Ръководство по геотехника by Herk

Г. Илов, Т. Германов, Ж. Желев, Б. Киров, Д. Денев, Л. Михова, Р. Върбанов, А. Тоцев, М. Тодоров, Ив. Иванов

Ръководство по

ГЕОТЕХНИКА Разработено съгласно изискванията на ЕВРОКОД 7. ГЕОТЕХНИЧЕСКО ПРОЕКТИРАНЕ Под общата редакция на проф. Г. Илов

ABC Техника

София, 2012 г.

СЪДЪРЖАНИЕ РЪКОВОДСТВО ПО ГЕОТЕХНИКА РАЗРАБОТЕНО СЪГЛАСНО ИЗИСКВАНИЯТА НА ЕВРОКОД 7. ГЕОТЕХНИЧЕСКО ПРОЕКТИРАНЕ

ВЪВЕДЕНИЕ

ГЛАВА 1. ЕВРОПЕЙСКИ НОРМИ ЗА ГЕОТЕХНИЧЕСКО ПРОЕКТИРАНЕ Въведение 1.1.Термини, правила и принципи, категории строежи 1.2.Геотехническо проектиране чрез изчисления 1.3.Метод на проектиране 1.4.Частни коефициенти за динамични свойства на почвите 1.5.Експлоатационни гранични състояния

11 12 13 15 21 21

ГЛАВА 2. ПОЧВИ И ПОЧВЕНА (ЗЕМНА) ОСНОВА Въведение 2.1.Геотехнически проучвания на терена. Методи на проучване, планиране и обем на проучванията 2.2.Земно-механични изследвания 2.3.Характеристични и изчислителни почвени параметри 2.4.Препоръки за физико-механични свойства на почвите за различни геотехнически задачи 2.5.Доклад за инженерно-геоложките проучвания и земно-механични (геотехнически) изследвания. Заключение на доклада

23 24 27 53 56 58

ГЛАВА 3. ПРИЛОЖНА МЕХАНИКА НА ПОЧВИТЕ. НАПРЕЖЕНИЯ, ДЕФОРМАЦИИ, УСТОЙЧИВОСТ И ЗЕМЕН НАТИСК 3.1.Напрежения и деформации на земната основа. Консолидация на почвите 3.2.Обща и относителна устойчивост на земната основа. Носеща способност и пластични зони 3.3.Хидравлична устойчивост и втечняване на почвите 3.4.Земен натиск

63 81 103 113

ГЛАВА 4. СТРОИТЕЛНИ ИЗКОПИ И НАСИПИ 4.1.Отводняване на строителни изкопи 4.2.Устойчивост на откоси 4.3.Армирани изкопи 4.4.Насипи 4.5.Армирани насипи

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

126 146 160 186 192

ГЛАВА 5. СВЛАЧИЩА И СРУТИЩА 5.1.Свлачища. Устойчивост и укрепване на свлачища 5.2.Срутища. Динамика на процесите. Защита от срутища

219 238

ГЛАВА 6. ПОДПОРНИ И УКРЕПИТЕЛНИ СТЕНИ 6.1.Подпорни стени 6.2.Укрепване на недълбоки строителни изкопи 6.3.Укрепителни стени 6.4.Анкери

249 267 278 306

ГЛАВА 7. ПЛОСКОСТНИ ФУНДАМЕНТНИ 7.1.Основни принципи за проектиране 7.2.Примери 7.3.Фундаменти под динамични товари 7.4.Преустройство и възстановяване на фундаменти 7.5.Плоскостни фундаменти при специфични условия на строителство

321 338 353 358 361

ГЛАВА 8. ПИЛОТНИ И КЛАДЕНЧОВИ ФУНДАМЕНТИ

8.1.Пилотни фундаменти 8.2.Фундиране с кладенци 8.3.Фундиране в открити води

366 398 414

ГЛАВА 9. ФУНДИРАНЕ В СЛАБИ И ОСОБЕНИ ПОЧВИ. ЗАЗДРАВЯВАНЕ НА ПОЧВЕНАТА ОСНОВА 9.1.Фундиране в слаби почви 9.2.Фундиране в пропадъчни почви 9.3.Фундиране в набъбващи почви 9.4.Заздравяване на земната основа

421 428 432 436

ГЛАВА 10. НАДЗОР И МОНИТОРИНГ 10.1.План за мониторинг 10.2.Контрол и мониторинг на различни фундаментни конструкции и земни съоръжения

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

444 446

ВЪВЕДЕНИЕ Настоящето ръководство е изготвено с цел запознаване и практическо прилагане от строителните инженери у нас на Европейския норматив за геотехническо проектиране Еврокод 7 (или ЕК-7). Разработено е основно върху четири документа: БДС EN 1997-1: Общи правила; БДС EN 1997-2: Изследване и изпитване на земната основа; БДС EN 1998 Еврокод 8: Проектиране на конструкциите за сеизмични въздействия - Част 5: Фундаменти и подпорни стени и Националното приложение NA/EN 1997-1. За разлика от останалите еврокодове този по геотехника не е така ясен и конкретен в частта проектни решения. Няма регламентирани изчислителни (алгоритмични) процедури. Всичко, което е дадено като решения, се счита за информативно. Това е причината ръководството да не бъде съставено само от решени задачи, а да даде успоредно технологична информация за проектните решения за фундаменти и най-вече за укрепителни конструкции. За това има и втора причина – сравнително бедна нормативна база в областта на укрепването на изкопи и насипи. Първото и най-основното, което следва да се отбележи, е това, че България приема втори комбинативен метод за проектиране Design Approach 2 или т.нар. DA2. По наше мнение по-удобен за проектиране на укрепителни конструкции и откоси е DA3, поради което той може да се използва независимо или успоредно с DA2 за този тип геотехнически съоръжения. Ръководството е заявено от Камарата на инженерите в инвестиционното проектиране (КИИП). Разработено е от колектив на катедра „Геотехника” на УАСГ. Отразява геотехнически проблеми в 10 глави. Първата е встъпителна и постановъчна и изяснява основните принципи на ЕК-7, метода на проектиране и изискването на метода. Последната глава дава основни понятия, свързани с контрола и мониторинга на геотехническите обекти. Останалите глави разглеждат въпросите на фундирането и на укрепителните конструкции. Разгледани са освен това устойчивостта на масиви – свлачища, откоси, както и отводняването на изкопи. Отделно е разгледано фундирането в слаби и особени почви, вкл. и реконструирането на фундаменти. По съответните теми са дадени решения, които съответстват на наши и/или други нормативи и които могат да се използват у нас успоредно с българските. Ръководството е съобразено в максимална степен с изискванията и постановките на ЕК-7, но не коментира всички клаузи на ЕК-7. Изложените в ръководството проектни решения (проектни процедури) нямат изисквания на норматив. Такова е Националното приложение към ЕК7 (засега непълно). Такива са само нормативите, и стандартите в областта на фундирането у нас, които не са отменени и заменени с европейски (например EN). За геотехнически случаи, неотразени в ЕК-7, са приети частни коефициенти и изложението е съобразено със стила на ЕК-7. Тези коефициенти нямат силата на норматив и ще бъдат конкретизирани в бъдещи части на национални приложения. Авторите проф. д-р инж. Г. Илов е написал въведението, т. 4.3., 4.5., 6.1., 6.3. ,6.5., 8.1. и 8.2.; проф. д-р инж. Т. Германов е написал Глава 1. и т. 2.2.2., 3.3.1.; доц. д-р инж. Ж. Желев е написал т. 4.4. и т. 8.3.; доц. д-р инж. Б. Киров е написал Глава 9. и т. 2.2.1., доц. д-р инж. Д. Денев е написал т. 3.4.; доц. д-р инж. Л. Михова е написала т. 3.1., 3.2., 3.3., 4.2., 5.1.; доц. д-р инж-геолог Р. Върбанов е написал т. 2.1., 2.2.3., 2.2.4., 2.4. и 2.5.; доц. д-р инж. А. Тоцев е написал т. 3.2., 5.1., 6.2. и 6.4.; гл.ас. инж.-геолог Ив. Иванов е написал т. 4.1., 5.2.; д-р инж. М. Тодоров е написал Глава 7., Глава 10. и т. 2.3. Авторите изказват благодарност на рецензентите проф. М. Хамова, доц. Ч. Колев инж. В. Любенов за оказаната помощ при окончателното съставяне на ръководството.

Специално благодарим на младите колеги от катедрата – асистентите Д. Диков, Н. Керенчев, Т. Танев и аспиранта инж. Е. Стойнова за помощта, оказана на авторите, за подобряване на общия вид на това ръководство. P.S. При съставяне на Ръководството са използвани много материали и информация, достъпни в Интернет, за което благодарим на авторите и техните собственици.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

ОЗНАЧЕНИЯ СЪГЛАСНО БДС-EN1997-1 И БДС-EN1997-2 Латински букви

A' Ab Ac As,i Cd Ed Estb,d /Edst,d Fc,d /Fc,d Fd /Fk Frep Ft,d Ftr,d Gdst,d /Gstb,d

ефективна площ площ на петата на пилот площ на напречното сечение на пилот околна повърхнина на пилота в i-ти пласт изчислителна стойност на дадено въздействие изчислителна стойност на ефекта от въздействие изчислителна стойност на ефекта от стабилизиращи/ дестабилизиращи въздействия изчислителна/характеристична стойност на осова сила на натиск на отделен пилот в пилотна група изчислителна/характеристична стойност на въздействие представителна стойност на въздействие изчислителна сила на опън на отделен пилот в пилотна група изчислителна стойност на напречната сила на отделен пилот или пилотен фундамент изчислителна стойност на дестабилизиращи/стабилизиращи постоянни въздействия от собствено тегло на почвата

Hk/Hd

хоризонтална сила – нормативна/изчислителна стойност, действаща успоредно на основата на фундамента

K0 Kа Kp OCR Pk /Pd Pp Qdst,d

коефициент на земен натиск в покой

Ra,k /Ra,d Rb,cal Rb,k /Rb,d Rc,k /Rc,d Rc,cal Rc,m Rd Rp,d (Ep,d)

коефициент на активен земен натиск коефициент на пасивен земен натиск коефициент на преуплътняване (over-consolidation ratio) сила в един анкер – характеристична/изчислителна стойност носеща способност на анкер, определена чрез изпитване изчислителна стойност на дестабилизиращо променливо вертикално въздействие при проверка на воден подем носеща способност на анкер на изтръгване – характеристична/изчислителна стойност сила на върховото съпротивление за пилоти, получена чрез изчисление характеристична/изчислителна стойност на върховото съпротивление характеристична/изчислителна стойност на носещата способност на пилот изчислителна стойност на Rc,d , получена чрез изчисление стойност на Rc,k , измерена при пробно натоварване на пилоти изчислителна стойност на носещата способност на почвата при определено въздействие изчислителна стойност на съпротивителната сила от земен натиск върху една от страните на фундамента

Rs,cal Rs,k /Rs,d

сила на странично съпротивление, получена по изчисления

Rt,k /Rt,d

характеристична/изчислителна стойност на носещата способност на опън на пилот или група пилоти

Rt,m

опитно определена носеща способност на опън на отделен пилот или група пилоти при пробно натоварване

Rtr,d(Rh,d) Sdst,k /Sdst,d Td Vdst,k /Vdst,d Vk/Vd

изчислителна носеща способност на пилот за напречни сили

V'd Xk /Xd

изчислителна стойност на ефективното вертикално въздействие върху конструкцията

гранична стойност (носеща способност) на околното триене (характеристична/изчислителна стойност)

характеристична/изчислителна стойност на сила на хидродинамичен натиск изчислителна стойност на носеща способност на хоризонтална сила на пилот или група пилоти характеристична/изчислителна стойност на дестабилизиращо вертикално въздействие характеристична/изчислителна стойност на вертикален товар или компонента на пълното въздействие, действащо перпендикулярно на основата на фундамента характеристична/изчислителна стойност на характеристиките на материалите Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

ad anom Δa b (В) b' (В’) c c' cu d (Df ) h hw hw,k h' l (L) n p(z) p'h,0 qb,k qsk,i qu s s0 s1 s2 u udst,d z

изчислителна стойност на геометрични данни номинална стойност на геотехнически данни изменение на номинални геотехнически данни широчина на фундамент ефективна (приведена) широчина на фундамент кохезия ефективна стойност на кохезията недренирана стойност на кохезията (равна на недренираната якост на срязване τu ) дълбочина на фундиране височина на стена ниво на водата за хидравличен подем характеристична стойност на хидростатичен воден напор от дъното почвената призма височина до водно ниво за проверка на хидравличен подем дължина на фундамента брой пилоти или брой изпитвания/изчисления нормално напрежение върху стена на дълбочина z хоризонтална компонента на ефективния земен натиск в покой характеристична стойност на върховото съпротивление при пилоти характеристична стойност на страничното съпротивление за i-ти пласт недренирана якост при едноосов натиск слягане мигновено слягане слягане в процеса на консолидация слягане, причинено от пълзене (вторично слягане) порен натиск изчислителна стойност на порен натиск вертикално разстояние от терена (дълбочина)

Гръцки букви

α β γ γ´ γa γa,p γa,t γb γc' γcu γE γf

ъгъл на наклона на терена ъгъл на наклона на терена зад стената (положителен нагоре) обемно тегло ефективна стойност на обемно тегло (обемно тегло под вода) частен коефициент за анкери частен коефициент за постоянни анкери частен коефициент за временни анкери частен коефициент за носеща способност във върха на пилот частен коефициент за ефективната кохезия частен коефициент за недренираната якост на срязване частен коефициент за влияние на дадено въздействие частен коефициент за въздействия, които отчитат възможността от неблагоприятни изменения на стойностите на въздействията, изразени чрез представителните стойности

γF γG γG,dst /γG,stb γm γm,i γM γqu γQ γR γRd

частен коефициент за въздействие частен коефициент за постоянни въздействия частен коефициент за постоянно дестабилизиращо/стабилизиращо въздействие частен коефициент за почвени параметри (характеристики на материала) частен коефициент за почвени параметри в пласт i частен коефициент за почвени параметри (характеристики на материала), отчитащ още несигурността на изчислителните модели частен коефициент за носеща способност на едноосов натиск частен коефициент за променливо въздействие частен коефициент за носеща способност частен коефициент за неопределеност на използвания модел за носеща способност

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

γR,e γR,h γR,v γs γQ,dst /γQ,stb γs,t γt γw γγ γϕ δ δd θ ξ ξ1, ξ2

частен коефициент за съпротивление на почвата (земния масив) частен коефициент за носеща способност срещу свличане частен коефициент за носеща способност на земната основата при укрепителни конструкции частен коефициент за носеща способност на тялото на пилота частен коефициент за дестабилизиращо/стабилизиращо въздействие, причиняващо хидравлично разрушение частен коефициент за носеща способност на пилот на опън (за странично съпротивление) частен коефициент за пълна носеща способност на пилот на опън обемно тегло на водата частен коефициент за обемното тегло частен коефициент за ъгъл на вътрешно триене ( прилага се за tan φ) ъгъл на триене „почва-конструкция” изчислителна стойност на ъгъл на триене „почва-конструкция” ъгъл на направлението на хоризонтална компонента на натоварване на фундамент коефициент на корелация, зависещ от броя на изпитаните пилоти или почвени профили коефициенти на корелация за оценка на резултатите от изпитване с пробно статично натоварване на пилоти

ξ3, ξ4

коефициенти на корелация при изчисление на носеща способност на пилоти, получена от резултати от изследване на почвата без изпитване с пробно натоварване

ξ5, ξ6

коефициенти на корелация за носеща способност на пилоти, получена от изпитване с динамично натоварване

ξa σstb,d τ (z) ϕ'd ϕcv,d

коефициент на корелация за анкери

изчислителна стойност на пълното стабилизиращо вертикално напрежение тангенциално напрежение върху стена на дълбочина z изчислителна стойност на ъгъл на вътрешно триене, получен от ефективни напрежения изчислителна стойност на ъгъл на вътрешно триене при постоянен обем в състояние на гранично равновесие коефициент за преобразуване на характеристична стойност в представителна

ДОПЪЛНИТЕЛНИ ОЗНАЧЕНИЯ Латински букви Ab площ на основната плоскост на фундамент B’, L’ приведени размери на основната плоскост (коригирани с ексцентрицитетите еB и еL) Ck , Cd характеристична/изчислителна стойност на сила вследствие на кохезията Cs коефициент на набъбване E’ „ефективен” модул на деформация (при дренирани условия) E0 модул на обща деформация ЕA,h , ЕAv, сеизмични компоненти на земния натиск (хоризонтална и вертикална) Ea / Ep резултанти (kN) на въздействието (напрежението) на земния натиск (активен/пасивен) Ea,k / Ep,k характеристични стойности на въздействия от земния натиск (активен/пасивен) Eoed одометричен (компресионен) модул на деформация Eoed,e еластичен одометричен (компресионен) модул на деформация EPLT модул на обща деформация, определен чрез щампово изпитване in-situ Eu модул на деформация в недренирани условия E50 модул на еластичността, отговарящ на 50% от якостта на срязване IC показател на консистенция ID коефициен на относителна плътност на пясъка IL коефициент на консистенция (съгласно БДС-EN1997-2) IP показател на пластичност Kϕ коефициент на земен натиск за случая на армирани почви L дължина / дълбочина на забиване на пилота MR,d носеща способност при огъване N30 брой на ударите за проникване 30 cm при SPT изследване N60 коригиран за енергийните загуби брой на ударите при SPT изследвания

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(N1)60 Nc , Nq , Nγ NEd, VEd, МEd Nt,Rd Rb,k Rs,k Rv,d Rτ,k Sr U Uc VEd,red VR,d Vs,30 Wp cfv cv c’r ,ϕ’r еB , е L ks mv nmp pa(z), pp(z) q qav qc qR qR0 qRs qs qs,k qv,d slim t (Dt)

коригиран за енергийните загуби и нормализиран за вертикалните ефективни напрежения от собствено тегло на почвата брой на ударите при SPT изследвания коефициенти за носещата способност на земната основа изчислителни стойности на разрезните усилия в конструктивни елементи носеща способност при опън носеща способност (гранична стойност) на върхово съпротивление носеща способност (гранична стойност) на околно триене носеща способност на земната основа (като резултанта в kN) съпротивителна сила на срязване, характеристична стойност степен на водонасищане резултантна сила на хидростатично налягане коефициент на разнозърненост (редуцирана) продънваща сила носеща способност на срязване скорост на разпространение на напречните сеизмични вълни в горните 30 m от земната основа собствено тегло на пилот недренирана якост на срязване, определена с крилчатка in-situ коефициент на консолидация кохезия и ъгъл на вътрешно триене, характеризиращи остатъчната якост на почвата ексцентрицитет по страна B/L на основната плоскост на фундамент коефициент на леглото (Winkler) коефициент на уплътняване обем на макропори за пропадъчни почви напрежение от активен/пасивен земен натиск нормално напрежение в основната плоскост на фундамент средно напрежение за основната плоскост на фундамент върхово съпротивление при CPT изследване изчислително натоварване на земната основа условно изчислително натоварване на земната основа условно изчислително натоварване за пясъчна възглавница странично съпротивление при CPT изследване характеристична стойност на специфично околно триене (за анкерен прът) изчислително вертикално напрежение в основната плоскост на фундамент гранично (допустимо) слягане за конструкция, фундамент дълбочина на забиване (неразкрита дълбочина) на укрепителна стена

t n95−1%

статистически коефициент при 95% вероятностна обезпеченост

водно съдържание на почвата (wn – в естествено състояние; wR – водонаситено състояние; wL – граница на протичане; wS – граница на свиване; wР – граница на източване; wopt – оптимално водно съдържание)

Гръцки букви

αc αf γt γR εv ψ/ϑ ρd,max /ρd,min ρds σγ’ τsc ν ϕаv

еластична характеристика на елемент, контактуващ с винклерова основа ъгъл на наклонa на анкери спрямо хоризонта средно обемно тегло по дълбочината на фундиране частен коефициент за носеща способност на земната основа обемна деформация наклон на плъзгателна равнина при равнинен модел на разрушение максимална/минимална стойност на обемната плътност на скелета на почвата стандартна плътност на скелета, определена лабораторно ефективно вертикално напрежение от геоложки товар (от собствено тегло на почвата) сцепление между циментовото тяло и „армировката” на анкер коефициент на Поасон осреднен ъгъл на вътрешно триене за няколко почвени пласта

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Използвана основна литература [1]. Алексиев, А. Д. и др., Наръчник по земна механика и фундиране, Техника, София, 1989. [2]. Балушев, Е., Г. Стефанов , Г. Дингозов, В. Венков, А. Алескиев, Н. Косев, Т. Етимов, И. Кръстилов, Л. Маринова, Земна механика, Техника, София, 1975. [3]. Германов, Т. и колектив. Земна механика. Печатна база УАСГ, 1999. [4]. Косев, Н., Ю. Страка, К. Филипов, Н. Гълъбова. Инженерна геология и хидрогеология. София, Техника, 1993. [5]. Стефанов, Г. и колектив. Фундиране. Техника, 1978. [6]. БДС-EN1990 Еврокод 0. Основни принципи за проектиране на строителни конструкции. [7]. БДС-EN1991 Еврокод 1: Въздействия върху конструкциите. [8]. БДС-EN1992 Еврокод 2: Проектиране на бетонни и стоманобетонни конструкции. [9]. БДС-EN1997-1 Еврокод 7-1.: Геотехническо проектиране. Основни правила. [10]. БДС-EN1997-2 Еврокод 7-2.: Геотехническо проектиране. Изследване и изпитване на земната основа. [11]. БДС-EN1998-5/NА Еврокод 8: Проектиране на конструкции за сеизмични въздействия. Част 5: Фундаменти, подпорни конструкции и геотехнически аспекти. [12]. БДС EN 1997-1/NА. Геотехническо проектиране. Национално приложение. [13]. Норми за проектиране на плоско фундиране. ДВ 85/96. [14]. Норми за проектиране на пилотно фундиране. БСА, кн. 6/93. [15]. Подпорни стени. Норми за проектиране. БСА 4/1987. [16] Норми за проектиране на фундаменти, подложени на динамични товари от машини, София 1986. [17]. СниП 2.02.01-83*, Основания зданий и сооружений, Москва. [18]. Справочник проектировчика. Основания и фундаменты, Москва, 1989. [19]. DIN 1054/2005. Baugrund. Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau. [20]. Witt, K. J., Grundbau-Taschenbuch, 2011. [21]. Recommendations on Excavations. German Geotechnical Society, 2007. [22]. Bond, A., A. Harris, Decoding Eurocode 7, New York,2008. [23]. Bowles, J. Foundation analysis and design, 1997, San Francisco, International Editian. [24]. Tomlinson, M. Pile design and construction practice, 6 ed. Taylor and Francis group, London, 2007. [25]. Terzaghi, K., R. B. Peck, Mesui, G. Soil Mechanics in Engineering Practice, John Wiley&Sons, Inc., USA, 1996.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

ГЛАВА 1. ЕВРОПЕЙСКИ НОРМИ ЗА ГЕОТЕХНИЧЕСКО ПРОЕКТИРАНЕ ВЪВЕДЕНИЕ През 1975 г. Комисията на европейската общност (CEC), основавайки се на договора между страните членки, приема работна програма в областта на строителството. С тази работна програма СЕС поема инициативата за създаване на система от хармонизирани технически правила за проектиране на строежи, която, на първо време, да представлява алтернатива на действащите национални правила в страните членки, а впоследствие да ги замени. Така през 1980 година се появява първото поколение европейски норми за проектиране на строителните конструкции и съоръжения. През 1989 г. се взема решение под ръководството на Европейския комитет по стандартизация (CEN) да се разработят и публикуват Европейски нормативи (Еврокодове) като бъдещ статут на европейски стандарти (EN). Изготвени са и са влезнали в сила: •

EN 1990 Еврокод: Основи на конструктивното проектиране

•

EN 1991 Еврокод 1: Въздействия върху конструкциите

•

EN 1992 Еврокод 2: Проектиране на бетонни и стоманобетонни конструкции

•

EN 1993 Еврокод 3: Проектиране на стоманени конструкции

•

EN 1994 Еврокод 4: Проектиране на комбинирани стомано-стоманобетонни конструкции

•

EN 1995 Еврокод 5: Проектиране на дървени конструкции

•

EN 1996 Еврокод 6: Проектиране на зидани конструкции

•

EN 1997 Еврокод 7: Геотехническо проектиране

•

EN 1998 Еврокод 8: Проектиране на конструкциите за сеизмични въздействия

•

EN 1999 Еврокод 9: Проектиране на конструкции от алуминиеви сплави.

През 1987 г. е утвърден първият предварителен стандарт ENV1997-1. През 2004 г. е завършен и утвърден окончателният EN 1997-1. През 2010 г. се отменят националните стандарти, като не се допуска разработването и прилагането на национални стандарти в противоречие с EК-7. Страните членки на Европейския съюз приемат, че еврокодовете служат като документи за следните цели: •

като средства за проверка на съответствието на сградите и строителните съоръжения със съществените изисквания и като база при съставянето на договори за строежи и свързаните с тях инженерни услуги;

•

като рамка за разработване на хармонизирани технически спецификации за строителни продукти. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Всяка страна изготвя национални стандарти въз основа на Еврокодовете. Те трябва да съдържат пълния текст на европейския стандарт, последван от Национално приложение. Националното приложение съдържа информация само за така наречените “национално определени параметри”, които са предоставени от европейския стандарт за национално определяне и които ще се ползват при проектиране на сгради и строителни съоръжения в съответната страна. Тези национално определени параметри съдържат специфична информация, характерна за страната като: географски и климатични особености и произтичащите от тях натоварвания – сняг, вятър, земетръс; становище относно прилагането на информационните приложения (към ЕК-7); източници за информация, непротиворечащи на EN; правилата, които се спазват при алтернативни процедури, както и всички неуточнени параметри в ЕN, различни за съответните страни. Изборът на тези параметри дава възможност на страните-членки да отразяват и своите характерни изисквания за сигурност, дълготрайност и икономичност на конструкциите и съоръженията, изграждани и поддържани в съответната страна. И така, какво представляват Европейските норми: Европейските норми в областта на геотехниката (и не само) са система за проектиране на геотехнически обекти и/или геотехнически части от конструкциите на сградите и/или съоръженията. Разработени са на базата на принципи и правила и са съгласувани с всички европейски страни. Тези норми са задължителни в своите принципи за всички страни от ЕС и дават възможности за алтернатива в правилата за проектиране на геотехническите конструкции. Основните документи на ЕК-7 са два: БДС-EN1997-1: Общи правила и БДС-EN1997-2: Изследване и изпитване на земната основа. И двата документа са със статут на БДС. Това Ръководство е предназначено за проектанти (естествено е да се ползва и от студенти на УАСГ и другите строителни университети). В него накратко са представени проектните проблеми в геотехниката и са изложени схемите на ЕК-7 за тяхното решение. При това се има предвид, че Еврокодовете осигуряват общи правила за проектиране на конвенционални строителни конструкции в тяхната цялост и за отделни техни елементи при използването на традиционни и съвременни методи. Необичайните геотехнически конструкции или проектни условия (вкл. теренни) не са обхванати от този документ и изискват допълнително експертно разглеждане във всеки отделен случай (категория 3 за геотехническите обекти).

1.1. ТЕРМИНИ, ПРАВИЛА И ПРИНЦИПИ, КАТЕГОРИИ СТРОЕЖИ 1.1.1. ТЕРМИНИ Посочваме само част от утвърдени общи термини, имащи отношение към геотехническото проектиране (някои от посочените определения не съответстват напълно на дадените в EN 1990): •

проект – графична разработка с числени и експериментални доказателства за надеждност на строежа;

•

строеж – физическа реализация на проекта;

•

земна основа – съвкупност от почви и/или скали – естествени или създадени изкуствено (насипи), върху които се строи;

•

изчислителни/проектни ситуации – условия или съвкупност от условия, в които конструкцията се намира или преминава през експлоатационния си срок;

•

конструктивна система – носещите елементи на дадена сграда или строително съоръжение и начинът, по който тези елементи функционират съвместно;

•

проектен експлоатационен срок – приет период от време, през който една конструкция или част от нея ще се ползва по предназначение – при нормално поддържане;

•

хазарт – съвкупност от събития, които обхващат вероятностно потенциалните опасности (състояния), на които конструкцията трябва да устои в условия на строителство и експлоатация; потенциален риск.

•

гранични състояния – състояния, след които конструкцията престава да удовлетворява съответни проектни изисквания, без да е разрушена;

•

крайни гранични състояния – състояния, свързани с разрушаване (вкл. загуба на устойчивост) на конструкцията. Терминологично те се свързват с носещата способност на конструкцията или конструктивния елемент или по-общо с тяхната цялост; 12 Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

•

експлоатационни гранични състояния – състояния, при които се нарушават експлоатационни изисквания към конструкцията (по отношение на недопустими деформации, завъртания или премествания);

•

носеща способност – максимални съпротивителни възможности на конструктивен елемент или на цялата конструкция, след което настъпва разрушение;

•

надеждност – способност на дадена конструкция или на конструктивен елемент да изпълнява зададените изисквания в експлоатационния срок;

•

въздействие (F ) – сили или група от сили, товари, или принудителни премествания. Въздействията, според продължителността и вероятността за появата им, са постоянни (G ), променливи (Q ), особени (A ). Те могат да бъдат групирани по същността им и като сеизмични, динамични, геотехнически; както и статични, динамични или квазистатични;

•

ефект (следствие) от въздействие (E ) – резултат от въздействия върху конструктивни елементи или цялата конструкция - разрезни усилия, напрежения, деформации, слягания;

•

комбинация от въздействия – група въздействия, използвана за проверка на надеждността на конструкцията при дадено гранично състояние;

•

геотехническо въздействие – въздействие, което се предава върху конструкцията от земната основа или земния масив или почвени води;

•

сравним опит – ясно установена информация за дадена земна основа и конструкция, за която се очаква да има сравнимо геотехническо поведение при вече изградени подобни конструкции. 1.1.2. ПРАВИЛА И ПРИНЦИПИ

Принципите за проектиране, залегнали в еврокодовете, са задължителни (за тях не се допускат алтернативи, маркирани са в отделните клаузи на Еврокод с „P”). Правилата са общопризнати, като съответстват на принципите и удовлетворяват техните изисквания. В този смисъл се разрешава да се използват алтернативни правила за изчисляване, ако се докаже, че тези алтернативни правила не противоречат на съответните принципи и че са поне равностойни от гледна точка на конструктивната сигурност, експлоатационната годност и дълготрайност. Основният принцип при проектирането е свързан с последователност от проверки на различни проектни (геотехнически) ситуации (комбинации от въздействия), в които може да се окаже конструкцията, както и ситуации, свързани с изследвания за съответно частно гранично състояние (например носеща способност). При определяне на меродавните проектните ситуации се вземат предвид всички влияещи върху конструкцията фактори. Те могат да бъдат: условия на площадката, вид, размер и особености на конструкцията; наличие на съседно застрояване; почвени условия; почвените води; сеизмичност на района; влияние на околната среда и всякакви други ситуации, влияещи върху сигурността на проекта. Гранични състояния могат да настъпят в почвения масив, в конструкцията или чрез едновременно разрушение в конструкцията и почвения масив. При проектирането се отчита продължителността на действие на проектните ситуации, както и измененията, които могат да настъпят в конструкцията и/или в земната основа за периода на експлоатация на сградата или съоръжението. 1.1.3. КАТЕГОРИИ СТРОЕЖИ При проектирането се въвеждат геотехнически категории на строежа. Категорията се определя в зависимост от конструкцията и земната основа, в която тя попада. •

Първа категория. Малки и опростени конструктивни решения за строежи, при които съществува минимален риск; ясна и точна геология, относително здрава земна основа; плоски и ивични фундаменти без дълбоки изкопи, без високи почвени води; наличие на ясен и точен модел за изследване на конструкцията.

•

Втора категория. Обикновени типове конструкции и фундаменти (вкл. с общи плочи и пилотно фундиране, укрепителни конструкции), без изключителен риск, несложни условия на фундиране (добра за съответния тип фундиране земна основа) на конструкцията. Сигурността на проекта се гарантира чрез изчисления на основните изисквания за сигурност. Използват се рутинни Ръководство по ГЕОТЕХНИКА 13

изчислителни модели и рутинни процедури за полеви и лабораторни изпитвания. •

Трета категория. Конструкции и земна основа извън първа и втора категория – неподлежащи на рутинни проектни интерпретации. Това са големи конструкции с висок риск и/или много тежки почвени условия; райони с висока сеизмичност или неустойчиви терени, т.е. строежи, които в проектна фаза изискват специфични изчислителни модели и нетрадиционни изследвания на земната основа, вкл. моделни и едромащабни изследвания. (За тази категория ЕК-7 допуска и препоръчва при проектирането да се използват алтернативни правила и методи, получени на база експертно разглеждане, подробно проучване и позоваването на допълнителни източници, които не трябва да противоречат на основните принципи).

В зависимост от геотехническата категория на строежа „в различна степен на подробност” се извършва проектирането. Например „малките” строежи (тези от първа категория) в нормални геоложки условия се проектират на база „изчислително почвено натоварване”, т.е. фундаментите се оразмеряват само въз основа на „допусканите” напрежения в земната основа.

1.2. ГЕОТЕХНИЧЕСКО ПРОЕКТИРАНЕ ЧРЕЗ ИЗЧИСЛЕНИЯ Проектирането чрез изчисления е в съответствие с основните принципи и изисквания на БДС-EN1997-1 и правилата в този стандарт. За провеждане на процедура по изчисляване на конструкцията и/или земната основа е необходима яснота относно въздействията (сили и товари); свойства на почвената или на скалната основа; геометрия на конструкцията и земната (скалната) основа; гранични стойности за напрежения, носещи способности, деформации и др.; изчислителни модели за конструкцията и/или земната основа. Изчислителните модели трябва да отразяват поведението на земната основа за разглежданото гранично състояние. Когато не съществува подходящ модел, изчисления се извършват при условията на друг модел, като се използват различни коефициенти на сигурност, показващи и доказващи, че разглежданото (сложно) гранично състояние не е превишено. (Използват се също и експериментални модели, метод на наблюдението, пробни натоварвания и др.) Изчислителните модели са: аналитични; емпирични; числени. Те трябва да са достатъчно надеждни. Допускат се опростявания с ясна концепция в посока на сигурността. БДС-EN1997-1 се разглежда като обща основа за геотехническите аспекти при проектирането на сгради и строителни съоръжения. Както и при останалите Еврокодове, в Еврокод 7 проблемите са разгледани концептуално, т.е., дадени са изисквания и препоръки, а конкретните модели и методи за проектиране се определят от собственика (възложителя, инвеститора) и проектанта в зависимост от съответната ситуация. Еврокод 7 се основава на следните предпоставки: •

проучването, проектирането, строителството и надзорът се извършва от лица с подходяща квалификация; между участниците в този процес се поддържа постоянна връзка и съгласуваност в действията;

•

изпълнението на строежа се извършва съгласно съответните стандарти и спецификации; използваните строителни материали и изделия отговарят на изискванията, посочени в съответните европейски (БДС-EN) стандарти;

•

конструкцията ще се използва съгласно предназначението, определено при проектирането и ще бъде съответно поддържана с цел осигуряване на нейната сигурност и експлоатационна устойчивост за проектния период на експлоатация. 1.2.1. ВЪЗДЕЙСТВИЯ, КОМБИНАЦИИ

Конвенционалните въздействия върху конструкциите и техните дефиниции са стандартизирани чрез EN 1990:2002. Характеристична стойност на въздействие (Fk) е вероятна стойност (вероятностно определена) на въздействието, изразено чрез представителната му стойност (Frep). Методите за определянето им са регламентирани в БДС-EN 1990, а конкретни стойности са дадени в различните части на БДС-EN1991. При проектирането се използват единични стойности и/или комбинации от въздействия. Комбинацията от въздействия се дефинира като група от въздействия, използвана за проверка на надеждността на конструкцията при дадено гранично състояние. 14

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

По отношение на почвата като масив и основа въздействията са: тегло на почвата и скалите, напрежения в почвите; земен натиск и хидростатичен натиск; налягане на почвените води, порен натиск и хидродинамични сили; напрежения от набъбване и съсъхване; сили от пълзене и свличане; сеизмични и динамични сили; напрежения от замръзване и др. Особено важно и предвид специфичността на почвата като основа и масив при (геотехническото) проектиране следва да бъдат отчитани кратковременни и продължително действащи проектни ситуации. Комбинирането на въздействията (ефектите от въздействията) за крайни гранични състояния (фиг. 1.1.) се извършва по три принципни схеми: Основни комбинации. Основните комбинации представят въздействията по принципа:

ΣγG,j .Gk,j + γQ,1.Qk,1 + Σψ0,i .γQ,i .Qk,i ,

(1.1)

т.е. включват постоянните въздействия Gk,j, един основен променлив товар Qk,1 и едно или повече допълнителни променливи въздействия Qk,i , като въздействията участват с частните си коефициенти. Извънредни комбинации. Комбинирането на въздействията се извършва по схемата:

ΣGk,j + Ad + (ψ1,1 или ψ2,1).Qk,1 + Σψ2,i .Qk,i .,

(1.2)

Включват въздействия от собствено тегло Gk, едно извънредно въздействие (удар, пожар, експлозия и др.) Ad, едно основно (преобладаващо) променливо въздействие/товар Qk,1 и един или няколко допълнителни (съпътстващи) променливи въздействия Qk,i. Сеизмични комбинации. Комбинативно се представят като:

ΣGk,j + AЕd + Σψ2,i .Qk,i

(1.3)

и включват въздействия от собствено тегло Gk,j , сеизмично въздействие AЕd и едно или няколко променливи въздействия Qk,i . Тук ψ1 , ψ2 и ψ0 са коефициенти на съчетание за различните въздействия (вж. EN1990:2002 Таблица А1.1). 1.2.2. ГЕОМЕТРИЧНИ ДАННИ Геометрични данни са данните за теренната повърхност, нивата на водите, нивата на границите между пластовете и нивата на строителните изкопи и пр. Размерите на геотехническата конструкция са също геометрични данни. 1.2.3. ПОЧВЕНИ ХАРАКТЕРИСТИКИ Свойствата на почвите и скалите се получават директно чрез изпитвания, като се използват и корелации. Много от свойствата на почвите не са константни и зависят от напреженията и деформациите в масива, от разположението в масива, от геометрията на масива и/или изменението на влажностния режим. Времето също влияе върху някои свойства – реологични, консолидационни. При определяне на свойствата на почвения масив и при вземане на решения по тях, следва да се има предвид налична информация за свойствата на почвите в района, резултати от полеви изпитвания, използваните корелации, както и за възможностите за влошаване на свойствата по време на експлоатация на конструкцията. Характеристичните (нормативните) стойности на геотехническите параметри са резултат от обработката на серия лабораторни и полеви изпитвания. Големината на характеристичните стойности се свързват с конкретното гранично състояние, което се изследва. Характеристичните стойности се получават чрез вероятностна обработка на минимален брой резултати от изследвания при степен на обезпеченост 95%. Характеристичните стойности могат да бъдат дефинирани в определени граници (от - до). За всяко изчисление (вариантно) трябва да се използва най-неблагоприятната комбинация от най-ниски и найвисоки стойности на съответните параметри. Това разбиране е независимо от принципите на частните коефициенти (вж. нататък). Когато се използват таблични данни, свързани с приемане на съответните почвени параметри, това следва да се извършва внимателно. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

1.2.4. ИЗЧИСЛИТЕЛНИ ПРОЕКТНИ ПАРАМЕТРИ 1.2.4.1. Изчислителни стойности на въздействията Изчислителната стойност на въздействие (Fd) трябва да бъде определена директно или да бъде получена от представителни стойности по следната формула:

Fd = γF ⋅ Frep ,

(1.4а)

където представителната стойност e:

Frep = ψ ⋅ Fk ;

(1.4б)

стойностите за ψ са указани в EN 1990:2002;

γF е частният коефициент за постоянни и временни въздействия. 1.2.4.2. Изчислителни стойности на геотехническите параметри Изчислителните стойности на геотехническите параметри γd , ϕd , сd и т.н., общо отбелязани с Xd , се получават от характеристичните стойности по следната формула:

Xd = Xk / γM

(1.5)

или се определят директно.

