этого мероприятия со-
стоит в том, что в зоне примыкания фундаменты нового и старого зда-
ний получают разрыв, размер которого подбирается то расчету так,
чтобы условие (14.1) было выполнено. В этом случае стены, колонны,
другие конструкции нового здания опираются на консоли, вылет кото-
рых определяется размером “разрыва”, назначенного по расчету вели-
чины . По проектам, реализованным в Санкт-Петербурге, вылет
консолей выполнялся в пределах от 2 до 5 м (для домов в 6...12 эта-
жей), что не создавало конструктивных трудностей (рис. 14.3). Данное
мероприятие эффективно при выполнении двух условий: 1) между
нижней гранью консоли и грунтом должен быть обеспечен воздушный
зазор, размер которого назначается равным (в запас) не менее двойной
величины ожидаемой осадки нового здания; 2) между фундаментами
и стенами нового и существующих зданий должен быть выполнен оса-
дочный шов, работающий четко. Конструкции шва и его исполнению
должно быть уделено особое внимание.
Разъединительные конструкции в грунте, назначение кото-
рых - изменить напряженное состояние грунта так, чтобы напря-
жения в основании старого здания от влияния нового не получили
опасного развития, а вызванная ими дополнительная осадка не
имела опасных последствий или была бы нулевой.
Такие разъединительные конструкции могут быть образова-
ны: 1) металлическим шпунтовым рядом 2) стенкой из секущих-
371
Рис. 14.3. Примеры конструктивных решений фундаментов с консольными бал-
ками на участках примыкания строящихся зданий к существующим: а -
строящийся дом с продольными несущими стенами; б — то же с поперечными
стенами; в - то же с сохранением фундаментов разобранного дома; г - строящий-
ся дом на буронабивных фундаментах; д — то же на сваях вдавливания; е - то же
на буронабивных сваях: 1 — фундамент существующего дома; 2 — фундаментная
балка с консолью; 3 - фундаментные блоки; 4 - стена; 5 - колонна; 6 - воздуш-
ный зазор; 7-технологический шпунт; 8—старый фундамент; 9-буронабивной
фундамент; 10-свая вдавливания; 11 - буронабивная свая
ся или соприкасающихся буронабивных свай; 3) прорезью в грун-
те, заполненной антифрикционным материалом.
Разъединительный шпунтовый ряд был впервые предложен
Б.И. Далматовым в проекте нескольких 12-этажных домов с одно-
этажными пристройками.
Шпунт погружается по линии примыкания до откопки котло-
вана под новое здание, длина шпунта назначается в расчете на
прорезку всей толщи слабых грунтов. Очевидно, шпунт должен
372
быть неподвижным, а это достигается тем, что он нижним концом
опирается в малосжимаемые грунты. В плане шпунт располагает-
ся по линии примыкания домов и должен выступать за их грани-
цы образуя “шпоры”, которые могут огибать старое или новое
здания на участке длиной, равной примерно 1/2-1/4 от толщины
сжимаемой зоны основания нового здания (рис. 14.4). Как показа-
fl
Рнс 14.4. Применение разъединительного шпунта: а - схема к определению дли-
ны разъединительного шпунтового ряда (А( - размер зоны уплотнения грунтов;
~ мощность толщи подстилающих грунтов, в которых развиваются силы тре-
ния, поддерживающие шпунт); б— расположение разъединительного шпунта при
Разной в плане форме примыкания нового н старого зданий; в - фундамент с кон-
сольной балкой, перекрывающей шпунт; 1—существующий фундамент; 2 - проек-
тируемый фундамент (новое здание); 3 — шпунтовый ряд; 4 — осадочный шов
373
ли последующие исследования С.Н. Сотникова, шпунт изменяет
и напряженное состояние основания нового дома, обеспечивая бо-
лее равномерное развитие его осадки.
Эффективность шпунта может быть повышена, если его по-
верхности обмазаны антифрикционными покрытиями. Наиболее
эффективен по расходу материала и технологическому воздей-
ствию на существующие дома плоский шпунт, расход которого
может быть сравнительно невелик.
Применение шпунта ограничено двумя факторами: опасностью
вибрации при погружении, от чего фундаменты старых домов могут
получить дополнительные осадки, и большой глубиной кровли плот-
ных 1рунтов, поскольку погружение шпунта длиннее 20 м затрудни-
тельно. Шпунт применять опасно там, где залегают водонасыщенные
пески и другие грунты, обладающие тиксотропными свойствами.
Разъединительный ряд из буронабивных свай был предло-
жен Б.И. Далматовым и В.Н. Брониным в 1993 г. и применен с по-
ложительным эффектом на нескольких объектах. Такая разъеди-
нительная конструкция имеет недостатки: она материалоемка,
требует много времени для изготовления и может представлять
опасность для старых фундаментов из-за вибрации, “выпуска”
грунта в буровые скважины и других воздействий. Однако ее при-
менение не требует расхода металла - сваи можно не армировать.
Прорезь, заполненная антифрикционным материалом, яв-
ляется перспективной и, по-видимому, относительно дешевой кон-
струкцией. Ее основная идея в том, что узкая выемка в грунте, за-
полненная бентонитовой суспензией, - материалом, обладающим
минимальным внутренним трением, — препятствует развитию до-
полнительных осадок фундаментов от влияния загружения сосед-
ней площадки. Теоретические основы этого мероприятия достаточно
детально разработаны, однако на практике оно еще не применялась.
14.3.2. Свайные фундаменты под новые здания
Их следует рассматривать как главную и наиболее эффектив-
ную меру, обеспечивающую разрешение данной задачи, посколь-
374
ку это решение дает вполне надежный фундамент для нового зда-
ния и как следствие минимальные осадки существующих сосед-
них. Главной проблемой при этом решении является технология
выполнения свай. Применяются сваи нескольких типов, которые
можно разбить на следующие основные группы:
а) сваи полной заводской готовности (железобетонные,
металлические, деревянные), в зависимости от способа погру-
жения подразделяются на забивные, погружаемые вибраторами,
вдавливанием, завинчиванием.
Сваи первых двух технологий, как правило, не применимы,
поскольку вибрационные воздействия на грунт и конструкции ста-
рых домов и коммуникаций могут приводить к аварийным послед-
ствиям.
Сваи вдавливания лишены указанных недостатков. Однако они
имеют ограниченную несущую способность, определяемую ве-
личиной силы вдавливания, которую развивают механизмы (обыч-
но она не превышает 600 кН). Материал такой сваи не всегда ра-
ботает эффективно, сваи не удается погрузить в достаточно плот-
ный грунт, поэтому и новое здание и примыкающие к нему полу-
чают осадку, хотя и существенно меньшую, чем при фундаментах
мелкого заложения. Главный недостаток свай этой технологии
состоит в том, что сваи, вдавленные в грунт вплотную к существу-
ющим фундаментам, вызывают их дополнительную осадку в про-
цессе вдавливания и после его завершения. Имеющийся опыт еще
не достаточен, чтобы надежно назначить размер безопасного уда-
ления вдавливаемой сваи от старого фундамента или назвать те
виды грунтов, при которых эти сваи безопасны. Возможно, до-
полнительная осадка существующего здания обусловлена изме-
нением напряженного состояния грунта при вдавливании свай и
его перемятием (нарушением природного сложения).
Винтовые сваи изготавливают обычно в металле, для их по-
гружения требуются специальные механизмы, которые имеются
У специализированных фирм. Достаточного опыта применения
этих свай в рассматриваемых ситуациях еще нет;
375
б) сваи, выполняемые в буровых скважинах, имеют много,
численные модификации в зависимости от способа бурения сква
жин, крепления ствола, геометрических размеров, состава прим!
няемого бетона и др. Главные различия касаются метода бурецц,
скважин и извлечения грунта, включая способы с промывкой во.
дой, глинистым раствором, обсадкой скважин трубами.
Бурение скважин с промывкой производится буровым инет-
рументом, который опускается в скважину на трубе. В трубе и в
скважине циркулирует вода или глинистый раствор (водная сус-
пензия бентонита), который удаляет из скважины разрушенную!
породу (шлам). По достижении проектной отметки в скважину
опускается бетонолитная труба, по ней подают пластичную бе-
тонную смесь, которая вытесняет суспензию, а затем в бетон опус-
кают арматурный каркас. Применение этой технологии иногда
опасно, так как скважина не закреплена, возможны вывалы грун-
та (особенно при использовании глины низкого качества), в том
числе из-под фундаментов старых домов, что чревато опасными
по следствиями.
Изготовление свай бурением скважин с обсадкой - наиболее
распространенный способ. Существующие машины могут изго-
тавливать сваи диаметром до 2 м. При строительстве домов в стес-
ненных условиях наиболее употребимы сваи 0 350,400, 600 мм,
длиной до 30 м, а их несущая способность может достигать
3000 кН и большей величины. Вместе с тем нельзя считать, что
все технологические вопросы устройства буровых свай разреше-
ны, поскольку отмечены случаи развития повреждений соседних
домов в период производства описанных работ. Потребуется раз-
работать строгий технологический регламент, обеспечивающий бе-
зопасное ведение работ в стесненных условиях. Очевидно, завер-
шающим этапом работ этого типа являются заполнение скважин
бетонной смесью (способом вертикально перемещающейся бето-
нолитной трубы) и постановка арматурного каркаса.
Изготовление свай способом “проходного ” шнека, по-види-
мому, - самая безопасная для соседних старых фундаментов тех-
376
rail Суть ее в том, что лопасть шнека, приваренная к трубе
остаточно большого диаметра, завинчивается на проектную глу-
5Ину непрерывно без выемки грунта. Затем в трубу, снабженную
теряемым наконечником, подается бетонная смесь бетононасосом
и шнек с грунтом постепенно извлекается на поверхность, при
этом грунт замещается бетоном. Эта технология, по-видимому, га-
рантированно обеспечивает безопасное ведение работ около ста-
рых фундаментов;
в) сваи, выполняемые в полости, образуемой вытрамбовы-
ванием - выдавливанием грунта. Этот метод весьма эффективен
в условиях слабых грунтов, поскольку грунт ниже острия свай не
извлекается, а уплотняется. Такие полости можно образовать с
помощью различных технологий и машин, например “ATLAS” и
“FUNDEX” (0 400 - 600 мм, L - до 30 м).
14.4. Превентивное усиление оснований и фундаментов,
а также конструкций домов, расположенных возле
строительной площадки
В качестве вспомогательной меры безопасного ведения работ
вблизи к существующим домам применяют меры превентивного
усиления оснований, фундаментов и надфундаментных конструк-
ций старых зданий: 1) "пересадку” здания на буроинъекционные
сваи усиления, сваи "МЕГА ” и т.п., 2) усиление основания инъекци-
онными методами; 3) подведение под здание сплошной плиты:
4) усиление стен и других конструкций; 5) выправление конструк-
ций зданий, получивших неравномерные деформации (см. гл. 15).
Не все из перечисленных способов нашли широкое развитие и
достаточно технологически проработаны. Некоторые из них приме-
няются в сочетании, дополняя друг друга. Меры превентивного уси-
ления фундаментов и наземных конструкций домов трудно реализу-
емы в тех случаях, когда дома заселены, находятся в эксплуатации,
поскольку часто это сопряжено с необходимостью расселения квар-
тир, что приводит к большим дополнительным расходам.
15 - 5008
377
Глава 15
ОСНОВАНИЯ И ФУНДАМЕНТЫ В УСЛОВИЯХ
РЕКОНСТРУКЦИИ
15.1. Особенности устройства конструкций
фундаментов старых зданий
Дгя фундаментов зданий в XIX в. и первой половине XX в. ис-
пользовались в основном известняк, песчаник и реже - гранит, диабаз.
Прочность таких бутовых камней и сегодня вполне достаточна.
Формы фундаментов старых зданий преимущественно пря-
моугольные, пирамидальные, уступчатые. Обычно возводились
ленточные фундаменты на естественном основании.
При слабых грунтах и высоком уровне подземных вод приме-
нялись короткие либо относительно длинные деревянные сваи. По
сваям обычно устраивали деревянный ростверк, на котором воз-
водили бутовую кладку фундамента. Эффективная работа таких
фундаментов связана с уровнем подземных вод. Повсеместное
Рис. 15.1.Традиционные конструкции фундаментов старых зданий с характерными
дефектами (I-VIII см. табл. 15.1): а-бутовый фундамент на лежнях; б - фундамент
на сваях; I - кирпичная кладка стены; 2 — надподвальное перекрытие; 3 - труба,
пропущенная через фундамент; 4 — бутовая кладка на раст воре; 5 - пол подвала;
б -гидроизоляция пола; 7 — деревянные лежни; 8 — каменная забутовка; 9 —
гидроизоляция фундамента; 70- горизонт подземных вол на момент реконструкции;
II - то же на момент строительства; 12 - старая планировочная отметка; 13 - новая
планировочная отметка с поднятием культурного слоя; 14 - старая прогивокапиллярная
гидроизоляция; 15 — деревянные сваи; 16—деревянный ростверк
Таблица 15.1
Дефекты фундаментов старых зданий и причины их возникновения
— Позиция нарис. 15.1 Вид дефекта Причины его возникновения
1 Расструктуривание кирпичной кладки над обрезом фундамента Ежегодное промерзание и оттаивание увлажненной кирпичной кладки. Увлажнение кладки над обрезом за счет поднятия культурного слоя
II Коррозия металлических или гниение деревянных балок надподвального перекрытия Повышенная влажность в подва- лах, отсутствие вентиляции, нарушение гидроизоляции стен и полов
III Разрушение противокапилляр- ной изоляции кирпичных стен Старение материала, хрупкость старой гидроизоляции
IV Нарушение гидроизоляции пола подвала Механическое повреждение при откопке траншей, пробивке отверстий в полу
V Гниение деревянных лежней Понижение уровня подземных вод либо повышение темпера- туры воды за счет утечек из теплосети
VI Нарушение гидроизоляции стены в местах прокладки коммуникаций Плохая заделка мест ввода коммуникаций, разрушение старого гидроизоляционного слоя
VII Разрушение раствора в швах кладки Агрессивность подземных вод аэрации. Снижение прочности раствора со временем, выщела- чивание раствора
VIII Гниение голов деревянных свай Понижение горизонта подзем- ных вод, повышение темпера- туры воды, грибковые пораже- ния древесины
понижение этого уровня в больших городах приводит к гниению
Древесины и разрушению ростверков. Так, в Архангельске почти
все исторически ценные здания имеют аварийные деформации из-
Q4O
I
I
I
I
I
I
I
I
I
I
I
I
I
I
I
за гниения голов свай. Аналогичные деформации отмечены в зда-
ниях Петербурга, особенно в центральных районах.