Стойностите на частни коефициенти за въздействия (γF) и на частни коефициенти за почвените параметри (γM) се дават по-долу съобразно метода за проектиране. 1.2.4.3. Изчислителни стойности на геометрични данни Изчислителната стойност на геометричните данни (ad ) се определя директно или чрез

аd = аnom ± Δа ,

(1.6)

като възможните отклоненията от проектните данни Δа се регламентират при съответните геотехнически решения. 1.3. МЕТОД НА ПРОЕКТИРАНЕ Методът за проектиране е методът на граничните състояния. Същността на метода се състои в това, че проектираната конструкция трябва да бъде проверена, вкл. да бъде доказана необходимата сигурност за различни гранични състояния и различни ситуации, в които може да се окаже тя. Вариантът на метода, който се приема в нашата геотехническа практика, е Design Approach 2 или втори комбинативен метод (DA2). Този вариант ползва следната комбинация между частните коефициенти: «A1 + M1 + R2 ».

(1.7)

А1 представя комбинацията от частни коефициенти за въздействие; М1 – съответно за свойствата на материала (почвата); R2 – за коефициентите на носещата способност на почвата. Важна бележка: Като изключение се разрешава успоредното използване на трети комбинативен метод DA3, но само при проектиране на откоси и свлачища, както и при проверка на общата устойчивост на някои укрепителни конструкции. Това се допуска поради невъзможността за прилагане на DA2 с използване на повечето програмни продукти.

Комбинацията между частните коефициенти при DA3 е: «А2 + М2 + R3 »

(1.8)

По-долу се дават стойностите на частните коефициенти за тези два комбинативни метода – основния DA2 и допълнителния (за откоси и свлачища) DA3. При провеждане на проектните процедури граничните състояния се обособяват в групи, наречени крайни гранични състояния. Те се свързват с разрушение или загуба на устойчивост по различни механизми на разрушение, символично показани на фигурата:

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

EQU

UPL

HYD

STR

GEO

Фиг. 1.1. Крайни гранични състояния, свързани с възможни механизми на разрушение •

EQU състояния – загуба на равновесие на конструкцията или земната основа, разгледани като твърди тела – например (в смисъла на Еврокод 7) преобръщане на подпорни стени или цели съоръжения, устойчивост на земни или скални масиви, при които отделни части се приемат за корави тела и пр.

•

STR състояния – якостно разрушаване (или получени недопустими деформации) на конструкцията или елементи от нея, включително на единични фундаменти, пилоти или пилотни фундаменти, или сутеренни стени, укрепителни стени.

•

GEO състояния – якостно разрушаване (вкл. и резултат на получени недопустими деформации) на земната основа, свързани с нарушаване на относителната и общата устойчивост (носещата способност) на почвата под фундаменти (плоски, пилотни, кладенчови, смесен тип фундаменти); якостно разрушаване в масивите вследствие на плъзгане на части от тях и пр. или найобщо разрушения в земната основа при натоварване, или при изменение на нейното напрегнатото състояние.

•

UPL състояния – загуба на равновесие на конструкцията или земната основа вследствие на воден подем – изплуване на резервоари или на някои конструкции на фундаменти и пр. при повишаване на нивото на почвените води.

•

HYD състояния – хидравлично разрушение на структурата на почвата и нарушаване на нейната устойчивост вследствие на движението на водата в нея – основно всякакви хидродинамични въздействия, водещи до суфозионно извличане и до прориви в почвата. 1.3.1. ПРОВЕРКИ ЗА EQU СЪСТОЯНИЯ

При тази група гранични състояния проверките не се подразделят според комбинативен метод, отделните групи частни коефициенти и комбинирането им е еднозначно определено. Граничните състояния, свързани със статично равновесие или общо преместване на конструкцията или земната основа (EQU състояния), се проверява чрез условието

Еdst,d ≤ Еstb,d ,

(1.9)

където:

Еdst,d = Е {γF .Frep; Xk / γM ; ad } – дестабилизиращо въздействие; Еstb,d = Е {γF .Frep; Xk / γM ; ad } – стабилизиращо въздействие. Например дестабилизиращото въздействие при проверки на преобръщане на стени или съоръжения има смисъла на момент на преобръщащи сили, а стабилизиращото въздействие – момент на задържащи сили спрямо точка, за която се проверява граничното състояние. Частните коефициенти на въздействие и почвени параметри се определят по Таблици 1.1. и 1.2. Таблица 1.1. Частни коефициенти за въздействия (γF) за EQU състояния Въздействия Постоянни с неблагоприятен ефект с благоприятен ефект Променливи с неблагоприятен ефект с благоприятен ефект

Символ

Стойност

γG,dst γG,stb

1,10 0,90

γQ,dst γQ,stb

1,50 0

Забежка: Изчислителните стойности на натиска на почвените води могат да бъдат получени или чрез използване на частни коефициенти за характеристичното налягане на водата или чрез прилагане на характеристични водни нива. Те трябва да отразяват възможно най-неблагоприятни за земната основа или за съоръжението ситуации. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Таблица 1.2. Частни коефициенти за почвени параметри (γМ) за EQU състояния Почвен параметър Ъгъл (ефективен) на вътрешно триене Кохезия (ефективна стойност) Недренирана якост на срязване Якост при едноосен натиск Обемно тегло

Символ γϕ ′ γc ′

γcu γqu γγ

Стойност 1,20 1,60 1,40 1,40 1,00

1.3.2. ПРОВЕРКИ ЗА STR И GEO СЪСТОЯНИЯ При разглеждане на гранични състояния (фиг. 1.2), свързани с разрушения в конструкцията или в земната основа (вкл. и в смисъл на недопустими деформации), се проверява условието (тук и нататък в смисъл на разрушение на земната основа – GEO състояния):

E d ≤ Rd .

(1.10)

Активното въздействие Еd (сила, напрежение, преместване) е резултат от външни и вътрешни натоварвания (въздействия) и се нарича изчислителна стойност на въздействието. Съпротивителните възможности Rd имат смисъла на максимална съпротивителна сила, якост, наричана нататък изчислителна стойност на носещата способност (или якостта). Горното условие се проверява или с използване на въздействията Fd , или при използването на ефекта от въздействията Еd. Въздействията в смисъл на товари се регламентират като представителни стойности, а ефектът от въздействията е величина, следствие на тези въздействия (товари). • Въздействие и ефект от въздействие - Еd Изчислителни стойности на въздействието и на ефекта от въздействието (Fd или Ed) се получават чрез характеристичните стойности, като се ползват частните коефициенти за въздействие (γF) и за материал (γM). Това се извършва в смисъла на формулите:

Еd = γE . Е{Frep; Xk / γM ; ad }

(1.11а)

или чрез

Еd = Е{γF .Frep; Xk / γM ; ad }.

(1.11б)

При изчисляването на Еd се коригира или въздействието (тогава γE =1,0), или ефектът от въздействието (тогава γF = 1,0), но не и двете. За комбинативен метод DА2 – частният коефициент е γМ = 1,0. За доказване на конструктивни (STR) и геотехнически (GEO) гранични състояния частните коефициенти на въздействие и материал се приемат съгласно Таблици 1.3. – 1.4.: Таблица 1.3. Частни коефициенти за въздействия (γF) или ефект от въздействия (γE) за DA2 Въздействия Постоянни с неблагоприятен ефект с благоприятен ефект Променливи с неблагоприятен ефект с благоприятен ефект

Символ

Стойност

γG γG,fav

1,35 1,0

γQ γQ,fav

1,5 0

Забележка: Тези коефициенти се използват и при проверки на UPL - състоянията

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Таблица 1.3-А. Частни коефициенти за въздействия (γF) или ефект от въздействия (γE) за DA3. (състояния STR и EQU) Въздействия

Символ

А2 Стойност

γG γG,fav

1,0 1,0

γQ γQ,fav

1,3 0

Постоянни с неблагоприятен ефект с благоприятен ефект Променливи с неблагоприятен ефект с благоприятен ефект

Забележка: Частните коефициенти от Таблица 1.3-А се използват в DA3 при изследване на устойчивостта на откоси, свлачища и общата устойчивост на някои укрепителни конструкции. Таблица 1.4. Частни коефициенти за почвени параметри (γМ) съгласно DA2 Почвен параметър Ъгъл (ефективен) на вътрешно триене Кохезия (ефективна стойност) Недренирана якост на срязване Якост при едноосен натиск Обемно тегло

Символ

Стойност

γϕ ′ γc ′ γcu γqu γγ

1,00 (1,20) 1,00 (1,60) 1,00 (1,40) 1,00 (1,40) 1,00 (1,1-0,9)

GEO/STR ГРАНИЧНИ СЪСТОЯНИЯ ВЪЗДЕЙСТВИЯ Характеристични стойности

СВОЙСТВА FFkk

FXkk X

Характеристични стойности

Представителни стойности

FFrep rep

γM

γF

Изчислителни стойности

Xd d

Изчислителни стойности

Изчислителен метод метод Изчислителен

определят определятсе севъздействията въздействиятавърху върхуземната земнатаоснова основа нейнитесъпротивителни съпротивителни възможности възможности иинейните Характеристични стойности

E Ekk

R Rk k

γE

γR

Ефект или въздействие

Ed d

Характеристични стойности

Rd d

Носеща способност

УУССЛЛООВВИИЕ Е

Фиг. 1.2. Схема на проектиране по Еврокод 7

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

ВАЖНА БЕЛЕЖКА: Съгласно DA2 – възприет в нашата практика, коефициентите γМ са равни на единица за всички параметри от Таблица 1.4. Приема се, че това важи само в случаите, в които са спазени всички условия и изисквания за едно (лабораторно или полево) проучване на терена за строителство и характеристичните стойности на почвените свойства са получени по вероятностно-статистически процедури, проведени с минимален брой резултати и степен на обезпеченост 95%. В останалите случаи на нарушение на тези правила и изисквания се използват дадените в скоби стойности за γМ (вж. Таблица 1.4). Таблица 1.4-A. Частни коефициенти за почвени параметри (γМ) за DA3. (За равновесни състояния GEO) Почвен параметър

Символ

Ъгъл (ефективен) на вътрешно триене Кохезия (ефективна стойност) Недренирана якост на срязване Якост при едноосен натиск Обемно тегло

γϕ ′ γc ′ γcu γqu γγ

М2 Стойност 1,20 1,60 1,40 1,40 1,00

Забележка: Тези частни коефициенти се използват в DA3 при изследване на устойчивостта на откоси, свлачища и общата устойчивост на някои укрепителни конструкции. Изчислителна носеща способност (Rd)

•

При определяне на изчислителните стойности на носещата способност частните коефициенти могат да бъдат прилагани към почвените характеристики (X) или към носещата способност (R), или към двете. Приетият комбинативен метод DA2 се дефинира като структура чрез следните формули:

Rd = R{γF Frep; Xk; ad} / γR

(1.12а)

или

Rd = R{γF Frep; Xk / γM; ad} / γR ,

(1.12б)

като изрично отбелязваме, че γМ = 1,0. Забележка: В проектни процедури, когато са приложени коефициенти към ефектите от въздействията, частният коефициент за въздействията се приема γF = 1,0. За доказване на конструктивни (STR) и геотехнически (GEO) гранични състояния се прилагат следните частни коефициенти (γR) за носеща способност: Таблица 1.5. Частни коефициенти за носеща способност (γR) За плоскостни фундаменти Тип равновесие Носеща способност на земната основа Носеща способност срещу хлъзгане

Символ

γR γR

Стойност 1,40 1,10

Забележка: При проверките на хлъзгане за фундаментите на подпорни конструкции се използват частните коефициенти от Таблица 1.7. Таблица 1.6. Частни коефициенти за носеща способност (γR) За пилоти (забивни, изливни и CFA пилоти) Носеща способност за върхово съпротивление за странично съпротивление на натиск на опън

Символ

γb γs γt γs,t

Стойност 1,10 1,10 1,10 1,15

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Таблица 1.7. Частни коефициенти за носеща способност (γR) За подпорни конструкции Тип равновесие Носеща способност на земната основа Носеща способност на хлъзгане Пасивно съпротивление (ПЗН)*

Символ

Стойност 1,40 1,10 1,40

γR,v γR,h γR,e

* Пасивното съпротивление или пасивният земен натиск се третира като гранични стойности на съпротивление на почвата или носеща способност на почвата. При наличие на почва в челото на фундаментната част на стената се препоръчва резултатът за пасивното съпротивление да не надвишава земния натиск в покой, освен в случаите, когато са налице проектни доказателства за противното. Таблица 1.8. Частни коефициенти за носеща способност (γR) За носеща способност на напрегнати анкери Тип анкер Временни анкери Постоянни анкери

Символ

Стойност 1,10 1,10

γa,t γa,p

Таблица 1.9. Частни коефициенти за носеща способност (γR) За носеща способност на откоси Тип равновесие Носеща способност на почвата*

Стойност γR,е =1,10

DA3-R3 γR,е =1,00

*При откоси носещата способност на почвата има смисъла на резултанта на съпротивителни сили или нейния момент. 1.3.3. ПРОВЕРКИ ЗА UPL СЪСТОЯНИЯ При UPL състояния се проверява условието

Vdst,d ≤ Gstb,d ,

(1.13)

Vdst,d е изчислителна стойност на въздействие, което дестабилизира изследваното гранично състояние (например подемна сила), Gstb,d – изчислителна стойност на всички стабилизиращи въздействия (например собствено тегло и други товари). За доказване на гранично състояние при воден подем (UPL) се прилагат частни коефициенти за въздействия (γF) и частни коефициенти за почвените свойства. Таблица 1.10. Частни коефициенти за въздействия (γF), при UPL състояния Въздействия Постоянни с неблагоприятен ефект с благоприятен ефект Променливи с неблагоприятен ефект с благоприятен ефект

Символ

Стойност

γG,dst γG,stb

1,0 0,9

γQ,dst γQ,stb

1,5 0

Таблица 1.11. Частни коефициенти за почвени параметри (γМ) Почвен параметър Ъгъл (ефективен) на вътрешно триене Кохезия (ефективна стойност) Недренирана якост на срязване Якост при едноосен натиск Обемно тегло

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Символ

γϕ’ γc’ γcu γqu γγ

Стойност 1,20 1,60 1,40 1,40 1,00

1.3.4. ПРОВЕРКИ ЗА HYD СЪСТОЯНИЕ При HYD състоянията се проверяват възможности за разрушения, дължащи се на динамичното въздействие на почвени води. Проверката тук се свежда до

Sd ≤ W’d ,

(1.14)

където Sd е изчислителната стойност на хидродинамичния натиск (за определен обем), а W’d е изчислителната стойност на теглото на същия обем под вода. При HYD изчисленията се ползват следните частни коефициенти за въздействията: Таблица 1.12. Частни коефициенти за въздействия (γF) при HYD състояния Въздействия Постоянни с неблагоприятен ефект с благоприятен ефект Променливи с неблагоприятен ефект с благоприятен ефект

Символ

Стойност

γG,dst γG,stb

1,35 0,9

γQ,dst γQ,stb

1,5 0

1.4. ЧАСТНИ КОЕФИЦИЕНТИ ЗА ДИНАМИЧНИ СВОЙСТВА НА ПОЧВИТЕ Динамичните якостни свойства на почвите следва да се определят с уреди, които моделират динамични въздействия. Възможно е използването на стандартни уреди и апарати със статично въздействие, като почвените параметри се определят в недренирани условия (вж. Глава 2). За свързани почви това е cu – недренирана стойност на кохезията или τu – недренирана якост на срязване. Таблица 1.13. Частни коефициенти за почвени параметри (γМ) Почвен параметър Ъгъл (ефективен) на вътрешно триене Кохезия (ефективна) Недренирана якост на срязване Циклична недренирана якост на срязване Обемно тегло на почвата

Символ

γϕ’ γc’ γcu γτc,y γγ

Стойност 1,25 1,60 1,40 1,25 1,00

Изчислителните стойности на динамичните характеристики на почвите могат да бъдат получени чрез характеристичните стойности на статично определени параметри за якостните свойства на почвите, коригирани с коефициенти за свойствата на материала съгласно Таблица 1.13.

1.5. ЕКСПЛОАТАЦИОННИ ГРАНИЧНИ СЪСТОЯНИЯ (Тук се има предвид основно оценка на влиянията на деформациите на земната основа върху поведението на конструкцията). Проверката за експлоатационни гранични състояния за STR и GEO, трябва да удовлетворява условието

Ed ≤ Cd ,

(1.15)

където стойностите на частните коефициенти за експлоатационни гранични състояния трябва да се приемат равни на 1,0. Ed е ефект от въздействието – например слягане, отваряне на пукнатини и пр.; Cd – максимална стойност от ефекта от въздействието. Забележка: При проектирането на фундаментите, трябва да се установят стойностите на преместванията на фундаментите. Различните премествания на фундаментите, водещи до деформации в носещата конструкция, трябва да бъдат ограничени, за да е сигурно, че те няма да доведат до гранично състояние в носещата конструкция, което тя не може да понесе. Определянето на преместванията на фундаментите е важен въпрос при изследването на носещата връхна конструкция – главно по отношение на влиянието на слягането на фундаментите върху нея. Граничните премествания са регламентирани в Глава 7 (Таблици 7.1.12. и 7.1.13). 22

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

ГЛАВА 2. ПОЧВИ И ПОЧВЕНА ОСНОВА ВЪВЕДЕНИЕ Строителни почви (само почви нататък) са скалите и дисперсните (раздробени) почви, които се намират в зоната на взаимодействие със сградите и съоръженията. Нататък съвкупност от почвени пластове ще се нарича почвена или земна основа. Дисперсните (раздробени) строителни почви са продукт на изветрянето на скалните масиви. По произход биват: Елувиални почви – строителни почви, образувани от изветрянето на скалната основа и които не са претърпели никакви премествания. По зърнометричен състав те могат да бъдат както различни видове глини, така и несвързани почви – пясъци и чакъли. Дебелината и границите със скалната основа са непостоянни и зависят от геоморфоложките форми на релефа и вида на скалната основа. Делувиални отложения – континентални почви, образувани от изветрянето на скалната основа и пренасяне на изветрелия материал от временно, повърхностно течащи води. Отлагат се по планинските склонове и в основата им. По състав тези седименти са много разнообразни – от различни видове свързани почви – глини (предимно песъчливи) до глинести пясъци, чакъли и валуни, а нерядко и скални късове от основната скала. Формата на зърната на отделните късове е предимно ъгловата (ръбеста). Пролувиални отложения – образуват се при пренасянето на изветрял скален материал от планински реки, временни потоци и временно течащи повърхностни води, възникващи в периоди на интензивни валежи или бързо топене на снежната покривка. По зърнометричен състав тези отложения са много разнообразни – чакълесто-песъчливи, чакълесто-глинести до глинесто-песъчливи и глинести. Късовете са предимно заоблени, но се срещат и ъгловати (ръбести) , макар и по-рядко, отколкото при делувиалните отложения. Алувиални отложения – образуват се при пренасянето на изветрял скален материал от постоянно течащи води (реки). По зърнометричен състав седиментите са от чакъли, пясъци, до прахови глини. Отделните късове са предимно със заоблена форма. Изграждат както съвременните, така и старите речни тераси. Еолични отложения – образуват се при пренасянето на изветрял скален материал от основата на древните ледници от вятъра. Зърнометричният им състав е предимно прахов. Типичен представител на този тип отложения са различните видове льос, покриващ почти повсеместно Северна България. Дебелината на льосовата покривка на места надхвърля 40 m. Морски и езерни отложения – образуват се от седиментацията на изветрял и пренесен скален материал под действие на постоянно течащи води или разрушаване на брега под действие на абразията на вълните. В крайбрежната зона седиментите са предимно по-едрозърнести – различни видове заоблен чакъл. С увеличаване на дълбочината следват седименти със зърнометричен състав на пясъци, а в най-дълбоките зони на басейна – седименти със зърнометричен състав на глини. Съвременните, неуплътнени седименти се класифицират като тини.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Произходът на дисперсните строителни почви оказва значително влияние върху техните геотехнически свойства. Установяването на почвената основа и нейните свойства е задача на инженерногеоложкото и земно-механично проучване (по-нататък се използва терминът геотехнически проучвания). То се извършва за нуждите на фундирането на сградите и съоръженията с методи установени в инженерната геология и земната и скална механика.

2.1. ГЕОТЕХНИЧЕСКИ ПРОУЧВАНИЯ НА ТЕРЕНА. МЕТОДИ НА ПРОУЧВАНЕ, ПЛАНИРАНЕ И ОБЕМ НА ПРОУЧВАНИЯТА Геотехническата информация за целите на фундирането трябва да включва геология, геоморфология, хидрология, сеизмичност и история на строителната площадка. При планирането на геотехническите проучвания трябва да се вземе под внимание същността и особеностите на бъдещата сграда или съоръжение. Обхватът на геотехническите проучвания непрекъснато се актуализира, като се имат предвид резултатите от проведените да момента проучвания. Полевите проучвания и лабораторни изпитвания трябва да се извършват съгласно международно признати стандарти и да се съобразят с изискванията на БДС-EN1997 [9, 10]. 2.1.1. ГЕОТЕХНИЧЕСКИ ПРОУЧВАНИЯ 2.1.1.1. Общи положения Геотехническите проучвания трябва да осигурят достатъчно данни за земната основа и подземните води на и около строителната площадка. Необходимо е точно описание на основните характеристики на земната основа и достоверно определяне на характеристичните стойности на почвените параметри, които ще се използват в изчисленията. Съставът и количеството на геотехническите проучвания трябва да се определят в програма за проучване за всяка фаза на проектиране, съобразена с геотехническата категория на обекта и категорията на обекта съгласно ЗУТ (Закон за устройство на територията). За много големи или необичайни конструкции, включващи висок риск, изключително сложни геоложки и хидрогеоложки условия или натоварвания, както и конструкции в силно сеизмични райони е необходимо в програмата да се предвиждат допълнителни геотехнически изследвания извън изискванията на БДС-EN1997. Подробността на проучванията зависи от Геотехническата категория на обекта (вж. Глава 1. и БДС-EN 1997-2). 2.1.1.2. Етапи на проучване Етапите на инвестиционните проекти съгласно ЗУТ и Наредба № 4 от 21.05.2001 г. се изработват в следните фази на проектиране: идеен проект, технически проект и работен проект (работни чертежи и детайли). В същите фази се разработват и геотехническите проучвания. А. Предварителни проучвания Предварителни проучвания се извършват за: оценяване на общата годност на площадката или трасето; сравняване на алтернативни площадки или трасета; определяне на зоната от земната основа, която може да има съществено влияние върху поведението на конструкцията; изготвяне на програма за следващия етап на проучване. Б. Проучвания за идеен, технически проект За останалите фази на проектиране се извършват допълнителни геотехнически проучвания и изследвания. Тези проектни проучвания основно целят осигуряване на качествена и пълна информация, необходима за проектиране на фундирането, както и за трудности, които могат да възникнат по време на строителството. Проучването трябва достоверно да установи: -

релефа;

пространственото разположение на геоложките граници между отделните разновидности (аксонометрични и равнинни разрези);

свойствата на строителните почви и на почвените пластове;

наличие на кухини (карст), ерозионни процеси, разломи и др. прекъснатости, замърсяване; 24

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

наличие и разпространение на подземните води с филтрационните параметри на почвите;

сеизмичност на площадката.

Забележка: Свойствата на строителните почви се представят по-долу. Оценката на геотехническите параметри се извършва на базата на най-широко използваните лабораторни и полеви изпитвания. Други изпитвания могат да се използват, при условие че е доказана тяхната целесъобразност. 2.1.1.3. Методи на проучване и обем проучвателни работи Геотехническото проучване на площадки се извършва обикновено със сондажи и шурфове. Разстоянието между тях се приема 20 до 60 m в зависимост от големината и вида на обекта и сложността на инженерногеоложките условия. За отговорни фундирания разстоянието между изработките се сгъстява. За малки обекти – по 3 изработки. При равнинен терен и хомогенен геоложки строеж броят им за малки сгради може да се намали след консултация със специалист. Дълбочината на проучването следва да бъде съобразявано с изискванията на следната таблица: Таблица 2.1.1. Дълбочини на проучвания Тип фундиране

Минимална дълбочина, Za

Схема

Плоскостно фундиране – единични фундаменти

Za ≥ 6,0 m (Za ≥ 3,0.B ) B

Фундаментни скари и общи плочи

Za ≥ 1,50.L L

Насипи

Za ≥ 6,0 m 0,8h < Za < 1,2h h - височината на насипа

Изкопи

Za ≥ 2,0 m (Za ≥ 0,4h)

h - дълбочината на изкоп

Пътища и жп линии

Za ≥ 3,0 m - за пътища и магистрали;

Za ≥ 5,0 m - за жп

линии

Za ≥ 2,0 m (Za ≥ 1,5.bAh)

За тесни изкопи и тръбопроводи bAh

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Таблица 2.1.1. - продължение Тип фундиране

Схема

Минимална дълбочина, Za НВ – под дъното: Za ≥ 0,4h, но Za ≥ (t + 2,0) m; НВ – над дъното: Za ≥ (H + 2,0) m или Za ≥ (t + 2,0)

Общи изкопи za

Za ≥ 5,0 m под върха на пилота, но Za ≥ 3.DF

Пилотни фундаменти DF

DF za

Таблица 2.1.2. Видове геотехнически изследвания в зависимост от фазата на проучване (съгласно ЗУТ) Фаза на проучване

Плоскостни фундаменти. CPT+DP, SPT Вземане на проби от почвата (PS, OS, AS, TP) възможно PMT, BJT, или DMT, (PLT), GWO Пилотни или плоскостни фундаменти. Фундаменти SR с MWD; определяне на пукнатините TP, CS, RDT (PMT, BJT, в изветрели скали); GWO

Окончателен избор на метода за фундиране. Проектиране.

Работен проект и контролни изследвания Видове изследвания

Окончателен избор на метода за фундиране. Проектиране.

Плоскостни фундаменти SS или CPT, DP. Вземане на проби от почвата. (PS, OS, CS, TP), FVT, DMT, PMT, BJT или GW Пилотни фундаменти CPT, DP, SPT или SR Вземане на проби (PS, OS, АS) FVT, PMT, GWО (PIL)

Предварителен избор на метод на фундиране

Едрозърнести почви CPT, DP или SPT, SR Вземане на проби (AS, OS, SPT, TP)

Пилотни фундаменти CPT, DP, SPT или SR Вземане на проби (PS, OS, CS) FVT, PMT, GWC (PIL)

Видове изследвания Предварителен избор на метод на фундиране

Видове изследвания Дребнозърнести почви -CPT, DP или SPT. Вземане на проби PMT, GW

Технически проект

Проучване на архивни данни, топографски, геоложки и хидрогеоложки карти. Интерпретация на въздушни фотографии. Инспекция (оглед) и картировка на строителната площадка или линейния обект.

Идеен проект

Пилотни фундаменти PIL; опити с набиване на пилоти; измерване на нивото на подземните води със затворена система GWC; слягания; инклинометри.

Плоскостни фундаменти; проверка на вида на почвата; проверка на коравината CPT. Слягания. Пилотни фундаменти PIL; Опити с набиване на пилоти; Измерване на нивото на подземните води със затворена система GWC, слягания; инклинометри Плоскостни Фундаменти. Проверка на вида на почвата. Проверка на коравината CPT. Слягания. Пилотни фундаменти. Филтрация на водата. Скали. Плоскостни Фундаменти. Проверка на наклона и напукаността на скалната повърхност.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Изискванията за Геотехническите проучвания (ЗУТ) по фази на проектиране са систематизирани в Таблица 2.1.2. Условни означения към нея са: •

полеви изпитвания

CPT(U) - опит с конусен статичен пенетрометър; (с измерване и записване на порен натиск); SPT опит със стандартен пенетрометър; DP - изпитване с динамичен пенетрометър; PMT - опит с пресиометър; DMT - опит с дилатометър; FVT - опит с крилчатка in-situ ; PLT - пробно натоварване с щампа; MWD - измервания по време на сондиране; SE - сеизмични измервания; BJT - изпитване в сондаж; SR прозвучаване в почва или скала; PIL - пробно натоварване на пилоти. •

вземане на проби

PS - вземане на проби с подвижна клапа; CS - двустенна борна за вземане на проби; AS - шнекова сонда за взема на проби; OS - Отворен уред за вземане на проби; TP - Опитен изкоп за вземане на проби. •

измерване на подземни води

GW - измерване на подземни води; GWO - измерване на подземни води с отворена система; GWC - измерване на подземни води със затворена система. 2.1.1.4. Почвени проби Почвените проби са взети от определени дълбочини късове почва, които се използват за лабораторни изпитвания. Вземането и класификацията на почвените проби, предназначени за лабораторни изпитвания, се извършва в пет класа (БДС-EN ISO 22475-1). Класът на пробата зависи от изискванията за свойството, което ще се определя. Например модули и якостни параметри изискват проби от класове 1 и 2 (с ненарушена структура), водното съдържание и атерберговите граници могат да се определят с проби клас 3 (със запазено водно съдържание, но нарушена структура); зърнометричният състав на почвите се установява с проби от клас 5 (не е необходима ненарушена почвена проба).

2.2. ЗЕМНО-МЕХАНИЧНИ ИЗСЛЕДВАНИЯ Изследването на свойствата на почвите се извършва в лаборатория и/или на място – на терена. 2.2.1. ЛАБОРАТОРНИ МЕТОДИ ЗА ИЗСЛЕДВАНЕ НА ПОЧВИ Лабораторните изследвания се извършват с предварително взети почвени проби. За различните свойства изискването към класа на пробите е различно (вж. т. 2.1.1.4.). 2.2.1.1. Зърнометричен състав Определянето се извършва по БДС-EN ISO14688-1 и БДС-EN ISO14688-2. Опитът за определяне на зърнометричния състав цели изчисляването в проценти на масата на отделни частици от почвата с определен размер (фракция), от масата на изследваното количество почва. m, % 100

диаметър по-малък от d

90 80 70 60 50 40 30 20

d10

d60

10 1

0,25

0,1

Установява се със ситов анализ

0,063

0,01

0,005

0,001

0,0003

d, mm

Установява се с ареометров анализ

а. б. Фиг. 2.2.1. Серия сита (а) за установяване на зърнометричния състав на почвата и зърнометрични криви (б) Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

За определяне на зърнометричния състав се използват два метода в зависимост от размера на частиците: пресевен анализ, за частици > 63 µm и метод с утаяване, за частици с размери ≤ 63 µm. Резултатът от зърнометричното изследване е зърнометрична крива (линия) като показаните на фиг. 2.2.1 в. 2.2.1.2. Плътностни характеристики Използваните почвени образци трябва да бъдат с качество клас най-малко 2 (вж. т. 2.1.1.4.). Обемната плътност ρ и обемното тегло γ

•

Съгласно използваните означения на фиг. 2.2.2. обемната плътност и обемното тегло са:

M M .g W и γ = ρ.g = = , V V V

ρ=

(2.2.1)

където g = 9,81 m/s2 е земното ускорение (приемано за g = 10 m/s2 в земната механика).

Mg, Vg Mw, Vw M, V Md, Vd

Фиг. 2.2.2. Схемaтично представяне не трите фази в почвата. M – пълната маса (или пълното тегло G ); V – пълният обем; Mg , Mw , Md , Gg , Gw , Gd ,Vg ,Vw и Vd – съответно масата (или теглото) и обемът на газовата, течната и твърдата фаза не”.

Определяне на плътността (обемното тегло) се извършва с режещ пръстен или „чрез парафинираСпецифична плътност ρs и тегло γs

•

Определянето се извършва по CEN ISO/TS 17892-3.

ρs =

ρd =

Md ; V

(2.2.3)

Обемна плътност на водонаситена почва

•

ρr =

M d + (V −V d ) ρw ; V

(2.2.4)

Обемно тегло на почвата под вода

•

γ' =

W d −V d .γ w ; V

(2.2.5)

Обем на порите

•

V −V d ; V

(2.2.6)

Коефициент на порите

•

(2.2.2)

Обемна плътност на скелета

•

Md и γ s = ρ s .g ; Vd

V −V d ; Vd

(2.2.7)

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Относителна плътност ID на несвързани почви

•

ID =

e max − e , e max − e min

(2.2.8)

където: еmax – коефициент на порите в най-сбито състояние на почвата;

еmin – коефициент на порите в най-рохко състояние на почвата. 2.2.1.3. Водно съдържание, пластичност и консистенция на почвите

• Водното съдържание - w Определянето се извършва по CEN ISO/TS 17892-1 Водното съдържание се дефинира като отношение на маста на свободната вода към масата на сухата почва. Почвеният образец за определяне на водното съдържание трябва да бъде с качество клас най-малко 3 (вж. т. 2.1.1.4.). При означения от фиг. 2.2.2. водното съдържание на почвите е

w =

Mw M − M d = . Md Md

(2.2.9)

• Консистентни граници Определянето се извършва по CEN ISO/TS 17892-12. Почвените проби за определяне не консистентните граници трябва да са с качество клас наймалко 4 съгласно т. 2.1.1.4. Консистентните граници (граници на Atterberg) включват границата на протичане wL , границата на източване wP и границата на свиване wS . За определяне на границата на протичане wL могат да се използват: методът чрез потъващ конус или апаратът (паничката) на Casagrande. (Съгласно CEN ISO/TS 17892-12 границата на протичане е водното съдържание, при което конус с ъгъл при върха 30° и маса 80 g или ъгъл при върха 60°и маса 60 g, потъва за 5 s в почвеното тесто под действието на собственото си тегло, съответно 20 mm за конуса с маса 80 g и 10 mm за конуса с маса 60 g). Границата на източване wP е водно съдържание при което източвани пръчици от (свързана) почва се рушат при диаметър 3 mm. Границата на свиване wS се изчислява и представлява водно съдържание при намаляването на което почвата не изменя обема си.

• Консистенция на (свързаните) почви Стойността на показателя на пластичност IP се изчислява от границата на протичане и границата на източване с израза

IP = wL −wP .

(2.2.10)

Стойността на показателя на консистенция IC се изчислява от границите на протичане и източване и естественото водно съдържание на почвата с израза

Ic =

wL −w . IP

(2.2.11)

Таблица 2.2.1. Определяне на консистенцията с помощта на IC (по БДС-EN ISO 14688-2) Консистенция на прахови почви и глини Много мека Мека Средно твърда Твърда Много твърда

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Показател на консистенцията

< 0,25 0,25 до 0,50 0,50 до 0,75 0,75 до 1,00 > 1,00

2.2.1.4. Оптимално водно съдържание и максимална плътност Оптимално е водното съдържание на почвата wopt , при което се получава максимален ефект от уплътняване (максимална плътност ρd ). Определя се по БДС-EN 1997-2. За определяне на оптималното водно съдържание се използва зависимостта между обемната плътност на скелета и водното съдържание, получена в лабораторни условия (БДС 17146-90). Оптималното водно съдържание (wopt) и съответно максималната обемна плътност на скелета (ρd,max), достигнати при приложената уплътняваща работа, могат да бъдат използвани за оценка на качеството на изпълнение на уплътнявани насипи.

б. а. в. Фиг. 2.2.3. Апарат за уплътняване Proctor (а); лабораторен уред за определяне на CBR (б) и апарат за триосово натоварване (в) 2.2.1.5. Калифорнийско отношение на носеща способност (CBR) Препоръчва се изпитването да бъде извършено по BS1377-4:1990. Стойността на CBR е процент от стандартния товар, който отговаря на стандартно проникване на цилиндрична щампа със стандартно напречно сечение в почвения материал (вж. фиг. 2.2.3 б). Стойността на CBR може да бъде използвана за оценка на потенциалната якост на земна основа, почвена подложка и основа от едрозърнести материали, използвани за основа на пътища, железници и самолетни писти. 2.2.1.6. Зависимости между физичните характеристики на почвите На фиг. 2.2.4. са показани кубчета от почва, характеризиращи едно-, дву- и трифазна система, в зависимост от наличието на вода в почвата. hw n

1-n

n 1-n

a. в. б. Фиг. 2.2.4. Схематично представяне на фазите на почвата в единица обем (а) еднофазна система; (б) двуфазна система; (в) трифазна система n – обем на порите; hw – височина от кубчето, заета от течната фаза

За всяка една от трите фази могат да бъдат написани следните зависимости между физичните характеристики на почвите:

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

еднофазна система

•

1−n

;

e 1+e

;

(2.2.12)

ρd = (1 − n ) . ρ s , респ. γ d = (1 − n ) .γ s ;

n =1−

ρd γ , респ. n = 1 − d ; ρs γs

(2.2.13) (2.2.14)

двуфазна система

•

ρr = ρd + n. ρw , респ. γ r = γ d + n.γ w

(2.2.15)

или

ρ r = (1 − n ) ρ s + n. ρw , респ. γ r = (1 − n ) γ s + n.γ w ;

(2.2.16)

γ' = γ r − 1γ w = (1 − n ) γ s + n.γ w = (1 − n ) γ s − (1 − n ) .γ w

(2.2.17а)

или

γ' = (1 − n )( γ s − γ w ) ;

wr =

(2.2.17б)

n. ρw e. ρw = ; (1 − n ) ρs ρs

e =wr

ρs , респ. ρw

(2.2.18)

e =wr

γs ; γw

(2.2.19)

трифазна система

•

w =

nw . ρw

(1 − n ) .ρs

; (2.2.21) nw = w (1 − n )

ρs ; ρw

ρn = ρd + nw . ρw = (1 − n ) ρ s + w (1 − n ) ρ s

(2.2.20) (2.2.21a)

или

ρn = (1 − n ) ρ s (1 + w ) , респ. γ n = (1 − n ) γ s (1 + w ) .

(2.2.21б)

Забележка: С индекс „r” са отбелязани характеристиките на почвата във водонаситено (всички пори запълнени с течност) състояние, а с индекс „n” в естествено (ненарушено) състояние. 2.2.1.7. Якост на срязване на почвите

Якостта на срязване на почвите е основна якостна характеристика на почвените материали и масив. Якостта на срязване най-често се определя по закона на Кулон

τ = σ.tg ϕ + c .

(2.2.22)

Зависимостта е линейна с параметри ϕ – ъгъл на вътрешно триене (срязване) и с – кохезия или сцепление. В лабораториите се определят ϕ и c. В БДС-EN 1997-2 се включват следните изпитвания за якост: -

изпитване на едноосов натиск;

изпитване при неконсолидирана, недренирана компресия;

изпитване при консолидирана триосова компресия;

изпитване в касета за плоскостно срязване;

изпитване в касета с торсионно (пръстеновидно) срязване.

За определяне якостта на срязване на глини, прахови почви и почви с органични примеси, се препоръчва да се използват ненарушени почвени проби. За прахови несвързани почви и пясъци опитните образци могат да бъдат допълнително уплътнени. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Якостта на срязване на всяка проба трябва да бъде определена чрез серия от три или повече изпитвания при различни нормални напрежения. •

Изпитване на едноосов натиск

Опитът на едноосов натиск може да се използва при проби с много слаба водопропускливост, с цел, по време на опита да се поддържа недренирано състояние. Изпитването се извършва по CEN ISO/TS 17892-7. Апаратът за изпитване на едноосов натиск практически не се отличава от показания на фиг. 2.2.3 в, но e без камера. Недренираната якост на срязване cu може да бъде определена като една втора от измерената якост при едноосов натиск (qu ). •

Изпитване в условия на плоскостно срязване

Опитите се провеждат в апарати за плоскостно срязване (фиг. 2.2.8 а) с ненарушени проби с качество клас 1 (вж. т. 2.1.1.4.). Изпитването се извършва съгласно изискванията на CEN ISO/TS 1789210. Ориентацията и разположението на пробата в касетата, трябва в максимална степен да моделира условията „на място”. а. б. 1

τ3,max τ2,max τ1,max

Δl 2

Fh Δh

τ -

.tgϕ =σ

c 0

Δl

σ1

σ2

σ3

Фиг. 2.2.5. Схема на апарат за плоскостно срязване (a) и обработка на резултатите от серия опити, за получаване на якостните параметри (б). Fv – сила, създаваща вертикалното (нормалното) напрежение; Δh – вертикална деформация (по време на предварителната консолидация); Fh - сила, създаваща хоризонталното (срязващо) напрежение; Δl – хоризонтална деформация (по време на срязването). 1 и 2 – индикаторни часовници

Резултатите от стандартното плоскостно срязване представляват якостта в дренирани условия. Стойностите на якостните параметри са ъгълът на вътрешно триене ϕ’ и кохезията с’, получени с ефективните напрежения. Обикновено се получават, като се апроксимират линейно резултатите от два (три) опита, така както е показано на фиг. 2.2.5 б. Забележка: Глини с много ниска водопропускливост, които са изпитани с висока скорост на деформации на срязване, могат да бъдат разгледани като натоварени в недренирани условия. Резултатите от опита на срязване в този случай отговарят на недренираната якост на почвата.

•

Консолидирано триосово изпитване

Опитите се провеждат с ненарушени проби с качество клас 1. Изпитването се извършва по CEN ISO/TS 17892-9.

Изпитването е в триосови условия (фиг. 2.2.7 а). Провеждат се 2(3) опита. Обвивката на получените Моорови окръжности дава резултатите за ϕ’ и с’, както това е показано на фиг. 2.2.6.

А пр

окси

а ща м ир

лин

ия

c` ϕ` + g t . τ= σ

ϕ' σ3'

σ3''

σ1' σ3'''

σ1''

σ1'''

Фиг. 2.2.6. Определяне на ϕ’ и с’ чрез апроксимиране на резултати от триосово изпитване

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

•

Неконсолидирано, недренирано триосово изпитване

Изпитването се извършва съгласно изискванията на CEN ISO/TS 17892-8. Предназначено е за определяне на недренираната якост на срязване cu на почвени образци от свързана почва. Мооровите окръжности се получават приблизително „еднакви”, апроксимиращата линия е хоризонтална и отсича от τ – оста стойността на cu. а. 8

б.

ϕ=0

Апроксимираща линия

τ = cu

σ3'' σ1' σ3''' σ1''

σ3'

σ1'''

Фиг. 2.2.7. Схема на апарат за триосово изпитване (а); принципна схема за определяне на cu . чрез резултати от неконсолидирано, недренирано триосово изпитване (б). 1 - почвен образец; 2 - гумена обвивка; 3 - дренажни плочки; 4 - камера; 5 - уреди за измерване на порния натиск; 6 - манометър за измерване на налягането в камерата; 7 - бутало за създаване на допълнителен вертикален товар; 8 - индикаторен часовник за измерване на вертикалните деформации; 9 - спирателен кран на мястото за прикачване на уреда за измерване на обемните деформации. 2.2.1.8. Модул на деформация и коефициент на Поасон на почвите

БДС-EN 1997-2 включва изискванията за определяне на деформационните характеристики на почвите в триосов и компресионен апарат и предвижда за целта използването на ненарушени почвени проби с качество клас 1 (вж. т. 2.1.1.4.). •

Изпитване с компресионен апарат

Изпитването се извършва по CEN ISO/TS 17892-5. В компресионния апарат (фиг. 2.2.8.) почвеният образец е в условията на невъзможна странична деформация и е подложен на вертикално стъпаловидно нарастващо осово натоварване или разтоварване. Стъпалата на натоварването се съобразяват с напреженията, които възникват в земната основа под проектираното съоръжение. Резултатът от един компресионен опит е компресионният модул (Eoed) – определян от клона на натоварване; еластичният компресионен модул (Eoed,e) – определян от клона на разтоварване; коефициентът на уплътняване (mv). Чрез компресионен апарат могат да се определят и коефициентът на компресия (Cc ), и коефициентът на консолидация (Cv). Резултатът от компресионния опит е компресионна (деформационна) крива и крива на уплътняване (фиг. 2.2.9.). Чрез двете криви се определя коефициентът на уплътняване mv и компресионните модули Eoed. 7

F 5 2

3 6

Фиг. 2.2.8. Компресионен апарат 1 – дъно; 2 – компресионен пръстен; 3 – печат; 4 – порьозни плочки; 5 – почвен образец; 6 – стъклено коляно; 7 – индикаторен часовник

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

e pi

p, kPa

e=f(p)

Δp Eoed,i= tgβ i=100 Δs

Δs

крива на разтоварване

βe

s,%

крива на натоварване

β Δse

Δp

s = f(p)

p,kPa

б. а. Фиг. 2.2.9. Крива на слягане s =f (p) и крива на уплътняване е = f (p). Определяне на компресионния модул Eoed и еластичния компресионен модул Eoed,e

mv = tgαi = Δе /Δp ;

(2.2.23)

Eoed,i = tg βi = 100.(Δp /Δs )

Eoed,i = (1 - ei )/mv,i .

или

(2.2.24)

Определянето на Eoed,e (еластичният компресионен модул) става от клона на разтоварване, след няколко цикъла на натоварване и разтоварване (поне 5-6). Индексът i във формули (2.2.24) и (2.2.25) напомня, че модулите зависят от напрежението, за което се определят (вж. Глава 3.). •

Изпитване с триосов апарат

В съответствие с условията на дрениране може да бъде определен модулът в недренирано (Eu ) или дренирано (E' ) състояние или традиционните стойности (началният деформационен модул на Young - E0 , или E50, отговарящ на 50% от максималното срязващо напрежение). При дренираното изпитване може да бъде определен и коефициентът на Поасон – ν. •

Корекция за модулите

Общите деформационни модули или тези, с които се проверяват експлоатационните състояния на фундаментите (проверки по деформации) са по-големи от тези определени в компресионни условия. Все още масовата практика е определянето на модулите (Eoed) е да става в лаборатории. А както бе показано в Глава 2., компресионният модул се получава като

E oed = 100

Δp , Δs

(2.2.25)

като Δp и Δs определят наклона на тангентата към кривата на слягане при стойност на напрежението pi , за която се определя компресионният модул (фиг. 2.2.9 а). Така получената стойност за Eoed може да се коригира с коефициент (множител)

β=

1 − 2v 2 , 1 −v

(2.2.26)

който отчита невъзможността за странично разширение. Тази корекция не е възприета в нашите нормативи. Преходът от компресионен към общ модул на деформация се извършва [17,18] чрез коефициента (множител) kE (към него е включено и влиянието на β ), който приема стойности съгласно Таблица 2.2.2. Таблица 2.2.2. Стойности за коефициента kE Почва ↓

Пясък Глинест пясък Песъчлива глина Глина 34

е→

0,410,50 1,00 3,00 3,10 -

0,510,60 1,00 3,00 3,10 -

0,610,70 1,00 2,50 2,75 2,40

0,710,80 1,00 2,25 2,50 2,40

0,810,90 1,00 1,50 2,00 2,25

0,911,00 1,00 1,50 2,00

1,011,10 1,00 1,25 1,75

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

2.2.1.9. Коефициент на филтрация на почвите

Изпитването се извършва по CEN ISO/TS 17892-11. Коефициентът на филтрация kf е скорост на филтрация на водата в почвата при хидравличен градиент I = 1,0. Коефициентът kf се използва при анализи на хидравличната устойчивост на почвите (вж. Главa 4.). Опитите на водопропускливост на глини, прахови или органични почви, следва да бъдат извършвани само с почвени проби клас 1 или 2, а за пясъци и чакъли могат да бъдат използвани проби с качество клас 3 и нарушени или уплътнени почвени проби. За свързаните почви CEN ISO/TS 17892-11 препоръчва определянето на kf да се извършва чрез пропускане на вода, при постоянно или падащо налягане през проби, вградени в триосов (фиг. 2.2.7.) или компресионен (фиг. 2.2.8.) апарат. Принципът на измерване и изчисление е подобен на този при несвързаните почви (фиг. 2.2.10.).

H2O h

в б

а б в

Фиг. 2.2.10. Филтрационен апарат за пясъци с постоянен напор (напорен градиент). h – напорен градиент; L – дължина на филтрационния път; A – напречно сечение на пробата; Q – количеството преминала вода, (а) – проба; (б) – мрежа; (в) – филтър.

При опита се измерва количеството вода, което изтича за определено време. Коефициентът на филтрация е:

kf =

Q.L , A.t .h

където: I =

(2.2.27)

h е хидравличният градиент (наклон); L

t – времето, за което е измерено водното количество Q. (L и h са означени на фиг. 2.2.10.). 2.2.2. КЛАСИФИКАЦИИ НА ПОЧВИТЕ 2.2.2.1. Общи класификации на почвите

Класификация на строителните почви означава те да се групират на основата на сродни геотехнически показатели и да се определи тяхното наименование. В Еврокод 7 не са дефинирани точни методи и правила за определяне на вида (класификацията) на дисперсните строителни почви. Упълномощава се всяка изследователска лаборатория, в зависимост от изискванията на клиента, да извърши предписаните полеви и лабораторни изследвания и съответната класификация съгласно определен стандарт. Някои препоръки са дадени в БДС-EN ISO 14688-1 и БДС-EN ISO 14688-2. В почти всички стандарти почвите като геотехнически материал се класифицират като скални, несвързани, свързани и особени. В преобладаващите документи класификацията се извършва на

основата на лабораторни изпитвания. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(1) Класификация по зърнометричен състав

Чрез зърнометричното изследване се установява количественото съдържание на видовете фракции или частиците с определен диаметър. Съгласно БДС 676-75 за почвите са утвърдени пет основни фракции и съответни подфракции, дадени в Таблица 2.2.3. В Таблица 2.2.4. са дадени фракциите по БДС EN ISO 14688-1. Таблица 2.2.3. Фракции и подфракции на зърната съгласно БДС Основни фракции

Валуни

Диаметър на зърната, mm >200

Чакъл

200 – 2

Пясък

2 – 0,1

Прах

0,1 – 0,005

Глина

< 0,005

Диаметър на зърната mm 200 – 20 20 – 5 5–2 2 – 0,5 0,5 – 0,25 0,25 – 0,1 0,1 – 0,01 0,01 – 0,005 0,005 – 0,001 < 0,001

Подфракции

едър среден дребен едър среден дребен едър ситен едра колоидна

Таблица 2.2.4. Фракции и подфракции на зърната съгласно БДС EN ISO 14688-1 Почвени фракции

Много едрозърнеста

Едрозърнеста

Финозърнеста

Подфранкции

Големи валуни Валуни Камъни Чакъл Едър чакъл Среден чакъл Дребен чакъл Пясък Едър пясък Среден пясък Дребен пясък Прах Едър прах Среден прах Ситен прах Глина

Символи

LBo Bo Co Gr CGr MGr FGr Sa CSa MSa FSa Si CSi MSi FSi Cl

Размери на частиците mm над 630 200 ÷ 630 63 ÷ 200 2,0 ÷ 63 20 ÷ 63 6,3 ÷ 20 2,0 ÷ 6,3 0,063 ÷ 2,0 0,63 ÷ 2,0 0,2 ÷ 0,63 0,063 ÷ 0,2 0,002 ÷ 0,063 0,02 ÷ 0,063 0,0063 ÷ 0,02 0,002 ÷ 0,0063 под 0,002

Почвата се класифицира и чрез коефициента на разнозърненост

Uc =

d 60 , d 10

(2.2.28)

където: d60 е диаметърът на зърната при 60% преминали зърна (фиг. 2.2.1 б);

d10 – диаметърът на зърната при 10%, отчетени от съответната зърнометрична линия. Съгласно

БДС (включително

разнозърнeност почвите са:

и стандартите на

други

страни), според

•

равнозърнести при Uc ≤ 6; (по БДС границата е Uc = 5);

•

разнозърнести при Uc > 6;

коефициента на

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

В БДС-EN ISO 14688-2 се препоръчва класификация на почвите, дадена в Таблица 2.2.5. Таблица 2.2.5. Класификация на почвите в зависимост от съдържанието на различни фракции по БДС EN ISO 14688-2

Фракции

Чакъл Пясък

Прах + глина (финозърнеста почва)

Съдържание на частици с размер ≤ 63mm

Съдържание на частици с размер ≤ 0,063mm

20 – 40 > 40 20 – 40 > 40 5 до 15 15 до 40 > 40

Наименование на почвата Уточняващ термин

Чакълест Песъчлив < 20 ≥ 20 < 20 ≥ 20 < 10 10 до 20 20 до 40 > 40

Леко прахова Леко глинеста Прахова Глинеста Глинест Прахова

Основен термин

Чакъл Пясък

Прах Прах Глина Глина

Класификацията на свързаните почви (по БДС) според зърнометричния им състав се базира на съдържанието на глинена фракция и е посочена в Таблица 2.2.6. Таблица 2.2.6. Класификация на свързаните почви по зърнометричен състав, съгласно БДС Наименование на почвата

Съдържание на глина (< 0,005 mm) % по маса

Пясък (несвързана почва)

Глинест пясък

Песъчлива глина

Глина

> 30

Съгласно БДС 676-75 като несвързани почви се дефинират почвите със съдържание по маса повече от 90% фракции с диаметър d > 0,1 mm или повече от 50% фракции с диаметър d > 2,0 mm и повече от 80% фракции с диаметър d > 0,1 mm. Когато количеството на праховата фракция превишава това на фракциите с размери на зърната над 0,1 mm, към названията в Таблица 2.7.4. се прибавя прилагателното прахов: прахов пясък, прахов

глинест пясък, прахова песъчлива глина и прахова глина.

Според съдържанието на чакълена фракция (> 2mm) несвързаните почви са: чакъли – с повече от 50% и пясъци с по-малко от 50% чакълена фракция. В зависимост от преобладаващата подфракция чакълът е едър, среден, и дребен. Когато сумата от праховата и глинената фракция (< 0,1 mm) е повече от 20% той се нарича глинест чакъл. По аналогичен начин пясъкът бива едър, среден и дребен. Когато съдържа повече от 25% чакъл, се нарича чакълест пясък, а при повече от 20% глинена и прахова фракция – фин пясък. В БДС-EN ISO 14688-2 се предлага триъгълна диаграма и таблица за класификация на почвите по зърнометричен състав.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

siGr clGr

Gr 60 °

m 63 m 0,0 (о т ясъ к на п жа ни е дъ р Съ

sasiGr saclGr

)

saGr

sagrSi sagrCl

grSi grclSi grsiCl grCl

grsasiS grsaclS sagrsiS sagrclS

до

sasiCl saCl

20 15 10

100 0

Съдържание на фини частици (< 0,063 mm) 0

Съдържание на глина в % от масата на едро- и финозърнестите фракци

Наименованието на почвата е caclSi с основен термин Si (прах), и уточняващи sa (пясък) и cl (глина), съгласно Таблица 2.2.5.

grsaSi grsaCl

saSi saclSi

За тези стойности в триъгълниковата диаграма се „засича” точка, която показва възможните наименования. Окончателното наименование се конкретизира при координати (вж. правоъгълнатa диаграма):финозърнеста фракция 55% и съдържание на глина 12%.

grsiSa grclSa

Si clSi siCl Cl

от

0 100

° 60

Определя се наименованието на почвата при: съдържание на чакълеста фракция 15%; пясъчна фракция 30%; финозърнеста фракция 55%; съдържание на глина (d < 0,002) 12%.

( ъл

Пример

grSa

к ча на

siSa clSa

10 Sa

ие ан рж

до

0 дъ Съ

100

clSi Cl

20 clSi

30 40 50 Cl

60 70 80 90 100 100

Финозърнести почви (прах и глина)

Едрозърнести Смесени почви почви (прахов или глинест (чакъл и пясък) чакъл и пясък)

Фиг. 2.2.11. Класификация на почвите по зърнометричен състав

Легенда: 1. Съдържание на чакъл (от 2 до 63 mm); 2. Съдържание на пясък (от 0,063 до 2 mm); 3. Съдържание на финозърнести фракции (< 0,063 mm); Останалите означения са съгласно Таблица А1 на БДС-EN ISO 14688-2.

(2) Класификация на пясъци по плътност (по ID )

Класификацията се извършва в зависимост от показателя на относителна плътност ID (Dr), който се дефинира с израза

ID =

e max − e e max − e min

(2.2.29)

и е показана в Таблица 2.2.7. 38

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Таблица 2.2.7. Класификация на пясъците по ID (БДС) и по БДС-EN ISO 14688-2 Вид пясък по БДС Рохък Средно сбит Сбит

Вид пясък по БДС-EN ISO Много рохък Рохък Средно сбит Сбит Много сбит

Относителна плътност ID 0 - 1/3 1/3 - 2/3 2/3 - 1

Относителна плътност, % 0 - 15 15 - 35 35 - 65 65 - 85 85 100

(3) Класификация на особените почви

ви.

Особени почви са: макропорестите, органичните, засолените, набъбващите и изкуствените поч-

Макропорести почви са льосът и льосовидните почви. В сухо състояние (водно съдържание под 5– 10%) льосовите почви се характеризират с високи якостни показатели, но при намокряне и натоварване те рязко слягат. Това свойство на льоса се нарича пропадане, което го прави особена почва. Органичните почви съдържат органични вещества повече от 5%. Към тях се отнасят торфът, растителните почви и тините с органични вещества. За органичните почви, особено за торфа, са характерни голяма хидрофилност и деформируемост. Засолените почви съдържат повече от 5% водоразтворими соли. Засолените почви са с намалена водоустойчивост и благоприятстват възникването на суфозия. (4) Класификация на свързаните почви според показателя на пластичност Показател на пластичност е разликата между границата на протичане и границата на източване, именно

Ip = wL - wp.

(2.2.30)

Съгласно БДС почва с Ip < 1% се смята за несвързана, а с I P ≥ 1% – свързана. В Таблица 2.2.7. е показана класификацията на свързаните почви в зависимост от показателя на пластичност. Таблица 2.2.7. Класификация на свързаните почви по БДС според Ip Почва

Несвързана Глинест пясък Песъчлива глина Глина

Показател на пластичност Ip, % <1 1÷7 7 ÷ 17 > 17

(5) Класификация по Ic. . Видове консистенции

Според показателя на консистенция, определен със следния израз

Ic =

wL −w (в BS и ASTM – коефициент на консистенция IL = 1 - Ic ) IP

(2.2.31)

се дефинират видовете консистенции, показани в Таблица 2.2.8. Таблица 2.2.8. Класификация на свързаните почви според консистенцията (по БДС 676-75) Консистенция

Течна Течно-пластична Меко-пластична Средно-пластична Твърдо-пластична Полутвърда и твърда

Показател на консистенция

0,00 0,25 0,50 0,75 >

< 0,00 ÷ 0,25 ÷ 0,50 ÷ 0,75 ÷ 1,00 1,00

Забележка: За класификация според EK-7 вж. Таблица 2.2.1. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(6) Класификация по степен на водонасищане Sr Степен на водонасищане. Всички строителни почви се класифицират и в зависимост от степента на водонасищане (Sr ) (отношение на естественото водно съдържание към максималното). Тази класификация е дадена в Таблица 2.2.9. Таблица 2.2.9. Класификация на почвите според степента на водонасищане Почва Малко влажна Влажна Много влажна Водонаситена

Степен на водонасищане - Sr 0,0 ÷ 0,5 0,5 ÷ 0,8 0,8 ÷ 1,0 1,0

2.2.2.2. Класификация на строителните почви в сеизмично отношение

В сеизмично отношение строителните почви се класифицират съгласно изложеното в Таблица 2.2.10. В нея са показани групите почви съгласно Наредба 7/2007, на базата на визуалното описание на почвите и на следните данни: •

лабораторните анализи (недренирана стойност на кохезията – cu );

•

N30,SPT (броят на ударите за проникване 30 cm на динамичен пенетрометър по SPT);

•

геофизични проучвания (Vs,30 – средно тежестна стойност на скоростта на разпространение на напречните сеизмични вълни в горните 30 m от земната основа в [m/s]. Таблица 2.2.10. Групи почви в сеизмично отношение Показатели

Групи почви

Описание на почвения профил Скали или други скални образувания, които включват не повече от 5 m по-слаби повърхностни видове Много плътни пясъци и чакъли или много твърда глина с мощност не повече от 10 m, които се характеризират с нарастващи почвени показатели в дълбочина Мощни депозити от плътни до средно плътни пясъци, чакъли или твърдопластична глина с дебелина от няколко десетки до няколко стотици метра. Депозити от рохки до средно плътни несвързани почви (със или без свързани в тях прослойки) или депозити от предимно меки до твърдопластични свързани почви. Почвен профил, изграден от групи почви С и D, с мощност от 5 до 20 m, подложен от покорав материал с Vs > 800 m/s.

Vs,30,

[m/s]

Nspt

удари/30 cm

[kPa]

> 800

360–800

180–360

< 180

> 50

15–50

< 15

Параметри на спектрите съгласно БДС-EN1998-1 S = 1,00; TB = 0,1 s ; TC = 0,3 s ; TD = 2,0 s;

> 250

S = 1,30; TB = 0,1 s; TC = 0,4 s; TD = 2,0 s;

70–250

S = 1,20; TB = 0,1 s; TC = 0,5 s; TD = 2,0 s;

< 70

S = 1,00; TB = 0,1 s; TC = 0,6 s; TD = 2,0 s; S = 1,20; TB = 0,1 s; TC = 0,5 s; TD = 2,0 s;

На фиг. 2.2.12. е показана официалната „Карта на сеизмичното райониране на България за период от 1000 години”.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

В процес на разработване е нова национална карта за сеизмично райониране с проектните максимални стойности на ускоренията за очаквани сеизмични въздействия с препоръчителния период на повтаряемост 475 г.

Фиг. 2.2.12. Карта на сеизмичното райониране на България за период от 1000 години Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

2.2.3. ОСОБЕНИ ПОЧВИ И СВОЙСТВА Особени са почвите, които притежават свойства, нехарактерни за нормалния тип почви. Особени строителни почви са пропадъчни, набъбващи, органични и почви с органични примеси, тинести и заторфени почви, засолени, както и почви с изкуствен произход [13]. 2.2.3.1. Пропадъчни почви

Пропадъчни строителни почви – почви които развиват допълнителни деформации (пропадат) при намокряне, без увеличаване на натоварването (фиг. 2.2.13 а). Тази особеност се характеризира с коефициент на макропорите nmp – различен за различните льосови почви. У нас това са преди всичко различните типове льос, разпространен в Северна България. Почвите се считат за пропадъчни, когато обемът на макропорите nmp е по-голям от 1,0%. Обемът на макропорите се определя по т.нар. метод на двете криви (фиг. 2.2.13 б), като всяка една от тях представлява компресионна крива, получена при естествено водно съдържание (w = wn) и във водонаситено състояние (w = wR ). nmp ,% p,kPa

nmp=f(p)

p,kPa

nmp,i

0,5%

да во

S=f(p)

ест. състояние

nmp

nmp,i

S=f(p) s,%

а.

p,kPa

s,%

под вода

б.

s,%

Фиг. 2.2.13. Диаграма на пропадъчност (а) и обем на макропорите, определен по метода на двете криви (б)

Важно практическо значение при пропадъчните почви има величината начално напрежение на пропадане P0. Това е натоварването, при което все още не се регистрира пропадане, или това напре-

жение, при което обемът на макропорите (фиг. 2.2.13 а) е сравнително малък (например не повече от 0,5÷1,0%). Началното напрежение на пропадане може да се третира като безопасно напрежение при строителството в льосовите почви. Смисълът е такъв, че ако се проектират фундаменти с него, то при наводняването им няма да се получи пропадане, което да се отрази катастрофално на конструкцията. Льосовата основа (вж. и Глава 9.) се разделя на два типа според пропадъчността на почвата: •

I тип – когато сумарното пропадане от собствено тегло не превишава 5 cm.

•

II тип – когато сумарното пропадане от собствено тегло е по-голямо от 5 cm.

Като пример, в Таблица 2.2.11. е показан напластен льосов масив. За него са определени отделните пластове, дебелини и средни напрежения от геоложки товар за всеки пласт и обем на макропорите за тези напрежения. Пропадането за целия 20-метров льосов масив е определено по формулата 4

Δh =  n mp .hi

(2.2.32)

i =1

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Таблица 2.2.11. Резултати от изчислението за общо пропадане на льосов масив Обем на макропорите при изчисления геоложки тoвар

Пропадане

kPa

41,75 84,75 131,25 175,75

0,95 1,42 1,31 1,55

4,8 7,1 6,6 7,8 26,2

Дълбочина на изследваните проби

Дебелина на единичния слой

Дълбочина на средната точка за изследвания пласт

Обемно тегло γn

Геоложки товарσγ

(m)

kN/m3

3,00 7,0 12 17,00

5 10 15 20

2,5 2,5 22,5 7,5

16,7 17,2 18,6 17,8

Δhi

nmp

∆h =

Сумарното пропадане Δh на изследвания льосов хоризонт е 26,2 cm и той се класифицира като II тип пропадъчна земна основа. 2.2.3.2. Набъбващи почви

Определен тип свързани почви при намокряне увеличават обема си. Това се дължи на увеличаване на дебелината на водноколоидните връзки. Деформациите, които тези почви предизвикват при намокряне, са насочени отдолу-нагоре и също могат да създадат сериозни проблеми за конструкцията. Като набъбващи почви се категоризират такива, които при намокряне имат характеристиката на набъбване sH, наречена относително набъбванe, по-голямо от 4,0%. Не се третират за набъбващи почвите под фундаменти за които напрежението на набъбване σn e по-малко от сумарното почвено напрежение от външни товари и собствено тегло. p p,kPa .i 0

да во sн

s н ,% s н =f(p)

S=f(p)

а.

s,%

p,kPa б.

Фиг. 2.2.14. Характерна компресионна крива за набъбващи почви (а) и общ вид на зависимостта

sн=f (p) (б)

Величината sn процентно характеризира големината (в компресионен опит) на относителните деформации, т.е.

sн = (so - sk )/h ,

(2.2.33)

където: so и sk са начално и крайно слягане (преди и след намокряне);

h – височина на почвения образец. В лаборатория се установява диаграмата sн =f(p), необходима за изчисляване на набъбването на почвите. 2.2.4. ПОЛЕВИ МЕТОДИ ЗА ИЗСЛЕДВАНЕ НА ПОЧВИТЕ

Предпочитани изследвания в геотехническите проучвания са полевите или т.нар. in-situ изследвания. Те се извършват на терена на бъдещата строителна площадка на места и дълбочини (нива), на които е необходимо.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

2.2.4.1. Изпитване със статичен пенетрометър (CPT)

Конусният статичен пенетрометър (CPT) представлява уред за изпитването с вертикално забиване в почвата на конусен накрайник на върха на цилиндрично стебло (прът). Около стеблото има тръба, която следва проникването на конуса. Чрез опит се измерват върховото съпротивлението на конуса (qc ) и съпротивлението при триене на втулка (qf ), разположена непосредствено до конуса. Методът на статично пенетриране се използва за сравнително слаби почви.

а. б. в. Фиг. 2.2.15. Схема на CPT накрайник (a) и примерни данни от изследване със статична пенетрация – върхово съпротивление (б); странично (околно) триене (в) В БДС-EN ISO 22476-12 – Механично изпитване с пенетрационен конус (CPTM) е представена процедурата по провеждане на опитите и оформянето на резултатите. Чрез статичен пенетрометър индиректно могат да се определят посредством измерените стойности на върхово съпротивление: относителната плътност на пясъци, ъгълът на вътрешно триене ϕ’ и общият модул на деформация E0 (Таблица 2.2.12.). Таблица 2.2.12. Ъгъл на вътрешно триене и общ модул на деформация – стойности на база CPT изследвания по (Bergdahl et al. 1993). Съпротивление на конуса qc , МРа

Относителна плътност

Ефективен ъгъл на вътрешно триене ϕ’(°)

Модул на общи деформации E , МРа

0,0 – 2,5 много рохки 29 – 32 < 10 2,5 – 5,0 рохки 32 – 35 10 – 20 5,0 – 10,0 рохки 35 – 37 20 – 30 10,0 – 20,0 средно плътни 37 – 40 30 – 60 > 20,0 много плътни 40 – 42 60 – 90 Забележка: Дадените стойности са валидни за пясъци. За прахови почви може да бъде направено намале-

ние на ϕ' с 3°. За чакъли може да се увеличи с 2°.

За пясъци могат да се използват следните корелационни зависимости: •

за определяне на ефективния ъгъл на вътрешно триене ϕ'

ϕ' = 13,5.lg (qc ) + 23,0 ;

(2.2.34)

(важи за пясъци с cu < 3 и qc = 5÷28 MPa). •

за недренирана кохезия (qc ≤ 6,5 Mpa)

cu = (0,205 + 0,0143.qc ).σγ’ ,

(2.2.35)

където σγ’ са ефективните напрежения от геоложки товар. 44

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

•

за определяне модула на обща деформация (за пясъци)

E0 = 2,5.qc – за кръгли и правоъгълни (L /B < 1,5) фундаменти; E0 = 3,5.qc – за ивични фундаменти. (Sanglerat, 1972) препоръчва следната корелация за компресионните модули за глини:

Eoed = α.qc ,

(2.2.36)

като стойностите на коефициентите α са според Таблица 2.2.13. Таблица 2.2.13. Стойности на коефициента α в зависимост от qc по (Sanglerat 1972)

Слабо пластични глини Слабо пластични прахови глини Силно пластични глини Силно пластични прахови почви Силно органични прахови почви Торф и силно органични глини

Вид почви

qc ≤ 0,7 MPa 0,7 < qc < 2,0 MPa qc > 2,0 MPa qc < 2,0 MPa qc ≥ 2,0 MPa qc < 2,0 MPa qc > 2,0 MPa qc < 1,2 MPa qc < 0,7 MPa 50% < w ≤ 100% 100% < w ≤ 200% w > 300%

3,0 2,0 1,0 3,0 1,0 2,0 1,0 2,0

< < < < < < < <

α < 8,0 α < 5,0 α < 2,5 α < 6,0 α < 2,0 α < 6,0 α < 2,0 α < 8,0

1,5 < α < 4,0 1,0 < α < 1,5 α < 0,4

2.2.4.2. Стандартизирано пенетрационно изпитване (SPT)

Опитът се използва главно за определяне на плътността, якостните и деформационните свойства на зърнести почви (несвързани почви). Могат да се получат геотехнически данни и за свързаните строителни почви. Чрез изпитването се определя съпротивлението на почвата в дъното на предварително изпълнен сондаж при динамичната пенетрация чрез накрайник с конструкция (фиг. 2.2.16.), даваща възможност за вземане на проби. При едрозърнести почви се допуска използването на конусен накрайник с ъгъл при върха 60°, монтиран на мястото на стандартния накрайник. В този случай опитът се означава като SPT(C) (SPT 1995). Уредът, захванат за върха на щанга, се забива в почвата под действието на тежест (баба) с маса 63,5 kg, падаща от височина 760 mm. Забиването се извършва чрез удари върху наковалня или върху специална глава.

Фиг. 2.2.16. Конструкция на SPT накрайника

SPT опитът определя броя на ударите (N ), необходими за проникване на уреда съответно на 150, 300 и 450 mm. За изчисления се взимат стойностите между 150 и 450 mm. Тази стойност се нарича стандартно съпротивление на проникване или стойност „N30”. В случай че броят за 450 mm проникване на уреда надхвърли N > 50 удара, опитът се прекратява и се записва стойността „N50”. При интерпретация на резултатите (измерени на терена стойности за N30 ) се отчита загубата на енергия при забиването (SPT 1995). Отчита се влиянието на дължината на щангите, диаметърът на сондажния отвор, влиянието на геоложкия товар при ефективни напрежения, каkто и наличието на обсадни тръби или използването при провеждане на опита на конусен накрайник.

Като правило се приема, че ефективността на удара е 60%. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Корекциите, които се правят за отчитане на изброените по-горe влияния върху резултатите, трансформират N30 в т.нар. N60 чрез израза

N60 = η1 .N30 .Cn .λ,

(2.2.37)

където: η1 = 0,75 – корекция за загубата на енергия;

Cn =

98 / σ γ' – корекция за определено ниво при пясъци;

σγ’ – ефективни напрежения от собствено тегло на почвата. λ – корекционен коефициент за дължина на щангите, стойността за пясъци се определя съгласно Таблица 2.2.14. Таблица 2.2.14. Корекционен коефициент λ за пясъци в зависимост от дължината на щангите Корекционен коефициент - λ 1,00 0,95 0,85 0,75

Дължина на щангите в [m] > 10 6 ÷ 10 4÷6 3÷4

В Таблица 2.2.15. е показан пример за определяне на N60 за едно SPT изследване.

дълбочина на SPT опита ,m

N_15 cm

N_30 cm

N_45 cm

Корекционен фактор, λ

Таблица 2.2.15. Резултати от SPT изследване

NSPT

3,5 5,0 7,5 13,2

8 11 8 8

9 19 10 14

13 17 12 17

0,75 0,85 0,95 1

22 36 22 31

Обемнo тегло на почвата γ, kN/m3

Ефективен вертикален товар σ'γ (kPa)

N60

11,06 11,06 11,06 19,5

28 30 33 87

1,06 1,15 1,23 0,80

20 31 17 23

Забележка: При пясъци N60 стойностите се коригират за референтно съотношение на енергията

(N1)60.

Определяне на почвените параметри чрез използване на SPT изследвания може да стане по следните корелационни зависимости: Относителна плътност и вид почва. За нормално консолидирани в естествено състояние пясъчни седименти в Таблица 2.2.16. е показана корелация между ID и нормализирания брой удари (N1)60.

•

Таблица 2.2.16. Корелация между относителната плътност ID и нормализирания брой удари –

(N1)60

Вид почви

Много рохки

Рохки

Средно плътни

Плътни

Много плътни

(N1)60

0÷3

3÷8

8÷25

25÷42

42÷58

ID , %

0 – 15

15 – 35

35 – 65

65 – 85

85 – 100%

Забележка: За фини пясъци стойността на (N1)60 следва да бъде намалена с отношението 55/60, а за едри пясъци да бъде увеличена с отношението 65/60.

•

Ъгъл на вътрешно триене (на срязване)

В Таблица 2.2.17. са показани корелации между относителната плътност (ID) и ефективния ъгъл на вътрешно триене (SPT 1995). 46

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Таблица 2.2.17. Корелация между относителната плътност (ID) и ефективния ъгъл на вътрешно триене ϕ' за кварцови пясъци

Равнозърнест

Разнозърнест

Равнозърнест

Разнозърнест

40 60 80 100

Едрозърнест

Разнозърнест

ID , %

Среднозърнест

Равнозърнест

Дребнозърнест

34 36 39 42

36 38 41 43

38 41 43 44

41 43 44 46

Недренирана стойност на кохезията (при (N)60 ≤ 12) за свързани почви се определя с помощта на израза

•

cu = [0,205 + 0.0075.(N)60 ].σγ’

(2.2.38)

където σγ’ са ефективните вертикални напрежения от геоложки товар. 2.2.4.3. Динамични изпитвания на почвите (DPТ)

Целта на опитите с динамичен пенетрометър е да се определи съпротивлението in-situ на почви и слаби скали при динамично проникване на конусен накрайник. Съпротивлението на проникване се дефинира като брой на ударите, необходими за потъване на пенетрометъра на определена дълбочина. Опитните резултати следва да бъдат използвани главно за определяне на почвения профил. В зависимост от енергията на удара се използват (EN ISO 22476-2) пет типа динамични пенетрометри: лек тип (DPL), среден тип (DPM), тежък тип (DPH) и свръхтежък тип DPSH-A и DPSH-B. Всички те определят броя на ударите за проникване от 10(20) cm и резултатите се отразяват съответно със стойностите N10L, N10М, N10Н, N10SA, N10SB, N10SB (N20SA, или N20SB ). Изпитванията се извършват за цялата дълбочина на проучване.

а.

б.

Фиг. 2.2.17. Конус и щанги за среден тип пенетрометър (а) и общ изглед на установката (б)

И при DPT съществуват корелации за определяне на някои геотехнически параметри за относителната плътност ID при коефициент на разнозърненост Uc . •

относителна плътност – ID

a) за равнозърнест пясък (при Uc ≤ 3,0) над нивото на подземните води:

ID = 0,15 + 0,260.lg (N10L);

(2.2.39a)

ID = 0,10 + 0,435.lg (N10H).

(2.2.39б)

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

б) за равнозърнест пясък (при Uc ≤ 3,0 ) под нивото на подземните води

ID = 0,21 + 0,230.lg (N10L);

(2.2.40a)

ID = 0,23 + 0,380.lg (N10H).

(2.2.40б)

в) за разнозърнест чакълест пясък (Uc ≥ 6) над почвените води

ID = –0,14 + 0,550.lg (N10H); •

(2.2.41)

ъгъл на вътрешно триене - ϕ'

В Таблица 2.2.18. са показани корелационни зависимости за ефективния ъгъл на триене ϕ'. Таблица 2.2.18. Ъгъл вътрешно триене при ефективни напрежения (ϕ' ) на несвързани почви във функция от относителната плътност (ID) и коефициента на разнозърненост (Uc) (Stenzel, 1978).

Вид почва

Степен на разнозърност

Слаби финозърнести пясъци, пясъци и чакълести пясъци, равнозърнести Пясъци, чакълести пясъци, чакъли разнозърнести •

равнозърнест (Uc < 6) разнозърнест (6 ≤ Uc ≤ 15)

Интервал за ID , %

15 – 35

рохки

35 – 65

средно сбити

> 65 15 – 35 35 – 65 > 65

сбити рохки средно сбити сбити

Ъгъл на вътрешно триене ϕ ' (о )

30 32,5 35 30 34 38

компресионен модул (Eoed)

Компресионният модул се определя по формулата (Stenzel и Biedermann)

E oed = ω1 .pa σ γ' + 0,5Δσ γ' /pa 

ω2

(2.2.42)

където: ω1 е коефициент на коравината;

ω2 – експонента на коравината; - за пясъци с коефициент на разнозърненост Uc ≤ 3 → ω2 = 0,5; - за ниско пластични глини (IP ≤ 10; wL ≤ 35%) → ω2 = 0,6;

σγ’ – ефективно вертикално напрежение от геоложки товар; Δσγ’ – ефективно вертикално напрежение от конструкцията в основата на фундамента или на определена дълбочина; pa – атмосферното налягане; IP – показател на пластичност; wL – граница на протичане. Стойностите на коефициента на коравината (ω1) могат да бъдат получени от опити с динамична пенетрация (DP), чрез дадените по-долу изрази, в зависимост от вида на почвата: a) за равнозърнести пясъци (при Uc ≤ 3,0) над нивото на подземните води:

ω1 = 214.lg (N10L) + 71 (за интервала 4 ≤ N10L ≤ 50);

(2.2.43а)

ω1 = 249.lg (N10H) + 161 (за интервала 3 ≤ N10H ≤ 10);

(2.2.43б)

б) за ниско пластични глини в твърда консистенция (0,75 ≤ Iс ≤ 1,30) над нивото на подземните води:

ω1 = 4.N10L + 30 (за интервала 6 ≤ N10L ≤ 19);

(2.2.44а)

ω1 = 6.N10H + 50 (за интервала 3 ≤ N10H ≤ 13);

(2.2.44б)

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

приведено върхово съпротивление – qc

•

Графиките на фиг. 2.2.18. могат да се използват за определяне на съпротивлението на проникване на CPT конуса (qc ) в пясъци и чакълести пясъци на базата на N10H (получени от изпитване с динамичен пенетрометър от тежък тип - DPH) (Stenzel 1978, Biederman 1993). 1 2

qc, MPa

25 20 15 10

5 0

N10H, бр.