Обследования В.М.Улицким зданий в различных регионах
выявили причины развития дефектов фундаментов, указанные в
табл. 15.1 и на рис. 15.1.
15.2. Проектирование оснований и фундаментов
при реконструкции
Обследование оснований под фундаментами проходкой шур-
фов является самым распространенным способом изысканий, при-
меняемым при реконструкции. Шурфование позволяет проводить
визуальное изучение, пенетрацию грунтов, массовый отбор проб,
по которым определяются показатели свойств грунтов, устанав-
ливается изменение физико-механических характеристик в уплот-
ненных зонах основания.
Недостатками шурфования являются высокая трудоемкость
проведения работ в сложных условиях (под нагруженными конст-
рукциями сооружения), частая необходимость крепления шурфов,
выполнение водоотлива.
Указанные недостатки метода шурфования иногда делают его
малопригодным.
Информативность способов зондирования существенно воз-
растает при проведении комплексных и сопоставительных изыс-
каний на основе тарировки с использованием корреляционных
зависимостей между показателями зондирования и характеристи-
ками физико-механических свойств грунтов.
При зондировании грунтов непосредственно под подошвой в
ступенях фундаментов пробиваются (пробуриваются) сквозные
отверстия диаметром 45-50 мм, через которые выполняется зон-
дирование (рис. 15.2).
В основу способа оценки исходного напряженно-деформиро-
ванного состояния массива грунта принимают кулоновский закон
предельного сопротивления грунта сдвигу
т = Afc,
где для несвязных грунтов М = tg <р, а для связных М = tg <р +С7а
Рис. 15.2. Зондирование лопастным зондом грунтов в основании фундамента:
1 - фундамент; 2 — стена; 3—зонд; 4 — направления внедрения зонда: 5 - лопастной
наконечник; 6 - сквозное отверстие в фундаменте; 7—скважина для отбора проб;
1 .II. III - зоны разной степени уплотнения - упрочнения (точками указаны
места испытаний на вращательный срез)
Несмотря на все увеличивающийся объем реконструкции зда-
ний и сооружений самого различного назначения, до сегодняшне-
го дня нет нормативных документов, определяющих порядок рас-
чета оснований и фундаментов в различных вариантах реконст-
рукции. К наиболее распространенным случаям реконструкции
можно отнести:
увеличение нагрузки на существующие фундаменты (над-
стройки, использование более тяжелых конструкций и пр.);
устройство новых фундаментов на пятне застройки старого,
разбираемого при реконструкции;
пристройку новых зданий и сооружений к старым, существу-
ющим;
усиление либо переустройство оснований и фундаментов.
TR1
Несущая способность должна был достаточной, чтобы не про.
исходила потеря устойчивости основания, а неравномерности осад,
ки оснований не должны превышать предельно допустимых ве-
личин для нормальной эксплуатации здания после реконструкции
Проектирование производится по двум предельным состояниям.
Целью расчета по первому предельному состоянию является
обеспечение несущей способности и ограничение развития чрез-
мерных пластических деформаций в период дальнейшей эксплуа-
тации здания после реконструкции.
Этот расчет производится исходя из общего условия
(15.1)
где Fnp - расчетная нагрузка на основание после реконструкции: Fu - сила пре-
дельного сопротивления основания с учетом изменения свойств грунтов в про-
цессе эксплуатации реконструируемого здания.
Дефицит несущей способности оснований и фундаментов ре-
конструируемого здания устанавливается после анализа результа-
тов обследования. В общем случае
F =F -F., (15.2)
d mpd о(Г ' '
где FmpJ-требуемая несущая способность основания или свай из условия сопротив-
ления грунта, принятая с учетом возможного увеличения постоянных и временных
нагрузок при реконструкции; F^ — несущая способность грунтов основания (свай),
с учетом возможного улучшения свойств грунтов в процессе эксплуатации.
Если = FoJ, то необходимость усиления фундаментов при
реконструкции отсутствует. Окончательно решается вопрос об от-
мене усиления после расчета оснований и фундаментов по второ-
му предельному состоянию.
Для расчета по второму предельному состоянию необходимо
соблюсти условие
р"р<;Я , (15.3)
г II упл7 ' '
где рцпр - фактическое давление по подошве фундамента после реконструкции;
/?viu - расчетное сопротивление грунта основания с учетом его уплотнения в про-
цессе эксплуатации.
Расчетное сопротивление грунта основания с учетом его уп-
лотнения Rynn может быть определено по формуле (7)
(СНиП 2.02.01-96*). Величины коэффициентов М, Л/ и Л/
зависят от угла внутреннего трения (<рутш), соответствующего уп-
лотненному грунту. Ввиду сложности отбора образцов грунта из-
под фундамента, для испытания их в лабораторных условиях зна-
чение Л может быть установлено по методике, излагаемой ниже.
В общем случае вопросы о возможности увеличения нагруз-
ки на существующие фундаменты решаются в такой последова-
тельности:
собирают нагрузку на уровне подошвы существующего фун-
дамента до надстройки Nn и после надстройки Nn“;
устанавливают значение средней интенсивности давления на
грунт основания до надстройки р0 и после надстройки ри";
устанавливают значение расчетного сопротивления грунта
основания с учетом уплотнения в процессе эксплуатации здания
(сооружения) R-,
сопоставляют среднее давление под подошвой фундамента
после увеличения нагрузки со значением Rv.
Значение расчетного сопротивления уплотненного грунта ос-
нования может быть также получено из выражения
R = mmR, (15.4)
гае R - расчетное сопротивление грунта, основания, определенное для грунта в
естественном его залегании (без уплотнения); тр — коэффициент, зависящий от
отношения величины давления по подошве фундамента до увеличения нагрузки
при реконструкции р() к расчетному сопротивлению /?; при pfi IR > 0.8 тр = 1.3; при
О,8>р„//гго,5 т = 1,15; при р0 //? < 0,5 тр = 1,0; тх - коэффициент, принимаемый
по табл. 15.2 в зависимости от отношения величины осадки при давлении по
подошве, равном значению pv к предельно допустимой осадке, для данного вида
зданий или сооружений S , определяемый по прил. 4 СНиП 2.02.01-96*.
При использовании этой методики необходимо иметь в виду,
что относительные деформации прогиба после надстройки не дол-
жны превышать предельных значений, рекомендованных СНиП.
Следует также учитывать, что при надстройках неравномерные
деформации, как правило, имеют то же направление, что и до над-
стройки.
Для пылевато-глинистых грунтов с мягко- и текучепластичной
консистенцией, ленточных суглинков и глин, пылевато-глинистых
Значение коэффициента т
Таблица 15 2
Грунты оснований (независимо от влажности и плотности) Значение при Sp / S
0,4 ад
Пески крупные и средней крупности 1,4 1,0
Пески мелкие 1,2 1,0
Пески пылеватые 1,1 1,0
Связные грунты с 7Д< 10 1.2 1.0
То же с lL > 0,5 при сроке
эксплуатации здания более 15 лет 1.1 1.0
Примечание. Для промежуточных значений коэффициент т принимается по
интерполяции.
грунтов, содержащих растительных остатков до 10% от веса мине-
ральной части, а также при реконструкции сооружений со сроком
эксплуатации менее 15 лет необходимо провести проверку основа-
ний по несущей способности (по первому предельному состоянию).
Требования к этому расчету излагаются в гл. 7.
Прогноз дополнительных осадок оснований реконструируе-
мых зданий рекомендуется осуществлять специальным расчетом
в 2 этапа: первый этап — расчет исходной осадки (до реконструк-
ции) с учетом напряженно-деформированного состояния (НДС)
основания; второй этап - определение дополнительной осадки
фундамента после реконструкции. Эти этапы могут моделировать-
ся численными методами, изложенными в следующей главе.
Пример. Определение расчетного сопротивления грунта осно-
вания при надстройке здания. Необходимо установить возможность
надстройки трехэтажного жилого дома в Петербурге на два этажа с заме-
ной существующих деревянных перекрытий на железобетонные. Для это-
го определяем расчетное сопротивление грунта с учетом его предшеству-
ющего уплотнения.
Существующее кирпичное здание построено во второй половине
XIX в. Фундаменты бутобетонные, ленточные. Ширина подошвы фунда-
мента b - 1,2 м. Здание с подвалом глубиной d=3 м. Глубина заложения
фундамента d= 3, 6 м. Состояние кладки стен и фундамента хорошее.
Нагрузка на 1 м длины стены на уровне подошвы существующих
фундаментов составляет Л'п = 264, 7 кН/м. Соответствующая нагрузка
оо л
после надстройки двух этажей и замены деревянных перекрытий желе-
зобетонными составит = 405 кН/м.
Напластование грунтов (начиная с планировочной отметки):
1-й слой - насыпной грунт; высота слоя h = 1 м, yu = 15 кН/м3;
2-й слой - глина мощностью h = 5 м; этот грунт является основани-
ем существующего фундамента, находится в твердом состоянии,
т = 0,00005 кПа1, ув = 20,5 кН/м’, q>“ = 18°, с = 25 кПа;
3-й слой-песок пылеватый; более глубины 14 м тг] = 0,000062 кПа1.
Определяем значение расчетного сопротивления грунта основания
с учетом его уплотнения за период эксплуатации здания. Значение
определяем из выражения (15.4). Величину расчетного сопротивления
устанавливаем по выражению (7) (СНиП 2.02.01-96*) для значений
= 18° и с0 = 25 кПа в условиях природного залегания грунта:
R = Ц1 [о,43 • 1 1,2 20.5 + 2.72 -0,6-18,7 + (2.72 -1)3 18,7 + 5,31 25] = 260 кПа.
Устанавливаем значение коэффициента т . Давление по подошве до
надстройки р0 = NB/ b = 264, 7/1,2 = 220 кПа. Значение отношения
рс/ Л= 220/260 = 0, 85. Определяем значение коэффициента т =1,3.
11аходим значение коэффициента т Для этого определяем значе-
ние осадки при условии, что давление на уровне подошвы фундамента
равно расчетному сопротивлению R.
Для определения осадки используем метод эквивалентного слоя
Н.А. Цытовича. Расчетная схема приведена на рис. 15.3.
Высоту эквивалентного слоя определяем из выражения Л =АатЬ =
= 2,4 1,2 = 2,9 м (значение Ло , находим по табл. 6.10 СНиП 2.02.01-96*).
Высота эквивалентной эпюры уплотняющих давлений И=2hc=2-2,9 = 5,8 м.
Определяем величину среднего коэффициента относительной сжи-
маемости в пределах сжимаемой толщи:
п
1=1_______
2Л;
2,4 • 0,00005 • 4,6+3,4 0,000062 1,7
------------------,-------------= 0,000054 кПа' .
2-2,9“
Вычисляем значением осадки Sp:
Sp = К -тт R =2, 9-0, 000054-260=0, 0407 м = 4, 07 см.
Значение для подобных зданий 10 см. Отношение
S//S =4, 07/10 = 0,407.
Согласно табл. 15.2 = 1, 05. Таким образом, R = т т R =
= 1,3-1,05-260 = 355 кПа.
ТЯ4
Рис. 15.3. Расчетная схема для определения
осадки при давлении, равном R
Значение фактического давления после надстройки здания на 2 эта-
жа на уровне подошвы фундамента составит
„ № 405
= — = 338 кПа.
О 1,2
Давление на грунт после реконструкции и замены деревянных пере-
крытий на железобетонные не превысит расчетного сопротивления грунта
с учетом его уплотнения в процессе эксплуатации: /?;
338 кПа < 355 кПа.
Предполагаемая реконстру кция возможна без учета увеличения раз-
меров фундамента и усиления грунтов основания.
15.3. Способы усиления оснований и фундаментов
15.3.1. Общие положения
В процессе длительной эксплуатации зданий и сооружений
происходят деформации конструкций, вызываемые различными
причинами. При строительстве зданий на слабых грунтах основ-
ными причинами деформаций являются неравномерные осадки.
Последние вызывают разрушения самих фундаментов, стен, ко-
лонн, перекрытий.
Выбор технологии усиления оснований и фундаментов зави-
сит от рассмотренных факторов, а также от вида предполагаемых
работ по консервации, реставрации либо реконструкции. Реконст-
рукция может быть связана с увеличением нагрузок на существую-
щие фундаменты. Основополагающими являются факторы, связан-
ные с конструктивными особенностями здания, состоянием грунта
в основании и оснащенностью организаций, осуществляющих ра-
боты. Современным оборудованием можно выполнять работы по
усилению оснований и фундаментов технологично, быстро, надеж-
но, с минимальным использованием ручных операций.
Принятое решение должно обеспечить надежную, длитель-
ную дальнейшую эксплуатацию, соответствующую данному при
проектировании геотехническому прогнозу, с учетом экономики,
экологии, безопасности ведения работ.
Рассмотрим и проанализируем традиционные и современные
новые технологии усиления оснований и фундаментов. Предва-
рительно оценим причины, обусловливающие необходимость уси-
ления оснований и фундаментов. Согласно обобщенной класси-
фикации Б.И.Далматова это, прежде всего, увеличение нагрузки
на фундаменты; разрушение кладки фундамента или снижение его
гидроизолирующих свойств; ухудшение условий устойчивости
фундаментов либо грунтов в их основании; увеличение деформа-
тивности грунтов; непрерывное развитие недопустимых переме-
щений конструкций.
В литературе рассматриваются, как правило, традиционные
способы усиления. Однако в последние 20 лет развиваются новые
технологии, особенно интенсивно в ФРГ, Англии, Франции, Ита-
лии, Швеции, Финляндии.
15.3.2. Традиционные способы усиления фундаментов
Рассмотрим традиционные варианты усиления фундаментов,
связанные с увеличением площади подошвы, с позиций геотехни-
ки и технологичности применительно к слабым, водонасыщенным
грунтам, где такие уширения наиболее вероятны.