Фиг. 2.2.18. Пример на корелация между броя на ударите N10H и съпротивлението на проникване

qc за равнозърнести пясъци и разнозърнести чакълести пясъци. 1 2 3 4

– – – –

равнозърнести пясъци над нивото на подземните води; равнозърнести пясъци под нивото на подземните води; разнозърнести пясъци над нивото на подземните води; разнозърнести пясъци под нивото на подземните води.

Корелации между отделните пенетрометри (DPT)

За целите на изложеното, в тази точка се дава корелацията между броя на ударите за пенетрометри от тип DPL и DPH за равнозърнести пясъци (Uc < 3,0) над нивото на подпочвените води (Stenzel 1978), (Biedermann), (TH 1984):

N10L = 3.N10H (за интервала 3 < N10H < 20);

(2.2.45a)

N10H = 0,34.N10L (за интервала 3 < N10L < 50).

(2.2.45б)

2.2.4.4. Изпитване с пресиометър (PMT)

Опитът се основава на измерване на радиалното разширение в част от сондаж при определено радиално напрежение, приложно посредством цилиндрична мембрана (камера). Изпитванията се провеждат на различна дълбочина от теренната повърхност. За тествано ниво се измерва налягането в камерата (като радиално натоварване p върху почвата около сондажния отвор) и големината на обемните деформации εv (чрез изменение обема на камерата). Натоварването (налягането) се подава на стъпала, като се изчаква затихване на деформациите. Отчетите се правят преди подаване на следващото стъпало. Опитът продължава до рязко нарастване на деформациите свързани с бързото намаляване на обема в измерителната камера (натоварвания, надвишаващи приблизително два пъти първоначалните, измерени след достигане на измерителната мембрана до първоначалните стени на сондажа).

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

а. б. Фиг. 2.2.19. Пресиометър тип „Менард” (а) и схема на опитната апаратура (б) Резултатите от изследването, след необходимите корекции за обемните деформации, се представят графично, така както е показано на фиг. 2.2.20. От пресиометричната графика се определят пресиометричният модул на почвата ЕPMT и гранично напрежение pMT. два пъти началния диаметър 700

500

Гранично напрежение PMT

Обем V, cm3

600

400 Псевдоеластична фаза Пресиометричен модул ЕPMT

300 200 100 0

то р

0,5

1,0 Налягане p, MPa

1,5

2,0

Фиг. 2.2.20. Графика на пресиометричен опит за изменение на обема V във функция на налягане-

Пресиометричният модул (за пресиеметър Menard) се изчислява по следната формула

E PMT = 2V (1 + ν )

ΔV , Δp

(2.2.46)

където: ν e коефициентът на Поасон;

V – обемът на течността в камерата;

ΔV – изменението на обема V за разглеждания интервал на натоварване; Δp – нарастване на налягането p за разглеждания интервал на натоварване. 2.2.3.5. Изпитване с крилчатка in-situ (FVT)

С крилчатка се определя чувствителността и недренираната якост на срязване на слаби, финозърнести почви. Уредът представлява четирикрила перка (фиг. 2.2.21.) с определени габарити D и H. Забива се под дъното на сондаж, поставен на върха на щанга и след осово завъртане почвата се разрушава по околната повърхнина, като се измерва максималният и минималният “завъртващ” момент на разрушаване – респективно максималното и минималното напрежение на разрушаване на почвата. 50

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

височина

Измерителен уред

- усукващ момент

Крилчатка

D диаметър а. б. Фиг. 2.2.21. Уред за измерване на съпротивлението при ротация (а) и схема на изпитване с крилчатка (б)

Недренираната якост на срязване се изчислява по формулата

c fv =

M 2

πD 

D

(2.2.47)

H +  2  3

където: cfv е недренирана якост на срязване (kРа); M – въртящ (усукващ) момент (kNm); D – външен диаметър на крилчатката (m); H – височина на крилчатката (m). Чрез максималния въртящ момент се определя cfv , а чрез минималния – остатъчната недренирана якост на срязване c’fv. Отношението между cfv и c’fv дефинира чувствителността на почвата. Съгласно БДС-EN1997-2 cfv се коригира по следния начин

cu = μ . cfv ,

(2.2.48)

където: cfv е μ е корекционен коефициент. Корекционният коефициентμ може да се определи чрез графиката от фиг. 2.2.22 a, като функция на границата на протичане на почвата wL или от графиката на фиг. 2.2.22 б – като функция на ефективното напрежение от геоложки товар σ'v0 и показателя на пластичност Ip (Larsson and Ahnberg, 2004). 1,2

1,0

1,1

0,9

1,0

0,9

μ 0,8

0,8

0,7

I p < 40%

0,7 0,6

0,6

0,5

0,5 0,4 0

cu =cfv /σv0

0,4

80 100 120 140 160 180 200

0,0

0,1

0,2

0,3

 0, 43    wL 

μ =

0,45

≥ 0,5

0,4

0,5

0,6

cfv /σv0

wL, %

б.

 0, 43    wL 

μ =

0,45

1,5

R  ×  OC   1, 3 

Фиг. 2.2.22. Зависимости за корекционния коефициент μ при нормално консолидирани глини (а) и при преуплътнени глини (б); ROCR – коефициент на преуплътняване Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

2.2.4.6. Пробно натоварване с щампа (PLT)

Пробното натоварване с щампа (EN ISO 22476-13) има за цел да определи деформационните и якостните свойства на почвите in-situ. Самата щампа представлява кръгла закоравена плоча с диаметри 30÷90 (120) cm, която се поставя (фиг. 2.2.23 б) върху нивелирана и ненарушена повърхност на дъното на изкоп (или на дъното на сондаж с голям диаметър при проучвателни шахти или галерии).

б.

а.

Фиг. 2.2.23. Oбщ вид на щампата (а) и схема на опита (б)

Съгласно БДС 8004-84 за определяне на модула на обща деформация на почви се използват метални щампи с квадратна или кръгла форма с точно определени размери (5 000 cm2). Натоварването е на стъпала с последващо измерване на слягането. Резултат от опита е зависимостта сляганенатоварване – s = f(p) , показана на фиг. 2.2.24. Контактно напрежение под плочата - p, kPa 0,00

0,0

10,0

20,0

30,0

40,

50,0

60,0

70,0

80,0

90,0

100,0

0,20

Слягане - s,mm

0,40 0,60 0,80 1,00 1,20 1,40 1,60 1,80

Фиг. 2.2.24. Графични резултати от изпитване с щампа – получена крива слягане-натоварване

s = f(р)

Забележка: Резултатът от опита характеризира поведението на почва с дебелина около два пъти диаметъра на щампата. Модул на обща деформация. Получената графика s = f(p) дава възможност да се определя модулът на обща деформация на почвата по следната формула:

(

)

E 0PLT = k A 1 − ν 2 ⋅

Δp , Δs

(2.2.49)

където: k е коефициент, зависещ от формата на плочата, (при кръгли плочи – k = 0,89, а за квадратни плочи k = 0,88);

ν – коефициент на Поасон; А – площта на плочата;

Δp – нарастване на p за разглеждания интервал на натоварване; Δs – изменение на слягането, съответстващо на нарастване Δp.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Недренираната якост на срязване – cu. Тя може да бъде определена (БДС-EN1997-2) по следния израз (Marsland, 1972)

cu = (рu – σγ ) /Nc ,

(2.2.50)

където: рu е разрушително натоварване, определено от щампово изпитване;

σγ – напрежение от геоложки товар; Nc – коефициент на носеща способност, който се приема: - Nc = 6,0 при опит на повърхността; - Nc = 9,0 при опити в сондажи на дълбочина, по-голяма от четири пъти диаметъра или ширината на щампата. Коефициент на леглото (на Winkler)

Коефициентът на леглото или на реакцията на земната основа [1] ks може да бъде определен от кривата s = f(p) за избран интервал на натоварване чрез израза

ks = Δр /Δs ,

(2.2.51)

където: Δp е избраното стъпало на натоварване;

Δs – изменението на слягането, за съответното стъпало на контактно напрежение Δp, включително слягането вследствие на пълзене. За предварителни изчисления почвената константа може да се приеме по литературни данни, вкл. от Таблица 2.2.19. Таблица 2.2.19. Коефициент на Винклеровото легло (почвена константа) – (НИСИ 1972) Вид почва

Полускални, едър и среден чакъл, мергели, твърди глини Дребен чакъл, сбит чакълест и едър пясък, полутвърди глини Средно сбит чакълест и едър пясък; сбити средни и дребни пясъци, глинест чакъл, глинест пясък и песъчлива глина – твърда и полутвърда Среден и дребен пясък, средно сбити; свързани почви, среднопластични; Фин пясък средно сбит, льосови почви, свързани – средно до мекопластични Рохки пясъци – водонаситени, течнопластични глини и слаби почви

Условно изчислително натоварване qRo , kPa

Основна комбинация ks , kPa/m

Сеизмична комбинация ks , kPa/m

400-600

40 000-50 000

120 000

300-450

30 000-40 000

100 000

300-350

30 000 kPa/m

80 000

200-300

15 000-25 000

70 000

150-200

10 000-20 000

60 000

80-150

5 000-10 000

30 000

2.3. ХАРАКТЕРИСТИЧНИ И ИЗЧИСЛИТЕЛНИ ПОЧВЕНИ ПАРАМЕТРИ Препоръчването на дадена стойност за геотехнически параметър трябва да се базира на резултатите от получените или измерените стойности от лабораторни и полеви изпитвания и съществуващия опит за дадената площадка. Тази стойност съответства на използваната в момента нормативна стойност за геотехническите параметри и наричана нататък характеристична стойност. За първа геотехническа категория характеристичните стойности могат да се определят като средноаритметична и/или по регламентирани таблици. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

За по-висока геотехническа категория съоръжения характеристичните стойности се определят след статистическа обработка на получени или измерени стойности за дадения геотехнически параметър. Препоръчва се да се използват минимум 6 резултата, а характеристичните стойности да бъдат получени с обезпеченост 95%. 2.3.1. СТАТИСТИЧЕСКИ МЕТОДИ ЗА ХАРАКТЕРИЗИРАНЕ НА ПОЧВЕНИТЕ ПАРАМЕТРИ

Характеристичната стойност на параметъра XK за дадена строителна почва при нормално Гаусово разпределение се определя с израза [22]

Xk = mx - kn .Vx ,

(2.3.1)

където: mx e среднoаритметичната стойност на X ;

VX – стандартното отклонение; kn – статистически коефициент, който зависи от броя (n ) на обработваните резултати. Изчислението на параметрите във формула (2.3.1) става по изразите: n

mx =

Xi

и Vx = s X , mX

i =1

(2.3.2)

където SX е отклонението, което се определя по: n

sX =

 (X i i =1

− mX

)

n −1

(2.3.3)

Статистическият коефициент е

k n = t n95−1%

+ 1 , където

(2.3.4)

t n95−1% е коефициент, зависещ от n (броя резултати) при степен на обезпеченост 95%. Определя се съгласно Таблица 2.3.1. Таблица 2.3.1. Стойности на коефициента t n95−1% за (n-1) (n - 1)

2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13

t при степен на обезпеченост 95% 2,92 2,35 2,13 2,01 1,94 1,90 1,86 1,83 1,81 1,80 1,78 1,77

(n - 1)

14 15 16 17 18 19 20 25 30 40 60

t при степен на обезпеченост 95% 1,76 1,75 1,75 1,74 1,73 1,73 1,72 1,71 1,70 1,68 1,67

ПРИМЕР

Определя се характеристичната стойност за ъгъл на вътрешно триене за глината, регистрирана при проучване за обект “XYZ”. В Таблица 2.3.2. са показани получените от лабораторните опити (n = 8) стойности за ъгъл на вътрешно триене, заедно с изчисленията. 54

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Таблица 2.3.2. Резултати от опитни изследвания и получена характеристична стойност за ъгъл на вътрешно триене на почвата

Xi (ϕi ,°)

1 2 3 4 5 6 7 8 Σ=

37,00 25,50 33,50 22,50 29,00 31,50 27,50 33,00 239,5

Резултати:

(Xi - mϕ) 7,0625 4,4375 3,5625 7,4375 0,9375 1,5625 2,4375 3,0625 -

(Xi - mϕ)2 49,8789 19,6914 12,6914 55,3164 0,8789 2,4414 5,9414 9,3789 156,2187

29,94°

22,32

0,745°

От Таблица 2.3.1. за (n - 1) = 7 е отчетено t n95−1% = 1,90. Следователно

k n = t n95−1%

+ 1 = 1, 90

1 +1 = 2, 015 . 8

Характеристичната стойност за ъгъла на вътрешно триене е

ϕk = Xk = mx - kn .Vx = 29,94° – 2,015.0,745° = 28,4°. Изчислителни стойности на геотехническите параметри

В Глава 1. вече беше отразено, че изчислителните стойности на геотехническите параметри (Xd ) се получават от характеристичните им стойности чрез частните коефициенти с израза

Xd = Xk /γM . Съгласно DA2 всички частни коефициенти за свойства на почвите са равни на единица. В случаите, когато няма достатъчно изследвания и/или е налице ниска (първа) геотехническа категория на обекта, частните коефициенти могат да бъдат приети съгласно Таблица 1.4. от Глава 1. 2.3.2. ХАРАКТЕРИСТИЧНИ И ИЗЧИСЛИТЕЛНИ ПАРАМЕТРИ ПО ЛИТЕРАТУРНИ ДАННИ

Както вече беше отбелязано в Глава 1., за геотехническата практика в България се приема комбинативен метод на проектиране DA2. По отношение на свойствата на почвите това означава, че частните коефициенти за характеристиките са

γγ = γϕ = γс = 1,0. Също, по-горе е отбелязано, че могат да се използват частни коефициенти, различни от единица в случаите, когато няма достатъчно проучвателни резултати, но когато почвените условия са достатъчно ясни. Само в тези случаи и за проектиране на фундиране на обекти от Първа геотехническа категория могат да се ползват и литературните данни за почвите, представени в Таблици 2.3.3.– 2.3.5., включително и за изчислителните стойности на почвените свойства. Тези таблици се ползват в условията, отбелязани в [13]. Таблица 2.3.3. Плиоценски глини Вид на почвата

Глина

Характеристика на почвата при показател на консистенция, Ic :

Характеристика

c, kPa φ, ° Eo/(M ), MPa

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

1,00÷0,91

0,90÷0,81

0,80÷0,71

0,71÷0,61

0,60÷0,51

20/40 22/25 31/12,5

17/35 20/23 26/11

15/30 18/21 23/10

12/26 16/19 17/18,5

10/20 15/18 13/7,0

Таблица 2.3.4. Кватернерни глинести почви Вид на почвата

1. Глинест пясък 2. Песъчлива глина 3. Глина

Характеристика

c , kPa ϕ,° E0 (M ), MPa c , kPa ϕ,° E0 (M ), MPa c , kPa ϕ,° E0 (M ), MPa

0,410,50 5/10 24/27 21/9

Характеристики на почвата при коефициент на порите, е : 0,510,610,710,810,910,60 0,70 0,80 0,90 1,00 3/7 2/4 23/26 22/25 15/7 10/5 -

12/25 22/25 23/10

10/20 21/24 18/8

7/15 20/23 14/16,5

5/10 19/22 12/5,5

4/8 18/21 10/5

2/5 17/10 8/4

17/35 19/22 22/9,5

15/30 18/21 17/7,5

12/25 17/20 13/6

10/20 16/19 10/5,5

9/18 15/18 9,5/4,5

7/15 14/17 8/4

1,011,10 -

Таблица 2.3.5. Ориентировъчни стойности на якостни и деформационни характеристики на пясъци (независимо от възрастта им) Вид на пясъка

1. Чакълест и едър пясък 2. Среден пясък

3. Дребен пясък

Характеристики на почвата при коефициент на порите, е

Характеристики

c , kPa ϕ,° E0 (M ), MPa c , kPa ϕ,° E0 (M ), MPa c , kPa ϕ,° E0 (M ), MPa

0,41 ÷ 0,50

0,51 ÷ 0,60

0,61 ÷ 0,70

0/1 28/40 46

35/40 40

33/38 30

1/2 35/40 46

33/38 40

30/35 30

2/4 33/38 37

1/3 31/36 28

0/2 28/32 25

Означения към Таблици 2.3.3., 2.3.4. и 2.3.5.:

с е кохезия, kРа;

ϕ – ъгъл на вътрешно триене, градуси(°); E0 – модул на обща деформация, МРа; Eoed (M ) – компресионен модул, МРа. Забележка: В числителя са дадени характеристичните (нормативните) стойности, а в знаменателя – изчислителните.

2.4. ПРЕПОРЪКИ ЗА ФИЗИКО-МЕХАНИЧНИ СВОЙСТВА НА ПОЧВИТЕ ЗА РАЗЛИЧНИ ГЕОТЕХНИЧЕСКИ ЗАДАЧИ Необходимите почвени параметри за геотехническото проектиране са регламентирани в Националното приложение към Еврокод 7. Това са: обемно тегло γ; ъгъл на вътрешно триене ϕ; кохезия с; недренирана якост на срязване cu и якост на едноосов натиск qu; компресионен модул Еoed и модул на обща деформация Е0. Горните показатели или част от тях са променливи във времето и зависят от промяната в геоложките условия и изследваното геотехническо състояние на масива. Това изисква и различни технологични схеми за провеждане на опитите в лабораторни условия за тяхното определяне. Надолу се обръща внимание на най-съществения с оглед на устойчивостта на почвите показател – якост на срязване и неговите параметри.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(1) Върхова якост на срязване

Върховата якост на срязване се определя с ненарушени проби. (Прима се, че почвеният масив не е засегнат от съвременни или древни геодинамични процеси). Якостта на срязване на почвения масив е параметър, който зависи много от условията на дрениране на водата от порите на почвата и скоростта на натоварване на масива. Затова при определяне устойчивостта на откоси следва да се обърне особено внимание на условията на дрениране в масива. Най-често се използва якостта на срязване на почвата, определена при ефективни напрежения σ’ (вж. Глава 3.):

σ’ = σ – u , където: σ е пълното напрежение;

u – налягане в порите (порен натиск). При недренирано изпитване се определя общата якост на срязване.

тангенциални напрежения τ, kPa

Принципните разлики при определянето на якостните характеристики на почвите са показани на фиг. 2.4.1 (c' - кохезия, определена с ефективни напрежения; σ – главни нормални напрежения; τ − тангенциални напрежения; (σ1 – σ3) – девиатор на срязващите напрежения; u – порен натиск).

ϕ'

Окръжности на Mohr, при пълни напрежения

Окръжности на Mohr, при ефективни напрежения

(σ1 - σ3)

нормални напрежения σ, kPa

Фиг. 2.4.1. Резултати от триосови изпитвания

Якостта на срязване съгласно теорията на Кулон е:

τ = с’ + σ’.tg ϕ’ = c’ + (σ – u ).tg ϕ’ ,

(2.4.1)

където с’ и ϕ’ са якостните параметри на почвата, определени при ефективни напрежения. Тези параметри зависят от познаването на стойността на налягането в порите, необходимо за определяне на σ’. При натоварване, в условията на възможност за пълно или частично дрениране на почвата, тя се стреми да промени обема си чрез промяна на порния натиск. В условията на пълно дрениране и бавно прилагане на натоварването налягането в порите е равно на нула. Поради тази причина, за определяне устойчивостта на склонове и откоси, при нормално уплътнени почви, най-подходящо се счита използването на якостните параметри на срязване, определени при ефективни напрежения. Определената чрез ϕ’ и с’ якост на срязване се счита за върхова. За определянето на наклона на откоси, проектирани в едрозърнести, несвързани почви, при ниско или високо ниво на подземните води, се препоръчва изследванията да се правят също с якостните параметри на срязване, определени при ефективни напрежения (ϕ’ и с’ ). Определянето на допълнителното порово налягане при условия на частично дрениране или при недренирани условия е свързано с допълнителни трудности. Необходимо е определянето на върховата якост на срязване да се извърши в апарат за триосово срязване с отчитане на порния натиск. Този начин за определяне на якостта на срязване на глинести почви е залегнал и в БДС CEN ISO/TS 17892-10 и CEN ISO/TS 17892-8 – определяне якостта на срязване при триосов натиск в неконсолидирано Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(консолидирано), недренирано състояние. Тоест получаваме якост на срязване при пълни напрежения (вж. фиг. 2.4.2.). При фундиране във водонаситени почви, откоси на временни и постоянни изкопи, проектирани в нормално консолидирали (уплътнени) или слабо преуплътнени, влажни до водонаситени глини (Sr > 0,8) се препоръчва изследванията да се правят с якостните параметри на срязване, определени при пълни напрежения (ϕ и с ). (2) Остатъчна якост на срязване

За определяне устойчивостта на склонове и откоси, засегнати от свлачищни процеси, се използват остатъчните стойности за якостта на срязване на почвата (ϕ’r и c’r). Методът за определяне на остатъчната якост е разгледан в БДС CEN ISO/TS 17892-10. С тази якост се определя устойчивостта на свлачището, както и необходимите задържащи сили за неговото укрепване. Разликата между върховата и остатъчна якост е показана на фиг. 2.4.2.

Фиг. 2.4.2. Върхова и остатъчна якост на срязване (τ) в зависимост от преместването

Методът на провеждане на лабораторните изследвания следва да бъде уточнен в заданието за лабораторни изследвания. То трябва да е съобразено с конкретните геотехнически условия – геоложки строеж, условия за възникване на порен натиск и неговото дрениране, вида на проектираното съоръжение, начина и скоростта на натоварване върху земната основа.

ни.

Забележка: Отбелязаните препоръки не се отнасят за „чувствителни почви” и преуплътнени гли-

2.5. ДОКЛАД ЗА ИНЖЕНЕРНО-ГЕОЛОЖКИТЕ ПРОУЧВАНИЯ И ЗЕМНО-МЕХАНИЧНИ (ГЕОТЕХНИЧЕСКИ) ИЗСЛЕДВАНИЯ. ЗАКЛЮЧЕНИЕ НА ДОКЛАДА 2.5.1. ИЗИСКВАНИЯ

Инженерно-геоложките проучвания и земно-механичните изследвания установяват условията за фундиране на сградите и съоръженията. Тези изследвания на терена се извършват целево и задължително съгласувано с проектанта. Въобще те трябва да бъдат част от общия комплекс от работи, който съпътства проектирането на строителните обекти. Тяхното планиране и провеждане се осъществява съгласно техническо задание от проектанта или лице, което е отговорно за това. Резултатите от геотехническото проучване се представят в доклад за проучване на земната основа, който формира част на доклада за геотехническо проектиране. Информацията може да бъде представена като един доклад или като отделни части. Докладът за извършените предварителни (до идейна фаза на проектиране) изследвания следва да предложи бъдещи полеви и лабораторни изследвания (за следваща фаза на проучване) с коментари, доказващи необходимостта от тях. Такива предложения се съпровождат с детайлна програма за тяхното провеждане. Обемът и начините на изследванията се разглеждат в зависимост от значимостта и отговорността на обекта, от неговите конструктивни особености, размери и от сложността на инженерно-геоложките 58

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

условия. Проучванията на терена, както бе отбелязано вече, се извършват в най-малко две фази. Първата – предпроектни или предварителни проучвания се извършва, след като сградата като идея е архитектурно и конструктивно изчистена. Проектантът взема решение (или се консултира за това) какво ще бъде фундирането. Нататък този процес продължава с уточняването на параметрите на фундирането и изготвяне на задание за проучване в техническа фаза. Подготовката на заданието се извършва от проектанта или отговарящия за това, съгласувано с проектанта. В заданието се уточняват и заявяват: • брой и места на сондажите (те могат да да се различават от препоръчваните в нормативен документ); •

нива на проучване;

•

свойства, които следва да се установят в лаборатория;

• свойства, които следва да се установят на терена (например места и дълбочини на пенетриране, динамични или статични); • на какви нива и какви изследвания да се направят – пенетрометрични, пресиометрични, щампови и пр.; • ако проблемите на фундирането са свързани и с почвени води – какви изследвания следва да се направят за тях – скорости, коефициенти на филтрация, наклони. Във всички случаи проектантът трябва да е наясно кои свойства са от значение, как ще ги използва и кое геотехническо решение какви свойства изисква. При невъзможност на проектанта да предвиди тези особености, е наложително становище на специалист. Информацията за почвената основа или околния масив, установявана при проучванията и изследванията е безспорно много важна. Нейното качество влияе директно върху стойността на обекта. Не случайно в много нормативи (частните) коефициентите на сигурност в геотехническото проектиране зависят от пълнотата, точността и коректността на самите проучвания. Правило е, ако има пропуски в проучванията или „ако решенията за свойствата на почвите се вземат на базата на недостатъчна инженерногеоложка и земномеханична информация, коефициентът на сигурност се завишава с 20%” (AASHTO-2007). Във всички случаи заданието се съобразява с геотехническата категория (вж. по-горе и Глава 1.) на проектирания обект. Самото задание за проучване се изготвя с активното участие на проектанта и се съгласува с инженерa-геолог, ръководител на проучванията и се одобрява от възложителя. 2.5.2. ПРЕДСТАВЯНЕ НА ГЕОТЕХНИЧЕСКАТА ИНФОРМАЦИЯ

Представянето на геотехническата информация трябва да включва документация относно методите, процедурите и резултатите, включително всички доклади от: • проучвания в „канцелария”; • полеви изследвания и резултати; • хидрогеоложки изследвания и резултати; • лабораторни изпитвания и резултати. Резултатите от полевите и лабораторните изследвания трябва да бъдат представени в доклади съгласно изискванията, дефинирани в EN и/или ISO стандарти, използвани в изследванията. Допълнително трябва да бъдат описани: • целта и обхватът на геотехническите изследвания, фазата на проучване, описание на строителната площадка, нейната геодезична характеристика, описание на планираната конструкция (метод на фундиране); • имената на всички консултанти и подизпълнители за отделните дейности; • историята на строителната площадка; • геодезическита планове, показващи конструкцията и разположението на изследваните точки; • геоморфологията на площадката; Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

• геологията на площадката, включително тектонски дислокации; • резултати от описаните проучвателни изработки (сондажи, шурфове, разчистки и др.) с данни за нивото на подземните води; • инженерно-геоложките разрези – равнинни и аксонометрични; • неустойчивите райони; • разрития от минни дейности на площадката и в съседство; • наличието на геодинамични процеси; • естествената устойчивост на склона при наклонен терен; • информация относно сеизмичността на района и др.; 2.5.3. ОЦЕНКА НА ИНФОРМАЦИЯТА ОТ ИНЖЕНЕРНО-ГЕОЛОЖКОТО И ХИДРОГЕОЛОЖКОТО ПРОУЧВАНЕ

Оценката на геотехническата информация се извършва на базата на: • оценка на използваните методи за прокарване на проучвателните изработки (метод на сондиране, изкопаване на шурфове и др); • оценка на метода на вземане на проби, транспортиране, съхраняване и подготовка на пробите; • оценка на методите и резултатите от полевите изследвания и лабораторните изпитвания, оценени съгласно изискванията в БДС-EN1997-1 и БДС-EN1997-2 [9,10]. Ако за получаване на геотехническите параметри и коефициенти са били използвани корелации, те и тяхното приложение трябва да бъдат документирани; • оценка на детайлното описание на всички пластове, включително техните физически свойства, якостни и деформационни характеристики в съответствие с резултатите от изследванията; • коментари относно нееднородност на масива като пукнатини и зони с несвързани материали, неиздържани геоложки пластове и хидрогеложки хоризонти; Документацията за оценка на геотехническата информация следва да включва: • таблици и графики, представящи резултатите от полевите изследвания и лабораторните изпитвания в съответните напречни профили от изследвания масив, показващи съответните пластове и техните граници, включително нивото на подземните води, в съответствие с изискванията на проекта; • стойностите на геотехническите параметри за всеки пласт; • преглед на получените стойности на геотехническите параметри. При усредняване на геотехническите параметри за даден пласт може да прикрие наличието на послаби зони, поради което е препоръчително при усредняването да се подхожда предпазливо и обосновано. От съществено значение е тези слаби зони да бъдат точно установени. Измененията на геотехническите параметри или коефициенти могат да показват значителни изменения в условията на място. Препоръчително е документацията за оценка на геотехническите изследвания да конкретизира следния аспект: пластовете, при които параметрите на земната основа се различават незначително, да бъдат разглеждани като един пласт. Последователно разположени пластове от дребнозърнести почви с различен състав и/или различни механични свойства могат да бъдат разглеждани като един пласт, при условие че цялостното поведение на този пласт е от практическо значение за проектирането и може да бъде адекватно представено чрез параметрите за пласта. Когато се очертават границите между отделните пластове и нивото на подземните води, може да се извърши линейна интерполация между изследваните точки при достатъчно малки разстояния между тях и хомогенни геоложките условия. В доклада следва да бъдат отбелязани такива линейни интерполации и съответните обяснения. При наличие на неустойчиви терени или склонове с наклон повече от 20°÷25° трябва да се направи оценка на устойчивостта на естествения терен в естествено състояние на масива, без да се има предвид предвиденото строителство. 60

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

При наличие на пропадъчни почви или особени почви следва да се определи типът на пропадъчната земна основа и да се класифицира видът на особената почви. Класификация на особените почви и примерни изчисления за класификация на почвата по тип на пропадъчност са дадени в т. 2.2. При проектиране на линейни подземни съоръжения (тръбопроводи) трябва да бъде направена оценка на корозионната активност на строителни почви по трасето на съоръжението. Трябва да бъде оценена сеизмичната обстановка в района на проучваната площадка или линейно съоръжение. Към датата на изготвяне на това Ръководство действащите нормативни документи в това отношение са „Норми за проектиране на сгради и съоръжения в земетръсни райони – Наредба 2/23.07.2007” и „Карта на сеизмичното райониране на България за период от 1000 години”. Съгласно изискванията на тези нормативи трябва да се направи оценка на строителната площадка и да се класифицират строителните почви, установени при проучването. БДС-EN1998-1 и БДС-EN1998-5 дават представителна стойност на сеизмичното въздействие, при период на повтаряемост TNCR = 475 години, но те ще могат да се използват след влизане в сила на нова национална карта за сеизмично райониране с проектните максимални стойности на ускоренията за очаквани сеизмични въздействия с препоръчителния период на повтаряемост от 475 г. 2.5.4. ЗАКЛЮЧЕНИЕ ЗА ИНЖЕНЕРНО-ГЕОЛОЖКИТЕ И ХИДРОГЕОЛОЖКИТЕ УСЛОВИЯ ЗА СТРОИТЕЛСТВО

След направената оценка на данните от проучването, в заключение трябва да се направи оценка на инженерно-геоложките и хидрогеоложките условия на площадката (линейното съоръжение). За всички установени видове строителни почви трябва да бъдат дадени характеристични и изчислителни стойности за техните геотехнически параметри. Заключението трябва да посочи конкретните геотехнически условия, които биха довели до затруднение при проектирането на предвиденото строителство. Трябва да бъдат дадени препоръки от инженерно-геоложка гледна точка, относно начина на фундиране на проектния строеж, а при необходимост и от отводняване на площадката или строителния изкоп. При опасност от възникване на склонови или други геодинамични процеси, трябва де се посочат причините за тяхната проява и да се дадат препоръки за тяхното укрепване. Въз основа на извършената оценка на инженерно-геоложките и хидрогеоложки данни, в заключение може да се препоръча допълнителен обем проучвателни работи. 2.5.5. ДОПЪЛНИТЕЛНИ ПРОУЧВАНИЯ

Допълнителни (след предварителни и свързаните с техническия проект) проучвания нататък са наложителни в два случая. Тогава, когато се получи несъответствие с резултати или очаквания от предварителните проучвания или просто вследствие на недобре извършени или малки по обем проучвания. Несъответствията в геологията до нивото на фундиране най-добре се установяват при разкриване на изкопите. Нещо, което следва да се установи от геолога. Допълнителни изследвания се правят и когато първоначалната схема на фундиране се измени, когато настъпят изменения в конструкцията или при неудовлетворяване на някои нормативни изисквания. Допълнителни изследвания се извършват и при повишен риск на проекта по фундиране, които могат да бъдат включително и пробни натоварвания (например на пилоти, на анкери и пр.). 2.5.6. ГЕОТЕХНИЧЕСКИ ДОКЛАД

При по-значими обекти (основно от трета геотехническа категория) предварителните геотехническите изследвания на терена са с по-голям обхват. Те трябва да включват изследвания, необходими за различни (очаквани) методи за фундиране на сградата. На базата на доклад за проведените инженерно-геоложки проучвания и земномеханични изследвания и разработен първоначален проект (идеен, включително с предварително статическо изследване) за сградата се възлага на специалист по геотехника изготвяне на геотехнически доклад. Този геотехнически доклад представлява анализ на геотехническите условия и е съобразен с проектираната конструкция, и нейното поведение при статични и сеизмични въздействия. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Геотехническият доклад трябва да съдържа: • пълна геоложка и земномехнична картина (свойства на почвите по нива) на земната основа до ниво, което ще интересува проектанта и което се съобразява с начина на фундирането; • препоръки за начина на фундиране и особеностите на технологията за изпълнение на елементите на фундирането; • препоръки за начина на укрепването (ако се предвижда) с особеностите на неговото изпълнение; • препоръки за изчислителни методи и земномеханични модели (с техните параметри) за изследване на двата основни геотехнически проблема – фундиране и укрепване; • препоръки за стандарти и нормативи, по които да бъдат проведени проектните изследвания; • ясно дефинирани критерии за разработване на проекта и неговите ограничения; • определяне на граничните състояния, които следва да бъдат изследвани и техните особености. Следва да са дадени и частните коефициенти на сигурност за тях и/или ограниченията за деформациите и сляганията на конструкцията, причинени от земната основа. • определяне на допълнителните изследвания (фаза технически и работен проект) по обем и цели, които следва да бъдат извършени, за да се получи минимален риск за конструкцията; • препоръки за проектиране на насипи, ако проектът го изисква – регламентират се насипният материал, изскванията към него, технологията на уплътняване и контролът на качеството. • ясно определени основните точки за контрол и мониторинг на проекта на частта фундиране и/или укрепване (и не само).

Геотехническият доклад следва да внесе пълна яснота по отношение на геотехническите проблеми, свързани с проучването, проектирането и изпълнението на обекта. Допълнение към този доклад се прави при необходимост и в резултат от геотехническите проучвания, проведени във фаза технически проект. та.

Авторът на геотехническия доклад споделя отговорността по разработване и изпълнение на проекДопълнителна литература (БДС-676). БДС 676-75. Почви строителни. Класификация.

(ASTM). ASTM, Standard Test for Classification of Soil for Engineering proposed, Designation D. 2487 - 1969, 1970, & AS 1726,- 1993. (BS 1377). BS 1377. Method of testing soil for civil engineering purpose, British Standard Institute, BSI, London, England, 1990. (ISO) ISO 14688-2:2004. Geotechnical investigation and testing. Identification and classification of soils. Part 2: Principles of classifications, 2004. (Наредба 2, 2007). Наредба No 2 за проектиране на сгради и съоръжения в земетръсни райони, София, 2007. (Berdghal et аl., 1993). Bergdahl, U., E. Ottosson, Malmborg, B.S. Plattgrundlaggning. Spread foundations (in Swedish), Stockholm: AB Svensk Byggtjanst, 282 pages, 1993. (Sanglerat, 1972). Sanglerat, G. The penetrometer and soil exploration Amsterdam: Elsevier Publishing Company, 464 pages, 1972. (SPT, 1995). The Standard Penetration Test (SPT): methods and use. London: Construction Industry Research Information Association (CIRIA), Report 143, 143 pages, 1995. (Stenzel, 1978). Stenzel, G., K. J. Melzer. Soil investigations by penetration testing according to DIN 4094. Tiefbau 20, S. 155 - 160, 240 – 244 (In German), 1978. (Biederman, 1993). Biedermann, B. Comparative investigations with sounding methods in silt Forschungsberichte aus Bodenmechanik und Grundbau, Nr. 9 (In German), 1993. (TH, 1984). Aachen: Technische Hochschule, 1984. (Larson and Ahnberg, 2004). Larsson, R., H. Ahnberg. The effect of slope crest excavations on the stability of slopes. Linkoping: Swedish Geotechnical Institute. Report No 63, 2004. (Marsland, 1972). Marsland, A. Model studies of deep in-situ loading tests in clay. Civ. Eng. and Pub. Wks. Review, Vol. 67, No 792, pp. 695,697,698, 1972

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

ГЛАВА 3. ПРИЛОЖНА МЕХАНИКА НА ПОЧВИТЕ. НАПРЕЖЕНИЯ, ДЕФОРМАЦИИ, УСТОЙЧИВОСТ И ЗЕМЕН НАТИСК Поведението на почвите при натоварване е в основата на оразмерителните процедури, свързани с различните типове фундаменти и укрепителни конструкции. При натоварване на почвата от фундаменти в нея възникват напрежения, които довеждат (или могат да доведат) до: локално пластифициране на почвената основа (пластични зони); големи деформации (слягане на фундаментите); глобални разрушения (загуба на обща устойчивост) и когато тези проявления са недопустими, се говори за нарушаване функцията на сградата, нарушаване геометрията на сградата или направо за локални или глобални разрушения на сградата. Тези ограничителни състояния се наричат крайни, които при проектирането не следва да се допускат. Оценката на тези крайни гранични състояния става чрез методите на земната механика, които се разглеждат в тази глава.

3.1. НАПРЕЖЕНИЯ И ДЕФОРМАЦИИ В ЗЕМНАТА ОСНОВА. КОНСОЛИДАЦИЯ За определяне на напрегнатото и деформирано състояние (НДС) се използват различни модели на земната основа. Най-разпространеният физичен модел за почви е моделът на линейнодеформируема непрекъсната изотропна среда с връзка между напрежения и деформации по закона на Хук или т.нар. модел на еластично изотропно полупространство. Този класически модел и свързаният с него метод за изследване на НДС, посочен в Еврокод 7 като метод напрежениедеформации е основен за получаване на вертикалните деформации на земната основа и се приема тук. Той е и в основата на Нормите за плоско фундиране [13]. 3.1.1. НАПРЕЖЕНИЯ В ЗЕМНАТА ОСНОВА 3.1.1.1. Напрежения в земната основа по модел на еластично изотропно еднородно полупространство (1) Вертикални нормални напрежения σz а) вертикална сила P в точка от повърхността на терена (Boussinesq, 1885)

σz r

σz

ψ0

Boussinesq с ъгъл ψ

0 z a. Фиг. 3.1.1. Задача на Boussinesq: (а) означения; (б) диаграми на вертикални напрежения σz в хоризонтална равнина на дълбочина z Ръководство по ГЕОТЕХНИКА 63

Напреженията σ z в точка на дълбочина z се определят по формулата

σz =

3Pz 3

(

2π r 2 + z 2

)

5/ 2

(3.1.1)

С въвеждане на ограничителен ъгъл ψ 0 (фиг. 3.1.1 б), който отчита реалното разпределение на напреженията в почвена среда, σ z се определят по:

σz =

(

3P 2

2π r + z

)

cos 2 ψ

cos ψ − cot gψ 0 . sin ψ , 1 − cos ψ 0

(3.1.2)

като за ъгъла ψ 0 се приемат следните стойности в зависимост от вида на почвата: рохкави пясъци – ψ 0 =400; сбити пясъци – ψ 0 =500; меки глини – ψ 0 =550; твърди глини – ψ 0 =700. Когато силата P е резултантна на натоварване, разпределено върху площ A, се препоръчва формули (3.1.1) и (3.1.2) да се ползват за дълбочина z ≥ 3d , където d e диаметърът на равноплощния кръг. ПРИМЕР 1.

За данните: P = 1000 kN, z = 3,0 m, r = 1,0 m по формула (3.1.1) се получава σ z = 40,8 kPa; при ъгъл ψ 0 =50° и ψ = arctg( r / z ) = 18,4° по формула (3.1.2) се получава σ z = 82,1 kPa. б) съсредоточен по линия вертикален товар p (Flamant, 1892)

Напреженията σ z за 1 m’ (сила P =p.1,0) се определят по формулата

σz =

2Pz 3

(

π r2 +z2

)

(3.1.3)

където означенията са, както на фиг. 3.1.1. Когато натоварването p е резултантно на ивичен товар с ширина B, формула (3.1.3) e валидна за дълбочини z ≥ 2 , 5B . в) трапецовиден ивичен товар p (натоварване от насип)

Вертикалното напрежение σ z в точка, намираща се на дълбочина z, съгласно схемата на фиг. 3.1.2. се определя с израза:

σ z = I .p ,

(3.1.4)

където I е коефициент, който се отчита от графиките на фиг. 3.1.2. в зависимост от отношенията L/z, B/z . Когато точката, за която се търсят напреженията, лежи на ос на симетрия (насип) – резултатът за σ z се умножава по 2,0. Величините L или B могат да са нулеви, което съответства на равномерно разпределен или триъгълников ивичен товар. г) равномерно разпределен вертикален товар p върху правоъгълна плоскост

Напрежението σz в точка, която се намира на дълбочина z върху вертикала, минаваща през ъглова точка на товарната плоскост, се определя с един от изразите:

σ z = α0p ,

(3.1.5)

σ z = I .p ,

(3.1.6)

където α 0 и I са коефициенти, които се отчитат съответно от графиките на фиг. 3.1.3. и на фиг. 3.1.4. в зависимост от отношенията (L /B, z /B ), респ.(L /z, B /z ). Използването на изрази (3.1.5) и (3.1.6) е равностойно.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

0,01 0,50

0,02

0,04 0,06 0,1

0,2

0,4 0,6 1,0

4 5 6 8 10,0 0,50

3,0 2,0 1,8 1,6 1,4 1,2 b/z=1,0

0,45

0,9

0,40

0,8 0,7

0,35

0,6

I b/z=0,5

0,30

0,4 0,25

0,25 0,3 0,20

0,20 4 5 6 8 10,0

0,2

0,15

b p

0,1

b/z=0

0,05

σz = I.p

0,05

0,10

σz 0 0,01

0,02

0,04 0,06 0,1

a/z

0,2

0,4 0,6 1,0

Фиг. 3.1.2. Графики за определяне на напрежения σz от трапецовиден ивичен товар (Osterberg, 1996)

α = σP0z 0

0,05

0,10

0,15

0,20

0,25

2,0

5 2 3

B L/ P

10,0

0,5

=

B L>B

B L/

20,0

1,5

 P

18,0

1,0

14,0 16,0

12,0

z/B

о

8,0

=1 0д

z/B

B 1

L/ B

6,0

4,0

2,0

Фиг. 3.1.3. Графики за определяне на напрежения σz под ъглова точка на правоъгълна плоскост, натоварена с равномерно разпределен товар (Steinbrenner, 1934)

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

0,25

0,1

0,2 0,3 0,4

0,6

1,0

4 5 6

8 10 0,25



0,6 0,28

B x

σz

0,24

m=B/z ; n=L/z m и n са взаимно заменяеми

σz = I.p 0,01

0,02

0,04

0,1

3 4

0,22

m=1,2

0,20

m=1,0 m=0,9 m=0,8

0,18 0,2 0,3 0,5

0,20

σz

σz = I.p

0,5

0,15

1,0

0,10

0,10 0,6

0,16

0,4

0,14

m=0,4

0,12

0,8

0,18

m=0,5

0,14



0,20

m=0,6

0,16

0,20

0,26 m= m=3,0 0,24 m=1,6 m=1,4 0,15 0,22

m=0,7

6 8 10 0,28

m=2,5 m=2,0 m=1,8

0,26

0,05

0,12

0,05

под точка A 0,2

0,10



0,08

0,10

m=0,3

m=1,0 m=2,0

0,1

0,08 m=0,2

0,06

m=0,1

0,04

0,08

0,06

0,04

0,1

0,2 0,3 0,5 0,8 1

3 4

0,06

2,0

0,4

0,2

0,02

m=0,0 0,02

0,5

0,04

0,02

0 0,01

0,08

1,0

0,3

0,04

0,02

m под точка B

0,1

3,0

0,04

5,0

0,02

10,0

0 6 8 10

0,1

0,2 0,3 0,4

0,6

1,0

4 5 6

8 10

Фиг. 3.1.5. Графики за определяне на напрежения σz под ъглови точки на правоъгълна плоскост, натоварена с триъгълников товар (Day, 2006)

Фиг. 3.1.4. Графики за определяне на напрежения σz под ъглова точка на правоъгълна плоскост, натоварена с равномерно разпределен товар (Osterberg, 1996)

За определяне на σz по вертикали, които са вътрешни или външни спрямо очертанията на товарната плоскост, се прилага методът на ъгловите точки на принципа на суперпозицията, илюстриран на фиг. 3.1.6. d

d f

4 x Mfae

Mfae + Mebg+ +Mgch + Mhdf

e l

g a

a e

b f

Mfch - Mfbg - Medh+ +Meag

f g

a b

m h

Mlbh + Mifm + Mjdk+ +Mkei + Mhcj - Mlam

Фиг. 3.1.6. Метод на ъгловите точки за получаване на напрежения σz по вертикали през точка M ПРИМЕР 2.

За данните: L = 4 m, B = 3 m, p = 200 kPa да се определи напрежението σz под средната точка за товарната плоскост на дълбочина z = 4,5 m. За отношенията (L /2)/(B /2) =1,33 и z/ (B/2 ) = 3,0 от фиг. 3.1.3. се отчита α0 = 0,055 и по формула (3.1.5) с множител за суперпозиция 4,0 се получава σz = 4.0,055.200 kPa = 44 kPa; за m = ( B / 2 ) / z = 0,33 и n = (L/2 ) /z = 0,44 от фиг. 3.1.4. се отчита I = 0,055 и по формула (3.1.6) се получава същият резултат σz = 44 kPa. д) линейно изменящ се вертикален товар (триъгълников) p върху правоъгълна плоскост

Напрежението σ z в точка на дълбочина z върху вертикала, минаваща през ъглова точка на товарната плоскост с нулева стойност на товара (т. B от фиг. 3.1.7 а), се определя с формулата σ = α p , (3.1.7) z

където α  е коефициент, който се отчита от графиките на фиг. 3.1.7 б. 66 Ръководство по ГЕОТЕХНИКА



0,05

0,10

z/B

0,05

0,10 1

4 3

2 L/B=10

L/B=1 3

3 2





6 p

L>B

8 9

7 L

L>B

10 а. б. 10 Фиг. 3.1.7. Схема на правоъгълна плоскост, натоварена с триъгълников товар (а); графики за определяне на напрежения σz под ъгловите точки (б) [3]

За същата задача могат да се ползват и графики на фиг. 3.1.5., валидни за ъглови точки в двата края на товара, от които се отчита коефициентът I за определяне на напреженията с формулата

σ z = I .p .

(3.1.8)

Важно: Напреженията σz от трапецовиден товар върху правоъгълна плоскост се определят чрез разделяне на товара на равномерно разпределен и триъгълников и суперпониране на резултатите по формули (3.1.5–3.1.8). ПРИМЕР 3.

За следните данни в съответствие с фиг. 3.1.7 a: L = 5 m, B = 4 m, p =300 kPa да се определи напрежението σz под средните точки M и N на страните B на дълбочина z = 3,0 m. За отношенията L /(B / 2) = 2,5 и z /(B / 2) = 1,5 от фиг. 3.1.7 б се отчита αΔ = 0,045 и по формула (3.1.7) с множител за суперпозиция 2,0 се получава σ zM = 2.0,045.300 = 27 kPa; за m = (B / 2)/z = 0,66 и n = L / z = 1,66 от фиг. 3.1.5. се отчита за точка M – I = 0,05 , за точка N – I = 0,13 и по формула (3.1.8) се получава σ zM = 30 kPa, σ zN = 78 kPa.

Фиг. 3.1.8. Графики за определяне на напрежения σz под кръгла плоскост, натоварена с равномерно разпределен товар (Foster & Ahlvin, 1954; Day, 2006) Ръководство по ГЕОТЕХНИКА 67

е) равномерно разпределен вертикален товар p върху кръгла плоскост

Напрежението σz в точка на дълбочина z и на хоризонтално разстояние x от центъра на кръга се определя с формулата

σ z = I .p / 100 ,

(3.1.9)

където I е коефициент, който се отчита от графиките на фиг. 3.1.8. (2) Максимални тангенциални напрежения τ max

Стойността на τmax се дефинира чрез разликата между главните нормални напрежения с формулата

τ max = (σ 1 − σ 3 ) / 2 .

(3.1.10)

За произволна точка в земната основа τmax може да се определи от графики с линиите на еднакви стойности на τmax от действието на различни товари, показани на фиг. 3.1.9. B

диаметър B

max(τmax) = p/π

B/2 B/2

B/2

p 8p

B/2

0, 2

B/4

0,2

B/4 B/8

0,18p 0,16p

B/2

22 p

0,20p

B/2

p 0,08 p 2 0,1 4p 0,1 6p 0p ,2 0,1 18p 0 , 0 0,2 6

0,14p

0,22p

0,12p

0,14p

0,24p

B/4

0, 1

0,1

0,256p

B/4

0, 06 0, p 08 p

p 06 0, p 8 0 0,

B/4



0,12p

B/2

б.

max(τmax) = p/π

B/4

B/2

4p 0,

B/2

0,5p/π

0 ,3 p

0,05p

B/2

0,6p/π

0,075p

B/2

0,7p/π

B/2

0,9p/π 0,8p/π

0,15p 0,125p

0,10p

0,2 p/π

p/π

0, 3 p/ π 0, 4 p/ π

B/2

0,4p/π 0,75p/π 0,96p/π

0,2

p/π p/π 0,4

0,275p 0,25p 0,225p 0,20p 0,175p

p p/π

0,3

0,20p 0,25p 0,30p

B/2

B/4

B/2 B/2 B/2 в. г. Фиг. 3.1.9. Линии на еднакви τmax от: (а) равномерен товар по кръгла плоскост; (б) ивичен равномерен товар; (в) ивичен триъгълников товар; (г) ивичен трапецовиден товар (Singh, 1967)

3.1.1.2. Напрежения в земната основа по модел на двупластова среда

Деформационните характеристики на пластовете са следните: Е1 ; Е2 ;ν1 = ν2 = 0,25. За действието на равномерно разпределен товар p върху кръгла плоскост с помощта на графики от фиг. 3.1.10 а се определя напрежението σz на границата между двата пласта под центъра на кръга. За целта се отчита коефициентът I (редуциран с множител [H /r ]2) в зависимост от отношенията Е1 /Е2 и r/H, където r e радиусът на кръга, а H – дебелината на горния пласт. Напрежението σ z се определя по формулата

σ z = I .p .

(3.1.11)

За частния случай, при който r = H, т.е. α = 0, на фиг. 3.1.10 б са показани графики за определяне на напрежението σz по формула (3.1.11) за точки под центъра на кръга при x = 0, на хоризонтално разстояние x = 0,5r и на края на кръга при x = r. Моделът на двупластова среда може да се прилага за квадратна товарна плоскост, като последната се замени с равнолицев кръг.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

α=0,2

σz

α=0,5

1,0

ν1=0,25

ν2=0,25

z H 2

α=2

0 0,001 0,01

0,1 1 k=E1/E2

100

0,5

1,0

k=1000

α = r/H; k = E1/E2; ρ = x/H; σz = I.p

α=1

0,5

а.

z=H H

2,0

H I. r

кръгла плоскост 2r p

α=0

2,5

2,75

1000

б.

I(r=H) 0,5 1,0

k=1000

10 2 1 0,001

ρ=0

0,5 k=

10 1 2 0,001

1,0

00 10

1 10 0,001

ρ=0,5

ρ=1,0

Фиг. 3.1.10. Графики за определяне на напрежение σz в двупластова земна основа, натоварена с равномерно разпределен товар p върху кръгла плоскост: (а) σz на границата между пластовете при x = 0; (б) σz в точки при x = 0, x = 0,5r , x = r , в случай че r = H (Day, 2006) 3.1.2. ДЕФОРМАЦИИ НА ЗЕМНАТА ОСНОВА

При определяне на деформациите на земната основа е необходимо да се имат предвид следните видове деформации: •

вертикалните деформации на уплътняване от натоварване;

• формоизменение вследствие на срязващи напрежения – развитието на тези деформации е пряко свързано с пластифицирането на почвата и проблемите на устойчивостта на почвения масив; •

уплътняване или разуплътняване вследствие на промяна на нивото на почвените води;

• пропадане вследствие на структурни изменения, предизвикани от намокряне, хидравлична суфозия или динамични въздействия; •

набъбване при разтоварване или намокряне;

• мигновени и стабилизирани деформации – мигновените възникват веднага след прилагане на натоварването; стабилизираните – след период от време вследствие на филтрационни и реологични явления, валидни за свързаните почви (процес на консолидация). 3.1.2.1. Концепции на Еврокод 7 във връзка с деформациите на земната основа

Ефектите, получени от деформирането на почвата, са равномерни и неравномерни премествания на фундаменти, конструктивни елементи или съоръжения. Определянето на числовите стойности на тези премествания се извършва след интегриране (сумиране) на деформациите в границите на деформируемата (активна) зона от земната основа с дълбочина Ha. Стойностите на обобщените премествания служат за проверки по експлоатационно гранично състояние SLS съгласно неравенството

Еd ≤ Cd ,

(3.1.12)

където с Е d и C d са означени съответно изчислителната стойност на ефекта от въздействието и неговата гранична стойност. За получаване на Ed се въвеждат само коефициентите на съчетания ψ i на товарите, всички частни коефициенти γi се приемат равни на 1,0.

За плоски фундаменти по SLS се извършват проверки за равномерни вертикални премествания (абсолютно и средно слягане) и неравномерни премествания (относително слягане, огъване, наклоняване). Стойностите на граничните премествания (Cd ) зависят от типа на строителните конструкции и вида на фундаментите и са дадени в Таблици 7.1.12. и 7.1.13. За традиционни конструкции, фундирани върху глини, проверки за премествания на фундаментите в съответствие с неравенство (3.1.12) не се извършват, в случай че както в първоначално недренирано състояние, така и при приложеното експлоатационно натоварване, за носимоспособността на земната основа e изпълнено условие (3.1.13). Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Еk

≤ R k /3 ,

(3.1.13)

където Е k е характеристичната стойност на ефекта на въздействие; R k – характеристичната стойност на съпротивлението срещу това въздействие; 3,0 е стойността на частния коефициент γR,SLS. Ако се получи γR,SLS <3,0, слягането на фундамента се проверява в съответствие с неравенство (3.1.12), като за случая γR,SLS < 2,0 е необходимо да бъде отчетена нелинейната коравина на земната основа. 3.1.2.2. Изчислителни методи за премествания на фундаменти по модел на линейнодеформируема земна основа

Прилагането на теорията на линейно-деформируема среда за определяне на деформациите в земната основа не изключва еласто-пластичното деформационно повдение на почвата, но е необходимо големината на пластичните зони да се ограничава. Като критерий може да се използва съотношението z < b /4, където z e максималната дълбочина на пластичните зони, а b – широчината на основната плоскост на фундамента. За изпълнение на този критерий натоварването p в основната плоскост на фундаментите не трябва да превишава стойността p1/4 , определена по формула (3.2.52). Този критерий е въведен в нормативния документ [17] и препоръчваме прилагането му, когато се използват линейни физични модели за земна основа. (1) Активна зона на слягане

Приемането на активна зона на слягане Ha се прави с цел решенията за деформациите на земната основа по моделите на линейно деформируема среда да се приведат в съответствие с реалното деформационно поведение на почвата, която е еласто-пластичен материал с ограничени разпределителни свойства за напреженията и деформациите в полупространството. Активната зона на слягане Ha зависи от размерите на фундаментната плоскост, натоварването върху земната основа и вида на почвените пластове. В Еврокод 7 за дълбочина на активната зона Ha се препоръчва да се приеме дълбочината z , за която е изпълнено условието

σ z ( z ) = 0, 2.σ γ ( z ) ,

(3.1.14)

където σ z е ефективното напрежение в земната основа от натоварването в основната плоскост на фундамента; σ γ – ефективното напрежение от геоложки товар. В Еврокод 7 се отбелязва, че в някои случаи активната зона на слягане може да се приеме с дълбочина от един до два пъти широчината на фундаментната плоскост, а при широкоплощни фундаменти да се редуцира, но не се конкретизират случаите и не се дават критериите за това. Тук ще бъдат дадени правилата за дефиниране на дълбочината на активната зона според нормативните документи [13], [17]. а) активна зона на слягане според НППФ/96 [13] • За земна основа, изградена от почви с модул на обща деформация 5 ≤ Е 0 < 100 MPa, дълбочината на активната зона Ha се определя по формулата

Ha = H aизч / k1 ,

(3.1.15)

където k1 е корекционен коефициент със следните стойности: k1 = 1,00 – за глина; k1 =1,0÷1,3 – за песъчлива глина; k1 = 1,30÷1,50 – за глинест пясък; k1 = 1,50 – за пясък. • За земна основа от почви с 5 ≤ Е 0 < 10 MPa стойността на H aизч във формула (3.1.15) е равна

на дълбочината z, за която е изпълнено условие (3.1.14); • За земна основа от почви с 10 ≤ Е 0 < 100 MPa равенство (3.1.14) е в сила само ако получената

стойност за H aизч е по-малка от следната условна дълбочина

H aусл = k 2k 3 ( 9 + 0,15B ) – (в метри),

(3.1.16)

където k2 е коефициент, който се приема по Tаблица 3.1.1.; k 3 = 0, 7 + p/p1 , където p е натоварването в основната плоскост на фундамента, p1 = 1,0 МРа.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Таблица 3.1.1. Коефициент k2. Форма на основната плоскост на фундамента Кръг, квадрат 1-3 Правоъгълник 3-5 при n = L / B >5 Ивица (при n > 10)

k2 1,0 1,0-1,1 1,1-1,3 1,3-1,5 1,5

Ако H aизч > H aусл , се приема H aизч = H aусл . •

Когато получената по формула (3.1.15) дълбочина на активната зона попада в слаби почви с модул на обща деформация E0 < 5,0 MPa, или ако цялата земна основа е изградена от такива почви, се приема Ha = H aизч , като за определянето на H aизч се използва условието

σ z ( z ) = 0,1.σ γ ( z ) . •

(3.1.17)

Когато на дълбочина, по-малка от Ha, залягат почви с модул E0 ≥ 100 MPa или скали, тази дълбочина се приема за Ha.

б) активна зона на слягане според СНиП 2.02.01–83* [17]

Активната зона на слягане Ha се определя съгласно условието (3.1.14), с изключение на следните случаи: • В границите на дълбочината Ha , определена с условие (3.1.14), заляга здрав пласт 1 с модул на Е 0,1 ≥ 100 MPa и дебелина h1 , която удовлетворява условието обща деформация

(

)

h1 ≥ H a 1 − 3 E 0,2 / E 0,1 , където Е 0,2 е модулът на пласт 2., залягащ под пласт 1. – в този случай за Ha се приема дълбочината до здравия пласт 1. • Получената по формула (3.1.14) дълбочина на активната зона Ha попада в слаби почви с модул на обща деформация E0 < 5 MPa или ако такъв слаб пласт заляга непосредствено под дълбочината z = Ha – в този случай Ha се определя от условие (3.1.17).

Е 0i

• Широчината (диаметърът) на фундамента B ≥ 10 m и модулът на почвите от земната основа ≥ 10 MPa (допуска се и когато има и пластове с Е 0,i < 10 MPa, при условие че тяхното присъствие в

рамките на активната зона, определена според долуизложената методика не превишава 20%) – за Ha се приема дебелината на линейно-деформируем пласт по формулата

H a = k р (Н 0 + ψ B ) , в метри,

(3.1.18)

където H0 = 9 m и ψ = 0,15 за земна основа, изградена само от прахово-глинести почви; H0 = 6 m и ψ = 0,10 – за земна основа, изградена само от пясъци; kp =0,8 при напрежение в основната плоскост на фундамента p = 100 kPa, kp = 1,2 при p = 500 kPa, за междинни стойности на p се интерполира. За земна основа, изградена от прахово-глинести почви и пясъци, дебелината деформируемия пласт се определя по формулата

H a = H s + hcl / 3 ,

на линейно(3.1.19)

където: H s e дебелината на пласта, определена по формула (3.1.18) за случая на земна основа само от пясък; hcl – сумарната дебелина на прахово-глинестите пластове до дълбочина H cl , определена по формула (3.1.18) за случая на земна основа само от прахово-глинести почви. • Стойността на Ha, определена по формули (3.1.18) и (3.1.19), трябва да се увеличи с дебелината на пласт с Е 0 < 10 MPa, ако този пласт заляга непосредствено под Н a и неговата дебелина

≤

20 % от Ha.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

ПРИМЕР 4.

Да се определи активната зона на слягане Н a за квадратна плоскост с характеристично натоварване р =200 kPa върху теренната повърхност на земна основа от глина с γ k =20 kN/m3 и Е 0 = 12 MPa при два варианта на размери на плоскостта – L = B = 5,0 m и L = B = 15,0 m. Решение:

при a = b = 5,0 m

•

И по двата нормативни документа [13] и [17] условие (3.1.14) е меродавно за определяне на Ha = 8 m: σ γ ( z = 8 m ) =20.8 = 160 kPa; 0,2 . σ γ = 32 kPa; σ z = 4.α 0 p = 4.0,04.20 = 32 kPa, където

α 0 = 0,04 е отчетен от графики на фиг. 3.1.3. за отношения (L /2)/(B /2)=1 и (z)/(B /2) = 3,2; във формула (3.1.15) коефициентът k1 = 1,0. при a = b = 15 m

•

Според ПППФ/96[13]

От условие (3.1.14) се определя H aизч = 16 m: σ γ ( z = 16 m ) = 20.16 = 320 kPa; 0,2. σ γ = 64 kPa;

σ z = 4.α 0 p = 4.0,08.200 = 64 kPa, където α 0 = 0,08 е отчетен от графики на фиг. 3.1.3. за отношения (L /2)/(B /2)=1 и (z)/(B /2)=2,1. От условие (3.1.16) при коефициенти k 2 =1,0 и k 3 = 0,7 + 0,2/1 = 0,9 се определя

H aусл = 1,0. 0,9(9 + 0,15.15)= 10,13 m. Тъй като H aусл < H aизч , за дълбочината на активната зона се получава:

H а = H aусл / k1 = 10,13/1,0 = 10,13 m Според СНиП 2.02.01–83* [17]

Тъй като B > 10 m, H а се определя с формула (3.1.18), където се замества Н 0 = 9 m, ψ = 0,15, k p = 0,9 и се получава H а = 10,13 m. (2) Метод на послойното сумиране за определяне на слягане

Методът предвижда изчисляване на деформаците на земната основа по израза (гледай едновремнно фиг. 3.1.11 а и фиг. 3.1.11 б). n

s =  Δs i = β 

σ z,i .hi , Ei

(3.1.20)

вертикална планировка естествен терен

pav,k =250kPa

σγ

0,2σγ

3,0 m

σz

σz,i

б.

2,0 m 2,0 m

а.

250

2,0 m 2,0 m

Ha hi

1,0 m

114 150

179,4

2 3 4

σγ

50,6

Ha=6,0 m

32,2 13,8

σz

Фиг. 3.1.11. Теоретична схема (а) и изчислителна схема към пример 5. (б)

Израз (3.1.20) представлява сумиране на премествания на ламели (подпластове) на земната основа в областта на предварително определената активна зона. 72

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Означенията са, както следва: n e броят на пластовете в рамките на активната зона; σ z,i – вертикалното нормално напрежение за пласт i, определено за средната му точка; hi – дебелината на

пласт i, за която се въвеждат ограниченията [13]: hi ≤ 3 m за сгради и промишлени съоръжения, hi ≤(0,005÷0,075)B за хидротехнически съоръжения, където B е широчината на основната плоскост, и

hi ≤ 0,4B – за мостове; β – коефициент, който отчита коравината на фундамента и влиянието на хоризонталните напрежения в земната основа – за средна точка на фундаментна плоскост β се приема по Таблица 3.1.2.; σ Ei – модулът на обща деформация, определен за напрежение σ Е,i = z,i + σ γ ,i . 2

Изчисленията се съобразяват със следните изисквания: •

при дълбочина на фундиране Df ≤ 5 m и широчина на основната плоскост B ≤ 5 m – p = p av − σ γ t ( рav е средното външно натоварване в основната плоскост), σ γ t – геоложкият товар на дълбочината на фундиране;

•

при B ≥ 10 m –

p = p av ; при 5 < B < 10 m се прави интерполация по формулата

p = p av − σ γ t ( 2 − 0 , 2B ) ; Изисква се s ≤ s lim , където slim са граничните премествания (вж. Таблици 7.1.12. и 7.1.13.). Таблица 3.1.2. Стойности на коефициента β [13] Форма на основната плоскост на фундамента

Кръг, квадрат Правоъгълник при n = L / B

β 0,70

1-2 2-3 3-5 5-10

0,70-0,72 0,72-0,75 0,75-0,78 0,78-0,83

Ивица (при n > 10)

0,85

ПРИМЕР 5.

Да се определи слягането на правоъгълен фундамент под колона на скелетна стоманобетонна сграда с размери на основната плоскост L = 3,5 m, B = 2 m, дълбочина на фундиране Df = 1 m, с характеристично натоварване от връхната конструкция и фундамента pav,k = 250 kPa върху земна основа с характеристики: пласт 1. – глинест пясък с дебелина 3 m, γk1 = 20 kN/m3, Е01 = 12 МPa; пласт 2. – глина – γk2 = 18 kN/m3, Е02 = 6 МPa. Решение: Изчислителната схема е показана на фиг. 3.1.11 б. Земната основа се разделя на пластове с дебелина 2,0 m. За средните точки на пластовете по вертикала, минаваща през средата на основната плоскост на фундамента, се определят стойностите на напреженията σγ и σz от натоварване p = 250 – 1,0.20 = 230 kPa. Напреженията σz се определят чрез коефициентите α 0 от графиките на фиг. 3.1.3.

За точка 4: (L/2)/(B/2)=1,75/1=1,75 и z/(B/2) =7/1=7

 α0 =0,015;

σ z =4.0,015.230=13,8 kPa; σγ = 3.20 + 5.18 = 150 kPa; 0,2σγ =30 kPa>σz = 13,8 kPa; Ha=6,0 m. Слягане на фундамента по формула (3.1.20) за β =0,7:

s =0,7(179,4. 2/12000 +50,6. 2/6000+32,2.2/6000)= 0,04 m=4 cm;

s = 4 cm < slim = 6 cm – проверката е удовлетворена.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(3) Метод на ограничения линейно деформируем пласт [17]

Този метод се прилага при деформируем пласт, ограничен от недеформируема основа (скала) или при широкоплощни товари, когато се приема условен ограничен пласт с дебелина, равна на дълбочината на активната зона Ha , определена по една от формулите (3.1.16), (3.1.18) или (3.1.19). а) слягане на корав фундамент (EI = ∞) при деформируем нееднороден пласт (Егоров, 1958) B

p Ha zi

zi-1 E0,i

z Фиг. 3.1.12. Изчислителна схема за определяне на слягане на корав фундамент по метода на линейно деформируем пласт

За изчисляване на слягането на корав фундамент с кръгла, квадратна и правоъгълна основна плоскост от деформирането на земна основа с n на брой различни пластове се прилага формулата

s = B .p.

k c n k i − k i −1 , ⋅ k m i =1 E 0,i

(3.1.21)

където p е средното напрежение в основната плоскост, без да се редуцира с геоложкия товар σ γ t ;

k c , k m – коефициенти, които се определят съответно по Таблици 3.1.3. и 3.1.4.; k i , k i-1 – коефициенти, които се определят от Таблица 3.1.5. съответно за пласт i и (i - 1); E0,i – модул на обща деформация за пласт i. Изчислителната схема е показана на фиг. 3.1.12. Таблица 3.1.3. Коефициент k c [17]

ξ = 2H a / b

0 < ξ ≤ 0, 5 0, 5 < ξ ≤ 1 1<ξ ≤2 2<ξ ≤3 3<ξ ≤5 ξ >5

1,5 1,4 1,3 1,2 1,1

Таблица 3.1.4. Коефициент k m [17]

Е 0,av , MPa Е 0,av <10

Е 0,av

≥ 10

k m при стойности на B, m B < 10 10 ≤ B ≤ 15 B >15 1

1,35

1,5

1,0

Таблица 3.1.5. Коефициент k i [17] 2.z /B или z /r 0,0 0,4 0,8 1,2 1,6 2,0 2,4 2,8 3,2 3,6 4,0 4,8

за кръг с радиус

ki при отношение L /B на правоъгълник

1,00

1,40

1,80

2,40

3,20

5,00

0,000 0,090 0,179 0,266 0,348 0,411 0,461 0,501 0,532 0,558 0,579 0,611

0,000 0,100 0,200 0,299 0,380 0,446 0,499 0,542 0,577 0,606 0,630 0,668

0,000 0,100 0,200 0,300 0,394 0,472 0,538 0,592 0,637 0,676 0,708 0,759

0,000 0,100 0,200 0,300 0,397 0,482 0,556 0,618 0,671 0,717 0,756 0,819

0,000 0,100 0,200 0,300 0,397 0,486 0,565 0,635 0,696 0,750 0,796 0,873

0,000 0,100 0,200 0,300 0,397 0,486 0,567 0,640 0,707 0,768 8,820 0,908

0,000 0,100 0,200 0,300 0,397 0,486 0,567 0,640 0,709 0,772 0,830 0,932

≥

0,000 0,104 0,208 0,311 0,412 0,511 0,605 0,605 0,763 0,831 0,892 1,001

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

6,0 8,0 10,0 12,0

0,645 0,679 0,700 0,710

0,708 0,751 0,777 0,794

0,814 0,872 0,908 0,933

0,887 0,960 1,005 1,037

0,958 1,051 1,110 1,151

1,011 1,128 1,205 1,257

1,056 1,205 1,309 1,384

1,138 1,316 1,456 1,550

б) слягане на идеално огъваем фундамент (EI = 0) при деформируем еднороден пласт

Слягането на ъглова точка на правоъгълна плоскост с размери L /B под действието на равномерно разпределен товар p върху пласт с ограничена дебелина H и характеристики Е 0 , ν =0,5 се определя по формулата

s B = f B .p. (B / 2 ) / E 0 ,

(3.1.22)

където f В е коефициент, който се отчита от графики на фиг. 3.1.13. в зависимост от отношенията m = L /B и 2H /B. Слягането на други точки се определя чрез суперпониране по метода на ъгловите точки.

Фиг. 3.1.13. Графики за определяне на слягането на ъглова точка на правоъгълна идеално огъваема товарна плоскост върху деформируем пласт (Sovinc, 1961) ПРИМЕР 6.

Да се определи слягането на фундаментна плоча с размери L = B =15 m, d = 2 m с натоварване pav,k = 120 kPa върху земна основа с характеристики: пласт 1. – глина с дебелина 4 m под фундамента, γ k1 = 18 kN/m3, E 01 = 10 МPa; пласт 2. – глина – γ k 2 = 20 kN/m3, E 02 = 18 МPa. 15m

pav,k =120kPa 2m 6m

z2=9,2 m ,2 m

z1=4 m Ha=9,2 m

z Фиг. 3.1.14. Изчислителна схема към пример 6. Решение: Фундаментната плоча се разглежда като корав елемент и се прилага решение съгласно т. 3.1.2.2(3)–а. Изчислителната схема е на фиг. 3.1.14.

По формула (3.1.18) k p = 0,82; Н a =(9 + 0,15.15). 0,82 = 9,2 m; от Таблици 3.1.3. и 3.1.4. се отчита ξ = 2H a / B =2.9,2 /15 = 1,23 Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

 kc =1,3;

k m =1,35; 75

пласт 1.– L / B =1, 2z / B =0,53 пласт 2.– L / B =1, 2z / B =1,23 по формула (3.1.21) се получава:

 k1 =0,133;  k 2 =0,305;

s = 120. 15.1,3/1,35[0,133/10000 + (0,305 - 0,133)/18000] = 0,04 m = 4,0 cm. (4) Слягане по теория на еластичността (Schleicher, 1933)

Слягането на кръгъл, квадратен и правоъгълен фундамент с широчина (диаметър) B от равномерно разпределен товар p се изчислява по формулата

s = p.B

1 −ν 2

f ,

(3.1.23)

където f e е коефициент, който зависи от формата на основната плоскост на фундамента, коравината EI на фундамента и местоположението на точката, за която се търси слягането – определя се от Таблица 3.1.6. Когато формули (3.1.22) и (3.1.23) се прилагат за нееднородна земна основа, се работи с осреднените величини E 0,av и ν av , определени съответно по формули (7.1.38) и (7.1.39). Таблица 3.1.6. Стойности на коефициента f [1]

f Форма на основната плоскост на фундамента

Кръг Квадрат Правоъгълник при n = L / B 1,5 2 3 5 10 100

Слягане на централна точка на фундамент с EI = 0

Средно слягане на фундамент с EI = 0

1,00 1,12

0,85 0,95

Слягане на ъглова точка (контурна за кръг) при EI = 0 0,64 0,56

1,36 1,53 1,78 2,10 2,53 4,00

1,15 1,30 1,53 1,83 2,25 3,69

0,68 0,76 0,89 1,05 1,26 2,00

Слягане на фундамент с EI = ∞ 0,79 0,88 1,08 1,22 1,44 1,72 2,12 -

Заключение

Във всички представени до тук методи за определяне на преместванията на фундаменти почвата се разглежда като линейно деформируем материал. Изискването тук е те да се прилагат само ако външните товари не предизвикват големи пластични зони в земната основа, което се контролира с въвеждане на критерий за „допустимо почвено натоварване”. Понеже земната основа е нееднородна среда, за практически задачи са подходящи методите на послойно сумиране и на пласт с ограничена дебелина, при които е възможно отчитането на изменението на деформационния модул Е0 в дълбочина на земната основа чрез разделянето й на ламели (подпластове). Методите по теория на еластичността, с използване на осреднени стойности на деформационния модул E 0,av и на коефициента на Поасон ν av за цялата деформируема зона в земната основа, дават приблизителни стойности на преместванията на фундаментите и могат да се прилагат за предварителна, груба оценка на експлоатационното състояние на фундаментите и конструкциите. 3.1.3. КОНСОЛИДАЦИЯ НА СВЪРЗАНИТЕ ПОЧВИ

Консолидацията е процес, свързан с изменение във времето на напрегнатото и деформирано състояние на водонаситените свързани и органични почви при действие на натоварване. Продължителността и характерът на този процес зависи от физико-механичните свойства на почвата и граничните условия, при които той протича. Пълното слягане s (след края на консолидацията) се определя с израза

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

s = s0 + s1 + s2 .

(3.1.24)

където: s0 е началното (мигновено) слягане; s1 – слягане, вследствие на филтрацията на водата в почвата (филтрационна консолидация); s2 – слягане, вследствие на пълзенето на скелета на почвата (вторична консолидация). 3.1.3.1. Начално, мигновено слягане s0

Мигновеното слягане на земна основа s0 може да се определи по теория на еластичността по формула (3.1.23), в която се въвежда деформационен модул Е u , дефиниран като начален тангентен модул към (σ 1 − σ 3 ) / ε1 диаграмата от консолидиран недрениран триосов опит, където (σ 1 − σ 3 ) е девиаторът на натоварване, а ε 1 – осовата деформация на образеца и коефициент на Поасон за недренирано състояние на почвата ν u =0,5 (вж. Глава 2.). Алтернативни начини за определяне на s0 са експериментални методи – полеви щампови изпитвания; “stress path” метод за началните слягания на серия ненарушени образци от различни дълбочини в земната основа, подложени на натоварване в триосов апарат, аналогично на реалното натоварване (Lambe, 1967). 3.1.3.2. Едномерна консолидация (Terzaghi [1])

Първите, класически решения за филтрационна консолидация се базират на модела на едномерната консолидация – деформациите на почвата и филтрацията на водата протичат само във вертикално направление. Разглежда се консолидацията на пласт с дебелина H под действието на линейно разпределени уплътняващи напрежения по височина, при отношение на напреженията по горната и долната граница на пласта α = р1 / р 2 . Филтрацията на водата е едностранна с дължина на пътя Hdr = H при наличие на дренажна повърхност само на горната граница на пласта или двустранна с Hdr = H /2 – при дренажни повърхности и по двете граници на пласта (фиг. 3.1.15.). p1 p1 p1 p1 p1 H=Hdr

H=2Hdr

едностранна филтрация

двустранна филтрация

α=1

p2=0

α=

α=0

α=p1/p2

Фиг. 3.1.15. Схеми и диаграми на уплътняващи напрежения за едномерна консолидация на пласт с дебелина H

Слягането s t , получено за период от време t след прилагане на натоварването до даден момент преди края на филтрационната консолидация, се определя с израза

s t = U s (% ) .s 1 / 100 ,

(3.1.25)

където Us e степен на консолидация; s 1 – слягането в края на филтрационната консолидация. Слягането s 1 съответства на пълното приложено натоварване и може да се определи по методите в точка 3.1.2.2., а степента на консолидация Us се отчита от графики на фиг. 3.1.16. в зависимост бездименсионния фактор време T, определен по формулата

T = C V .t / H dr2 ,

(3.1.26)

където C V е коефициент на едномерна консолидация с дименсия (m2/год.; cm2/d), който за дадена почва се определя по метода на Казагранде (Log-Time Method) и на Тейлор (Root-Time Method) [2], [3] от компресионна зависимост “време-слягане” или по формулата

CV = k f E 0 / γ w , γw

(3.1.27)

където k f e коефициентът на филтрация на почвата; Е 0 – модулът на деформация на почвата; – обемното тегло на водата.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

В случай че за нееднороден пласт с дебелина H се прилага модел на условна еднородна среда, величините k f , E 0 във формула (3.1.27) се приемат като среднотежестни – Е 0,av по формула (7.1.38) и k f,av = H /

 ( hi i =1

/ k f,i ) , където hi и k f,i са съответно дебелината и коефициентът на

филтрация на пласт i в границите на дебелината H. От стойностите за слягането s t в различни моменти от времето, се получава зависимостта “времеслягане” s =f(t). С помощта на графиките на фиг. 3.1.16. може да се реши и обратната задача – при зададена степен на консолидация Us , да се определи времето t за получаване на слягане s t , съответстващо на степента Us .