Выполняемые уширения подошвы фундамента без предвари,
тельной опрессовки малоэффективны. Они вступают в работу
лишь при увеличении нагрузки, когда появляются дополнитель-
ные осадки. К сожалению, последние могут быть предельными
для старого здания, требующего усиления. Это наглядно видно на
схеме уширения подошвы фундамента с эпюрами давления в плос-
кости подошвы (рис. 15.4).
Рис. 15 4. Схема уширения подошвы фундамента (с эпюрами давления в плоскости
подошвы): 1 - существующий фундамент: 2 - конструкция уширения: 3 - арматура;
4 - эпюра давления до уширения; 5 — эпюра давления после уширения
и догрузки фундамента
Усиление оснований и фундаментов производится, когда грун-
ты перегружены. При вскрытии таких фундаментов (даже локаль-
ных) до уровня подошвы может произойти выпор грунта в тран-
шею или шурф (рис. 15.5).
Основные приемы усилений оснований и фундаментов сво-
дятся к следующему. Усиливаемый фундамент разбивают на от-
дельные захватки (участки) длиной 1, 5...2, 0 м. На этих участках
отрывают вручную траншеи шириной 1, 2...2, 0 м до подошвы.
После этого в фундамент забивают металлические штыри (либо
погружают в заранее пробитые отверстия через 50 см в шахмат-
Рис. 15.5. Возможный выпор грунта при откопке траншеи до подошвы
существующего фундамента (при усилении с использованием
традиционных технологий)
ном порядке). Устанавливают опалубку и бетонируют уширение.
Имеются технологические приемы, позволяющие выполнить оп-
рессовку грунта. Для этого после разработки траншеи бетониру-
ют примыкающие к граням фундамента банкеты без омоноличи-
вания их с кладкой существующих фундаментов. Затем в проби-
тые проемы устанавливают стальные балки, являющиеся упора-
ми для гидравлических домкратов, которыми обжимают грунты в
основании устраиваемых уширений. После опрессовки домкраты
извлекают и бетонируют банкет (рис. 1 S.6, г).
Как показывают наблюдения, значительная часть нагрузки
передается через подошву старого фундамента. Это можно счи-
тать допустимым, так как уширения улучшают в целом условия
передачи нагрузки, исключая выпор из-под подошвы. Здесь тех-
нология работ должна исключить выпор грунта. Само появление
возможного выпора должно прогнозироваться расчетом.
Рассмотренные приемы усиления сложны и дорогостоящи, а
главное, выполняются преимущественно вручную. Там, где гори-
зонт подземных вод достаточно высок, стоимость работ резко воз-
растает в связи с необходимостью откачки воды из траншей. От-
качка должна вестись с таким условием, чтобы исключить нару-
шение естественного сложения грунтов в основании фундамен-
389
Рис. 15.6. Традиционные технологии усиления фундаментов:
1 - стена; 2 - новая кладка вперевязку со старой; 3 - старая кладка;
4 — металлические штыри; 5 — бетонная обойма; 6—железобетонная обойма;
7 - щебеночная подготовка; 8 - бетонные банкеты; 9 - рабочая балка;
10- распределительная балка; 11 - зачеканка литым бетоном
тов реконструируемого здания. В противном случае работы по уси-
лению только усугубят состояние здания в целом.
По ряду причин полностью неприемлем в условиях слабых
грунтов рекомендуемый в литературе способ подведения новых
фундаментов с увеличением глубины заложения подошвы. Такие
способы нетехнологичны и могут быть реализованы лишь в дос-
таточно прочных грунтах при низком горизонте подземных вод,
где, как правило, не требуется усиления фундаментов.
В мировой практике существует богагый арсенал различных
химических реагентов, способных закрепить грунт основания на
достаточно длительный период. К достоинствам химических спо-
собов относятся: высокая степень механизации всех операций;
300
возможность упрочнения грунтов до заданных проектом парамет-
ров; сравнительно малая трудоемкость.
Химическое закрепление грунтов позволяет успешно решать
многие задачи реконструкции при достаточно сложных инженер-
но-геологических условиях. Приведем характерный пример из
практики в Петербурге. В 1959-1960 гг. для предотвращения ава-
рийных осадок стен сценической части здания Мариинского теат-
ра было выполнено химическое закрепление грунтов в основании
ленточных фундаментов. Закреплению подлежал песок пылева-
тый с коэффициентом фильтрации 0,5-1,5 м/сут и пористостью
и = 0,44. Толща песков составляла 3—4,5 м ниже подошвы фунда-
мента. Закрепление производилось по традиционной схеме с ис-
пользованием карбамидной смолы плотностью 1,076-1,08 г/см3 и
3%-ного раствора соляной кислоты. Вначале нагнетался раствор
соляной кислоты (400 л), затем - 50 л воды и после этого - ра-
створ смолы (400 л). Нагнетание осуществлялось насосами при
давлении 0,3 МПа. Объем одной заходки, приходящейся на 1 инъ-
ектор, составил 0,6-0,7 м3.
В последние годы появились работы о возможности создания
нетоксичных либо слаботоксичных составов для закрепления грун-
та с использованием карбамидных смол. Указывается, что при
соблюдении предлагаемых технологически сложных приемов мож-
но снизить канцерогенность этих смол.
В связи с усиленным вниманием к охране окружающей среды
необходимо более строго подходить ко всем рекомендуемым «уни-
версальным» химическим реагентам. Так, несомненно, вредное
воздействие на окружающий незакрепленный грунт и подземные
грунтовые воды широко рекомендуемых кислот и щелочей высо-
кой концентрации. Специальными исследованиями была выявле-
на токсичность и экологическая несостоятельность ряда реаген-
тов, рекламируемых для закрепления грунтов в условиях реконст-
рукции, в частности, акриловых, фенольно-формальдегидных,
фурановых, хромлигниновых и карбамидных смол с несвязным
формальдегидом.
Представляется обоснованным отказ многих специалистов от
использования большей части химических реагентов, за исклю-
391
чением традиционно применяемых силикатов (одно- и двухра.
створная силикатизация).
Однорастворная силикатизация, предложенная в России в д0.
военные годы, заключается в том, что в грунт нагнетается предва-
рительно подготовленная композиция из гелеобразующей основы
(жидкого стекла) и отвердителя. При невысокой вязкости смеси
она может нагнетаться даже в слабофильтрующие песчаные грун-
ты (с коэффициентом фильтрации 1...5 м/сут).
Технология, разработанная В.Е.Соколовичем в начале 70-х гт..
была названа газовой силикатизацией. Сущность способа состоит
в том, что в закрепляемый грунт первоначально (под давлением
до 0,2 МПа) вводят углекислый газ с целью активации поверхнос-
ти минеральных частиц, а затем - раствор жидкого стекла с плот-
ностью 1,19...1,30 г/см3 (в зависимости от водопроницаемости
грунта). Газовая силикатизация, к сожалению, мало расширяет
пределы применимости способа и ограничивается песчаными раз-
ностями с коэффициентом фильтрации не менее 0,5 м/сут.
Была также предложена электросиликатизация (см. рис.15.6),
при которой одновременно с нагнетанием в слабофильтрующие
грунты однорастворной гелеобразующей смеси на основе силиката
натрия на инъекторы подается напряжение от источника постоян-
ного тока Расход электроэнергии составляет обычно до 30 кВт на
1 м3 закрепляемого груз п а. Расход растворов такой же, как при обыч-
ной силикатизации. По данным Г.Н. Жинкина и В.Ф. Калганова, ко-
личество гелеобразующей смеси, введенной в супесь (^=0,01 м/сут)
в течение 28 ч по способу электросиликатизации, в 2,5 раза больше,
чем при обычной однорастворной силикат изации.
Вполне безопасным, с точки зрения воздействия на окружаю-
щую среду, является закрепление грунтов с использованием порт-
ландцемента. Как известно, затвердевший портландцемент состоит
в основном из гидросиликата кальция, практически нерастворимого
в воде. В силу этого представляются перспективными инъекцион-
ные и буросмесительные способы. Технология их применения осно-
вана на смешивании слабых грунтов с водоцементной суспензией.
В материалах ХШ Международного конгресса по механике грун-
тов и фундаментостроению (Гамбург, 1997) как перспективные пре-
392
лсвкены смеси, в состав которых входят: цемент, бентонит, силикат-
ная и минеральная добавки. Считается наиболее эффективным при-
менение таких смесей для укрепления аллювиальных (наносных)
грунтов и устройства надежных противофильтрационных завес. Ос-
новными преимуществами смеси являются отсутствие загрязнения
окружающей среды, возможность использования многих типов це-
мента, высокая подвижность при коротком времени схватывания.
Проанализированные выше традиционные технологии, свя-
занные с уширением подошвы фундаментов, на современном эта-
пе могут быть трансформированы следующим образом. На уров-
не подвала устанавливается железобетонная плита 2 (рис. 15.7),
закрепленная в теле фундамента. Чтобы плита надежно включа-
лась в работу, под нее можно инъецировать цементный раствор
для опрессовки верхних слоев грунта. В ряде случаев можно ис-
пользовать многосекционные сваи, получаемые вдавливанием.
Рис. 15.7. Увеличение опорной площади с помощью монолитной железобетонной
плиты: а — с опрессовкой грунта; б - с подведением многосекционных свай
вдавливания: / — существующий фундамент; 2—железобетонная плита: 3 —труба
Для шгьекции расширяющегося цементного раствора: 4 цементный раствор
между плитой и грунтом; 5-сгнившие деревянные сваи; б-домкрат; 7-опорное
коромысло; 8 - вдавливаемые сваи
Опорную площадь фундаментов можно увеличить за счет
сборных плит, устраиваемых в подвалах здания. При этом нагруз-
ки на плиты передаются через нажимные рамные конструкции,
упирающиеся в монолитное перекрытие. Недостатком техноло-
гии является многодельность работ в стесненных условиях подва-
лов. К тому же, как правило, кладка над обрезом фундамента бы-
вает расструктуренной из-за постоянного увлажнения, связанно-
го с поднятием культурного слоя. Такие мероприятия должны про-
водиться в комплексе с усилением опорной части кладки стены.
Достоинством технологии является отсутствие необходимости
вскрытия грунтов в основании фундаментов.
15.3.3. Современные способы
усиления фундаментов
Чтобы исключить нежелательные для старых зданий и слабых
грунтов динамические воздействия, сваи, как правило, погружают
вдавливанием. Из-за стесненности существующих помещений часто
используют многосекционные сваи. Уфимским НИИпромстроем
разработаны нормативные документы, регламентирующие техно-
логические особенности использования многосекционных свай
вдавливания. В 80-х гг. на объектах реконструкции в нашей стра-
не начали широко внедрять набивные и буронабивные сваи уси-
ления. ЛенжипНИИпроектом с участием автора были разработа-
ны альбомы и типовые нормали по технологии устройства ука-
занных свай в условиях слабых грунтов. Технологические особен-
ности вдавливания многосекционных свай в виде выносных опор
приведены на рис. 15.8, а.
При использовании свай вдавливания необходимы надежные
упоры. Несущую способность сваи можно регулировать в процессе
вдавливания многосекционных элементов. Элементы могут быть
изготовлены из железобетона в виде секций свай со специальны-
ми стыками, позволяющими быстро выполнять соединение. Мож-
но использовать металлические трубы, однако при этом следует
учитывать возможность их коррозии. В Петербурге эта проблема
решалась двумя путями 1 - установка арматурного каркаса и ар-
мирование всего объема трубы; 2 - использование готовых трубо-
бетонных элементов
ЗОЯ
Рис. 15.8. Усиление фундаментов с использованием свай, о—многосекционные сваи
вдавливания с двухсторонней балкой-упором; б - вдавливание свай под стены или
подошвы фундамента: в—буроинъекционные сваи с контактным слоем
Вообще сведения о коррозии самые противоречивые. По дан-
ным японских исследователей, которые широко используют ме-
талл для усиления при реконструкции, коррозия металла не зави-
сит от состава стали, грунтовых условий, наличия сварки. При
самой современной антикоррозийной защите она составляет до
0,01 мм в год. Не вдаваясь в детали этой специальной проблемы,
отметим лишь, что в условиях городской застройки при блуждаю-
щих точках, обилии солей в грунтовых водах создаются самые
благоприятные предпосылки для коррозии металла.
В Финляндии, Швеции, Венгрии получили распространение мно-
госекционные сваи типа «Мега». Они были широко использованы для
one
усиления оснований и фундаментов в Хельсинки, Стокгольме, Буда-
пеште, Турку. В ряде случаев сваи подводили непосредственно под
фундамент. Такие сваи могут быть круглого и квадратного сечения,
массаэлемента-до 100 кг. Сваи изготовляли из железобетонных труб-
чатых элементов длиной до 100 см, что позволяло легко перемещать |
их перекатыванием по площадке. Последовательность работ по вдав-
ливанию свай такова (рис. 15.8, б). Нижний первый элемент с заострен-
ным наконечником (в слабых грунтах без заострения) погружается дом-
кратом. В качестве упора служит распределительная железобетонная
балка. Наращивание сборных стыкованных элементов производится
до тех пор, пока острие не достигнет плотных грунтов, что обеспечит
необходимую несущую способность системы в целом.
Последним устанавливают головной элемент сваи, площадь
поперечного сечения которого намного больше площади попереч-
ного сечения сваи. После погружения сваи до проектной отметки
под нагрузкой, превышающей расчетную в 1, 5...1, 8 раза, ее зак-
линивают специальными стойками. Стойки устанавливают меж-
ду распределительной балкой и оголовком сваи, а полученное от-
верстие заполняют бетоном.
Фирмы «Похьявахвистус» и «Весто» в Финляндии и Швеции
применяли вдавливаемые сваи из кольцевых железобетонных эле-
ментов. Стыковку осуществляли с помощью специального растру-
ба; внутреннюю полость сваи после погружения бетонировали.
Недостатком технологических приемов усиления оснований
и фундаментов сваями вдавливания является большой объем зем-
ляных работ. При этом вскрытие шурфом (траншеей) перегружен-
ного фундамента до его подошвы опасно, а в условиях слабых
грунтов при высоком уровне подземных вод — малореально.
В последние 20 лет в практике усиления все шире использу-
ются буроинъекционные сваи как вертикальные, так и наклонные.
После специальных работ по опрессовке такие сваи имеют неров-
ную поверхность, поэтому за рубежом они получили название “кор-
невидных”. Основные преимущества корневидных свай:
1. Полностью исключаются ручные земляные работы. Буре-
ние скважин ведется непосредственно через фундамент, не затра-
гивая коммуникаций, проходящих около зданий и в подвалах.
2. Используя малогабаритное оборудование, можно вести ра-
боты из подвала при высоте 2, 0...2, 5 м, а в случае необходимо-
сти - с первого этажа здания.
3. Совершенно не изменяется внешний вид конструкции, что
немаловажно при работе на памятниках архитектуры.
4. Можно вести работы на действующих предприятиях без
остановки производственного процесса.
5. Затраты ручного труда на всех технологических операциях
минимальные; способ экономичен с низким расходом материалов.
6. Очевидна экологическая чистота способа, по сравнению с
химическими способами закрепления, что важно в условиях по-
вышенных экологических требований.
Отметим отдельные недостатки указанных свай:
1. Недостаточная изученность работы тонких свай в слабых
грунтах.
2. Низкая несущая способность из-за небольшого диаметра и
соответственно малой боковой поверхности и площади острия.
3. Сложность надежного закрепления головы сваи в случае
ветхого фундамента, который в последующем работает как ро-
стверк. Отсутствие соответствующего расчета.
4. Неопределенность в формировании необходимого диамет-
ра при устройстве буроинъекционных свай в слабых грунтах.
5. Неизученность работы тонкой длинной сваи как элемента,
армирующего толщу слабого грунта.
Несмотря на все отмеченные недостатки, в Италии, ФРГ, Фран-
ции, Швеции и России успешно усилены здания, включая аварий-
но деформированные памятники, и даже возведены новые фунда-
менты в сложных условиях примыкания новых зданий к старым
на слабых грунтах.
В Риме усилен собор св. Андрея, в Венеции - наклонная баш-
ня “Бурано” на острове с этим же названием. В Москве усилены
Здания уникальных памятников — Третьяковской галереи, театра
МХАТ, музея Андрея Рублева и др. В С.-Петербурге выполнено
оригинальное усиление оснований и фундаментов костела Св.
Екатерины (Невский пр., 32) при общем количестве свай более
1200 шт., Приоратского дворца в Гатчине и др.
Для изготовления этих свай в фундаменте пробуриваются
верстия. Устойчивость скважины обеспечивается глинистым
створом, преимущественно бентонитовым (рис. 15.9).
Рис. 15.9.Усиление оснований и фундаментов костела Св. Екатерины
в Петербурге (Невский пр., 32 -34): / - бутовые фундаменты;
2 - буроинъекционные (корневидные сваи): 3 - деревянные
бревна - лежни; 4 - бетонный слой на контакте фундамент-грунт
Анализируя материалы последних международных конферен
ций, симпозиумов, а также отечественных публикаций и разрабо
ток,
можно отметить в качестве
струйной технологии
перспективного направления
метод
высоконапорных
инъекций
твердею-
щего раствора в грунт. Метод разработан в середине 70-х гг. в Япо
нии и широко используется в ФРГ, Италии, Франции.
Технологическая последовательность работ по такому мето-
ду следующая: производится бурение скважины 7; в скважину по-
гружается инъекгор 2 со специальным калиброванным отверсти-
ем - соплом; подается под большим давлением (до 100 МПа) инъ-
екционный раствор; осуществляется подъем инъектора с одновре-
менным его вращением; формируется свая нужного диаметра или
стенка из свай (рис.15.10).
Рис. 15.10. Схема устройства стенки из свай с использованием струйной
технологии: 1 — буровая скважина до плотных грунтов; 2 — инъектор;
3 — формируемая свая; 4 — компрессор; 5 — насос для подачи воды;
6 - емкости цемента и песка; 7 — растворонасос
Важным фактором укрепления массива грунта или усиления
фундаментов с использованием струйной технологии является воз-
можность поддержания больших давлений. Это предъявляет оп-
ределенные требования к используемому оборудованию, подво-
дящим трубопроводам и пр.
В качестве примера можно привести успешно реализованные про-
екты усиления оснований и фундаментов берегового устоя моста через
Дунай и памятника военной архитектуры в Вене (казармы Россауэр).
Последний был построен в 1870 г. на деревянных сваях. Необходимость
усиления определили 2 фактора: резкое увеличение нагрузок в связи с
заменой перекрытий и гниение голов свай из-за понижения горизонта
подземных вод. Разрабатывались конкурсные варианты усиления осно-
ваний и фундаментов. Было принято решение использовать струйную
технологию и выполнить ее методом высоконапорной инъекции
(рис. 15.11, а). Фактически принятая технология удовлетворяла всем рас-
четным геотехническим и конструктивным требованиям:
Рис. 15.11. Усиление оснований зданий и сооружений с использованием струйной
технологии: а—подпорная стена берегового устоя моста через Дунай; б—памятник
военной архитектуры в Вене (казармы Россауэр); / - буровой станок SC-1
(Келлер); 2 - существующий фундамент; 3 - деревянные сваи; 4 — укрепленные
массивы грунта; 5 — ступени спуска; 6 — подпорная стена канала
исключение из работы деревянных свай со сгнившими голо-
вами;
передача давления от массивного 5-этажного здания с размера-
ми в плане 136x275 м на прочные гравийно-щебенистые грунты;
исключение нарушений в работе коммуникаций, идущих вдоль
здания с наружной стороны;
полная стабилизация всех осадок при увеличенной нагрузке.
У читывая необычность такого рода усиления и дискуссионность
отдельных технологических моментов, следует остановиться подроб-
но на деталях, имеющих отношение к дальнейшему анализу.
Для инъекции растворов использовали буровую установку на
гусеничном ходу SC-1 фирмы Келлер (ФРГ). Габариты установки
позволяли ей перемещаться через проем 0, 8 м и работать в под-
вальном помещении при высоте 2, 8 м (рис.15.11,6).
Основные преимущества струйной технологии в условиях
слабых грунтов: возможность ведения работ в любых неблагоп-
риятных грунтовых условиях и в стесненных условиях; экологи-
ческая чистота всех технологических операций.
Однако струйная технология имеет и ряд недостатков, основ-
ными из которых являются: опасность локальных деформаций в
процессе временного размыва грунтового массива под фундамен-
том до набора прочности; высокая стоимость и материалоем-
кость из-за больших объемов закрепления грунта; повышенная
опасность при работе с высоким давлением.
Глава 16
ИСПОЛЬЗОВАНИЕ МЕТОДА КОНЕЧНЫХ
ЭЛЕМЕНТОВ ДЛЯ ГЕОТЕХНИЧЕСКИХ РАСЧЕТОВ
Метод конечных элементов (МКЭ) является основным инст-
рументом численного моделирования геотехнических задач и не-
пременно используется при проектировании сложных и ответ-
ственных объектов. Теория МКЭ, которая в настоящее время по
существу превратилась в самостоятельную ветвь численного ана-
лиза, неоднократно изложена в литературе, например (А.Б. Фаде-
ев, 1987; А.Б. Фадеев, А.Л. Прегер, 1993). В данной главе теория
МКЭ излагается лишь конспективно в том виде и объеме, в каком
она используется в программе «Геомеханика», разработанной в
Санкт-Петербургском архитектурно-строительном университете
под руководством автора данной главы и при участии Л .А. Глыби-
на, В.Н. Парамонова, П.И. Репиной, К.Г. Шашкина.
16.1. Основные понятия метода
конечных элементов
Плоскан задача теории упругости. В плоской задаче теории
упругости точки напряженной области получают перемещения и
и v вдоль осей х и у соответственно. Каждый из этих компонентов
является непрерывной функцией координат, и именно эти функ-
ции отыскиваются методами аналитической теории упругости
путем рассмотрения уравнений совместности деформаций, связи
напряжений и деформаций, уравнений равновесия для бесконеч-
но малого элемента области и их совместного интегрирования при
заданных граничных условиях.
При решении же конкретной задачи с помощью МКЭ иссле-
дуемая область разделяется на отдельные элементы конечных раз-
меров (рис. 16.1), для них составляются уравнения, удовлетворя-
ющие условиям совместности, связи и равновесия, а процесс ана-
литического интегрирования заменяется решением системы ли-
Рис. 16.1. Сеть конечных элементов
Рис. 16.2. Треугольный
конечный элемент
нейных уравнений, связывающих силы и перемещения в узлах
элементов.
Для понимания теории МКЭ
необходимо знакомство с алгеб-
рой матриц; для практического
использования программы «Гео-
механика» пользователю нет не-
обходимости в этом. Простей-
шим конечным элементом явля-
ется треугольный элемент с тре-
мя узлами в вершинах, номера ко-
торых в общей сети элементов i,
ink (рис. 16.2). Именно такой элемент используется в основном
варианте программы «Геомеханика».
В пределах элемента искомые функции перемещений аппрок-
симируются линейными полиномами:
М = а,+а2х + а3у, (16 л)
v = о., + cijc + нт
гле а,... а6 - набор констант.
Подставив в уравнения (16.1) координаты узлов х, у,, х. и т.д.,
получим выражения для шести узловых перемещений:
{6}=[Л]{а}, (16.2)
гДе { й }=/ и_ и у v vk}T,
1 х, у, О О О
1 xt у, О О О
r , I х,у;0 О О
ы=
1 J О О О I х, у, ’
О О О I х, У)
ООО I х( д
{а}={а, а,а,а4 а5 о.Д ’ = [Л]'{5 }. (16.3)
Деформации определяются формулами Коши как производ-
ные от функций перемещений:
{е}={ е( S, ’ ={diddx dv/dy du/dy+dv/dx}1. (16.4)
Подставив в уравне!<ия (16.4) выражения (16.1) для функций
ни уи далее выражения (16.3) для констант а, получаем:
{ е}= {а,0£6 а,+а5}! = [В] {а}=[В] [Л]1{5 }, (16.5)
где
И=
010000
000000
(16.6)
010010
Напряжения в упругой среде связаны с деформациями зако-
ном Гука:
{о }={ а о, }’ = [Р]{е }= [£>] [В] [Л}'{5 }, (16.7)
Е
где |DI —--------
1 1 (1-2VX1+0
1-v V О
v 1-v 0
матрица коэффициентов уравнений закона Гука для плоской деформации; £ -
модуль упругости; v - коэффициент Пуассона.
Отметим, что в пределах треугольного элемента с тремя узла-
ми деформации и напряжения в соответствии с уравнениями (16.5)
и (16.7) постоянны. МКЭ предполагает, что силовые взаимодей-
ствия между элементами осуществляются только в узлах. Дефор-
мирование элемента от формы 1 (см. рис. 16.2) до формы 2 обус-
ловлено приложением со стороны соседних элементов или вне-
шних воздействий узловых сил F, F и Fk, каждая из которых рас-
кладывается на две составляющие вдоль координатных осей. Для
вывода зависимостей шести компонентов узловых сил от шести
компонентов узловых перемещений используется принцип воз-
можных (виртуальных) перемещений в следующей формулиров-
ке: при возможном бесконечно малом перемещении узлов работа
узловых сил равна работе внутренних напряжений. Дадим беско-
нечно малое перемещение d8 узлу i в направлении оси х. Полный
вектор узловых перемещений при этом будет иметь вид
= 0 0 0 0 0 0}’ = dS {1 000 000}7'. (16.8)
При таком перемещении из узловых сил работу будет совер-
шать лишь сила F, и работа узловых сил составит
A„=db Fx. (16.9)
Деформации в элементе, вызванные заданным перемещени-
ем узла z, определяются по формуле (16.5)
{de }= [B]{z/8}. (16.10)
Работа внутренних, реально существующих, напряжений при
возникновении дополнительных (бесконечно малых по отноше-
нию к реальным) деформаций {de} на площади конечного эле-
мента А составит
Лвн= &(deax + de о>+ <^У,,ту))= А{<7е}7 {о }. (16.11)
Подставив в уравнение (16.11) уравнения (16.7), (16.10) и (16.8)
и далее приравнивая работу узловых сил (16.9) и внутренних на-
пряжений (16.11), получим выражение для силы
405
FIX = А{1 О О О О 0}[Л]”[ВДИ [Л]-'{8}. (16.12)
Давая поочередно возможные перемещения db в направлении
остальных пяти компонент узловых сил, получаем все шесть урав-
нений, связывающих узловые силы с вектором узловых переме-
щений:
{F}=[X]{6}, (16.13)
где [К] = Л[Л]-|г[ВПО][В] [Л]-1 - матрица жесткости элемента.
Из матриц жесткости элементов формируется матрица жест-
кости всей системы элементов [X ] , члены которой являются ко-
эффициентами системы линейных уравнений, связывающих 2N
узловых сил с 2Nузловыми перемещениями (N- число узлов сети
конечных элементов):
{F} = [F]{6c}. (16.14)
Решение этой системы уравнений относительно вектора {6с}
дает решение упругой задачи в перемещениях. Далее по форму-
лам (16.5) и (16.7) вычисляются напряжения и деформации в эле-
ментах.
Осесимметричная задача теории упругости. В осесиммет-
ричной задаче конечный элемент
представляет собой кольцо с тре-
угольным поперечным сечением
(рис. 16.3).
Повторив всю цепь выкладок 4 ,
как при рассмотрении плоского
элемента, придем к уравнению Рис 16.3.Треугольный конечный
связи вектора узловых сил с век- элемент в осесимметричной задаче
тором узловых перемещений того
же самого вида:
{F} = [F]{6}, (16.15)
где [ЛГ]= 2пгсЛ|Л|-|7|В|7(/)||В][Л|| - матрица жесткости элемента;
406
1 0 0 0 0
0 0 0 0 1
1-000
0 10 10
1- v v v 0
£
[D1“ (l-2v)(l + v)
О
- v v О
v 1-v О
„ „ l-2v
О 0 ------
2
г - радиус центра элемента. Матрица [Л] такая же, как в уравнении (16.2).
В остальном получение осесимметричного решения в упру-
гой постановке не отличается от плоского решения.
Элементы других форм. В основном варианте программы
«Геомеханика», наряду с треугольными, используются и четыре-
хугольные элементы (рис. 16.4). Четырехугольные элементы при
этом автоматически разбиваются сначала одной диагональю (AD
на рис. 16.4) на два треугольных элемента.