Фиг. 3.1.16. Графики за степента на консолидация Us в зависимост от фактора време T при едномерна задача на консолидацията (Day, 2006) 3.1.3.3. Пространствена консолидация

Задачата за пространствена консолидация е валидна при натоварване на земната основа от ограничена товарна плоскост, когато настъпва пространствено деформиране на земната основа и филтрация на водата във вертикално и хоризонтално направление. Скоростта на консолидация на водонаситен пласт с дебелина H под центъра на кръгла плоскост с диаметър B и равномерно разпределен товар се определя с помощта на графики на фиг. 3.1.17. на зависимостта на степента на консолидация Us от фактора време T, определен по формула (3.1.26), и отношението H /B. Скоростта на пространствената консолидация е по-голяма от тази при едномерната консолидация, чиято графика на фиг. 3.1.17. е най-дясната.

Фиг. 3.1.17. Графики за зависимостта Us /T на пласт с дебелина H под централна точка на кръгла плоскост с равномерно разпределен товар (Davis & Poulos, 1972; Day, 2006)

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

3.1.3.4. Слягане вследствие на пълзене на скелета на почвата

Параметърът, който характеризира свойството пълзене на почвите е бездименсионният коефициент C α . Той зависи от вида на почвата и интензивността на натоварването и се дефинира като наклона на кривата “време-слягане” в участъка на вторична консолидация след края на филтрационната консолидация при компресионен опит. В Таблица 3.1.7. са дадени характерни стойности за C α за свързани почви. Таблица 3.1.7. Стойности за коефициента C α (Далматов, 2001). Почва

Глинест пясък Песъчлива глина Глина

Cα при натоварване p, MPa 0,1 0,2 0,3 (1÷3)10-4 (1÷5).10-4 (2÷6) 10-4 (2÷5) 10-4 (4÷9) 10-4 (5÷11) 10-4 -4 -4 (3÷7) 10 (6÷12) 10 (8÷16) 10-4

Слягането на еднороден пласт с дебелина H вследствие на пълзене за период от време (t –t2) след края на филтрационната консолидация се определя по формулата

s 2 = C α Н ln (t / t 2 ) .

(3.1.28)

При нееднородна земна основа слягането вследствие на пълзене се определя по метода на послойно сумиране с формулата n

s 2 = β  C α ,i hi ln (t / t 2 ) ,

(3.1.29)

i =1

където β е коефициент, който при натоварване от корави фундаменти се приема по Таблица 3.1.2.; C α ,i – коефициент на пълзене за пласт i с дебелина hi ; t2 – времето за филтрационна консолидация; t – времето от момента на прилагане на натоварването. ПРИМЕР 7.

Да се определи слягането на земна основа вследствие на филтрационна консолидация (едномерна и пространствена) и на пълзене на скелета под действието на натоварване от единичен фундамент с размери L = 3,5 m, B = 2,7 m, d = 2 m и натоварване в основната плоскост от връхната конструкция и теглото на фундамента pav,k = 265 kPa (фиг. 3.1.18.). Периодът на строителство tc е 1 год. Физикомеханичните параметри за почвените пластове са дадени в Таблица 3.1.8. pav=230kPa 2,3 m

5,4 m

1 2

2,0 m 0,3 m 1,8 m

НПВ

1,8 m

64,7

1,8 m

230 1

46,7

152

2 3

82,7

1,8 m 100.3

σγ

Ha=7,5 m

83 41 21

σz

Фиг. 3.1.18. Изчислителна схема към пример 7. Таблица 3.1.8. Физико-механични параметри на почвените пластове към Пример 7.

№

пласт

1. 2. 3.

пясък глина пясък

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

γ k , kN/m3 17,5 10,0 9,5

E 0 . MPa 20,0 6,2 30,0

k f , m/d 10,0 1.10-5 8,0

Cα 12.10-4 -

#1. За определяне на слягането натоварването се редуцира с геоложкия товар на дълбочината на фундиране pav = 265 – 2.17,5 = 230 kPa. #2. Получени са диаграмите на напреженията σ γ и σ z (фиг. 3.1.18.) и е определена активната зона на слягане Ha = 7,5 m от условието 0, 2.σ γ = σ z . #3. Крайното слягане вследствие на уплътняване се определя по метода на послойно сумиране (т. 3.1.2.2.) s 1 = 6 cm, като слягането на пласт 2 е s c = 5,6 сm. #4. По формула (3.1.27) за пласт 2. се определя CV = 1.10-5.6200 / 10 = 6,2. 10-3 m2/ d. #5. За степен на консолидация Us = 90% от фиг. 3.1.16. се отчита T = 0,8, откъдето от формула (3.1.26) за Hdr =H /2 = 2,7 m се определя t = 940 d, т.е. при модел на едномерна консолидация слягането ще се стабилизира за период от 2,5 год. (1,5 год. след срока на строителство). #6. Основната плоскост на фундамента се привежда към равноплощен кръг с диаметър B = 3,47 m и се получава H/B = 1,6. #7. За степен на консолидация Us = 90% от фиг. 3.1.17. се отчита T = 0,4, откъдето t = 470d, т.е. при модел на пространствена консолидация слягането ще се стабилизира около 3 месеца след срока на строителство. #8. По формула (3.1.28) за период 50 години се определя слягането на пласт 2. вследствие на пълзене на скелета – s2 = 12.10-4. 5,4. ln(50/1) = 0,025m = 2,5 сm; #9. Определя се пълното слягане s = s 1 + s 2 = 6 cm +2,5 сm = 8,5 сm. Допълнителна литература

(Далматов, 2001). Далматов, Б. И. Проектирование фундаментов зданий и подземных сооружений, Москва-Санкт Петербург, 2001. (Егоров, 1958). Егоров, К. Е. К вопросу деформаций основания конечной толщины, Механика грунтов, Сб. тр. НИИ оснований подземных сооружений, Москва, 1958. (Boussinesq, 1985). Boussinesq, T. Application des potentials a de l’equilibre et du movement des solides elastiques. Gauthier-Villars, Paris, 1885. (Day, 2006). Day, Robert, W. Foundation Engeering Handbook: Design and Construction with the 2006 International Building Code, The McGraw-Hill Comp. (Flamant ,1892). Flamant. Comptes rendus. V. 114, Paris, 1892. (Lambe, 1967). Lambe, T. W. Stress path method. Jour. Soil Mechanics and Foundation Division, ASCE, 1967. (Singh, 1967). Singh, A. Soil Engineering in theory and practice, 1967. (Sovinc, 1961). Sovinc, J. Stresses and Displacements in a Limited Layer of Uniform Thickness, Resting on a Rigid Base, and Subjected to an Uniformly Distributed Flexible Load of Rectangular Shape. Proc. on the 5th ICSMFE, Vol. 1, Paris, 1961. (Steinbrenner, 1934), Steinbrenner, W. Tafein zur Setzungsberechnung, Die Strasse. H.I., 1934.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

3.2. ОБЩА И ОТНОСИТЕЛНА УСТОЙЧИВОСТ НА ЗЕМНАТА ОСНОВА. НОСЕЩА СПОСОБНОСТ И ПЛАСТИЧНИ ЗОНИ Разрушенията на земната основа са най-важните процеси, които протичат в нея. Причиняват се от въздействията на фундаментите и имат общ и относителен характер. Общите разрушения се свързват със „загуба на обща устойчивост”, а относителните – с „пластични зони”, които също довеждат до разрушение на земната основа. И двата типа разрушения са основни гранични състояния, които ЕК 7 разглежда при проектирането на фундаменти. 3.2.1. ОБЩА УСТОЙЧИВОСТ И НОСЕЩА СПОСОБНОСТ НА ФУНДАМЕНТИ 3.2.1.1. Носеща способност на плитко заложени фундаменти

Общата устойчивост разглежда възможностите за разрушение на почвата като земна основа при натоварване (в случая) от плоскостни фундаменти. Загубата на устойчивост на почвата „протича” по плъзгателни повърхнини, формиращи се едностранно (фиг. 3.2.1.) или едновременно двустранно. L

45°+ ϕ /2

a. Фиг. 3.2.1. Загуба на обща устойчивост (а) и изчислителна схема (б)

q = D f .γ

45°- ϕ /2

б.

За оценка на устойчивостта съществуват множество решения [Прандл, Терцаги, Соколовски, Б. Хансен, Meyerhof и др.], като приоритетно се приема решениетo на Hansen-Meyerhof. Както е известно, максималната сила Nmax, която земната основа може да понесе,се нарича носеща способност на почвата. В този смисъл изследването на устойчивостта цели определяне на тази гранична за почвата сила – носещата способност. 3.2.1.2. Изисквания на ЕК-7 В Еврокод 7 изследване на носещата способност е основна проверка (основно гранично състояние). Изисква се изпълнение на условието

Vd ≤ Rd ,

(3.2.1)

където Vd е вертикалната компонента на пълното натоварване за нивото на основната плоскост на фундамента;

Rd – носещата способност на земната основа. При определяне на Vd се взема предвид въздействието (като NEd , MEd и VEd ) от конструкцията, теглото на фундамента, обратни засипки, както и товари върху фундамента от земен и хидростатичен натиск. Изчислителната стойност на носещата способност е

Rd = Rk / γR ,

(3.2.2)

където частният коефициентът за носеща способност e γR=1,40 съгласно DA2. 3.2.1.3. Решения за носеща способност

Надолу се представя решението на Hansen-Meyerhof във вида, въведен в ЕК-7 [8], и разширението му в (DIN 4017, 2003). Решението за носещата способност е в сила за единични и ивични фундаменти, фундаментни скари и фундаментни плочи. То важи за вертикално или наклонено, центрично или ексцентрично натоварена, хоризонтална или наклонена основна плоскост, при хоризонтален или наклонен терен. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА 81

Изложената методика за определяне на носещата способност е в сила при d/B ≤ 2, където d е дълбочината на фундиране и B – широчината на страната на фундамента. Допълнително са представени решения за d/B > 2. При провеждане на изчисленията за носеща способност фундаментите се приемат като безкрайно корави. (1) Решение на Brinch Hansen за основни комбинации

Това решение запазва в общи линии изразите на Терцаги и добавя към тях корекции, приноси на много други автори. Това решение за оценка на устойчивостта се е наложило в инженерната практика и е залегналo в нормативните документи на редица държави.

при наклон на основната плоскост R(Vd;Hd)

Vd Hd

  ,', '

2eB

Hd,L

Hd,B Hd

при наклон на Hd (Hd,B и Hd,L)

B' B

Фиг. 3.2.2. Изчислителни схеми към метода на Brinch Hansen

Изчислителната схема за метода е показана на фиг. 3.2.2. при следните означения:

B, L – широчина и дължина на основната плоскост на фундамента, m; B', L’ – ефективни размери на основната плоскост на фундамента, m; d (Df) – дълбочина на фундиране, m; bc , bq и bγ – коефициенти за наклонa на основната плоскост, eL и еB – ексцентрицитети на натоварването по „двете посоки” на основната плоскост на фундамента, m; ic , iq и iγ – коефициенти за наклона на натоварването; Nc , Nq и Nγ – параметри на носещата способност; q’ = d.γ – напрежение от геоложки товар за нивото на основната плоскост на фундамента; sc, sq и sγ – коефициенти за формата на основната плоскост; α

– ъгъл на наклона на основната плоскост на фундамента спрямо хоризонта;

γ' – ефективното обемно тегло на почвата под нивото на фундиране; (вж. фиг. 3.2.2.V (NEd) – вертикална компонента на пълното натоварване или на ефекта от въздействие;

H (VEd) – хоризонтална компонента на пълното натоварване; θ – ъгъл на действие на хоризонталната компонента H. 82

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Изчисленията се извършват с нормативни или с изчислителни стойности на свойствата на почвите в зависимост от избрания комбинативен метод на проектиране. # Случай на недренирани условия

В случай на фундиране във водонаситени глини и при невъзможност за бързо разсейване на порния натиск се приема, че условията за фундиране са недренирани. Носещата способност се изчислява по формулата

R = B' .L' . (π + 2 ) c u bc .s c .i c + q  ,

(3.2.3)

където са въведени следните коефициенти за отчитане на влиянието на факторите: - наклон– наклона на основната плоскост на фундамента

bc = 1 − 2α / (π + 2 ) ;

(3.2.4)

– форма на основната плоскост на фундамента

s c = 1 + 0 , 2 (B ′ / L ′ ) за правоъгълна форма;

(3.2.5)

s c = 1, 2 за квадратна или кръгла форма; – наклона на резултантната сила R на натоварването

ic =

H 1 1 + 1 − A' c u 2 

  , като (Н ≤ A'⋅cu) , 

(3.2.6)

където cu е недренираната кохезия; А’ = L’.B’. # Случай на дренирани условия

Дренирани се приемат условията в неводонаситени почви и във водонаситени почви с голям коефициент на филтрация (несвързани почви). За тези случай възможните консолидационни процеси приключват бързо (още в периода на строителство) и носещата способност се изчислява по формулата

R = B' .L' . (c ′N c bc s c i c + q ′N q bq s q i q + γ ′B ′N γ bγ s γ i γ )

(3.2.7)

с коефициенти за за отчитане на влиянието на: • носеща способност на почвата

Nq = e π tan ϕ' tg 2 ( 45 + ϕ ′ / 2) ;

(3.2.8)

N c = (N q − 1) cotg ϕ ′ ;

(3.2.9)

N γ = (N q − 1 ) tg ϕ ′ (важат за δ ≥ ϕ´/2);

(3.2.10)

• форма на основната плоскост на фундамента

В зависимост от формата на печата на фундамента се изменя носещата способност на земната основа. В решението на Brinch Hansen тя се отразява чрез коефициентите sc, sq и sγ , определени по формулите:

s q = 1 + (B '/ L' ) sin ϕ ′ за правоъгълна форма;

(3.2.11а)

s q = 1 + sin ϕ ′ за квадратна или кръгла форма;

(3.2.11б)

s γ = 1 - 0, 3 (B' / L' ) за правоъгълна форма;

(3.2.12а)

sγ = 0,7 за квадратна или кръгла форма;

(3.2.12б)

s c = ( s q ⋅ N q − 1) / (N q − 1) за правоъгълна, квадратна или кръгла форма;

(3.2.13)

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

• наклон на резултантната сила R на натоварването

i c = i q − (1 − i q ) / (N c tan ϕ ′ ) ;

(3.2.14)

i q = 1 − H / (V + A ′c ′ cot ϕ ′ )  ; i γ = 1 − H / (V + A ′c ′ cot ϕ ′ ) 

m +1

(3.2.15) ,

(3.2.16)

където:

m = mB = 2 + (B ′ / L ′ )  / 1 + (B ′ / L ′ )  ,

(3.2.17)

когато H действа по направление на B ';

m = mL = 2 + (L ′ / B ′ )  / 1 + (L ′ / B ′ )  ,

(3.2.18)

когато H действа по направление на L '. В случаите, когато хоризонталната компонента на натоварването действа по направление, което образува ъгъл θ с посоката на L (L’ ), m се изчислява с формулата

m = mθ = m L cos 2 θ + m B sin 2 θ ;

(3.2.19)

• наклон на основната плоскост на фундамента

bc = bq − (1 − bq ) / (N c tan ϕ ′ ) ;

(3.2.20)

bq = bγ = (1 − α tan ϕ ′ ) ;

(3.2.21)

• наклон на терена При наклонен терен се въвеждат три допълнителни коефициента λq, λc и λγ, с които се умножават отделните коефициенти за носеща способност Nq, Nc и Nγ във формулата за носеща способност на Brinch Hansen:

λγ = (1 – 0,5.tgβ)6

(3.2.22)

1,9

λq = (1 – tgβ)

λc =

N q .e −0 ,0349. β .tgϕ ′ − 1 Nq − 1

(3.2.23) ;

(3.2.24)

• нецентрично натоварване на фундамента При нецентрично натоварени фундаменти ексцентрицитетът в двете направления се означава с eB и eL (разстоянието от центъра на тежестта на основната плоскост на фундамента до приложната точка на резултантната сила в двете направления успоредни на страните на фундамента). В резултат от нецентричното натоварване се получават изчислителната дължина L' и изчислителната широчина B ' на фундамента по формулите:

L' = L − 2 ⋅ e L ;

(3.2.25)

B ' = B − 2 ⋅ eB ;

(3.2.26)

• наличие на берма Когато сградата или съоръжението е фундирано в близост до откос, широчината на бермата (разстоянието от ръба на фундамента до ръба на откоса – фиг. 3.2.3 б) оказва влияние върху носещата способност на фундамента. За да се осигури носещата способност съгласно уравнението на Brinch Hansen, се въвежда една допълнителна дълбочина на фундиране d', за която е в сила изразът

d ' = d + 0 , 8 ⋅ s ⋅ tg β . 84

(3.2.27) Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

α Vd

Vd Hd

B' B

0,8s s

б.

Фиг. 3.2.3. Схема при наклонен терен (а) и при наличие на берма (б) # Решение за многопластова среда (DIN 4017)

Методът на B. Hansen не дава решение на случаите, когато под фундамента значение за носещата способност имат два или повече почвени пластове. В тези случаи се препоръчват следните решения: • Когато под слаб пласт е разположен здрав пласт, носещата способност може да се изчисли, като се използват якостните параметри на слабия пласт (явно решение в полза на сигурността); • Когато под здрав пласт е разположен слаб пласт, носещата способност също може да се изчисли за свойствата на слабия пласт, но в този случай сигурността е прекалено голяма; • За напластени основи с неприемливи разлики в свойствата се използват програмни решения по метода на крайните елементи; • Решения с осреднени стойности на почвените параметри – прилагат се при земна основа, за която разликата между стойността на ъгъла на вътрешно триене на всеки отделен пласт и стойността на осреднения ъгъл на вътрешно триене e ≤ 5º . Когато това условие не е изпълнено, е необходимо да се предприемат специални изследвания (например по метода на КЦПП). При работа с осреднени стойности на почвените параметри итеративно се определят среднотежестните стойности на φ ', c ' и γ ' в зависимост от процентното участие (дължината) на плъзгателната повърхнина в отделните почвени пластове. Решението на задачата се реализира на базата на итерационния подход, като първоначално се намира осреднената стойност на φm за всичките пластове, след което се прави необходимият брой итерации до достигане на разлика не по–голяма от 0,5º. С новополучените стойности на φ и c се преизчисляват геометричните характеристики на плъзгателната повърхнина и се определят среднотежестните стойности за γ. Носещата способност се изчислява по формулите от т. 1. Подробно последователността на решението е изложена в един числен пример. (2) Решение на Budhu&Al-Karni (1996) за сеизмични комбинации

При определяне на носещата способност на земната основа под плитко заложени фундаменти по време на земетръс се спазват изискванията на част 5 на Еврокод 8. Въздействията или ефектът от въздействията NEd , VEd , MEd са приложени на нивото на фундамента. Решението на Budhu&Al-karni е популярно в световната практика. Определя се на носещата способност на плоски фундаменти при еднородна земна основа, вертикална сила и хоризонтална основна плоскост в условията на сеизмичност. Използват се уравнението за носеща способност на Meyerhof във вида

R = A' . (c ′.N c .s c .ec + q ′.N q .s q .eq + 0 , 5.γ ′.B ′.N γ .s γ .eγ ) ,

(3.2.28)

където ec, eq и eγ са сеизмични коефициенти, които се определят от равенствата:

(

)

ec = exp −4.3k h1+D ;   5.3k 1.2 h   1 − kv

eq = (1 − kv ) exp  − 

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(3.2.29)   ;  

(3.2.30)

  9k 1.1   2   e γ = 1 − kv  exp  −  h   ; 1 − k  3 



 

(3.2.31)

 

където:

kh е сеизмичен коефициент за хоризонталната компонента на сеизмичното въздействие; kv е сеизмичен коефициент за вертикалната компонента на сеизмичното въздействие; D = c /(γ.h) (тук D няма смисъл на дълбочина на фундиране, а е коефициент, използван от авторите на метода); h e дълбочината на плъзгателната повърхнина, дадена с равенството h=

0.5B π  exp  tan ϕ  + Df , π ϕ  2  cos  +  4 2  

(3.2.32)

където Df е дълбочината на фундиране. (3) Универсален метод на Фелениус-Бишоп

Методът на Фелениус-Бишоп се счита за унивесален, понеже дава възможност да се отразяват почвени води, многопластови среди и сеизмични сили при изследване на устойчивостта (вж. Глава 4. т. 4.2.) или при проверката на носеща способност. Проверката съгласно ЕК-7 граничното състояние GEO се представя от неравенството

Ed ≤ Rd ,

(3.2.33)

където Ed е активно въздействие, предизвикващо разрушение, Rd е реактивното (съпротивителното) действие, задържащо разрушението. В случая Ed и Rd , по същество са активни и съпротивителни сили или моменти, които се получават от характеристичните стойности, коригирани с коефициенти за носещата способност. Съгласно фиг. 3.2.4 а:

МE,d=R.Σ (Wd,i+Qd,i ).sinαi + Σ EAh,d .ei,v+Σ EAv,d .ei,h ;

(3.2.34)

МR,d= R.Σ [(Wd,i + Qd,i ).cosαi.tgϕd,i+ cd,i .li ].

(3.2.35)

Изискването (3.2.33) се записва във вида МE,d ≤ МR,d . Използването на метода на Фелениус има недостатъка, че решението е равнинно и не дава достатъчно добри резултати за пространствени случаи, но за сметка на това „грешките” са в посока на сигурността. На фиг. 3.2.4 б са показани резултати от компютърно решение с програмата Geostru.

O 

Wi Ci



Hi Wi

б. a. Фиг. 3.2.4. Метод на Фелениус при оценка на устойчивостта (а) и програмно решение (б) 86

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

3.2.1.4. Опростени формули за определяне на носещата способност, използващи резултати от in-situ изпитвания (1) Носеща способност на база SPT изследвания

Определя се според израза

Rd =

R γ R,v

qult .A ′ , γ R,v

(3.2.36)

където qult е граничното напрежение по носеща способност в kPa, a А’ = B’.L’ e ефективната площ на основната плоскост. Граничното напрежение може да бъде изчислено по някой от следните изрази, предложени от различни автори: – Terzaghi & Peck, Meyerhof

qult =

N 55 0, 05

.K d

B ≤ 1, 2 m , 2

qult =

N 55  B + 0 , 3  .  .K d 0, 08  B 

K d = 1 + 0, 33

D ≤ 1, 33 B

(3.2.37)

B > 1, 2 m ,

(3.2.38)

(3.2.39)

В – широчината на фундамента. – Parry за несвързани почви

qult = 30N 55 (kPa )

D ≤B ,

(3.2.40)

където N55 е средната SPT стойност на дълбочина 0,75B под основната плоскост на фундамента. (2) Носеща способност на база CPT изследвания – Schmertmann за несвързани почви

за ивичен фундамент за квадратен фундамент

qult = [28 – 0,0052(300 – qc )1,5].100 (kPa) ; 1,5

qult = [48 – 0,009(300 – qc ) ].100

(kPa) ;

(3.2.41а) (3.2.41б)

– Schmertmann за свързани почви

за ивичен фундамент

qult = [2 + 0,28.qc].100 (kPa)

(3.2.41в)

за квадратен фундамент

qult = [5 + 0,34.qc].100 (kPa)

(3.2.41г)

(3) Носеща способност на база резултати от щампови изследвания – за пясъци

qu = q pl .

B , B pl

(важи при В/Bpl<3), където

(3.2.42)

qpl – носещата способност при щампово изследване; Вpl и B – страната на фундамента и на плочата. 3.2.1.5. Носеща способност при дълбоки фундаменти (Df /B > 2)

Определянето на носещата способност при дълбоки фундаменти с отношение Df /B >2 може да се извърши по няколко метода, наложили се в инженерната практика и залегнали в нормативните документи на редица държави– метода на Березанцев, метод на Brinch Hansen, метод на Terzaghi и метод на кръговоцилиндрична плъзгателна повърхнина (КЦПП).

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(1) Метод на Березанцев (Березанцев, 1974) При решаване на дълбоки фундаменти Березанцев разглежда две подгрупи – фундаменти с отношение 2<Df /B<4, условно наречени сравнително дълбоки фундаменти [1] и фундаменти с отношение Df /B>4, условно наречени дълбоки фундаменти.

• Носеща способност при 2< Df /B < 4 При сравнително дълбоки фундаменти Березанцев предлага следния израз за носещата способност на фундамента, базиран на изчислителната схема и означения от фиг. 3.2.5. _

A′( c k′ N c,k + q k N q,k + γ k B ′N γ ,k ) R Rd = k = , γ R,v γ R,v

(3.2.43)

_ D   където q k = γ k ⋅ D f ⋅ 1 − K a,k f tg ϕk  . 2L  

R R B/2 B/2

Фиг. 3.2.5. Метод на Березанцев – изчислителна схема

Редуцираната площ A’ се определя в зависимост от големината на ексцентрицитета в основната плоскост. Товарните коефициенти се отчитат от Таблица 3.2.1. Таблица 3.2.1. Коефициенти по менти φ [º] 16 18 20 22 2,1 2,8 3,6 5,0 Nγ Nq 4,5 6,5 8,5 10,8 Nc 12,8 16,8 20,9 24,6 L/2R 1,44 1,50 1,58 1,65

Березанцев за кръгли и квадратни сравнително дълбоки фунда24 7,0 14,1 29,9 1,73

26 9,5 18,6 36,4 1,82

28 12,6 24,8 45,0 1,91

30 17,3 32,8 55,4 1,99

32 24,4 45,5 71,5 2,11

34 34,6 64,0 93,6 2,22

36 48,6 87,6 120,0 2,34

38 71,3 127,0 161,0 2,45

40 108,0 185,0 219,0 2,61

Забележка: Размерът L се определя в зависимост от стойността на отношението L/2R, отчетено

от таблицата.

Носещата способност може да се определи и по опростената формула

Rd =

(γ k B ′N Df,k ) A′ Rk = , където обобщеният коефициент NDf се отчита от графиката на γ R,v γ R,v

фиг. 3.2.6 а.

• При дълбоки фундаменти (Df /B > 4) При дълбоки фундаменти (кладенци и пилоти с голям диаметър) Березанцев предлага следната зависимост, базирана на изчислителната схема от фиг. 3.2.5.

Rk=Nk.γk.2.R ,

(3.2.44)

където R е радиусът на приведения фундамент, Nk – товарни коефициенти, които се отчитат от графиките на фиг. 3.2.6 б. 88

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Nk 2000

1500

d = 32 2R 28

N Df

240

1000

220

200

180

ϕ = 42°

160

140

120 500

39°

100 80 60 40 20 0 0

37° 34° 32° 30° 26°

100

d B

а.

ϕ [°]

б.

Фиг. 3.2.6. Графики за отчитане на коефициентите NDf (а) и Nk (б) (2) Mетод на Brinch Hansen

С известни корекции формулата на Brinch Hansen за определяне на носещата способност при плоски фундаменти също е приложима и за дълбоки фундаменти във вида

Rd =

A′( c ′.N c .s c .d c + L.γ .N q .s q .d q + 0 , 5.B ′.N γ .s γ ). Rk = , γ R,v γ R,v

(3.2.45)

където: Nc, Nq и Nγ са коефициенти, които се отчитат от Таблица 3.2.2.; B – широчинaта (диаметърът) на фундамента; а L – размер, който се приема равен на дълбочината на фундамента Df ;sc – коефициенти на формата (определят се, както в т. 3.2.1.3.);

d c = 1 + 0 , 4 ⋅ arctg

d ; B

(3.2.46) 2

dq = 1 + 2 ⋅ tg ϕ ⋅ (1 − sin ϕ ) ⋅ arctg

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

d . B

(3.2.47)

Таблица 3.2.2. Коефициенти за определяне на носещата способност по Brinch Hansen [2]

Nγ(H)

Nγ(M)

Nγ(V)

N q/ N c

0 5 10 15 20 25 26 28 30 32 34 36 38 40 45 50

5,14 6,49 8,34 10,97 14,83 20,71 22,25 25,79 30,13 35,47 42,14 50,55 61,31 75,25 133,73 266,50

1,0 1,6 2,5 3,9 6,4 10,7 11,8 14,7 18,4 23,2 29,4 37,7 48,9 64,1 134,7 318,5

0,0 0,1 0,4 1,2 2,9 6,8 7,9 10,9 15,1 20,8 28,7 40,0 56,1 79,4 200,5 567,4

0,0 0,1 0,4 1,1 2,9 6,8 8,0 11,2 15,7 22,0 31,1 44,4 64,0 93,6 262,3 871,7

0,0 0,4 1,2 2,6 5,4 10,9 12,5 16,7 22,4 30,2 41,0 56,2 77,9 109,3 271,3 761,3

0,195 0,242 0,296 0,359 0,431 0,514 0,533 0,570 0,610 0,653 0,698 0,746 0,797 0,852 1,007 1,195

2tanφ (1-sinφ)2 0,000 0,146 0,241 0,294 0,315 0,311 0,308 0,299 0,289 0,276 0,262 0,247 0,231 0,214 0,172 0,131

Забележка: Изразите за членовете Nγ са, както следва:

Nγ(H) – съгласно решението на Brinch Hansen; Nγ(M) – според Meyerhof; Nγ(V) – според Vesič. (3) Носеща способност на база резултати от SPT (Формула на Mayerhof)

N 55 A′ Rk q a .A ′ 0 , 052 , = = Rd = γ R,v γ R,v γ R,v

(3.2.48)

където N55 е средната SPT стойност на дълбочина 0,75B под основната плоскост на фундамента. (4) Носещата способност на база резултати от CPT (Формула на Meyerhof)

Rd =

R γ R,v

qc ′ qa .A′ 40 A = = , γ R,v γ R,v

(3.2.49)

където qc е средната CPT стойност на дълбочина от 0,5B до 1,1B под основната плоскост на фундамента, в kPa. 3.2.1.6. Примери за определяне на носещата способност ПРИМЕР 1.

Проверява се носещата способност на земната основа под квадратен единичен фундамент, натоварен центрично. Земната основа е еднородна и е представена от песъчлива глина със следните характеристични стойности на почвените параметри: γk= 22 kN/m3, γk' = 12 kN/m3, φk' = 20o , ck' = 15 kN/m2. Вертикалното въздействие е Vd = NEd =1331,0 kN.

1,50 m

Vd=1331,0 kN

2,00 m

Фиг. 3.2.7. Схема към пример 1.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Изчислителната стойност на носещата способност се определя по формула (3.2.7). Първоначално се определят:

– размери на основната плоскост A' = B'. L' в случая B' = B ; L' = L; A' = 2,0.2,0 = 4,0 m; q' = Df.γ = 1,5.22,0 = 33,0 kN/m2; – коефициенти за носеща способност:

ϕ′  20°    = 6, 4; N q = e π .tg ϕ ′ .tg 2  45 o +  = e π .tg 20 .tg 2  45 o + 2 2    o

Nc = (Nq – 1).cotg φ' = (6,4 – 1).cotg 20º = 14,84; Nγ = (Nq – 1).tg φ' = (6,4 – 1).tg 20º = 1,97; – коефициенти за наклона на основната плоскост на фундамента: bq = bγ = (1 – α .tg φ')2 = 1;

bc = bq −

α = 0º;

1 − bq

N c .tgϕ ′

=1,0;

– коефициенти за формата на основната плоскост (за квадратна форма на фундамента): sq = 1+sin φ' = 1+sin 20º= 1,342;

sc =

s q .N q − 1 1, 342.6, 4 - 1 = 1, 405; = 6, 4 - 1 Nq − 1

sγ = 0,7; – коефициенти за наклона на резултантната сила: ic = iq = iγ = 1

(поради липса на хоризонтална компонента на натоварването).

Носещата спсосбност е:

Rd =

( c ′.N c .bc .s c .i c + q ′.Nq .bq .s q .i q + γ ′.B ′.N γ .bγ .s γ .i γ ).A′ Rk = ; γ R,v γ R,v

(15,0.14,84.1,0.1,405.1,0 +33,0.6,4.1,0.1,342.1,0 +12,0.2,0.1,97.1,0.0,7.1,0) .4,0 ;

Rd = 1797,7 kN .

1,4

(γR = 1,4 – Глава 1.)

Условието Vd =1331,0 kN ≤ Rd = 1797,7 kN e изпълнено!

Направени са изчисления за носещата способност на почвата под фундамента при следните „добавки”: - ексцентрицитет в натоварването; - наклонена сила; - наклонена основна плоскост и наклонен терен. Целта на проведените изчисления е да се оцени влиянието на всеки един от тези параметри. Резултатите от изчисленията са показани в Таблица 3.2.3.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Таблица 3.2.3. Резултати от изчисленията на носеща способност към пример 1. Vd=1331,0 kN

Vd=1331,0 kN

Vd=1331,0 kN 1,50 m

1,50 m

eB =0,30 m 1,50 m

1,50 m

Vd=1331,0 kN

5o 2,00 m

2,00 m

Центрично натоварване

α=0 А’=4,00 m V’=1331,0 kN Nq=6,40 Nc = 14,84 Nγ = 1,97. bq=1,00 bb=1,00 bc=,00 sq=1,342 sc=1,405 sγ=0,7 iq=1,00 ic=1,00 iγ=1,00 λγ=1,00 λq=1,00 λc=1,00 Rd=1797,7 kN

Ексцентрично натоварване

α=0 А’=2,80 m V’=1331,0 kN Nq=6,40 Nc = 14,84 Nγ = 1,97. bq=1,00 bb=1,00 bc=,00 sq=1,342 sc=1,405 sγ=0,7 iq=1,00 ic=1,00 iγ=1,00 λγ=1,00 λq=1,00 λc=1,00 Rd=1238,6 kN

2,00 m

Наклонена (хоризонтална) сила

α=0 А’=4,00 m V’=1331,0 kN Nq=6,40 Nc = 14,84 Nγ = 1,97. bq=1,00 bb=1,00 bc=1,00 sq=1,342 sc=1,405 sγ=0,7 iq=0,39 ic=0,208 iγ=0,287 λγ=1,00 λq=1,00 λc=1,00 Rd=583,0 kN

Наклонена плоскост

α=5о А’=4,00 m V’=1331,0 kN Nq=6,40 Nc = 14,84 Nγ = 1,97. bq=0,672 bb=0.672 bc=0,611 sq=1,342 sc=1,405 sγ=0,7 iq=1,00 ic=1,00 iγ=1,00 λγ=1,00 λq=1,00 λc=1,00 Rd=1153,6 kN

Наклонен терен

α=0 А’=4,00 m V’=1331,0 kN Nq=6,40 Nc = 14,84 Nγ = 1,97. bq=1,00 bb=1,00 bc=1,00 sq=1,342 sc=1,405 sγ=0,7 iq=0,39 ic=0,208 iγ=0,287 λγ=0,42 λq=0,55 λc=0,98 Rd=1360,7kN

ПРИМЕР 2. (Решение по DIN)

γ’ kN/m3

φ' [º]

c kN/m2

1 2 3 4

20 21

11 12 10

30 25 20

0 5 5

0,5

1,50 3,0

B = 4,00

0,00 0,50

2 3,50 3

1,5

γ kN/m3

НПВ

L = 6,00

Пласт №

1 1,00

d = 2,00

Търси се носещата способност на нееднородна земна основа (многопластова среда) под плосък фундамент с размери В = 4,00 m и L = 4,00 m. Свойствата на почвите, представящи земната основа, са показани в таблицата към фиг. 3.2.8.

5,00

Фиг. 3.2.8. Схема към пример 2.

Решението на задачата се реализира на базата на итерационния подход, като първоначално се намира осреднената стойност на φm за всичките пластове, след което се прави необходимият брой итерации до достигане на разлика не по–голяма от 0,5º. С новополучените стойности на φ и c се преизчисляват геометричните характеристики на плъзгателната крива и се определят среднотежестните стойности за γ. Носещата способност се изчислява по формулите от т. 3.2.1.3(1). 92

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Прието е: α = β = δ = 0º.

Средноаритметичната стойност на ъгъла на вътрешно триене е

ϕav =

 ϕi i

30° + 25° + 20° = 25° 3

Първа итерация : (φ1 = 25º)

ϑ1 = 45° −

ϕ1 2

= 45° −

25° = 32 , 5°; 2

r2 =

ϕ   2.cos  45° + 1  2  

ϕ1

ϑ2 = 45° +

25°   2.cos  45° + 2  

= 45° +

25° = 57 , 5°; 2

= 3, 72 m;

r1 =r2.e 0,0175.ω.tgφ1 = 3,72.e0,0175.90.tg25º = 7,754 m; Определяне на дължината на спиралата – ls :

l s = ( r1 − r2 ) .

1 + tan 2 ϕ1

tan ϕ1

1 + tan 2 25° = 9,545 m; tan 25°

= ( 7 , 754 − 3, 72 ) .

Σl = r1 + r2 + ls = 7,754 + 3,72 + 9,545 = 21,02 m;

l1 =

z − z 3 5 , 0 − 3, 5 z 3 − d 3, 5 − 2 , 0 = = = 1, 78 m; l 2 = 4 = 1, 78 m; sin ϑ2 sin 57 , 5° sin ϑ2 sin 57 , 5°

l4 =

z 3 − d 3, 5 − 2 , 0 = = 2, 79 m; sin ϑ1 sin 32 , 5°

l5 =

z 4 − z 3 3, 5 − 2 , 0 = 2, 79 m; = sin ϑ1 sin 32 , 5°

l3 + l6 + ls = Σl – l1 – l2 – l4 – l5 = 21,02 – 2.(1,78+2,79) = 11,88 m;

→ ϕ2 =

c2 =

(l1 + l 4 ) .ϕ2′ + (l 2 + l 5 ) .ϕ3′ + (l 3 + l 6 + l s ) .ϕ4′

l

(l1 + l 4 ) .c 2′ + (l 2 + l 5 ) .c 2′ + (l 3 + l 6 + l s ) .c 2′

l

4 , 57.30° + 4 , 57.25° + 11, 8.20° = 23, 19°; 21, 02

4 , 57.0 + 4 , 57.5 + 11, 8.5 = 3, 89°; 21, 02

Втора итерация : (φ2 = 23,19º)

ϑ1 = 45° −

r2 =

ϕ2 2

= 45° −

23 , 19° = 33 , 41° 2

B ϕ   2.cos  45° + 2  2  

;

ϑ2 = 45° +

4 23, 19°   2.cos  45° + 2  

ϕ2 2

= 45° +

23 , 19° = 56 , 6°; 2

= 3, 63 m;

r1 = r2.e0,0175.ω.tgφ2 = 3,63.e0,0175.90.tg23,19º = 7,127 m; Определяне на дължината на спиралата – ls :

l s = ( r1 − r2 ) .

1 + tan 2 ϕ2

tan ϕ2

= ( 7 , 127 − 3, 63 ) .