Рис. 16.4.Четырехугольный конечный элемент,
используемый в программе «Геомеханика»
Элементы наделяются модулем упругости, вдвое меньшим
реальной величины, составляются их матрицы жесткости, коэф-
фициенты которых рассылаются в свои адреса в матрицу жестко-
407
сти системы. Затем четырехугольный элемент разбивается другой
диагональю - СВ , и вновь матрицы жесткости с половинными
модулями рассылаются в матрицу жесткости системы. Возмож-
ность применения четырехугольных элементов облегчает состав-
ление сетей элементов, а наложение матриц жесткости треуголь-
ных элементов при двухкратной подразбивке четырехугольных
сглаживает скачки напряжений в решении, характерные для сетей
из треугольных элементов. Но по существу описанный четырех-
угольный элемент сводится к треугольным трехузловым с линей-
ными функциями перемещений.
Однако функции перемещений в пределах элемента могут
аппроксимироваться не только линейными полиномами (16.1), но
и полиномами более высоких порядков. При этом конечные эле-
менты имеют более трех узлов. Подробное описание таких эле-
ментов приводится в вышеупомянутых литературных источниках.
Стержневые элементы в системе плоских и осесимметрич-
ных конечных элементов. В ряде задач геомеханики приходится
иметь дело с тонкими конструкциями, изображение которых дву-
мерными конечными элементами нерационально: шпунтовые стен-
ки, обделки подземных выработок, анкеры и т.д. Их имеет смысл
изображать линейными элементами (стержнями). Наличие стер-
жневых элементов позволяет исследовать с помощью той же про-
граммы и сугубо стержневые конструкции: балки, в том числе и
на упругом основании, рамы и т.д. Теория упругого стержнеба-
лочного элемента, реализованная в программе «Геомеханика»,
основана на следующих положениях.
Если некоторый стержень (рис 16.5, а) длиной I подвергается
действию момента М, то угол его изгиба
da = ГМ= 1М1(ЕГ),
где Г = И(ЕГ) - гибкость стержня.
Если теперь этот гибкий стержень заменить двумя абсолютно
жесткими элементами (рис. 16.5,6) с подпружиненным шарниром
между ними, то для обеспечения того же угла перегиба da под
408
Рис. 16.5. Дискретизация стержней: о - реальный гибкий стержень; б - имитация
i-ибкости стержня пружиной в узле; в — дискретизация гибкого стержня жестки-
ми элементами и узловыми пружинами: г - схема к составлению матрицы
жесткости стержневого элемента
действием момента М гибкость пружины должна быть той же:
Г=//(£7), а обратная ей величина «жесткость» G = Е1Л. Таким об-
разом пружина «собирает» гибкость надлине /.
Если длинный и необязательно прямой стержень (рис. 16.5, в)
разбит на ряд элементов, то пружина в шарнире (узле) i собирает
гибкость с половины длин примыкающих элементов z-1 и i:
Г, = (I, ЛП)/(Е1) + (1/1)/(Е1).
Соответственно жесткость пружины в узле, равная изгибной же-
сткости стержня, деленной на расстояние между стержнями в ряду 5:
g, = 2£Z/[S (/..,+/,)]. (16.16)
Для осесимметричной задачи формула (16.16) имеет вид
g, = 2w£Z/(/,.+/), (16.16а)
гае и - число подобных стержней по окружности.
Если узел i (рис. 16.5, г) получит перемещения и и V, то изме-
нения углов наклона элементов i и 1-1 составят:
14 - 5008
409
, = (_“fs’na>-i+ v.cosa,-iV^.i' = (-"fSina,-*- v cosa.)//
Общий вид выражения для изменения углов наклона
daMA = К—",»*., +г',Д sinct, t+ (vi^1“v/.*)cosct,J//1-(16.17)
Кроме того, в элементах г-1 иг возникнут продольные дефор-
мации:
Е м = “ (“, cosa + vsina
е ( = (w; cosa.+v.sina.)//,. (16.18)
Общий вид выражения для продольных деформаций
Е,.гt)cosa/.t+(v,^1-v, »)sina(.»l/z,»- 06.19)
Соответствующее этой деформации продольное усилие в эле-
менте
т, к = - [(-«„*. (+г',. JC0SaM*+(\^ i -v. <)sina,. J h, k (16-20)
где h. k =EA!(S lik) - продольная жесткость моделирующего стержня в расчете на
единицу расстояния между стержнями; Е - модуль упругости: А - площадь сече-
ния стержня; S - расстояние между стержнями.
Для осесимметричной задачи продольная жесткость опреде-
ляется выражением
h ^пЕА/I
i+k /+к
Изменения наклонов элементов da вызовут появление момен-
тов в узлах г - 1, i, i + 1:
Myf.l = g,.,4/ar|, M’'( = g.(-z/a(|+t/a/),M>.| = g,da..
Общий вид выражения для узлового момента
MYJ = g,i(t/a,„-c/a,tl.,)(^ = -l,0, 1). (16.21)
В осесимметричной задаче могут присутствовать еще и коль-
цевые стержни типа обруча, которые характеризуются только про-
дольной жесткостью ЕА, а поперечному изгибу не подвергаются в
силу осевой симметрии. В плоскости А^Утакой элемент выглядит
как точка и при вводе информации о нем описывается одним уз-
410
дом. Радиальное перемещение этого узла и связано с узловой ра-
диальной силой F соотношением
F = ku, (16.22)
где к - 2пЕА/г, А - площадь поперечного сечения стержня; Е-модуль упругости;
г- абсцисса узла (радиус обруча).
Соотношения (16.20,16.21,16.22) позволяют составить матри-
це жесткости стержня, элементы которой добавляются к соответ-
ствующим элементам матрицы жесткости системы. После реше-
ния задачи в перемещениях рассчитываются изгибающие моменты
в узлах стержней и продольные усилия в элементах стержней.
Теория стержнебалочного элемента, используемого в про-
грамме “Геомеханика”, подробно изложена в учебном пособии
“Проектирование фундаментов зданий и подземных сооруже-
ний” (1999).
16.2. Получение упругопластических решений
Для получения упругопластических решений в основном ва-
рианте программы «Геомеханика» используется модель среды Ку-
лона - Прандтля, предполагающая упругое поведение среды при
напряжениях ниже предела текучести и простое (без упрочнения
и разупрочнения) равнообъемное (с нулевой дилатансией) плас-
тическое течение при напряжениях на пределе текучести. Напря-
жения на пределе текучести описываются уравнением Кулона
с =S+Xc , (16.23)
max mm ’ 4 '
где 1 = ctg2(?r/4 - <р/2 ) - коэффициент пассивного давления грунта;
5 =-- 2cctg(?t/4 - <р/2 ) - предел прочности при одноосном сжатии; с, ф - сцепление
и угол внутреннего трения; и , атп - максимальное и минимальное главные
напряжения.
В области растяжения критерий текучести (разрыва) имеет вид
и =-Т, (16.24)
где Т - прочность на растяжение, принимаемая в программе равной с/5.
14*
411
После возникновения разрыва при напряжении о = -с/5 вдаль,
нейшем анализе прочность элемента на растяжение принимается
равной нулю (Г=0). В условиях плоской деформации ^.„=0, и
°тт=оз лежат в плоскости деформации, критерий (16.23) при этом
изображается участком поверхности текучести ВС (рис. 16.6, о)
критерий (16.24) - участком АВ.
Рис. 16.6. Поверхности текучести идеальной упругопластической
среды: с - в условиях плоской деформации;
6 — в осесимметрических условиях
В осесимметричном решении одно из главных напряжений
является тангенциальным ае, а два других лежат в плоскости х, у.
Уравнение (16.23) для осесимметричных условий описывает в
пространстве главных напряжений поверхность текучести в виде
шестигранной пирамиды, а уравнение (16.24) - замыкающую трех-
гранную пирамиду в области растяжения (рис. 16.6, б).
Упругопластическое решение достигается известным методом
«начальных напряжений» с использованием модифицированной
итерационной процедуры Ньютона - Рафсона с неизменной мат-
рицей жесткости, но с переменным вектором нагрузок, пополняе-
мым в ходе итерационного процесса «начальными силами» в пла-
стических элементах. Схема определения «начальных» напряже-
ний приведена на рис. 16.6, а. Если в результате очередного итера-
ционного цикла напряжения в элементе оказались за пределом
упругой зоны 0 в зоне сдвига I (точка на рис. 16.6, а), то «теоре-
тические» напряжения {о1} для этого элемента определяются точ-
412
кой Л/,. Если напряжения {а'} попадают в зону разрыва II (точка
на рис. 16.6, а), то «теоретические» напряжения определяются
точкой М- Способ построения точек Л/, и М, ясен из рис. 16.6, а.
Разница между рассчитанными {ст'} и «теоретическими» {о'} на-
пряжениями рассматривается как «начальные» напряжения {о'} ,
которые пересчитываются в узловые силы и добавляются к векто-
ру нагрузок в следующем итерационном цикле:
Напряжения в элементе {</} определяются как разница меж-
ду «упругими» напряжениями {о1}, полученными в результате
упругого решения очередного итерационного цикла с вектором
узловых сил, пополненным начальными силами на предыдущих
итерационных циклах, за вычетом суммы приложенных началь-
ных напряжений {£<?}, плюс напряжения в элементе от предше-
ствующих этапов нагружения (силами тяжести и др.) {о"}:
{<Г}={с‘} - {2а'}+{о'}.
В ходе итерационного процесса напряжения {cf} (точки Мх,
М2) приближаются к поверхности текучести.
Теория метода начальных напряжений неоднократно изложе-
на в литературе, в частности, в вышеупомянутых источниках, в
которых подробно изложена и вся процедура получения упругоп-
ластического решения.
Определение начальных напряжений для осесимметричной
задачи (рис. 16.6, 6) принципиально такое же, как и для плоской
задачи: из точки рассчитанных напряжений Мопускается перпен-
дикуляр на гидростатическую ось, и точка М’ на пересечении с
поверхностью текучести определяет теоретические напряжения,
а отрезок ММ' равен начальным напряжениям.
Достоинством изложенной модели Кулона — Прандгля явля-
ются простота, использование обычных упругих (модуль упруго-
сти и коэффициент Пуассона) и прочностных (сцепление и угол
внутреннего трения) характеристик, применяемых и в инженер-
ных расчетных методах механики грунтов и определяемых стан-
413
дартными методами при инженерно-геологических изысканиях.
Основным недостатком является довольно грубая аппроксимация
процесса допредельного деформирования грунтов упругой схемой,
а также неучет большой разницы модулей при нагрузке и разгруз-
ке нормальными и сдвиговыми напряжениями, что приводит к
завышенным деформациям при откопке котлованов и в других
подобных задачах, связанных с разгрузкой грунта.
Вышеотмеченных недостатков лишены так называемые «шат-
ровые» модели, наиболее известной из которых является модель
«кем-клей» (кембриджская глина). Эта модель позволяет рассчи-
тать приращения объемной (dv) и сдвиговой (cfy) деформаций по
заданным приращениям среднего нормального (dp) и девиаторно-
го (dq) напряжений (рис.16.7).
Рис. 16.7. Графическое изображение шатровой модели грунта
В условиях стабилометрического осесимметричного нагруже-
ния величины V, у, р, q связаны осевыми и радиальными напряже-
ниями и деформациями следующими соотношениями:
Р=(с„ +2о)/3, =оа - с , v=e , +2е,. у=2(с, - sJ/3.
Грунт рассматривается как нормально уплотненный и абсо-
лютно дренированный. Линия с уравнением q = Мр на рис.16.7
является предельной линией.
Первым основным допущением модели «кем-клей» является ут-
верждение, что изотропная компрессия под давлением р0 образует
414
зону упругости ОАр. Все возможные изменения напряженного со-
стояния в пределах зоны ОАрв сопровождаются только малыми об-
ратимыми упругими деформациями. Выход же напряжений за гра-
ницу поверхности текучести Ар0 будет сопровождаться появлением
пластических деформаций dyr и dv". На всей поверхности текучести
Ар уровень достигнутых пластических деформаций одинаков.
Вторым основным допущением является утверждение, что
поверхность текучести Ар, является одновременно и поверхнос-
тью пластического потенциала, и в соответствии с принципом
нормальности (ассоциированным законом течения) полный век-
тор пластических деформаций, изображенный двойной стрелкой
на рис. 16.7, нормален к поверхности текучести. Возрастание на-
пряжений, сопровождающееся накоплением пластических дефор-
маций, приводит к расширению области упругости, и ассоцииро-
ванная поверхность текучести, которую мы называем «шатром»,
займет новое положение А'р'.
Объемная пластическая деформация в любой точке нового
шатра, независимо от пути нагружения, постоянна и равна дефор-
мации, которую получил бы грунт при изотропной компрессии от
давления до давления р'о. Зависимость коэффициента пористо-
сти от давления при первичной изотропной компрессии принима-
ется в виде
е= е — X In р,
а при упругом набухании (разгрузке) в пределах шатра:
е= еь- к Inр.
Цепь дальнейших выкладок приводит к искомым зависимос-
тям dv и dq от dp и dq.
Подробное описание этой и других более сложных моделей
приводится в вышеупомянутой литературе, ряд из них реализован
в специальных вариантах программы «Геомеханика». Недостат-
ками этих моделей являются сложность экспериментального оп-
ределения параметров, описывающих свойства грунта, и необхо-
димость для этого специального оборудования.
415
16.3. Решение геотехнических задач с помощью
программного комплекса «Геомеханика»
Назначение программы «Геомехапика»
Известным препятствием к применению универсальных про-
грамм, реализующих МКЭ, при проектировании рядовых объек-
тов являются достаточно громоздкий и трудоемкий ввод входной
информации и интерпретация результатов. В этом отношении спе-
циализированная программа «Геомехапика» отличается исключи-
тельным удобством и экономным расходом времени пользовате-
ля. Вся графическая информация по задаче (наслоение грунтов,
конфигурация объектов и др.) вводится в графическом режиме с
помощью «мыши», сеть элементов формируется автоматически,
так что пользователь может не задумываться о нумерации элемен-
тов. узлов и их координатах. Весьма прост, нагляден и доступ к
результатам решения: по желанию выдаются картинки деформи-
ровапппон сети элементов с указанием зон пластики, векторы, эпю-
ры и численные значения напряжений и перемещений.
Программа «Геомехапика» представляет собой эффективный
инструмент численного моделирования задач геомеханики (нлос-
ких. осесимметричных), возникающих при проектировании, стро-
ительстве и эксплуатации объектов промышленно-гражданского,
тыдро технически!о, транспортною назначения и торною дела с
помощью метода конечных элементов на персональных компью-
терах. Программа обеспечивает выполнение следующих этапов
моделирования:
1. Задание геометрии объекта, геологического строения грун-
товой облас ти, технологической последовательности геотехничес-
ких работ.
2. Расчет поля природных напряжений в области.
3. Расчет напряженно-деформированного состояния области
при воздействии на нее заданных сил и перемещений.
4. Расчет напряженно-деформированного состояния области
при выемке из нее подобластей, имитирующих открытый котло-
ван или подземную выработку.
416
5. Введение в область элементов иной жесткости (подпорных
стен, обделок тоннелей, отсыпки насыпей и т.н.).
6. Введение в область стержневой системы.
Этапы 3...6 могут повторяться, моделируя весь процесс стро-
ительства объекта.
1-й этап состоит втом, что с помощью мыши прямо на экране
монитора в виде треугольных или четырехугольных зон прорисо-
вываются контуры подобластей с различными упругими и проч-
ностными свойствами (наслоение грунтов, контуры откапываемых
котлованов, фундаменты и пр.). Далее вводятся численные значе-
ния упругих и прочностных свойств этих зон и в автоматическом
режиме производится разбивка треугольных зон на треугольные
элементы, а четырехугольных зон - на четырехугольные. Таким
же образом вводится информация о конструкциях, моделируемых
по п 6 стержневыми элементами (анкерах, шпунтовых степах и
т.п.). С помощью мыши вводятся граничные условия (нагрузки и
перемещения), вводится описание последовательности решения
(например, первый шаг-расчет ноля природных напряжений по
п.З, второй шаг - погружение шпунта и частичная откопка котло-
вана по п.4, третий шаг - установка анкеров и откопка котлована
на полную глубину, четвертый шаг - установка фундаментной
плиты, пятый - восьмой шаги - последовательное увеличение на-
грузки на плиту).
Когда информация подготовлена и визуально проверена на
экране, программа запускается па решение. Результаты решения
по каждому шагу в табличном и графическом виде записываются
в файлы и могут быть просмотрены на экране и распечатаны.
В следующем разделе приводился решения ряда несложных
геотехнических задач, подобных тем. которые могут возникнуть в
ходе проектирования или при выполнении научно-исследователь-
ских работ. Примеры решены и подготовлены к публикации
В.Н. Парамоновым и К.Г. Шашкиным.
Программа «Геомехапика» передается для учебных целей всем
заинтересованным организациям и лицам по символической цене,
417
включающей лишь расходы на копирование и пересылку. На дис-
кете имеются подробное описание программы и инструкция по ее
использованию с необходимыми графическими иллюстрациями,
поэтому подробности, связанные с вводом - выводом информа-
ции при решении задач, в данном разделе не приводятся'.
Примеры решения геотехнических задач
с помошью программы «Геомеханика»
Все нижеприводимые примеры рассмотрены для грунтовых ус-
ловий, характерных для Петербурга. При этом во всех примерах за-
ложе11ы одни и те же свойства следующих грунтов, бетона и стали:
суглинок (суглинок пылеватый, мягкопласт ичный): Е = 5000 кПа;
v = 0,4; у = 19 кН/м3; с=10 кПа; <р = 10°;
песок (песок мелкий пылеватый); £=7500 кПа; v = 0,3; у = 19 кН/м3;
с = 1 кПа; <р = 24°;
морена (супесь с гравием полутвердая): £=25000 кПа; v = 0,35;
у = 22 кН/м3; с = 50 кПа; <р =28°;
бетон-. £ = 20000000 кПа; v = 0,3; у = 22 кН/м3; с = 5000 кПа;
<р =35°;
сталь: Е = 200000000 кПа; v = 0,3; у = 78 кН/м3.
Расчеты стальных элементов конструкций проводятся только
в пределах упругости, поэтому прочностные свойства для нее не
приводятся.
Пример 16.1. Построение графика зависимости осадки ленточно-
го фундамента от нагрузки.
Согласно СНиП 2.02.01 - 83 расчет фундаментов мелкого заложе-
ния должен выполняться по второй группе предельных состояний. В свя-
‘ Для получения программы необходимо обратиться на кафедру геотехники
Санкт-Петербургского государственного архитектурно-строительного универси-
тета (198005 Санкт-Петербург, 2-я Красноармейская. 4. СПбГАСУ,
факс (812)316-58-72, email: rector@spice.spb.su). По этому же адресу следует об-
ращаться за приобретением лицензии на коммерческое использование програм-
мы, ее модификаций или с заказами на разработку специальных вариантов для
условий заказчика или на решение конкретных задач.
418
зи с отсутствием в СНиП методик расчета осадки фундамента с учетом
развития пластических деформаций грунта, расчет выполняется лишь для
линейной стадии работы грунта. При этом давление под подошвой фун-
дамента ограничивается величиной R, называемой расчетным сопротив-
лением грунта основания, соответствующей незначительной тубине г
развития зои пластических деформаций (х=0,25Д где b—ширина фунда-
мента). При таких давлениях расчетные осадки, как правило, значитель-
но ниже предельно допустимых. Следовательно, методика СНиП не пол-
ностью исчерпывает несущую способность основания. Ниже приводит-
ся пример расчета осадки фундамента под нагрузкой, превышающей рас-
четное сопротивление грунта.
Рассматривается ленточный фундамент шириной Ь=2 м и глубиной
заложения d = 1,5 м, загружаемый вертикальной сосредоточенной силой
N (в расчете на 1 м длины фундамента). В качестве основания принят
суглинок , характеристики которого приведены в начале параграфа. По-
скольку расчетная схема симметрична относительно вертикальной оси
фундамента, конечноэлемеитную сетку достаточно создавать только для
половины сечения фундамента (рис. 16.8). Задача выполнялась в 10 эта-
пов, или шагов нагружения. На первом этапе решения элементы фунда-
мента наделялись свойствами грунта и рассчитывалось природное на-
пряженное состояние массива грунта под действием сил тяжести.
Рис. 16.8. Схема к задаче о нагружении ленточного фундамента и зоны
развития пластических деформаций (шаги нагружения показаны цифрами)
Как известно, формула СНиП 2.02.01 - 83 для определения расчет-
ного сопротивления грунта под подошвой фундамента основана на фор-
419
муле проф. Пузыревского, предполагающей равенство вертикальных и
горизонтальных напряжений в природном состоянии грунта (шаровой
тензор природных напряжений), поэтому в численном решении задачи
об осадке фундамента для имитации шарового тензора природных на-
пряжений на первом этапе всем элементам задавался коэффициент Пу-
ассона v, равный 0,49. В серии последующих решений элементам фун-
дамента были присвоены свойства бетона (их значения см. выше). К
фундаменту равными шагами прикладывалась вертикальная нагрузка
/V = 30, 60, 90, 120, 150, 180, 210, 240 и270 кН. На втором шаге решения
автоматически учитывается дополнительная нагрузка, определяемая раз-
ницей удельных весов бетона (22 кН/м3) и грутгта (19 кН/м3) и равная
(22 - 19) 1,5 2 = 9 кН. Соответственно дополнительная удельная на-
грузка по подошве фундамента на шагах решения задачи составляла
р0= 39, 69, 99, 129, 159, 189, 219, 249 и279 кПа.
На рис. 16.8 показаны границы областей развития пласт ических де-
формаций (т.е. областей, в которых напряженное состояние грунта Дости-
гает предельного) в процессе нагружения фундамента. Как подтверждает-
ся многочисленными экспериментами, области предельного состояния
вначале появляются под краевыми точками подошвы фундамента. Затем,
по мере увеличения нагрузки, они развиваются вниз и в стороны. Расче-
том также выявлено такое явление, как формирование упругого ядра под
центром подошвы (на рис. 16.8 - незакрашенная область под подошвой).
График зависимости осадки фундамента от нагрузки по результатам
численного решения приведен на рис.16.9. Интересно сопоставить ре-
Рис. 16.9. Графики зависимости осадки фундамента от нагрузки для
различных шагов нагружения: а упругое, б—упругопластическое решение
420
зультаты численных расчетов с нормативными значениями расчетного
сопротивления, предельной нагрузки и величины осадки фундамента.
Как отмечено выше, СНиП 2.02.01 - 83 определяет расчетное со-
противление грунта как удельную нагрузку Я, при которой глубина зон
предельного состояния ниже подошвы фундамента равна 1/4 ширины
подошвы. Для наших условий по формуле СНиП имеем
к, 4 + Ч 4+<О+ Ч сп ~ db =
=(1-1/1) [0,18-1-2-19 + 17,3-1,5-19 +4,17-10 - 0] = 98 кПа.
При этой нагрузке еще сохраняется практически линейная зависимость
между осадкой и нагрузкой (см. рис. 16.9). Вместе с тем нельзя выполнять
прямое сравнение расчетов но СНиП с расчетами МКЭ, поскольку в фор-
муле СНиП не учитывается перераспределение напряжений под подошвой
фундамента при переходе грунта в предельное состояние, а также не учи-
тывается соотношение жесткостных параметров бетона и грунта. Тем
не менее осадка, рассчитанная по линейным соотношениям теории упру-
гости (график а) и осадка, определенная в соответствии с моделью упру-
гопластической среды (график б), в пределах расчетного сопротивления
грунта достаточно близки (их разница составляет 2%). Удельная макси-
мальная нагрузка при данных грунтовых условиях, соответствующая по-
тере устойчивости основания, по формуле СНиП 2.02.01 - 83 составляет
р =Ny £yb'y, + N Е y'd + Nb с.-
= 0,6-1-2-19+ 2,47-1-19-1,5 + 8,34-1-10 = 177 кПа.
По расчету МКЭ при нагрузке 159 кПа получено последнее устой-
чивое решение, а при нагрузках 189, 219, 149 и 279 кПа итерационный
процесс становился несходящимся и искусственно прерывался, о чем
программа информирует пользователя выдачей сообщения “LIMIT
STATE?”. Рассчитанные на момент прерывания итерационного процеса
перемещения узлов отражают некоторое их промежуточное положение в
процессе провальной осадки, поэтому построенный программой график
б в области нагрузок свыше 159 кПа следует рассматривать как услов-
ный. При таком давлении область пластических деформаций развивает-
ся на 2,5 м в сторону от фундамента и на глубину до 5 м.
Таким образом, модель грунта, реализованная в программном ком-
плексе, позволяет вы поднять расчет осадок фундаментов не только в пре-
делах линейной стадии работы грунта, но и за пределами расчетного со-
противления, более полно используя несущую способность грунта.
421
Пример 16.2.11остроение графика зависимости осадки ленточного
фундамента от нагрузки при наличии армирующего стержня в основа-
нии фундамента.
Армирование грунта заключается во введении в грунт специальных
армирующих элементов, которые выполняются в виде лент или сплош-
ных матов, изготовленных из геотекстиля. Реже используется металли-
ческая арматура. К армирующим элементам предъявляется требование
достаточной прочности и обеспечение необходимого зацепления с грун-
том, для чего их поверхность делается шероховатой. За счет восприятия
армирующими элементами касательных и горизонтальных напряжений
увеличивается несущая способность основания и снижаются осадки фун-
даментов.
Для расчета осадки ленточного фундамента на армированном осно-
вании принята расчетная схема, аналогичная предыдущей. После фор-
мирования природного напряженного состояния на втором и последую-
щем шагах в расчетную схему введены горизонтальные стержни, моде-
лирующие армирование грунта (рис. 16.10).
Рис. 16.10. Схема к задаче о нагружении ленточного фундамента
на армированном основании и зоны развития пластических деформаций
для различных шагов нагружения (шаги нагружения показаны цифрами)
Вертикальная нагрузка на фундамент прикладывалась с шагом 40 кН
и составляла N ~ 40, 80, 120, 160, 200, 240, 280, 320 и 360 кН. Дополни-
тельная нагрузка от веса фундамента равна 9 кН. Соответственно, до-
полнительная удельная нагрузка по подошве фундамента на шагах реше-
ния задачи составляла рс = 49, 89,129, 169, 209, 249, 289, 329 и 369 кПа.
422
Металлические стержни диаметром 20 мм установлены с шагом 10 см на
глубине 1 м ниже подошвы фундамента. Длина стержней 4 м, т.е. стерж-
ни выступают за пределы подошвы фундамента на 1 м. Механические и
геометрические характеристики армирующих стержней приняты следу-
ющими: модуль упругости £ = 24 107кПа, площадь поперечного сечения
А = 31.4 Ю’5 м2, момент инерции сечения стержня
J=710j’m4.
График зависимости осадки фундамента на армированном основа-
нии от нагрузки приведен на рис. 16.11. Последнее устойчивое решение
получено при нагрузке 249 кПа, а первое неустойчивое - при нагрузке
289 кПа. Для сравнения на том же рисунке приведен график зависимости
осадки фундамента на неармированном основании.
Давление по подошве фундамента, «Па
Рис. 16.11. Графики зависимости осадки фундамента
от нагрузки: а — естественное основание; б — армированное основание
Сопоставление графиков приводит к выводу, что армирование су-
щественно повышает предельную несущую способность основания и
несколько снижает величину осадок. Так, при давлении р0 = R = 98 к! 1а
введение арматуры понизило осадку фундамента с 3,7 до 3,4 см, те. на
8,8%, а при давлении, соответствующем предельной нагрузке (по СНиП),
р„-=р= 177 кПа осадка снижена с 7,9 до 6,5 см, или на 18%.
Сравнивая области развития пластических деформаций для случаев
нагружения фундамента на естественном и армированном основании, мож-
но заметить, что арматура сдерживает процесс распространения этих об-
ластей (на рис.16.8 и 16.10 номера шагов нагружения соответствуют раз-
423
личным давлениям), концентрируя предельные зоны в первую очередь над
армирующими стержнями и в стороны от фундамента. Область упругого
ядра также существенно больше, чем для неармированного основания. Оче-
видно, что снижения осадки и увеличения несущей способности основа-
ния можно достичь увеличением степени армирования основания, и в мень-
шей степени - увеличением длины стержней арматуры и уменьшением
глубины их установки относительно подошвы фундамента.
Пример 16.3. Расчет несущей способности буронабивной сваи.