1 + tan 2 23, 19° = 8, 881 m; tan 23, 19°

Σl = r1 + r2 + ls = 7,127 + 3,63 + 8,881 = 19,64 m;

l1 =

z 3 − d 3, 5 − 2 , 0 = = 1, 797 m ; sin ϑ2 sin 56 , 6°

l2 =

z 4 − z 3 5 , 0 − 3, 5 = = 1, 797 m; sin ϑ2 sin 56 , 6°

l4 =

z3 − d 3, 5 − 2 , 0 = = 2, 724 m; sin ϑ1 sin 33 , 41°

l5 =

z 4 − z 3 3, 5 − 2 , 0 = = 2, 724 m; sin ϑ1 sin 33, 41°

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

l3 + l6 + ls = Σl – l1 – l2 – l4 – l5 = 19,64 – 2.(1,797+2,724) = 10,6 m;

(l1 + l 4 ) .ϕ2′ + (l 2 + l 5 ) .ϕ3′ + ( l 3 + l 6 + l s ) .ϕ4′

→ ϕ3 = c3 =

l

(l1 + l 4 ) .c 2′ + (l 2 + l 5 ) .c 2′ + (l 3 + l 6 + l s ) .c 2′

l

4 , 52.30° + 4 , 52.25° + 10 , 6.20° = 23, 45°; 19 , 64

4 , 52.0 + 4 , 52.5 + 10 , 6.5 = 3, 85 kN/m2 ; 19 , 64

 φ'3 = 23,45 º ; c3 = 3,85 kN/m2.

ϑ1

1,5

3,0

ϑ1

1,5

ϑ2

4,00

3,0

l5 l6

Фиг. 3.2.9. Схема към пример 2.

ϑ2 = 45° + r2 =

ϕ3

= 45° +

B ϕ   2.cos  45° + 3  2  

23, 45° ϕ 23, 45° = 56 , 725°; ϑ1 = 45° − 3 = 45° − = 33, 275°; 2 2 2 =

4 = 3, 645 m; 23 , 45°   2.cos  45° + 2  

r1 =r2.e 0,0175.ω.tgφ3 = 3,645.e 0,0175.90.tg23,45º = 7,218 m; 2

b  B  A1 = tan ϑ2 .   = tan 56 , 725°.   = 6,1 m2 ; 2 2 







A2 = r12.sinϑ1.cos ϑ1 = 7,2182.sin33,275.cos33,275 = 23,9 m2;

(r1 =

− r22

) = (7 , 218

4.tan ϕ3

− 3, 6452

4.tan 23, 45°

) = 22, 37 m ; 2

ΣA = A1 + A2 + As = 6,1 + 23,9 + 22,37 = 52,37 m2;

l1 =

z3 − d 3, 5 − 2 , 0 = = 1, 794 m; sin ϑ2 sin 56 , 725°

l4 =

z3 − d 3, 5 − 2 , 0 = = 2,734 m; sin ϑ1 sin 33, 275°

4,00

3,0

1,5

1,5 3,0

Фиг. 3.2.10. Схема към пример 2.





A3 =  B + 2.r1 .cos ϑ1 − cos ϑ2 . 94

− cos ϑ1 .

l4 

. (z 3 − d ) ; 2 Ръководство по ГЕОТЕХНИКА



A3 =  4 + 2.7 , 218.cos 33, 275° − cos 56 , 725°. 

1, 794 2 , 734  − cos 33, 275°. . ( 3,5 - 2,0 ) = 21, 65 m2 ; 2 2 

A4 = (B + 2.r1 .cos ϑ1 − cos ϑ2 .l 1 − cos ϑ1 .l 4 ) .( z 4 − d ) − A3 ;

A4 = ( 4 + 2.7 , 218.cos 33 , 275° − cos 56 , 725°.1 , 794 − cos 33 , 275°.2 , 734 ) .3 − 21 , 65 = 16, 75 m2 ;

A5 = ΣA – A3 – A4 = 52,37 – 21,65 – 16,75 = 13,97 m2;

γ2 =

γ1 =

γ 2′ .A3 + γ 3′ .A4 + γ 4′ .A5

A

11.21, 65 + 12.16 , 75 + 10.13, 97 = 11, 05 kN/m3 ; 52, 37

z 2 .γ1 + ( z OBH − z 2 ) .γ 2 + (d − zOBH ) γ 2′ 0 , 5.20 , 0 + 1, 0.21, 0 + 0 , 5.11, 0 = =18,25 kN/m3 ; d 2, 0

За носещата способност на фундамента следва:

Rd =

R γ R ,v

( c ′.Nc .bc .s c .i c + q ′.Nq .bq .s q .i q + 0 , 5.γ 2 .B ′.N γ .bγ .s γ .i γ ).A′

γ R ,v

A' = B'. L'

, в случая B' = B ; L' = L

→

, където:

A' = 4,0.6,0 = 24,0 m;

q' = d.γ1 = 2,0.18,25 = 36,5 kN/m2; 

N q = e π .tg ϕ ′ .tg 2  45 o + 

ϕ′ 

=e 2 

π .tg 23 , 45o



.tg 2  45 o + 

23, 45°  = 9, 06; 2 

Nc = (Nq – 1).cotg φ'= (9,06 – 1).cotg 23,45º = 18,58. Nγ = (Nq – 1).tg φ' = (9,06– 1).tg 23,45º = 3,50. bq = bγ = (1 – α.tg φ')2 = 1;

sc =

sq = 1+sin φ' = 1+sin 23,45º= 1,398; s γ = 1 − 0, 3

bc = bq −

α = 0º;

B′ 4, 0 = 1 − 0, 3 = 0, 8 ; L′ 6, 0

s q .N q − 1 Nq − 1

1 − bq

N c .tgϕ ′

=1,0;

1, 398.9 , 06 − 1 = 1, 447; 9 , 06 − 1

(за правоъгълна форма на фундамента).

ic = iq = iγ = 1 ; (поради липса на хоризонтална компонента на натоварването). Rd =

( 3, 85.18,58.1,0.1, 447.1,0 + 36,5.9,06.1,0.1,398.1,0 +11,05.4,0.3,50.1,0.0, 8.1,0 ) .24,0 kN.

1, 4 Носещата способност е Rd = 11818,2 kN.

ПРИМЕР 3.

Търси се носещата способност на еднородна земна основа под квадратен единичен фундамент с вертикално центрично натоварване от сеизмична комбинация на натоварванията.

γ = 22 kN/m3 c' = 0 kN/m2 1,00

d = 2,00

φ' = 30o VEd = 10 kN

V B = 4,00

МEd = 0 kNm Kc = 0,27 – IX степен

Фиг. 3.2.11. Геометрия, почвени параметри и натоварване към пример 3. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(1) Решение по Еврокод 7, но без отчитане на сеизмичното въздействие

Rd =

R γ R,v

( c ′.N c .bc .s c .i c + q ′.N q .bq .s q .i q + γ ′.B ′.N γ .bγ .s γ .i γ ).A ′ , където: γ R,v

A' = B'. L' , в случая B' = B ; L' = L

A' = 2,0.2,0 = 4,0 m;

→

q' = d.γ = 1,5.22,0 = 33,0 kN/m ; 

N q = e π .tg ϕ ′ .tg 2  45o +

ϕ′ 



=e 2 

π .tg 30o



.tg 2  45o + 

30°  = 18, 38; 2 

Nγ = (Nq – 1).tg φ' = 10,04; bq = bγ = (1 – α.tg φ')2 = 1;

bc = bq −

α = 0º;

sγ = 0,7 sq = 1+sin φ' = 1+sin 30º= 1,5; s c = ic = iq = iγ = 1 Rd =

1 − bq

N c .tgϕ ′

=1,0;

s q .N q − 1 1, 5.18 , 38 − 1 = = 1,529; Nq − 1 18 , 38 − 1

(поради липса на хоризонтална компонента на натоварването);

( 0 + 33 ⋅ 18 , 38 ⋅ 1 ⋅ 1, 5 ⋅ 1 + 22 ⋅ 2 ⋅ 10 , 04 ⋅ 1 ⋅ 0 , 7 ⋅ 1) ⋅ 4 , 0 ; 1, 40

→ Rd = 3482,5 kN

→ 1,35.V ≤ 3482,5 kN  V ≤ 2580 kN.

Vd ≤ Rd

(2) Решение по метода на Budhu&Al-Karni (Al-Karni & Budhu, 2001)

– kh = 0,27; – kv = 0,162; – D = c /(γ.H ) = 0 (тук D няма смисъл на дълбочина на фундиране, а е коефициент, използван от авторите на метода); – Df = 1,50 m – дълбочина на фундиране; – H e дълбочината на плъзгателната повърхнина, дадена с израза

H =

0 , 5B 0, 5 ⋅ 2 π  π  exp  tan ϕ  + D f = exp  tan 30  + 1,50 = 6, 45 m ; π ϕ 2 π 30 2         cos  +  cos  + 2  4 2 4



N q = e π .tg ϕ ′ .tg 2  45 o + 

ϕ′ 

=e 2 

π .tg 30o



.tg 2  45 o + 

30°  = 18 , 38 ; 2 

Nγ = (Nq – 1).tg φ' = (18,38 – 1).tg 30º = 10,04.

sγ = 0,7

(за квадратна форма на фундамента) ;

sq = 1+sin φ' = 1+sin 30º= 1,5

;

sc =

s q .N q − 1 1, 5.18 , 38 − 1 = = 1, 529; Nq − 1 18 , 38 − 1

ec = exp ( −4.3k h1+D )= exp ( −4 , 3 ⋅ 0 , 27( 1+0 ) ) = 0, 313 ;   5.3k 1.2 h  − 1 k v  

eq = ( 1 − kv ) exp  −  2 3

  9k 1.1 h   1 − kv

e γ = ( 1 − kv ) exp  −  96

  5 , 3 ⋅ 0 , 271.2    = ( 1 − 0 , 162 ) exp  −      1 − 0 , 162  2   = ( 1 − 0 , 162 ) exp 3  

   = 0 , 225 ;  

  9 ⋅ 0 , 271.1   −    = 0 , 071 ;   1 − 0 , 162   Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

R = (c ′.N c .s c .ec + q ′.N q .s q .eq + γ ′.B ′.N γ .s γ .e γ ) .A ′;

R = ( 0 + 33 ⋅ 18, 38 ⋅ 1, 5 ⋅ 0 , 225 + 22 ⋅ 2 ⋅ 10 , 04 ⋅ 0 , 7 ⋅ 0 , 071) ⋅ 4; R = ( 204 , 71 + 21, 95) ⋅ 4 = 906,7 kN;

Rd =

906,7 = 647,6 kN. 1, 4

Носещата способност е Rd = 647,6 kN. ПРИМЕР 4.

Да се провери носещата способност на земната основа на кръгъл кладенчов фундамент с отношение на размерите според фиг. 3.2.12. d/B = 3 (дълбок фундамент) под действието на вертикално центрично натоварване Vd = 12 500 kN .

γ = 22 kN/m3 d = 12,00

γ’ = 12 kN/m3 φ’ = 20o c’ = 15 kN/m2

V B = 2R = 4,00 m

Фиг. 3.2.12. Геометрия, почвени параметри и натоварване към пример 4.

• Решение по В. Г. Березанцев

Pгр = N γ .γ .B + N q .q + c .N c , където: Nγ = 3,6; Nq = 8,5; Nc = 20,9; От Таблица 3.2.1. се отчита за ϕ = 20° → L / 2R = 1,58; L = 1,58.2R = 1,58.4 = 6,32 m; 

k a = tg 2  45 − 

20°  ϕ′   = tg 2  45 − = 0 , 49; 2  2  





q = d .γ . 1 − k a









.tg ϕ ′  = 12.22. 1 − 0 , 49

12  .tg 20°  = 219, 3 kN / m2 ; 2.6 , 32 

Pгр = 3,6.12.4 + 8,5.219,3 +15.20, 9 = 2350,35 kPa. Rd =

Pгр .A 1, 4

2350, 35.12, 56 = 21086, 0 kN 1, 4

( A = π .r

)

= π .22 = 12, 56m2 .

Vd ≤ Rd  12 500 kN ≤ 21086,0 kN. • Решение по В. Г. Березанцев (приблизителна формула) От фиг. 3.2.6 a за ϕ = 20° отчитаме обобщения коефициент на Березанцев NDf.= 19.

Rd = Rd =

R γ R,v

( γ B ′N Df ) A ′ ; γ R,v

( 22 ⋅ 4 ⋅ 19) ⋅ 12, 56 =15000,2 kN;

Vd ≤ Rd

1, 4  12500 kN≤ 15000,2 kN.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

• Решение по Terzaghi

Rd =

(1,3.c ′.Nc + l .γ .Nq + 0, 4.γ .B ′.N γ ) .A′ , където: m = 1,5.2R = 1,5.4,0 = 6,0 m;

Rd =

(1, 3.15, 0.17, 7 + 6, 0.22, 0.7, 4 + 0, 4.12, 0.4, 0.5, 0 ) .12, 56 = 12721, 0 kN.

γ R,v

1, 40

Vd ≤ Rd  12 500 kN ≤ 12 721,0 kN. 3.2.1.7. Устойчивост на дъното на укрепен строителен изкоп

При вертикално укрепен изкоп се извършват проверки за устойчивостта на почвата под дъното на самия изкоп. Това може да се извърши по теория на граничното равновесие (GEO), по схемата от фиг. 3.2.13. При наличие на почвени води над дъното на изкопа е необходимо да се отчита и дестабилизиращото действие на хидродинамичния натиск.

Фиг. 3.2.13. Изчислителна схема за устойчивост на дъното по теория на граничното равновесие

Изисква се изпълнение на условието

V d ≤ Rd , където: Vd = σ ' γ ,H + ( Δh + t ) I .γw е активното въздействие на нивото на петата на стената;

Rd = ( γ'.t − γw t .I ) .e π .tg ϕ .k p – носещата способност на земната основа под дъното на изкопа;

σ’γ,H – ефективните вертикални нормални напрежения зад стената на нивото на петата на стената; (Δh + t ).I.γw – вертикалните напрежения от хидродинамичен натиск зад стената на нивото на петата на стената;

I = Δh /( Δh + 2t ) – хидравличният градиент;

(

)

k p = tg 2 450 + ϕ / 2 – обобщен коефициент на пасивен земен натиск; tg ϕ = tg ϕ – при несвързани почви; tg ϕ = tg ϕ + c / σ ' γ ,H – при свързани почви. Изчислителните стойности на Vd и Rd се получават с частни коефициенти за комбинативния метод (DA2) съответно от Таблици 1.3, 1.4. и 1.7. ПРИМЕР 5.

Проверява се устойчивостта на дъното на изкоп, укрепен с шпунтова стена, при следните данни и схемата на фиг. 3.2.13.: Н = 10,5 m; Δh = 4,0 m; t = 5,0 m; земната основа е еднородна, представена от пясък с характеристични стойности на: γk = 17,7 kN/m3, γ’k = 9,0 kN/m3, ϕk = 28°, полезен товар/въздействие qk = 15 kPa.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Работи се с частни коефициенти за въздействия γ G =1,35, γ Q =1,35 и за носеща способност на почвата γR,v = 1,4. Частните коефициенти за параметрите на почвата са 1, т.е. γd = γk = 17,7 kN/m3 и т.н. Изчислителната стойност на въздействието е

V d = σ ' γ ,H,d + ( Δh + t ) I .γw.d = 167,7 + (4,0 + 5,0).0,258.10.1,35 = 199,1 kPa, където:

σ ' γ ,H = 1,35.1,5.17,7 +1,35.9,0.9,0 +1,5.15 = 167,7 kPa;

I = 4,0 /(5,5 +2.5,0) = 0,258; Характеристичната стойност на носещата способност на почвата под дъното

Rk = (γ’k.t – γw,k.t.I ).eπ.tgϕ . k p = (9,0.5,0–10,0.5,0.0,258). e π .tg 28 .2,77 = 472,1 kPa, 0

(

)

където : k p = tg 2 450 + 280 /2 = 2,77.

Rd = Rk /γR,e= 472,1/1,4 = 337,2 kPa. Vd = 199,1 kPa < Rd = 337,2 kPa – устойчивостта на дъното e осигурена.

3.2.2. ОТНОСИТЕЛНА УСТОЙЧИВОСТ НА ПОЧВИТЕ

При достигане на определени стойности на натоварването в земната основа се получават зони в гранично напрегнато състояние или пластични зони (фиг. 3.2.14.). Те могат да се простират до нивото на терена (отворени зони) или да бъдат разположени в дълбочина (затворени). При проектирането на фундаменти тези зони следва да се ограничават, тъй като прекомерното им нарастване може да доведе до общо разрушаване на земната основа.

Фиг. 3.2.14. Пластични зони при ивичен товар и, построяване на ограничителната линия на пластичните зони 3.2.2.1. Относителна устойчивост на земна основа при ивичен товар а) Ограничителна линия на пластичните зони

Пластичните зони под ивичен равномерно разпределен товар започват да се развиват под ръбовете на товарната плоскост и с нарастване на натоварването се разширяват встрани и в дълбочина. Ограничителната линия на пластичните зони се дефинира с уравнението z =

γ p − γ 2d  sin 2β  p − 2β  − e − d 2 ,  πγ 1  sin ϕ γ1  γ1

(3.2.50)

където p e стойността на ивичния товар; 2β – зрителният ъгъл; p e = c .cot g ϕ ; γ 1 , γ 2 – обемното тегло на почвата съответно под и над товарната плоскост. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Ограничителната линия се построява по начина, показан на фиг. 3.2.14. Извършва се следното: (1) Построяват се окръжностите, на които лежат точките с еднакъв зрителен ъгъл 2 β – те са с център върху оста на симетрия, радиус R = 0,5b / sin 2β и преминават през двата ръба на основата b. (2) За стойностите на ъгъла 2β и постоянни останали величини от уравнение 3.2.50 се определят съответните дълбочини z. (3) На всяка дълбочина z се прекарва хоризонтална права, чиито две пресечни точки със съответната окръжност са точките от ограничителните линии на пластичните зони под левия и десния ръб на основата b. (4) През получените пресечни точки се прекарва затворена линия отделно под левия и под десния ръб на основата, която е граничната (контурна) линия на пластичната зона при дадена стойност на ъгъла ϕ . (5) При нова стойност на ϕ стъпки от (2) до (4) се повтарят – така за поредица стойности на ϕ могат да се получат ограничителните линии на пластичните зони, които са изолинии на критичен ъгъл ϕ = ϕcr , тъй като за всички точки извън пластичната зона този ъгъл е по-малък от действителния ъгъл на вътрешно триене на почвата. б) Начално ръбово критично натоварване/напрежение на Пузыревский-Fröhlich pcr

Това натоварване е известно и като абсолютно безопасно и представлява най-малкия равномерно разпределен ивичен товар, който действа върху земна основа на дълбочина d под теренната повърхност и предизвиква началото на образуването на пластични зони [1]

pcr =

π (c .cot g ϕ + γ d ) + γ .d , cot g ϕ − π / 2 + ϕ

(3.2.51)

където γ е обемното тегло на почвата в земната основа, ϕ , c – якостните параметри на почвата по критерия на Mohr-Coulomb. 3.2.2.2. Натоварване/напрежение p1/4 [1]

С p1/4 се означава натоварването в основната плоскост на правоъгълен фундамент, което предизвиква в земната основа пластични зони с дълбочина z = b/4 , където b е широчината на фундамента. Съгласно [17] това натоварване се определя с израза

p1/4 =

γ c1 .γ c2  M k b γ + M qd 1γ 2 + (M q − 1) d bγ 2 + M cc  , където: k  γ z 1

(3.2.52)

γ c1 , γ c2 – коефициенти за условия на работа на земната основа, приемани по Таблица 3.2.4.; k – коефициент, който приема стойностите: k = 1,0, ако ϕ и c са определени от изпитвания и k = 1,1, ако са приети по таблични данни; M γ , M q , M c – коефициенти по Таблица 3.2.5.;

k z – коефициент, който приема стойностите: k z =1 при b < 10 m; k z = z 0 / 2 + 0, 2 при b ≥ 10m, като се полага z 0 = 8 m; γ 1 , γ 2 – осреднена стойност на обемното тегло на почвата съответно под и над основната плоскост на фундамента; c – кохезия на почвата, лежаща непосредствено под фундамента;

d 1 – дълбочина на фундиране при сгради без сутеренни нива; при наличие на сутеренни нива – d 1 = hs + hcf γ cf / γ 2 , където hs е дебелината на почвата над основната плоскост на фундамента до найдълбокото сутеренно ниво; hcf , γ cf – съответно дебелината и обемното тегло на подовата конструкция на това ниво; d b – разстояние от терена до пода на най-дълбокото сутеренно ниво; d b = 2 m при широчина на сутеренната част B ≤ 20 m и дълбочина > 2 m; d b = 0 при B >20 m. 100

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Таблица 3.2.4. Коефициенти γ c1 , γ c2

γ c2 за съоръжения с корава конструкция при L / H ≥4 L / H ≤ 1,5

γ c1

Наименование на почвата Чакълести почви с пясъчен запълнител, едро- и среднозърнести пясъци Дребни пясъци Прахови пясъци: малко влажни и влажни водонаситени Прахово-глинести почви, чакълести с прахово-глинест запълнител при: I C ≥ 0, 75 0,75 ≥ I C ≥ 0,5 I C < 0,5

1,4 1,3

1,2 1,1

1,4 1,3

1,25 1,1

1,0 1,0

1,2 1,2

1,25 1,2 1,0

1,0 1,0 1,0

1,1 1,1 1,0

L, H – дължина и височина на съоръжението. Съоръжения с корава конструкция са тези, които могат да поемат допълнителни усилия, породени от деформациите на земната основа. За съоръжения с гъвкава конструкция γ c2 = 1. За междинни стойности на L / H , γ c2 се определя с интерполация. Таблица 3.2.5. Коефициенти M γ , M q , M c

Ъгъл ϕ,0

Mγ

Ъгъл ϕ,0

Mγ

0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22

0,00 0,03 0,06 0,10 0,14 0,18 0,23 0,29 0,36 0,43 0,51 0,61

1,00 1,12 1,25 1,39 1,55 1,73 1,94 2,17 2,43 2,73 3,06 3,44

3,14 3,32 3,51 3,71 3,93 4,17 4,42 4,69 4,99 5,31 5,66 6,04

24 26 28 30 32 34 36 38 40 42 44 45

0,72 0,84 0,98 1,15 1,34 1,55 1,81 2,11 2,46 2,88 2,38 3,66

3,87 4,37 4,93 5,59 6,34 7,22 8,24 9,44 10,85 12,51 14,50 15,64

6,45 6,90 7,40 7,95 8,55 9,22 9,97 10,80 11,73 12,79 13,98 14,64

Формула (3.2.52) може да се използва при фундамент с произволна геометрична форма на основната плоскост с площ А, като се приема b =

Формула (3.2.52) служи за определяне на почвеното натоварване, което не трябва да се превишава от средното напрежение в основната плоскост на фундаментите, за да бъде валиден методът на послойно сумиране при определяне на деформациите на земната основа (вж. т. 3.1.). Може да се използва и за окончателно решение за размерите на основната плоскост на фундаменти за сгради първа геотехническа категория и за подпорни конструкции до 3,5 m. Важно: Когато формули (3.2.51) и (3.2.52) се прилагат за определяне на почвено натоварване се използват характеристични стойности на параметрите на почвата. ПРИМЕР

Да се определят стойностите на напреженията pcr и p1/4 за земна основа от песъчлива глина с характеристики: γ k =18 kN/m3, ϕk = 230, ck =15 kPa, I C = 0,65, натоварена с равномерно разпределен товар с интензивност pav,k = 180 kPa от правоъгълен фундамент с широчина на основната плоскост

b = 2 m и дълбочина на фундиране d = 2 m.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

101

По (3.2.51)  pcr =

3 , 14 (15.cotg 23° + 18.2 )

cotg 23° − 3,14/2 + 23°.3,14/180°

По (3.2.52)  p1/4 =

+ 18.2 = 87,8 kPa .

1, 2.1 0 , 66.1.2.18 + 3 , 65.2.18 + ( 3 , 65 - 1) .0.18 + 6 , 25.15  = 298,7 kPa . 1 

Извод: За даденото натоварване на фундамента в земната основа ще се получат пластични зони с дълбочина z < b/4 = 0,5 m. 3.2.2.3. Метод на ϕcr -линиите за относителна устойчивост на земна основа при произволен по вид товар

Пластичните зони могат да бъдат определени за произволни натоварвания като се използва критерият на пластичност на Mohr-Coulomb. За дадена точка чрез компонентите на напреженията σ x , σ z , τ xz се изчислява ъгълът ϕ , при който се достига гранично напрегнато състояние. Този ъгъл се приема за критичен ϕcr , т.е.

sin ϕcr =

2 ( σ z − σ x ) 2 + 4τ xz . σ x + σ z + 2c .cot g ϕ + 2γ z

(3.2.53)

Ако точките с еднакви ϕcr се съединят с изолинии, ще се получат контурите на пластичните зони в земната основа, във вътрешната част на които почвата е в пластично състояние с ъгли ϕcr , по-големи от действителния ъгъл ϕ , а във външната част – в еластично състояние с ϕcr < ϕ . Допълнителна литература

(Al-Karni & Budhu, 1994). Al-Karni, A.A., and Budhu, M. Seismic Settlement of Shallow Footings on Sand, Vertical and Horizontal Deformations of Foundations and Embankments, Geotechnical Special Publication No. 40, Settlement '94, College Station, USA, pp. 748 – 759, 1994. (Al-Karni & Budhu, 2001). Budhu, A.A. Al-Karni. An experimental study of seismic bearing capacity of shallow footings, FICRAGEE, California, 2001. (Bobe, 1983). Bobe/Hubacek. Bodenmechanik, 1983. (Al-Karni & Budhu, 1993). Budhu, M., and Al-Karni, A. A. Seismic bearing capacity of soils. Geotechnique, 43 (1) , pp. 181-187, 1993. (D'Appolonia, 1968). D'Appolonia, D.J., D'Appolonia, E.D. and Brissette, R.F. Settlement of spread footings on sand. J. SM &. Fnds. Div., ASCE, 94, pp.1011-1053, 1968. (EAB, 2007). Empfehlungen des Arbeitskreises Baugruben (EAB), 2009. (Empfehlungen, 2004). Empfehlungen des Arbeitsausschusses Ufereinfassungen, 2004. (Bowles, 1996). Bowles, J. E. Foundation analysis and design, 1996. (Hansen, 1970). Hansen, J. B. A revised and extended formula for bearing capacity. Danish Geotechnical Institute, Bulletin 28, Copenhagen, 1970. (Meyerhof, 1963). Meyerhof, G. C. Some recent research on the bearing capacity of foundations. Canadian Geotechnical Journal, 1 (1), 16-26, 1963. (Richards, 1991). Richards, R., D. G. Elms and М. Budhu. Soil fluidization and foundation behavior. Proc. Second International Conference on Recent Advances in Geotechnical Earthquake Engineering and Soil Dynamics, Rolla,Missouri, I, рр. 719-723, 1991. (Richards, 1993). Richards, R., D.G. Elms and М. Budhu, Seismic bearing capacity and settlement of foundations. J. Geotech. Engrg., 119 (4), ASCE, рр. 662-674, 1993. (Sarma et al., 1990). Sarma, S. K., and Iossifelis, I. S. Seismic bearing capacity factors of shallow strip footings. Geotechnique, 40 (2), рр. 265-273, 1990. (Vesič, 1973). Vesič, A.S. Analysis of ultimate loads of shallow foundation. J. Geotech. Engrg., ASCE, 99 (1), рр.43-73, 1973.

102

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

3.3. ХИДРАВЛИЧНА УСТОЙЧИВОСТ И ВТЕЧНЯВАНЕ НА ПОЧВИТЕ Изследват се гранични състояния, свързани с механичното поведение на гравитационната вода в почвата при статично състояние или при движение (филтрация). Определят се силите на взаимодействие на водата със скелета на почвата и прилежащите към почвения масив конструкции и се изследват състояния на разрушаване на почвата и конструктивните елементи. В Еврокод 7 са дефинирани следните гранични състояния, свързани с хидравличната устойчивост на почвите: •

разрушаване от воден подем (хидростатичен подем) (UPL);

•

разрушаване от повдигане (подуване) (HYD);

•

разрушаване от суфозионно извличане (HYD);

•

разрушаване след воден прорив (HYD).

За изследването на тези състояния е необходимо да се определи нивото на водата в земната основа и параметрите на движението й – хидравличен градиент, скорост на филтрация, хидродинамичен натиск, водно количество. При равнинен модел на филтрационния поток тези параметри се получават чрез построяване на филтрационна мрежа. Друг вид разрушаване, свързано с влиянието на водата в порите върху механичното поведение на почвата, е феноменът втечняване, който се получава при сеизмично (динамично) натоварване и въздействие. Сеизмичното въздействие е силно интензивно, краткотрайно динамично натоварване, при което водонаситените почви работят в недренирани условия и като резултат порният натиск нараства, а якостта на срязване намалява. Това може да доведе до нарушаване на равновесните условия в почвения масив и до загуба на обща устойчивост. 3.3.1. ХИДРАВЛИЧНА УСТОЙЧИВОСТ Разрушаване от воден подем се получава, когато хидростатичният натиск под конструкцията или под почвен пласт със слаба водопропускливост става по-голям от вертикалното нормално напрежение от конструкцията и/или лежащ отгоре почвен пласт (фиг. 3.3.1а, б). Проверява се условието:

G dst,d + Qdst,d ≤ G stb,d + Rd , където:

(3.3.1)

G dst,d , Qdst,d са изчислителните стойности на постоянните и променливите дестабилизиращи вертикални сили (силата на воден подем и други сили, действащи в посока отдолу нагоре);

G stb,d , Rd – изчислителните стойности на всички постоянни вертикални стабилизиращи сили и допълнителни съпротивления (собствено тегло, триене, анкерни сили). Възможните мерки за предпазване от воден подем са увеличаване на теглото на конструкциите, намаляване на водния натиск чрез дренажи и закотвяне на конструкциите в долните пластове с пилоти и анкери. За доказване на гранично състояние при воден подем (UPL) се прилагат частните коефициенти за въздействия γF от Таблица 1.10. и за свойствата на земната основа – от Таблица 1.11.

Фиг. 3.3.1. Схеми за хидравлично разрушаване: (а) воден подем при конструкция; (б) воден подем при водонепропусклив пласт; (в) повдигане (подуване) при водопропусклив пласт

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

103

Разрушаване от повдигане (подуване) се получава, когато силите от възходяща вертикална филтрация, действайки противоположно на теглото на почвата, намаляват вертикалните ефективни напрежения до нула. Тогава почвените частици се издигат и се получава разрушаване „кипене” (фиг. 3.3.1 в).

Проверката за устойчивост може да се изрази за една почвена колона (обем) чрез изчислителните стойности на пълните напрежения σ stb,d и порния натиск u dst,d според неравенство (3.3.2а) или чрез стойностите на теглото на колоната под вода (ефективно) G ' stb,d и силата на хидродинамичния натиск

S dst,d според неравенство (3.3.2б): u dst,d ≤ σ stb,d ;

(3.3.2а)

S dst,d ≤ G ' stb,d .

(3.3.2б)

В Еврокод 7 не се разграничават случаите на прилагане на проверките (3.3.2а) и (3.3.2б). Традиционно за този вид задачи се използва неравенство (3.3.2б), но поради различната тежест на частните коефициенти много често неравенство (3.3.2а) дава по-консервативен резултат. Ето защо се препоръчва за една и съща задача да бъдат удовлетворени и двете неравенства. Мерките за осигуряване на устойчивостта са намаляване на водния натиск и увеличаване на съпротивляващото се тегло. Суфозията се причинява от филтрационно движение на водата, при което настъпва преместване на почвени частици, почвата се разуплътнява. Разрушаването се изразява в пропадане и неравномерни деформации на земната основа, загуба на устойчивост на основата и конструкциите.

Ако зърнометричният филтрационен критерий (Глава 4. т. 4.1.) не е изпълнен, необходимо е да се направи изследване дали действителният хидравличен градиент I d е по-голям от критичния, при който настъпва транспортиране на частици I crit . В Еврокод 7 не са дефинирани частни коефициенти за хидравлични градиенти. По аналогия на порядъка на обобщения коефициент на сигурност, който се получава при проверки (3.3.2а,б) – F S =1,5 ÷ 3,0, може да се приеме следното неравенство като критерий за устойчивост срещу разрушаване от суфозия

I d ≤ I crit /(1,5 ÷ 3,0).

(3.3.3)

Освен чрез градиента, критерият за устойчивост може да бъде представен и чрез скоростта на движение на порната вода, дефинирана със закона на Darcy v = k f .I ( k f – коефициент на филтрация) посредством неравенството

v d ≤ v crit / (1,5 ÷ 3,0) .

(3.3.4)

I crit и v crit зависят от направлението на филтрационния поток, вида и залягането на почвените пластове. Определят се таблично и по формули (вж. Глава 4. т. 4.1.; Патоков и др., 1998; [1]). Като мярка срещу суфозия се прилага покриване на свободните повърхности на земната основа със защитни филтри (засипка) от несвързан материал или със завеси от геотекстил (вж. Глава 4. т.4.1.). Разрушаване в следствие на воден прорив. Продължителното суфозионно извличане води до „разширяване” на филтрационните потоци и увеличаване на скоростта на филтрация в определени зони. Настъпва момент, в който почвата се „втечнява” и протича към свободната почвена повърхност. В този момент силно нараства филтрационният поток и оформя свободен поток от вода с почвени частици, който бързо нараства. Това явление е особено опасно при почвени стени на водоеми.

За осигуряване на устойчивостта е необходимо за земната основа да бъдат изпълнени проверки за суфозия. При изследване на граничните състояния (HYD) се ползват частните коефициенти за въздействия γ F съгласно Таблица 1.12. ПРИМЕР 1.

Да се провери устойчивостта на воден подем на вкопаната конструкция от фиг. 3.3.2. – стоманобетонно призматично тяло с размери в план 4,0 m / 4,0 m, дълбочина 8,0 m и дебелина на стените 0,6 m. За земната основа са дадени характеристичните стойности ϕk = 170 и γ r ,k =18,0 kN/m3. 104

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Фиг. 3.3.2. Схема към пример 1.: 1– ниво на почвени води; 2 – контактна повърхност на водата

С характеристична стойност на обемното тегло на бетона γ b ,k = 25 kN/m3 и водата γw ,k = 10 kN/m3 и частните коефициенти от Таблица 1.10. γ G,stb = 0,9 , γ G,dst =1,0 и от Таблица 1.11. γ ϕ' = 1,2 се определят изчислителните стойности на: (1) теглото на конструкцията

W stb,d = 0,9. (4. 8,0. 4,0 +2. 2,8. 4,0). 0,6. 25 = 2030,4 kN; (2) ъгъла на вътрешно триене

ϕd = arctg (tg ϕk γ ϕ' ) = arctg (tg 17 1, 2 ) = 14,30; (3) резултантната на активния земен натиск

(

)

(

)

k a = tg 2 450 − ϕd / 2 = tg 2 450 - 13, 740 /2 = 0,604; pa = 0,9. 8,0. (18 – 10). 0,604 = 34,8 kPa; E a = 4. 4,0. 34,8 . 8,0 / 2 = 2227,2 kN; (4) резултантната на околното триене

T d = tg ( 2 3 ϕd ) .E a = 374,0 kN; (5) сумата на стабилизиращите вертикални сили

W stb,d + T d = 2404,4 kN; (6) силата на воден подем

U dst,d =1,0. 8,0. 10. 4,0.4,0 = 1280,0 kN. От условието U dst,d = 1280,0 kN < 2404,4 kN = W stb,d + T d следва, че устойчивостта срещу разрушаване от воден подем е осигурена. ПРИМЕР 2.

Да се изследва устойчивостта срещу повдигане на пясъка при дъното на укрепения изкоп с водоплътна стена от фиг. 3.3.1 в при следните данни: h1 =1,5 m; h 2 = 2,5 m; d = 3,0 m; характеристична стойност на обемното тегло на пясъка във водонаситено състояние γ r ,k =19,0 kN/m3. От Таблица 1.12. са отчетени частните коефициенти γ G,stb = 0,9 и γ G,dst =1,35. Хидравличният градиент I = Δhw L = 2,5 /(2,5 +2 . 3 )= 0,294. (1) Проверка на условие (3.3.2а)

u dst,d = γ G,dst ( γw,k .d + γw,k .I .d ) =1,35.(10.3,0+10.0,294.3)=52,4 41 kPa; γ rd = γ G,stb γ r,k .d = 0,9. 19. 3,0 = 51,3 kPa; Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

105

u dst,d = 52,4 kPa > 51,3 kPa = σ stb,d , проверката не е удовлетворена. (2) Проверка на условие (3.3.2б) при широчина на почвена колона 1 m

S dst,d = γ G,dst . γw,k . I . d . 1 m = 1,35. 10 . 0,294. 3,0. 1,0 = 11,9 kN/m; W ' stb,d = γ G,stb ( γ r,k − γ w,k ) d . 1,0=0,9.(19,0-10).3,0.1,0 = 24,3 kN/m; S dst,d = 11,9 kN/m < 24,3 kN/m = W ' stb,d – проверката е удовлетворена. Извод: Условие (3.3.2 а) е меродавно – необходими са мерки за осигуряване на устойчивостта срещу повдигане. ПРИМЕР 3.

Разглежда се случаят от пример 2., като земната основа се състои от два пласта (фиг. 3.3.1 в): пласт 1. – глинест пясък с дебелина ( h1 + h2 ) =1,5 m + 2,5 m ( т.е. от терена зад стената до нивото на дъното на изкопа, маркирано с пунктирна линия) и характеристики: обемно тегло във водонаситено състояние γ r1,k =19,8 kN/m3, коефициент на филтрация k f 1 =1.10-6 m/s; пласт 2. – пясък под нивото на дъното на изкопа с γ r2,k =19,0 kN/m3 и k f 2 =1.10-4 m/s. Целесъобразно е проверката за хидравлична устойчивост срещу повдигане на пясъка при дъното да се извърши с неравенство 3.3.4., за да се отчете влиянието на различните коефициенти на филтрация върху хидравличния градиент. (1) Осреднен коефициент на филтрация за път L =

k f ,av =



 hi

h2 + 2d L 2,5 + 2.3, 0 = = = 3,32.10-6 m/s. -6 -4 ( hi / k f ,i ) h2 / k f 1 + 2d / k f 2 2,5/1.10 + 2.3, 0/1.10

(2) Действителна скорост на втичане при дъното

v d = k f ,av .I = 3,32.10-6.0,294 = 9,76. 10-5 m/s. (3) Критична скорост на втичане при дъното

v crit = k f 2 .I crit = k f 2 .( γ 2 '/ γ w ) = 1.10-4.( 9,0/10)= 9,0.10-5 m/s;

γ ' 2 ,k = γ r2,k – γw,k = 19,0 – 10,0= 9,0 kN/m3; (4) При приет частен коефициент γ v = 2,0 се получава v crit / γ v = 4,5.10-5 m/s;

v d =9,76.10-5 m/s > v crit / γ v = 4,5.10-5 m/s – проверката за хидравлична устойчивост не е удовлетворена. 3.3.2. ВТЕЧНЯВАНЕ НА ПОЧВИТЕ

Застрашени от втечняване при земетръсно въздействие са мощни пластове от неуплътнени пясъци със или без съдържание на прахови и глинести частици, намиращи се под нивото на почвените води и когато това ниво е близо до земната повърхност. Изследванията показват, че и при водонаситени свързани почви, които изпълняват определени критерии по отношение на физични характеристики, също може да настъпи втечняване. 3.3.2.1. Оценка на потенциала за втечняване на пясъци съгласно Еврокод 8

Оценката на потенциала за втечняване се извършва по метода на цикличните напрежения на срязване и се свежда до сравняване на напрежението на срязване от земетръсното въздействие, приведено към еквивалентно циклично напрежение τ e , с цикличното напрежение на срязване, при което в почвата се поражда втечняване τ е,L . Съотношението E d ≤ R d между ефекта на активните и съпротивителните сили в този случай се изразява по следния начин:

τ e ≤ τ e,L / 1, 35 , 106

(3.3.5а) Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

което съответства на коефициент на сигурност

F S = τ e,L / τ e ≥ 1,35.