Несущая способность отдельной сваи по данным статических ис-
пытаний оценивается по графику зависимости осадки сваи от нагрузки.
При этом за несущую способность Fd сваи согласно СНиП 2.03.01 - 85
принимается нагрузка, при которой происходит провальная осадка сваи,
либо нагрузка, при которой осадка сваи достигает 20% от предельной
для данной категории сооружений. Работа отдельной сваи под вертикаль-
ной нагрузкой может рассматриваться как осесимметричная задача, в
которой ось симметрии расчетной области совпадает с вертикальной осью
симметрии сваи. Сечение сваи представляется круглым, эквивалентным
по площади сечению реальной сваи.
Рассмотрим процесс нагружения буронабивной сваи диаметром 1,0 м
и глубиной погружения 10,5 м
(рис.16.12). Инженерно-геологичес-
кие условия представлены суглинком
мощностью 10,0 м, подстилаемым
мореной. Свойства грунтов приведе-
ны в начале раздела. Свая прорезает
всю толщу суглинков и погружается
в морену на 0,5 м. Для расчета выб-
рано сечение области глубиной
20,0 м и радиусом 6,0 м справа от оси
симметрии сваи. Природное напря-
женное состояние моделируется на-
гружением расчетной области.на
первом шаге решения собственным
весом грунта. На следующих шагах
конечным элементам, занимающим
объем сваи, задаются свойства бето-
на (см. в начале раздела). К верхне-
Рис. 16.12. Схема к задаче
о нагружении буронабивной сваи
424
му обрезу сваи ступенями прикладывается вертикальная сила /V. Величи-
на нагрузки на каждой ступени равна 400 кН.
На графике зависимости осадки сваи от нагрузки (рис. 16.13) харак-
терны 2 участка, где начальный участок до нагрузки N=1200 кН соответ-
ствует упругой работе грунта до срыва сваи. После преодоления этой на-
грузки скорость возрастания осадки резко увеличивается. Если просле-
дить за ходом развития областей предельного состояния грунта
(рис. 16.14), можно увидеть, что эти области развиваются в первую оче-
редь по боковой поверхности сваи. При нагрузке 1200 кН зоны пласти-
ческих деформаций охватывают суглинок в верхней области боковой
поверхности сваи до глубины 3 м и выше острия сваи на 3,5 м. Толщина
зон пластических деформаций равна 18 см.
Рис. 16.13. Графики зависимости осадки сваи от нагрузки
На следующем шаге нагружения, т.е. при суммарной нагрузке на сваю
Р=1600 кН, слой грунта вдоль сваи полностью переходит в пластическое
состояние, кривая зависимости осадки от нагрузки получает новый угол
наклона. Толщина слоя, деформирующегося пластически, уже достигает
37 см. Дальнейшее увеличение нагрузки вызывает передачу большей
нагрузки через острие сваи, что приводит к появлению областей пласти-
ческого течения грунта под острием. На рис. 16.14 толстой линией пока-
зано очертание зон пластических деформаций при нагрузке 3200 кН.
Толщина их достигает 0,8 м и глубина 2 м ниже отметки острия сваи. Как
и для фундамента мелкого заложения, существует упругое ядро под ост-
рием. I [редельная нагрузка на сваю составила 2400 кН.
425
Рис.16.14. Границы изменения областей предельного состояния грунта
в процессе нагружения буронабивной сваи
Пример 16.4. Расчет устойчивости шпунтовой стенки.
Задача расчета безанкерной шпунтовой стенки состоит в определе-
нии глубины ее погружения и усилий, возникающих в сечениях шпунта,
по которым подбираются требуемые размеры шпунта. При расчете бе-
занкерных шпунтовых стенок предполагается, что под действием актив-
ного давления грунта стенка поворачивается относительно неподвижной
точки, расположенной на некоторой глубине ниже дна котлована. Устой-
чивость стенки обеспечивается вследствие уравновешивания активных
и пассивных давлений грунта с разных ее сторон. Инженерные методы
расчета шпунтовых стенок требуют большого объема вычислений, осо-
бенно в случае неоднородных оснований. Программный комплекс “Гео-
механика” позволяет достаточно быстро проанализировать несколько
вариантов шпунтового ограждения с различной длиной и сечением шпун-
та; промоделировать процесс поэтапной откопки котлована с фиксацией
изменения усилий в шпунте в процессе откопки. Заметим, что усилия в
шпунтовой стенке, получаемые расчетом МКЭ, ниже, чем по инженер-
ным методам. Это связано с возможностью учета в методе конечных эле-
ментов соотношения деформативности контактирующих сред, работы их
в предельном состоянии, что не учитывается в инженерных методах.
426
Рассматривается изменение напряженно-деформированного состо-
яния грунтового массива в процессе откопки котлована шириной 12 м с
вертикальными откосами в песке под защитой консольной шпунтовой
стены. Откопка котлована выполняется слоями толщиной 1 м до глуби-
ны, соответствующей достижению грунтом предельного состояния. Рас-
четная схема симметрична относительно продольной вертикальной плос-
кости симметрии котлована и рассматривается лишь левая расчетная об-
ласть размерами 12x20 м относительно плоскости симметрии котлована.
Для анализа принимается шпунт марки JI-V без горизонтальных крепле-
ний. Глубина погружения шпунта составляет 15 м.
После формирования природного напряженного состояния в схему
вводится ряд вертикальных стержней. Параметры стержней, соответству-
ющие характеристикам шпунта: Е = 20-107 кПа, А = 127,610’4 м2,
J= 6243 10’8 м4. Введенный шаг установки стержней 0,4 м соответствует
ширине шпунтины.
Последнее устойчивое решение получено при глубине откопки кот-
лована 4 м. На рис. 16.15,« закрашены области, в которых грунт перешел
в предельное состояние. Глубина развития предельных областей по отко-
су составила 3 м, под дном котлована также 3 м. Максимальное горизон-
тальное смещение шпунта при глубине откопки 4 м составило 2,7 см.
Рис. 16.15. Свободно стоящая шпунтовая стена: а - развитие зон
пластических деформаций грунта; б — эпюра моментов в сечениях шпунта
427
Проверка прочности принятого сечения шпунта выполняется по фор.
муле
с=М /W<R,
nwt
гае - максимальный момент в сечении шпунта, который, в соответствии с
эпюрой моментов (рис.16.15, б), на глубине 5,5 м составляет 26,55 кН м; Ж- мо-
мент сопротивления сечения шпунта (для шпунта Л-V И'=461 см3); R - расчетное
сопротивление мат ериала шпунта (для стали Ст.16Д Я=20,6 МПа).
Подставляя в формулу приведенные значения параметров, получа-
ем: а = 2655/461 = 5,76 МПа < 20,6 МПа. Следовательно, прочность
шпунта обеспечена с большим запасом. Уже на глубине 8 м ниже днев-
ной поверхности эпюра моментов близка к нулю, поэтому очевидно, что
при глубине котлована 4 м можно принять меньшую глубину погружения
шпунта.
Пример 16.5. Расчет устойчивости шпунтовой стенки с горизонталь-
ной распоркой.
Для снижения горизонтальных смешений шпунтовых ограждений и
уменьшения усилий в сечениях шпунта устраиваются анкерные и распор-
ные крепления. Задача расчета состоит в определении необходимой глуби-
ны погружения стенки ниже дна котлована, усилий, действующих в стенке
и анкерах, а также размеров поперечного сечения стенки и анкеров.
Анкерное или распорное крепление в расчетной схеме может моде-
лироваться введением соответствующих связей. В следующем примере
рассмотрено устройство котлована в песчаном грунте с ограждением стен
котлована подпертой (или заанкерованной) по верху шпунтовой стенкой.
Размеры расчетной схемы, ее дискретизация на конечные элементы, ха-
рактеристики грунта и условия послойной откопки котлована заданы теми
же, что и в предыдущем примере.
После первого шага формирования природного напряженного со-
стояния в расчетную схему введены стержни. К верхнему узлу стержня
приложена горизонтальная связь. Наложение такой связи означает, что
на любых последующих шагах нагружения расчетной схемы данный узел
будет жестко зафиксирован в горизонтальном направлении.
В соответствии с численным экспериментом, если предельное со-
стояние грунта в случае свободно стоящего шпунта принятой длины 15 м
достигнуто при глубине откопки котлована 4 м, то при наличии подпорки
последнее устойчивое решение получено при глубине котлована 6 м. На
рис. 16.16, а показано, что при откопке котлована на 6 м глубина области
428
Рис. 16.16. Заанкерованная шпунтовая стена: а - развитие зон
пластических деформаций грунта; б - эпюра моментов в сечениях шпунта
грунта, находящейся в предельном состоянии, в откосе составляет 5 м, а
под дном котлована 3 м. Максимальный изгибающий момент (рис. 16.16,6)
в шпунте зафиксирован на глубине 4,5 м и составил 90,51 кН-м. Макси-
мальное горизонтальное смещение шпунта составило 2,7 см и приходит-
ся на глубину 6,5 м, т.е. на 0,5 м ниже дна котлована. Распорка (анкер)
должна быть рассчитана на продольное усилие 87 кН.
Рассматривая результаты решения, можно определенно утверждать,
что глубина погружения шпунта может быть уменьшена до 3...4 м ниже
дна котлована, для чего, разумеется, необходимо провести новое решение.
Пример 16.6. Подземный гараж.
Принцип численного моделирования процесса возведения подзем-
ного сооружения практически аналогичен моделированию откопки кот-
лована с креплением стен котлована шпунтом. Рассматривается измене-
ние напряженно-деформированного состояния грунта при возведении
трехэтажного подземного сооружения. Высота подземного этажа - 3 м.
Полная глубина выемки грунта -9 м. Ширина сооружения 12 м. Толщи-
на стены гаража, устраиваемой методом “стена в грунте”, - 0,8 м, толщи-
на междуэтажных перекрытий 0,3 м, толщина пола нижнего этажа 0,5 м.
Грунт - песок.
429
I Iponecc возведения сооружения моделируется в четыре шага. На пер-
вом шаге рассчитывается природное напряженное состояние грунта. На вто-
ром шаге в расчетную схему вводятся: вертикальные стержни длиной 15 м,
моделирующие железобетонные стены подземного сооружения с характе-
ристиками Е = 20106 кПа, А = 0,8 м2, J = 0,0427 м4. Извлекается грунт в
объеме первого этажа (рис. 16.17, а). На третьем шаге вводятся горизонталь-
ные стержни, моделирующие железобетонное перекрытие верхнего этажа с
геометрическими характеристиками А = 0,3 м2, J= 0,00225 м4, и извлекается
грунт в обьеме второго этажа (рис. 16.17, б). На четвертом шаге вводятся
перекрытия второго этажа и извлекается грунт в объеме нижнего этажа
(рис. 16.17, в). Несмотря на очевидную симметричность задачи, решение
выполняется для полной области, поскольку при разделении горизонталь-
ных стержней вертикальной осью симметрии требуются специальные при-
емы, доступные высококвалифицированному пользователю.
Рис. 16.17. Эпюры изгибающих моментов в конструктивных
элементах подземного гаража после устройства: а — верхнего этажа:
б — второго этажа; в — нижнего этажа
При откопке котлована на глубину верхнего этажа максимальные
изгибающие моменты в стенках сооружения возникают ниже дна (отмет-
ка-7,5 м) и составляют 101,96 кН м. При устройстве второго и третьего
этажей максимальные изгибающие моменты в стенках возникают в точ-
ках их опирания на перекрытия и достигают 324,62 кН м. Зоны предель-
ного состояния грунта после откопки третьего этажа показаны на
рис. 16.17, в. Изгибающих моментов в перекрытиях от грунтовых нагру-
зок не возникает.
430
РЕКОМЕНДУЕМАЯ ЛИТЕРАТУРА
1. Абелев М.Ю. Строительство промышленных и гражданских со-
оружений на слабых водонасыщеиных грунтах. М., 1983. 248 с.
2. Бадьин Г.М. и др. Технология строительного производства / Под
ред. Г.М. Бадьина и А.В. Мещерякова: Учебник для студентов вузов по
специальности ПГС. Л.: Стройиздат, 1987. 606 с.
3. Бронин В.Н. Учет горизонтальных нормальных напряжений при
определении осадки методом послойного суммирования // Фундаментос-
троение в условиях слабых и мерзлых грунтов, используемых в качестве
оснований сооружений: Межвуз. темат. сб. тр. / ЛИСИ. Л., 1983. С. 46 - 52.
4. ГОСТ20522-75. Определение нормативных и расчетных величии
характеристик. М., 1975.
5. Далматов БИ. Расчет оснований зданий и сооружений по пре-
дельным состояниям. Л.: Стройиздат, 1968.
6. Далматов Б.И., Морарескул Н.Н., Науменко В.Г. Проектирование
фундаментов зданий и промышленных сооружений. М.: Высшая школа,
1986. 238 с.
7. Цалматов БИ. Механика грунтов основания и фундаменты. Л.:
Стройиздат, 1988. 415 с.
8. ДоставаловБ.Н.. Кудрявцев В. А. Общее мерзлотоведение. М.: Изд-
во МГУ, 1967. 402 с.
9. Црановский А.Н., Фадеев А. Б. Подземные сооружения в промыш-
ленном и гражданском строительстве: Учеб, пособие для иуд. вузов по
спец. ПГС. Казань: Изд-во КГУ, 1993. 355 с.
10. Егоров К. Е. К вопросу деформаций основания конечной толщи-
ны // Механика грунтов: Сб. тр. НИИ оснований подземных сооружений.
М., 1958.
11. Карлов В.Д. Основания и фундаменты в районах распростране-
ния вечномерзлых грунтов: Учеб, пособие. М.; СПб.: Изд-во АСВ, 1997.
178 с.
12. Коновалов П. А. Основания и фундаменты реконструируемых зда-
ний. М.: Стройиздат, 1989. 136 с.
13. Костерин Э.В. Основания и фундаменты. М.: Высшая школа,
1978. 375 с.
14. Мангушев Р.А. и др. Автоматизация расчетов оснований и фун-
даментов: Текст лекций / ЛИСИ. Л., 1990.24 с.
431
15. Мангушев Р.А., Любимов Е.Б Прикладные аспекты автоматиза-
ции проектирования фундаментов / СПбГАСУ. СПб., 1993. 159 с.
16. Мартемьянов АН. Проектирование и строительство зданий и
сооружений в сейсмических районах. М.: Стройиздат, 1985. 252 с.
17. Морарескул НН. Основания и фундаменты в торфяных грунтах.
Л., 1979.
18. Основания и фундаменты. Справочник / Под ред. Г.И. Швецова.
М.: Высшая школа, 1991. 383 с.
19. Пособие по проектированию оснований зданий и сооружений (к
СНиП 2.02.01 - 83). М.: Стройиздат, 1986. 414 с.
20. Рекомендации по расчету железобетонных ростверков свайных
фундаментов под колонны зданий и сооружений промышленных пред-
приятий. М.: Стройиздат, 1974. 40 с.
21. Рекомендации по рациональной области применения в строитель-
стве свай различных видов. М.: Стройиздат, 1982. 20 с.
22. Руководство по проектированию оснований зданий и сооруже-
ний. М.: Стройиздат, 1978. 375 с.
23. Руководство по проектированию оснований и фундаментов на
пучинистых грунтах. М.: Стройиздат, 1979. 67 с.
24. Руководство по проектированию подпорных стен и стен подвалов
для промышленного и гражданского строительства. М.: Стройиздат, 1984.
25. Руководство по проектированию свайных фундаментов. М.:
Стройиздат, 1980. 160 с.
26. Силин К.С., Глотов Н.М., Завриев К.С. Проектирование фунда-
ментов глубокого заложения. М., 1981.
27. Симвулиди И.А. Расчет инженерных конструкций на упругом
основании. М.: Высшая школа, 1987. 576 с.
28. СНиП 2.01.07-85.11агрузки и воздействия. М.: Стройиздат, 1990.
51 с.
29. СНиП 2.02.01-83. Основания зданий и сооружений. М.: Строй-
издат, 1985. 41 с.
30. СНиП 2.02.03-85. Свайные фундаменты. М.: Стройиздат. 1986.
45 с.
31. СНиП 2.02.04-88. Основания и фундаменты на вечномерзлых
грунтах. М.: Стройиздат, 1990. 51 с.
32. СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции. М.:
Стройиздат, 1985 77 с
432
33. СНиП П-7-81 Строительство в сейсмических районах. М.:Сгрой-
издат, 1982. 75 с.
34. СНиП 11-23-81. Стальные конструкции. М.: Стройиздат, 1982.91 с.
35. Сорочан Е.А Строительство сооружений на набухающих грун-
тах. М.: Стройиздат, 1989. 310 с.
36. Сотников С.Н., Симагин В.Г., Вершинин В.П. Проектирование и
возведение фундаментов вблизи существующих зданий. М.: Стройиздат,
1986. 96 с.
37. Справочник инженера-конструктора. Жилые и общественные
здания. М.: Стройиздат, 1991.
38. Справочник по общестроительным работам. Основания и фунда-
менты / Под ред. М.И. Смородинова. М.: Стройиздат, 1972. 372 с.
39. Справочник по строительству на вечномерзлых грунтах. Л.:
Стройиздат. 1977. 551 с.
40. Справочник проектировщика промышленных, жилых и обще-
ственных зданий. Расчетно-теоретический / Под ред. А.А. Уманского.
В 2 кн. М.: Стройиздат, 1971-1972.
41. Справочник проектировщика. Основания, фундаменты и подзем-
ные сооружения. М.: Стройиздат, 1985. 480 с.
42. ТСН 50-302-96. Устройство фундаментов гражданских зданий
и сооружений в Санкт-Петербурге и на территориях, админист ративно
подчиненных Санкт-Петербургу. СПб., 1997. 98 с.
43. Улицкий В.М. Геотехническое обоснование реконструкции зда-
ний на слабых грунтах / СПбГАСУ СПб., 1995. 146 с.
44. Ухов СБ. и др. Механика грунтов, основания и фундаменты. М.:
Изд-во АСВ, 1994. 523 с.
45. Фадеев А.Б., Прегер А.Л.. Решение геотехнических задач мето-
дом конечных элементов. В 2 ч. Томск: Изд-во ТГУ 1993. 310 с.
46. Фадеев А.Б.. Метод конечных элементов в геомеханике. М.: Не-
дра, 1987. 220 с.
47. Цытович НА. Механика грунтов (краткий курс). М.: Высшая
школа, 1983.
48. Цытович Н А. Механика мерзлых грунтов (обшая и прикладная).
М.: Высшая школа, 1973. 445 с.
433
Приложение 1
Укрупненные единичные расценки на земляные работы,
устройство фундаментов и искусственных оснований
(в ценах 1984 г.)
Наименование работ и конструкций Стоимость на единицу измерения, р. — к.
1 2
I. Земляные работы 1. Разработка грунта под фундаменты: 3-60
при глубине выработки до 2 м и ширине траншеи 1 м, м3 при глубине котлована более 2 м на каждые 0,5 м глубины заложения фундаментов стоимость земляных работ увеличится на 10% (при уменьшении глубины стоимость соответственно уменьшится) прн ширине котлована более 1 м стоимость земляных работ повышается на 7 % при разработке мокрых грунтов вводятся поправочные коэффициенты: при объеме мокрого грунта (ниже уровня подземных вод) менее 50 % от общего объема грунта К =1,25 при объеме мокрого грунта ( ниже УПВ ) более 50% от общего объема грунта К - 1.4 2. Водоотлив на 1 м3 грунта: при отношении мокрого грунта (ниже УПВ) к глубине котлована: до 0,25 0-35
до 0,5 0-95
до 0.75 1-80
свыше 0,75 3-00
3. Крепления котлованов: крепление стенок котлована досками: при глубине выработки до 3 м, м2 крепления 0-85
при глубине выработки более 3 м, м2 крепления 0-98
устройство деревянного шпунтового ограждения, м2 7-86
II. Устройство фундаментов 1. Сборные фундаменты: фундаменты железобетонные сборные для промышленных зданий, м3 железобетона 44-90
434
Продолжение прил. 1
1 2
трапецеидальные блоки ленточных фундаментов, м3 железобетона 46-50
бетонные фундаментные блоки (в том числе стеновые), м3 бетона 36-00
2. Монолитные фундаменты:
фундаменты железобетонные, отдельные (под колонны). 31-10
м3 железобетона 28-30
то же ленточные, м3 железобетона 28-40
фундаменты бетонные, отдельные, м3 бетона то же непрерывные (ленточные), м3 бетона 26-30
фундаменты и стены подвала бутобетонные, м3 21-00
бутобетона 20 10
то же бутовые, м3 кладки 34-73
бетонный подстилающий слой толщиной 100 мм, м3 0-63
цементный пол толщиной 20 мм. м2 2-09
асфальтовые отмостки и тротуары, м2 7-60
песчаная подготовка под фундаменты, м3 то же щебеночная, м3 17-30
3. Устройство армированных поясов: 36-20
устройство монолитных железобетонных поясов, м3 армированной кладки, т металла 367-00
4. Железобетонные сваи:
железобетонные до 12 м (с забивкой), м3 бетона то же более 12 м, м3 бетона 88-40
железобетонные полые сваи с открытым концом при 86-10
длине до 8 м (с забивкой) 88-17
при диаметре сваи до 660 мм при диаметре сваи 780 мм 92-97
железобетонные полые сваи с закрытым концом 190-00
(толщинастенок 80 мм, d = 400...600 мм) устройство набивных бетонных свай 185-00
5. Деревянные сваи: 64-00
Деревянные сваи при длине до 10 м, м3 сваи то же более 10 м, м3 сваи 62-00
6. Забивка металлических трубчатых оболочек свай 179-00
(включая стоимость металла), т металла
Заполнение оболочек металлических трубчатых свай бетоном, м3 бетона 36-40
435
Окончание прил. /
1 2
7. Опускные колодцы: изготовление железобетонных опускных колодцев сборных, м3 оболочки колодца 64-40
монолитных, м3 кладки колодца 47-00
устройство опорной подушки, м3 21-90
заполнение опускных колодцев песком, м3 заполнителя 8-20
бетонирование верхней плиты опускного колодца, м3 25-90
8. Искусственные основания под фундаменты: песчаные подушки, м3 7-20
щебеночные и гравийные подушки, м3 11-20
уплотнение грунта тяжелыми трамбовками 0-45
уплотнение слабых грунтов песчаными сваями, м длины 1-60
уплотнение лесса грунтовыми сваями. 1 м3 уплотненного массива 2-30
силикатизация лессов н мелких песков однорастворным методом, 1 м3 закрепленного массива 35-00
силикатизация песчаных грунтов при двухрастворном методе. 1 м3 закрепленного массива 40-00
закрепление грунтов синтетическими смолами, 1 м3 закрепленного массива 50-00
термический способ закрепления лессовых грунтов 16-00
искусственное замораживание грунтов, м3 замороженного грунта 15-00
9. Устройство гидроизоляции горизонтальная гидроизоляция стен, цементная с жидким стеклом, 100 м2 76-60
то же рубероидом в 2 слоя, 100 м2 224-00
то же гидроизолом за 2 раза, 100 м2 272-00
боковая обмазочная гидроизоляция стен фундаментов битумной мастикой в два слоя, 100 м2 90-00
436
Приложение 2
Таблица соотношений между некоторыми ранее принятыми
единицами физических величии и единицами СИ
Наименование величин Единицы Соотношение единиц
ранее принятые си
Сила, нагрузка, вес килограмм-сила, тонна-сила ньютон 1кгс = 9,8Н= ЮН 1тс = 9,8Ю2Н = =10кН
Линейная нагрузка тонна-сила на метр ньютон на квадратный метр 1тс/м = 9,8-103Н/м = = 10 кН/м
Поверхностная нагрузка тонна-сила на квадратный метр ньютон на квадратный метр 1тс/м2=9,81<>11/м'= =10 кН/м2
Давление килограмм-сила на квадратный сантиметр Паскаль 1 кгс/см2 3 =9,8-104 Паз 3 100 кПа = = 0,1 МПа
тонна-сила на квадратный метр « 1 тс/м2 = в9,8103Па = = 10 кПа = = 0,01 МПа
Механическое напряжение кнлограмм-сила на квадратный сантиметр « 1 кгс/см!=9,8-10‘‘Па^ =100 кПа=0,1 МПа
Модуль деформации « « «
Момент силы тонна-сила-метр ньютон-метр 1тсм = 9,8-103 Нм = аЮкНм
Работа (энергия) « « 1тсм а9,8103Дж= = 10 кДж
437
Министерство образования
Российской Федерации ।|| ||1| а I
Санкт-Петербургский государственный ГБОТЖННОП * *
АРХИТЕКТУРНО-СТРОИТЕЛЬНЫЙ “ i Г ***
УНИВЕРСИТЕТ
ОРУ •' У
1838 Научный и производственно-консалтинговый
ЦЕНТР ГЕОТЕХНОЛОГИЙ
Выполняет работы по заказам юридических и физических лиц:
• инженерно-геологические исследования грунтов оснований фундаментов; |
• разработку проектов и осуществление строительства фундаментов, котлованов,
подвалов, дренажей и систем водоотведения;
• реконструкцию и усиление фундаментов и оснований;
• привязку готовых проектов к условиям площадки строительства;
• заключение о техническом состоянии зданий, дренажей и систем водоотведения;
• экспертизу результатов научных исследований, проектов, оценку качества и
объемов выполненных работ;
• научные исследования и разработки в геотехнике и в геотехнологии;
• консультации и экспертизы по вопросам строительства.
198005, Санкт-Петербург, 2-я Красноармейская ул., 5
Тел. : (812)316-48-06, Факс: (812)316-33-86, E-mail: rashid@actor.ru
ТЕОСТРОИ-
САНКТ-ПЕТЕРБУРГ
• Строительное проектирование.
• Реконструкция зданий и сооружений.
• Комплексные строительно-монтажные работы.
• Подземные гаражи.
• Усиление фундаментов и грунтов основания.
- Г идроизоляционные работы.
191180, Санкт-Петербург, Загородный пр., 27/21
Тел.: (812) 315-02-36, факс: (812) 311-73-79
Фирма
"ГЕОИЗОЛ"
Гидроизоляция и ремонт любых строительных
конструкций.
. устройство буроиъекционных свай.
. устройство противокапиллярной защиты
кирпичных стен.
. Антикоррозионные работы.
• Устройство промышленных полов.
. Усиление фундаментов.
• Инъекционных работы.
• I [оставки гидроизоляционных материалов.
Санкт-Петербург. Измайловский пр., д. 4
тел : (812) 346-81-57, (812)259-53-66, теп./факс: (812) 346-76-98
E-mail: geoizol@sovintel.ru
Строительная компания
"ПОДЗЕМСТРОЙРЕКОНСТРУКЦИЯ"
• Усиление оснований и несущих конструкций зданий.
• Гидроизоляция и углубление подвалов.
• Устройство буровых, буронабивных и буроинъекционных свай.
• Устройство наливных полов различных типов.
• Противокапиллярная гидроизоляция и санация стен.
• Строительство подземных гаражей.
• Инженерно-техническое обследование зданий и сооружений, проектирование.
191180, Санкт-Петербург. Лазаретный пер., 2
тел.: (812) 113-57-14, (812) 315-69-88, тел./факс: (812) 113-52-09
Учебное издание
ПРОЕКТИРОВАНИЕ ФУНДАМЕНТОВ ЗДАНИЙ
И ПОДЗЕМНЫХ СООРУЖЕНИЙ
2-е издание
Редактор В.И. Щенснович
Корректор К.И. Бойкова
Компьютерная верстка М.Н. Миклин
Оформление обложки А.В. Кошман
ЛР № 071618 от 01.04.98
ЛР № 020282 от 24.12.96
Сдано в на(ор 02.02.01. Подписано к печати 31.05.01. Формат 60x84 1/16.
Печать оф<етная. Бум. офсетная. Усл. печ. л. 27,5. Уч.-изд. л. 26,2.
Тираж 2000 зсз. Заказ № 5008 “С” 42.
Издательств) АСВ. 129337, Москва, Ярославское шоссе, 26.
Санкт-Пете|бургский государственный архитектурно-строительный универси-
тет. 198005, Занкт-Петербург, 2-я Красноармейская ул., 4.
Отпечатано i полном соответствии с качеством
предоставленных диапозитивов в ППП «Типография «Наука»
121099, Моава, Шубинский пер., 6