(3.3.5б)

Обикновено напреженията τ e и τ e,L се нормализират с ефективното нормално напрежение от геоложки товар σ γ '

и се въвеждат коефициентите на циклично напрежение

(Cyclic Stress Ratio)

CSR = τ e / σ γ ' и CSRL = τ e,L / σ γ ' . Тогава може да се запише

CSRL / 1, 35 ≥ CSR .

(3.3.5в)

Методите за получаване на напреженията τ e и τ е,L (респ. CSR и CSRL ) се базират на емпирични зависимости въз основа на полеви и лабораторни опити при предпоставката за “свободна теренна повърхност”, т.е. външните натоварвания от фундаменти, конструкции и др. не участват в решението. A. Определяне на еквивалентното циклично напрежение от земетръс τ e

Извършва се въз основа на предпоставката, че при определен брой цикли Neq на динамично срязващо натоварване с една и съща амплитуда равна на 65% от максималната амплитуда на земетръсното срязващо напрежение τ max , в почвата ще се получи същият порен натиск както при земетръсното натоварване (Seed & Idriss, 1971). Еквивалентният брой цикли Neq зависи от магнитуда на земетресението МS и е посочен в табл. 3.3.1. За дълбочини до 20 m в земната основа за τ е е валиден изразът

τ e = 0,65 τ max = 0,65 ( ag ,max g ) .S .rd .σ γ , където

(3.3.6)

ag,max е максималното хоризонтално ускорение на земната основа от земетръс, а g е земното ускорение;

S – почвен коефициент в зависимост от типа на земната основа (Таблица 2.2.10.) σ γ – пълното вертикално нормално напрежение от геоложки товар;

rd – редукционен множител за отчитане на изменението на цикличните срязващи напрежения в дълбочина z под теренната повърхност, който се отчита от графиката на фиг. 3.3.3.; необходимо е rd ≥ p, където за 0 ≤ z ≤ 10 m p= 1 - 0,01.z , а за z > 10 m p = 0,9 [11]. Таблица 3.3.1. Еквивалентен брой цикли Neq при магнитут МS (Seed & Idriss, 1971)

МS

7,0 7,5 8,0

Neq 10 20 30

Фиг. 3.3.3. Графики за изменение на множителя rd , в зависимост от дълбочината под теренната повърхност z (Seed & Idriss, 1971)

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

107

Б. Определяне на цикличното напрежение за възникване на втечняване τe,L чрез SPT

(1) Измерва се съпротивлението на пенетрация N30(SPT), изразено чрез броя на ударите за потъване 30 cm; за дълбочини по-малки от 3 m измерените стойности N30(SPT) се намаляват с 25%. (2) Определя се нормализираното съпротивление на пенетрация с израза

N 1 ( 60 ) = N .C N (ER / 0 , 60 ) ,

(3.3.7)

където C N = pa σ γ ' е коефициент на нормализация, pa = 1 atm =100 kPa; коефициентът C N трябва да бъде в границите 0,5 ≤ C N ≤ 2; ER = Em /Ef – отношението между реалната и теоретичната енергия на удара – зависи от измервателния уред и обикновено е в границите ЕR = 0,60 ÷ 0,80. Таблица 3.3.2. Корекционен множител CM [11]

5,5 6,0 6,5 7,0 8,0

CM 2,86 2,20 1,69 1,30 0,67

(3) В зависимост от зърнометричния състав на почвата и величината N 1 (60) от графики на фиг. 3.3.4. се отчита коефициентът CSRL(MS =7,5) , валиден за земетресение с магнитуд M S = 7,5; при земетресение с друг магнитуд се ползва корекционен множител CM от Таблица 3.3.2. и се получава CSRL = CSRL( M S =7 ,5 ) .( CM ) . (4) В случай на значителни стойности на статични срязващи напрежения τ static (напр. от нехоризонтално залягащи почвени пластове) CSRL се умножава с коефициент K α , който се отчита от фиг. 3.3.5а. в зависимост от α = τ static / σ γ ' и относителната плътност на почвата I D .

Легенда: А – чисти пясъци В – прахови пясъци крива 1 – 35% прах крива 2 – 15% прах крива 3 < 5% прах

Фиг. 3.3.4. Зависимости между коефициента на циклично напрежение за втечняване CSRL и съпротивлението на пенетрация N 1 (60), валидни при земетресение с MS = 7,5. (Seed et al., 1985)

(5) При стойности на σ γ ' >100 kPa CSRL се умножава с корекционен коефициент K σ , който се отчита от фиг. 3.3.5б. в зависимост от напрежението σ γ ' и относителната плътност I D на пясъка. (6) Получава се напрежението на срязване, при което в почвата се поражда втечняване τ е,L = CSRL . σ γ ' .

108

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

б. Фиг. 3.3.5. (a) изменение на корекционния коефициент Kα (Seed & Harder, 1990) в зависимост от отношението α = τ static / σ γ ' ;(б) изменение на корекционния коефициент Kσ в зависимост от напреже-

нието σγ’ (Youd еt al., 2001) Забележка: Една приблизителна оценка на потенциала за втечняване при пясъци може да бъде направена въз основа на графики на корелационни зависимости за SPT. На фиг. 3.3.6а. е показана зависимостта между съпротивлението N30(SPT), ъгъла на вътрешно триене ϕ и плътността на почвата, а на фиг. 3.3.6б. – графики на съпротивлението N30(SPT), при което няма да настъпи втечняване при съответна дълбочина z в земната основа и ускорение на сеизмичното въздействие a g,max .

а.

б. Фиг. 3.3.6. Зависимост между съпротивлението N30(SPT), ъгъла на вътрешно триене ϕ и плътността при пясъци (а) и за съпротивление N30(SPT) , при което няма да настъпи втечняване при земетръс (Seed & Idriss, 1971) (б) ПРИМЕР х

0 m 2,5 5,0 7,5 10,0

НПВ

рохкав до средно сбит пясък

γ =18,5 kN/m3 γ '=11,0 kN/m3

12,5 15,0 17,5

Дълбочина z(m)

N30(SPT)

2,5 5,0 7,5 10,0 12,5 15,0

10 13 17 25 29 35

Dr % 25 30 35 40 50 60

твърда глина

20,0 z

Фиг. 3.3.7. Схема и данни към пример 1. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

109

Да се изследва възможността от втечняване на пясък със стойности на обемното тегло над НПВ γ k =18,5 kN/m3 и обемното тегло под НПВ γ k ' =11,0 kN/m3 от земната основа на фиг. 3.3.7. при въздействие от земетресение с магнитуд M S = 7,5 и максимално хоризонтално ускорение ag,max =0,27g. На същата фигура са показани резултатите от пенетрация N30(SPT) при стойност ER = 0,7 за измервателния уред и относителната плътност на пясъка I D в дълбочина на земната основа. Решение:

Частният коефициент за обемно тегло при наличие на сеизмично въздействие е γγ = 1,0. Изчислителните стойности на обемните тегла на пясъка, с които се провежда изследването за втечняване, са γ =18,5 kN/m3 и γ ' =11,0 kN/m3. А. Определяне на τ e

те:

Резултатите са представени в Таблица 3.3.3. Например, за дълбочина z =10 m данните са следни-

S = 1 за земна основа тип D; σ γ = σ γ ' + p w = 128,75 + 7,5 . 10 = 203,75 kPa;

rd = 0,92 от фиг. 3.3.3., като rd ≥ p , p =1 - 0,01 . 10,0 = 0,9; τ e = 0,65 . (0,27g/g) . 1 .203,75 . 0,92 = 32,90 kPa. Таблица 3.3.3. Получаване на τ e за Пример

z (m)

σ γ (kPa)

τ e (kPa)

2,5 5,0 7,5 10,0 12,5 15,0

46,25 98,75 151,25 203,75 256,25 308,75

0,98 0,96 0,95 0,92 0,90 0,90

7,95 16,64 25,22 32,90 40,47 48,77

Б. Определяне на τe,L

Резултатите са представени в Таблица 3.3.4. В първия ред на Таблица 3.3.4. броят на ударите N30(SPT) е получен след редукция с 25% на измерването, дадено на фиг. 3.3.7. За дълбочина z = 10 m: (1) N30 =25; (2) σ γ ' =2,5 .18,5+ 7,5 .11,0 =128,75 kPa;

CN =

100

128, 75 = 0,88;

N 1 (60) = 25 . 0,88 . 0,7/0,6 = 25,67; (3) CSRL(MS =7,5) = 0,31, отчетено от графика А на фиг. 3.3.4.;

CM =1,0 за магнитуд MS = 7,5; CSRL = CSRL,MS =7,5 .(1,0)=0,31; (4) K σ =0,95, отчетено от графика на фиг. 3.3.5б.;

CSRL = 0,31. 0,95 = 0,295; (5) τ е,L = 0,295 . 128,75 = 37,98 kPa;

110

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

В. Коефициент на сигурност FS срещу втечняване

Определя се според израза FS = τ e,L / τ e , като получените резултати са в Таблица 3.3.4. Таблица 3.3.4. Определяне на

z (m) 2,5 5,0 7,5 10,0 12,5 15,0

σγ ' (kPa) 46,25 73,75 101,25 128,75 156,25 183,75

τ e,L

N30

7 13 17 25 29 35

1,47 1,16 0,99 0,88 0,80 0,74

по данни от SPT и F S за Пример 1.

N 1 ( 60 )

CSRL MS = 7,5

12,00 17,60 19,64 25,67 27,06 30,22

0,14 0,19 0,23 0,31 0,33 0,60

Kσ

CSR L

1,0 1,0 1,0 1,0 1,0 1,0

1,0 1,0 1,0 0,95 0,90 0,80

0,14 0,19 0,23 0,29 0,30 0,48

τ е,L

(kPa) 6,48 14,01 23,29 37,34 46,88 88,20

0,82 0,84 0,92 1,13 1,16 1,81

Извод: За дълбочини z = 2,5m÷10,0m напреженията на срязване, получени от земетръсното въздействие, са по-големи от напреженията, при които възниква втечняване, т.е. FS <1 и в тази зона ще настъпи втечняване. За дълбочини z =10,0÷15,0 m FS < FS,min = 1,35 и следователно за земната основа до тази дълбочина не се удовлетворява критерият за сигурност срещу втечняване според Еврокод 8. 3.3.2.2. ЗАКЛЮЧЕНИЕ

(

)

Съгласно Еврокод 8 рискът от втечняване може да се пренебрегне, когато a g,max g S < 0,15 и едновременно с това са изпълнени едно или повече от следните условия: •

Пясъците имат съдържание на глина, по-голямо от 20%, и показател на пластичност I P >10.

• Пясъците имат съдържание на прах, по-голямо от 35% и в същото време нормализираното съпротивление при SPT N1 (60) > 20. • Пясъците са чисти и N1 (60) >30. Проверка за втечняване може да не се извършва и в случай на плитко заложени фундаменти в земна основа, в която водонаситените песъчливи почви се намират на дълбочина по-голяма от 15 m от теренната повърхност.

Фиг. 3.3.8. Зависимост между порния натиск вследствие на земетръс и коефициента на сигурност срещу втечняване (Marcuson & Hynes, 1990)

Резултатите от изследванията за втечняване са свързани непосредствено с проверките за устойчивост на почвените масиви при земетръсно въздействие. Необходимо е да бъде отчетена редукцията на якостта на срязване на почвата вследствие на нарастването на порния натиск при земетръс. Това трябва да се направи на базата на анализи на лабораторни или полеви динамични опити с ненарушена почва.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

111

При моделиране на задачи за устойчивост по методите на гранично равновесие може да се ползва правилото, съгласно което в зоните на втечняване ( τ e ≥ τ e,L ) якостта на срязване на почвата се приема τ = 0 чрез полагане на якостните параметри ϕ = 0 и c = 0, а в останалите зони ефективните нормални напрежения σ’ се редуцират с допълнителен порен натиск u според фиг. 3.3.8.

Мерките за осигуряване или повишаване на сигурността на почвите срещу втечняване са в следните две направления: подобряване на земната основа чрез уплътняване или чрез изграждане на дренажи от едрозърнест несвързан материал (чакъл, баластра); прилагане на пилотно фундиране с цел пренасяне на натоварването към пластове, които не са склонни към втечняване. Допълнителна литература

(Патоков, 1998). Патоков, И., Папазчев, И., Тошев, Д., Шейтанова, Л. Хидротехнически съоръжения, УАСГ – Издателски център, София, 1998. (Ishihara, 1993). Ishihara, K. Liquefaction and flow failure during earthquakes, Geotechnique, Vol. 43, No. 3, 1993. (Marcuson & Hynes, 1990). Marcuson, W. F., Hynes, M. E. Stability of slopes and embankments during earthquakes, Proc. ASCE, Pennsylvania Department of Transportation Geotechnical Seminar, Hershey, Pensilvania, 1990. (Seed & Idriss, 1971). Seed, H. B., Idriss, I. M. Simplified procedure for evaluating soil liquefaction potential, Jour. of the Soil Mech. and Found. Div., ASCE, Vol. 107, No. SM9, 1971. (Seed et al., 1975). Seed, H. B., Mori, K., Chan, C. K. Influence of seismic history on the liquefaction characteristic of sands, Report EERC 75-25, Univ. of California, Berkeley, 1975. (Seed et al., 1985). Seed, H. B., Tokimatsu, K., Harder, L. F., Chung, R. M. (1985). Influence of SPT procedures in soil liquefaction resistance evaluations, Jour. of Geotechnical Eng., ASCE, Vol. 111, No. 12, 1985. (Youd et al., 2001). Youd, T. L. et al. Liquefaction resistance of soil: Summary report from the 1996 NCEER and 1998 NCEER/NSF workshops on evaluation of liquefaction resistance of soils, Jour. of the Geotech. and Geoenv. Eng., ASCE, 127(10), 2001. (Kramer, 1996). Kramer, L. S. Geotechnical Earthquake Engineering, Uni. of Washington, 1996.

112

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

3.4. ЗЕМЕН НАТИСК 3.4.1. ЗЕМЕН НАТИСК, ВИДОВЕ

Земният натиск представлява натоварване, което възниква в контактната повърхност между строителната конструкция (съоръжение) и укрепвания масив. Върху големината и разпределението на земния натиск влияят множество фактори, сред които: формата, размерите и коравината на подпорното или укрепително съоръжение, физико-механическите характеристики на почвата (обемно тегло, ъгъл на вътрешно триене, кохезия, деформационен модул и др.), почвените води, разпределените товари върху повърхността на терена и др. В зависимост от възможността съоръжението да се придвижва (премества или наклонява) под действието на приложените върху него товари, земният натиск се квалифицира като активен, пасивен или земен натиск в покой. Активен земен натиск. Земният натиск е активен, когато под действието на укрепваната почва съоръжението се отмества в посока от масива към въздушната страна. Зад стената се формира почвен клин (вж. фиг. 3.4.1.), който „натиска” стената със сила, която всъщност е силата на активен земен натиск Еа . За да се създадат условия за поява на активния земен натиск са необходими премествания от порядъка на 1-2 % от височината на подпорното съоръжение или от около 1-2 cm. При такива премествания именно настъпва разрушение в масива (плъзгане на част от него). Пасивен земен натиск. Проявява се вследствие на преместването на съоръжението към масива. При определени стойности на това преместване клиновидна част от масива зад съоръжението се изтласква. Съпротивителната сила е силата на пасивния земен натиск Ер .

При равни други условия пасивният натиск е значително по-голям от активния. За да се прояви пасивният земен натиск в пълен размер, са необходими значително по-големи премествания (от порядъка на няколко десетки сантиметра) – фиг. 3.4.1. В противен случай съпротивлението на почвата не достига граничните стойности на отпора и пасивният земен натиск се разглежда като занижен пасивен земен натиск.

-X

Фиг. 3.4.1. Зависимост между големината и посоката на придвижване на съоръжението, вида и големината на земния натиск Земният натиск в покой, както показва наименованието, е силата, с която земният масив въздейства на неподвижни подпорни конструкции и съоръжения. Такива условия в строителната практика се явяват основно при непреместваеми съоръжения. Характерна особеност на натиска в покой е отсъствието на зони и повърхнини на разрушение. Като стойност той се намира между активния и пасивния земен натиск. Междинни стойности на земния натиск. С показаното на фиг. 3.4.1. се илюстрира връзката между големината и посоката на преместванията, от една страна, и големината и вида на земния натиск, от друга. При означените за положителни стойности на преместване на съоръжението (+Δx (към въздушната страна) земният натиск е активен (Eа), при нулеви премествания – в покой (Е0), а при отрицателни стойности на преместването (-Δx) (към масива) е пасивен (Ер). Както се вижда от фиг. 3.4.1. активният и пасивният земен натиск представляват гранични стойности. При по-малки премествания се използват понятията „завишен активен” или „занижен пасивен” земен натиск. 3.4.2. ГОЛЕМИНА И РАЗПРЕДЕЛЕНИЕ НА ЗЕМНИЯ НАТИСК

Както бе посочено по-горе, земният натиск зависи от формата (гърба) на подпорното съоръжение откъм масива и от физико-механичните характеристики на почвата. При подпорни стени с начупен и/или наклонен заден ръб натоварването от земен натиск се различава от натиска върху неначупени и Ръководство по ГЕОТЕХНИКА 113

вертикални стени. Същото може да се изтъкне за почвите с различни γ, ϕ и с, което внася съответни особености, изразяващи се в наличие на многопластовост на подпираната среда. Върху големината и разпределението влияят и водите в почвата, и допълнителните товари зад подпорните съоръжения. Разпределението на напреженията от земен натиск (вж. нататък) върху съоръженията е линейно и се определя (за еднородна среда с обемно тегло γ) по:

(K  Ka , Kp , Ko ),

p(z) = γ.z.K

(3.4.1)

от което личи, че основната характеристика на земния натиск е коефициентът K, известен като коефициент на земен натиск (Ka, Kp, Ko), различен по стойност за трите основни случая на земен натиск.

γ.z – напрежения от геоложки товар, z – разстояние до нивото на терена. Силата на земния натиск Е (Еa , Еp , Еo ) представлява обема на диаграмата, получена от това разпределение. 3.4.2.1. Определяне на земния натиск (1) Класическа теория на Кулон

Според класическата теория на земен натиск между съоръжението и хлъзгателната повърхнина се формира почвен клин, който следва преместването на стената (фиг. 3.4.2. и фиг. 3.4.3.). Собственото тегло W на почвения клин се уравновесява от две сили – реакцията R на масива и реакцията Е (Еа или Ер) на подпорното съоръжение (акцията Еа / Ер е силата на земния натиск). Основните предпоставки, залегнали в теорията на Coulomb, са следните: земният масив е еднородна несвързана среда; повърхнината на хлъзгане в почвата е равнина; контактната повърхнина между масива и съоръжението също е повърхнина на хлъзгане; повърхнините на хлъзгане формират почвена призма (клин), която се разглежда като твърдо тяло; във всяка точка от равнините на хлъзгане триенето е равномерно и е валиден законът на Coulomb (Т= N tgϕ), т.е. цялата система се разглежда в състояние на гранично равновесие; задачата е равнинна - земният натиск се определя за единица дължина на подпиращото съоръжение. При активен земен натиск (фиг. 3.4.2.) големината на силата на активен земен натиск се определя на базата на силовия триъгълник на фигурата (от условието за максимум на функцията за земния натиск Еа = f(νa). C



вн

ин а

ра

   

хл .

  





νa



ϕ Q

Фиг. 3.4.2. Изчислителна схема за определяне на активния земен натиск по класическата теория

По-голям интерес представлява решението по отношение на коефициента на земен нантиск. За случая на активен земен натиск изразът за коефициента на земен натиск Ka е получен:

(

sin 2 900 − ε + ϕ

Ka = sin 2

(

)

  sin (ϕ + δ ) . sin (ϕ − α )  900 − ε . sin 900 − ε − δ . 1 +  sin 900 − ε + δ . sin ( 90 − ε + α )   

)

(

)

(

(3.4.2)

)

При пасивен земен натиск изчислителната схема е същата (фиг. 3.4.3.), силата на пасивния земен натиск Ер е минимумът на функцията Ер = f (νр).

114

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

C A



-X

а ин

   

хл

н ав .р

  









νp ϕ

Фиг. 3.4.3. Изчислителна схема за определяне на пасивния земен натиск За коефициентa на пасивен земен натиск е получена следната формула:

(

sin 2 900 − ε − ϕ

Kp = sin 2

(

)

  sin (ϕ + δ ) . sin (ϕ + α )  900 − ε . sin 900 − ε + δ . 1 −  sin 900 − ε + δ . sin ( 90 − ε + α )   

)

(

)

(

(3.4.3)

)

Тук следва да се отбележи, че формула (3.4.2) дава много добри резултати за коефициента на активен земен натиск. Този коефициент характеризира напрежение, което е наклонено спрямо нормалата на гърба на стената под ъгъл δ. За пасивен земен натиск формулата на Кулон за Kр (3.4.3) дава занижени резултати.

За определяне на коефициентите на активен и пасивен земен натиск са удобни графичните решения на Кулман (Coulmann). На фиг. 3.4.4. е представено едно такова решение за определяне на активния земен натиск. Конструкцията е мащабна и ползва мащаб на дължини и мащаб на сили. Последователността на работа е следната: 1. От т. В се прекарват множество хлъзгателни равнини и се изчислява собственото тегло W1, W2, W3, Wn на всяка една от получените призми ABC1 , ABC2 , ..., АВСn. 2. Получените тегла се нанасят, като се започва винаги от т. В (в мащаб на силите) по φ-линията, както е показано на фигурата. 3. През т. А, отклонена от гърба на съоръжението на ъгъл φ + δ , се изчертава „направляващата линия”. 4. От края на всяко Wi , успоредно на направляващата, се прекарват прави до пресичането им със съответстващата им хлъзгателна повърхнина – от края на W1 до първата хлъзгателна равнина, от края на W2 до втората хлъзгателна равнина и т.н. 5. Получената поредица от точки съставят плавна крива, наричана Кулманова Еа-линия; отсечката с максимална дължина (максималната ордината) , измерена в мащаба на силите, е търсената сила на активния земен натиск Еа, а хлъзгателната равнина, която съответства на него – меродавната, т.е. най-вероятната, по която да настъпи разрушение. 6. Коефициентът на активен земен натиск Ка се получава съгласно формулата

Ka =

2E a

γH 2

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(3.4.4а)

115



C5 C4 C ин а

ли ни я

хл .р ав н

на пр .

Ea-л

ия ин

F4 W7

я ини

-л

 

W4 W3 W2



 W1

Фиг. 3.4.4. Графично решение на Coulmann за определяне на активния земен натиск

Графичното решение на Coulmann за пасивния земен натиск е подобно на решението за активния. Разликата е в положението на ϕ-линията, която се нанася под хоризонталата и в направляващата линия, изчертавана на ϕ + δ, но в обратна посока в сравнение с активния земен натиск. Отделните операции по изчертаването на възможните хлъзгателни равнини, нанасянето на силите Wi и отсечките от тях до равнините на хлъзгане, както и получаването на Кулмановата Ер-линия са сходни с решението за активния натиск. Ер-линията има минимум – най-малката стойност за Ер е търсеният пасивен земен натиск. Коефициентът K р се изчислява по формулата

Kp =

2E p

γH 2

(3.4.4б)

а меродавната хлъзгателна равнина се получава от самото графично решение, както това е показано на фиг. 3.4.5.

ща ли ни я

F6 F7

ля ва на пр ав

b C1

Кулманова Ep - линия



ар лн те а г з лъ

F9 F10 F11 F12 C13 C14 F13 F14 C C C

н ав

 

C8 C7 ина

  B

-ли

ния

 W4

W10 W11

W12

W13

W14

Фиг. 3.4.5. Графично решение на Coulmann за определяне на пасивния земен натиск

На базата на теорията на Кулон за земния натиск има разработени множество номограми за определяне на коефициента на земен натиск. Една от тях е представена на фиг. 3.4.6.

116

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

0,9

0,8

0,7

0,6

1,0 0,8 0,6 0,4 d

1,2

1,4

1,8

5°

° 40 ° ° 50 60

0,4

3,6 3,4

° 90

3,2

2,8 2,6

 E

2,4



2,2

2,0

40°

1,8 1,6 5

1,4 1,2 1,0 0,8 0,6

0,4

0,2 a

20°

3,8

30° и1 л и 50° 20° ли 1 10° и ° 60 или 1 70° 0° ли 10 80° и ° 90

10°

2,0 K

3,0

1 или 40°

1,6

30° ил и1 50° 40 °и ли 50 14 0° °и ли 60 1 70 ° ил 30° °и и ли 12 80 11 0° °и 0° ли 10 0°

1,0

70 °

0,0 0°

0,8

° 30

1,6

0,2

0,6

1°

20°

1,8

0,6

0,4

60° или 120°

10°

0,0 2,0

0,8

0,2

0° -10 10° 0° 1 ли и и° -12 -80 0° ил или -7 -60° 0° 0° -13 -14 150° ° ли или и ° 160 ° ли и-50 -40 30° и л °и -20

° -90

0,0

0° ли 1 1 70° и 0° ли 1 0 80° и

1,2

1,0

0,2 0,1

80° или 100° 70° или 110°

50° 40° или 13 и 30° ли 14 0° 0° ил и1 20° 50° или 160 °

1,4

1,2

0,3

0° ли 1 6 20° и ° 150 или 30° ° 140 ли ° и ° 40 130 или 0° ° 2 0 5 и1 ил ° 60

1,6

1,4

0,4

90°

1,8

0,2

0,5

90°

1,0 2,0

30°

40° 50°

60° 70° 80° 90° 0,0

0,2

0,4

0,6

0,8

1,0

1,2

1,4

1,6

1,8

0,0 2,0

Фамилия криви

"a"

"b"

"c"

"d"

"e"

"f"

ϕ+δ

θ−α

ϕ−α

θ−ϕ

ϕ+δ

θ−α

ϕ+α

θ+δ −(θ − δ)

θ+ϕ

Фиг. 3.4.6. Номограма за коефициентите на активен и пасивен земен натиск. Показан е ходът (12-3-…-6) за графично определяне

В практиката са популярни и таблични форми за отчитане на коефициентите на земен натиск. В Таблици 3.4.1. и 3.4.2. са представени две от тях – едната за активен, другата за пасивен земен натиск (коефициентите са по Кулон). (2) Класическа теория на Ранкин

Теорията на Ранкин (Rankine) е изградена върху предпоставките за несвързана зърнеста среда, намираща се в гранично равновесие, вертикална контактна плоскост между съоръжението и почвата, отсъствие на триене между тях (θ = 90°; δ = 0°; 0 < α < ϕ). Направлението на земния натиск по Rankine е успоредно на теренната линия. Коефициентът Kа се определя със следната формула:

K a = cos α

cos α − cos 2 α − cos 2 ϕ cos α + cos 2 α − cos 2 ϕ

(3.4.5)

За терен, наклонен под ъгъл α=φ, формулата за коефициента Ка получава вида

Ка = cos φ .

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(3.4.6) 117

Много популярни в инженерната практика са формулите на Ранкин, изведени за частния случай на хоризонтален терен, вертикална стена и отсъствие на триене между почвата и съоръжението (α = 0°; δ = 0°; θ = 90°). В литературата този случай е известен като частен случай на Rankine. За него коефициенти на активен и пасивен земен натиск са: ϕ  1 − sin ϕ  ; (3.4.7а) K a = tg 2  45° −  = 2  1 + sin ϕ  

K p = tg 2  45° + 

1 + sin ϕ = ,  2  1 − sin ϕ

ϕ

(3.4.7б)

а наклоните на хлъзгателните равнини:

ν a = 45° +

ϕ 2

ν p = 45° −

;

ϕ 2

(3.4.8)

Таблица 3.4.1. Коефициенти на активен земен натиск (означения съгласно фиг. 3.4.2.) ε 0

+20

+100

-100

-200

ϕ α/δ 300 200 100 00 300 200 100 00 300 200 100 00 300 200 100 00 300 200 100 00

00 1,205 0,757 0,608 1,015 0,624 0,560 0,883 0,569 0,490 0,785 0,500 0,433 0,708 0,438 0,380

20° 100 1,307 0,759 0,614 1,064 0,625 0,520 0,897 0,531 0,447 0,773 0,455 0,385 0,675 0,388 0,330

200 1,478 0,770 0,618 1,155 0,625 0,508 0,940 0,517 0,427 0,785 0,433 0,360 0,665 0,360 0,302

00 1,172 0,687 0,551 0,478 0,925 0,537 0,461 0,405 0,750 0,441 0,374 0,333 0,614 0,353 0,301 0,270 0,498 0,275 0,234 0,212

30° 100 200 1,268 1,434 0,694 0,714 0,558 0.568 0,478 0,479 0,969 1,051 0,544 0,549 0,440 0,436 0,384 0,376 0,762 0,798 0,419 0,414 0,349 0,342 0,309 0,297 0,605 0,614 0,327 0,316 0,275 0,262 0,245 0,232 0,475 0,468 0,227 0,233 0,209 0,195 0,186 0,174

300 1,709 0,776 0,674 0,501 1,189 0,568 0,451 0,385 0,866 0,424 0,343 0,297 0,644 0,315 0,258 0,227 0,475 0,227 0,188 0,168

00 0,588 0,483 0,411 0,358 0,433 0,350 0,318 0,287 0,318 0,267 0,238 0,217 0,226 0,190 0,172 0,158 0,147 0,125 0,114 0,106

100 0,621 0,486 0,415 0,365 0,435 0,360 0,306 0,276 0,306 0,254 0,224 0,204 0,212 0,177 0,159 0,146 0,135 0,114 0,103 0,096

40° 200 0,624 0,496 0,423 0,369 0,437 0,353 0,306 0,274 0,306 0,250 0,220 0,199 0,207 0,172 0,152 0,140 0,129 0,108 0,097 0,090

300 0,684 0,534 0,449 0,389 0,463 0,370 0,317 0,281 0,315 0,256 0,223 0,201 0,208 0,171 0,152 0,139 0,127 0,103 0,095 0,088

400 0,792 0,605 0,500 0,428 0,513 0,402 0,342 0,301 0,337 0,270 0,234 0,210 0,216 0,176 0,156 0,142 0,128 0,106 0,095 0,088

Таблица 3.4.2. Коефициенти на пасивен земен натиск (означения съгласно фиг. 3.4.3.) ε 0

+20

+100

-100

-200

ϕ α/δ 300 200 100 00 300 200 100 00 300 200 100 00 300 200 100 00 300 200 100 00

118

00 2,651 2,185 1,757 2,859 2,307 1,843 3,311 2,594 2,040 7,189 3,124 2,383 6,021 4,108 2,980

20° 100 3,671 2,783 2,076 4,208 3,093 2,272 5,356 3,700 2,634 7,707 4,861 3,274 14,16 7,319 4,457

200 5,205 3,614 2,491 6,514 4,273 2,859 9,417 5,571 3,523 17,37 8,363 4,763 57,10 16,01 7,386

00 4,984 3,808 2,951 2,275 6,153 4,449 3,343 2,535 8,742 5,736 4,081 3,000 15,74 8,495 5,481 3,815 49,70 15,96 8,464 5,339

30° 100 200 8,086 14,60 5,539 8,537 3,943 5,451 2,817 3,577 11,40 26,12 7,052 12,44 4,742 7,161 3,292 4,449 20,64 84,54 10,40 23,34 6,317 10,90 4,144 6,104 66,61 19,64 78,81 9,709 21,81 5,744 9,661 66,12 19,08 74,75 9,185 19,58

300 29,51 13,29 7,249 4,213 104,7 27,38 12,13 6,448 91,74 23,47 10,09 91,71 20,23 72,67

00 8,164 5,691 4,128 3,029 11,72 7,363 5,043 3,589 21,59 11,06 6,839 4,599 70,99 21,30 10,73 6,514 73,17 21,57 10,66

100 14,99 8,953 5,432 3,940 27,35 13,25 7,780 4,966 90,16 25,35 12,08 6,945 87,28 24,10 11,25 86,56 23,41

40° 200 34,22 15,76 8,807 5,338 111,6 29,74 13,46 7,363 101,6 26,57 11,77 94,73 24,22 89,77

300 137,1 34,75 14,99 7,790 117,0 29,11 12,29 423,3 48,61 17,24 91,27 -

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

400 134,4 31,93 12,82 110,8 25,66 478,6 55,05 19,49 -

3.4.2.2. Влияние на водата върху земния натиск

Водата в почвите има определящо значение за земния натиск. Увеличеното водно съдържание предопределя различни консистенции, нарастване на обемните тегла, намаляване на якостните характеристики, предизвиква набъбване на някои почви, а така също е свързана със замръзването. В найобщ аспект влиянието на водата се свежда до изменение на активния и на пасивния натиск. Добавя се една хидростатична диаграма към диаграмите от земен натиск с отделно перпендикулярно на гърба на стената действие. И нещо много важно: наличието на вода в масива намалява земния натиск по простата причина, че обемното тегло под вода на почвата е значително по-малко от това над нивото на почвените води. Напреженията от водата върху съоръжения са:

pw,i = zw,i.γw. Действието на водата върху съоръжения може да се регулира чрез дрениране и водопонижение на почвените води. Това подобрява съществено устойчивостта на съоръженията. 3.4.2.3. Влияние на кохезията върху земния натиск

В качествено отношение влиянието на свързаността на почвата върху големината на земния натиск се свежда до намаляване на активния и увеличаване на пасивния земен натиск в сравнение с условно несвързаната почва. A

активен земен натиск



пасивен земен натиск

НПВ

 B

Фиг. 3.4.7. Водата действа независимо от земния натиск (а); кохезията намалява активния и увеличава пасивния земен натиск (б)

В практиката са популярни (и нормативно разрешени) изразите за влияние на кохезията върху стойностите на земния натиск:

pac = 2c K a

p pc = 2c K p ,

(3.4.9)

като корекция съответно за активен и пасивен земен натиск в зоната на почвения пласт. 3.4.2.4. Земен натиск от външни товари

Товари, разположени в близост (върху призмата на разрушение), предизвикват допълнително натоварване от земен натиск върху съоръженията. В Таблица 3.4.3. са показани масовите случаи с формули за определяне на допълнителното натоварване на земен натиск. Таблица 3.4.3. Земен натиск от външни товари съгласно [15] Вид

Схема и разпределение

Неограничен полезен товар с интензивност q

Напрежения γ

Pa =γ.h.Ka Paq=q.Ka

q A

E aq q.k a B

Неограничен товар на разстояние x от стената

Paγ=γ.h.Ka Paq=q.Ka

x < h.cotgϑa

ϑa q.ka B

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

119

Таблица 3.4.3. - продължение Вид

Схема и разпределение

Неограничен товар на разстояние x от стената

Pa =γ.h.Ka Paq(h+h3)=q.Ka Paq(h)=q.Ka.h2/(h2+h3)

h.cotgϑa <x< h.cotgφ

q.ka h2 h2+h3

q.ka

Ограничен ивичен товар с интензивност q

ϑa

Paγ=γ.h.Ka Paq=q.Ka

q D

A C 1 2

ϕ ϑa q.ka

h h3 h2 h1

Напрежения γ

ϑa

4 B 5

Тесен ограничен ивичен товар

E ah,q = q.x1

A C

Eah,q

ϑa

4 B

1,0

cotg (ϑa − ϕ ) + tg (δ - ε )

1 3 2

E a,p = E ah ,p = P K a

2.Ea,p PE = hp

Ea,p

Съсредоточен по линия товар р

δε hp

Eah,p

ϑa

-ε

Концентриран товар върху ограничена площ

ϕ Eah,q

y 0 = y 1 + 2x 0 xy 1,0 Ea,h = 1 1 . y 0 cotg (ϑa − ϕ) + tg (δ - ε ) q =

ϑa x1

P x 1y 1

Забележка. При x ≥ h.cotgφ външният товар не влияе върху стената. 3.4.2.5. Земен натиск при многопластова среда

При построяване на диаграми от земен натиск при няколко почвени пласта (например зад укрепителни стени или при чупки на стените) се спазва следната последователност: •

за всеки участък от стената (определя се от стена с един и същ гръб и една и съща почва) се определя коефициентът на земен натиск. Това става отделно, като се приема наклон на терена същият както е в случая; 120

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

•

за границите на всеки участък се изчисляват напреженията от земен натиск от собствено тегло, от земен натиск, от полезни товари и влиянието на кохезията;

paγi = Σ(hi.γi).Ka,i ; paqi=q.Ka,i ;

paci=2.ci. K a,i ,

като се отчитат съответните особености за полезните товари – Таблица 3.4.3. •

сумират се отделните диаграми, които формират графичния вид на натоварването от земен натиск.

При конструиране на диаграмите трябва да се има предвид следното:

•

Отрицателните стойности (при големи стойности на кохезията) на земния натиск се анулират.

•

Скокове в диаграмата се получават на границата на отделните участъци.

•

Чупки в диаграмите се получават на границите на промяна на обемните тегла на почвените пластове и на нивото на почвените води.

3.4.3. ЗЕМЕН НАТИСК В ПОКОЙ

Съществуват строителни конструкции, които са практически непреместваеми (неподвижни) и не създават условия за разрушения вътре в подпирания земен масив. В него се запазва състоянието на покой, а натискът, който упражняват странично почвите, се нарича земен натиск в покой. За нормално уплътнени почви състоянието на покой обикновено се приема, при условие че преместването на конструкцията спрямо масива е по-малко от 5.10-4.h. Много популярна и наложила се в практиката формула за определяне на земния натиск в покой е тази на Jaky за несвързани почви:

K0 = 1 - sin ϕ.

(3.4.10)

Таблица 3.4.4. Приблизителни стойности на коефициента на земен натиск в покой K0 за някои почви Изпитване

Глинеста фракция, %

Коеф. на Poisson ν

недренирано дренирано дренирано недренирано

1 -

0,120,17 0,25 _ 0,29 0,21 - 0,27

0,36 0,37 0,46 0,40 - 0,42 0,27-0,41

0,33 - 0,37

0,49-0,59

дренирано

0,43

дренирано

0,70

Пластична глина

0,38-0,45

0,61 -0,96

Плътна глина

0,25 - 0,30

0,33 - 0,45

Твърда глина

недренирано

0,10-0,20

0,11 -0,25

Почва Чакъл Сбит водонаситен пясък Рохкав водонаситен пясък Средноплътен пясък Глинест пясък Песъчлива глина Песъчлива плътна ненарушена глина Глина с разрушена структура

Големината на земния натиск в покой за свързани почви не е така ясно определима. Причината е, че една и съща почва в различни консистенции има различни стойности на коефициента K0 . Поради тази причина се предпочита за свързни почви да се използва връзката с коефициента на Поасон (ν):

K0 =

ν 1 −ν

(3.4.11)

което е достатъчно сложно с оглед на необходимостта от опитно определяне на коефициента на Поасон. За практиката най-удобни за опредлянето на K0 остават литературните данни, като тези показани в Таблица 3.4.4. За преуплътнени почви и за OCR > 4 се използва формулата

K 0 = (1 − sin ϕ' ) ⋅ OCR . Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(3.4.12) 121

Когато земният масив е наклонен под ъгъл β ≤ ϕ' нагоре спрямо хоризонта, хоризонталната компонента на ефективния земен натиск σ'h,0 може да бъде получена чрез коефициентa K0,β

K0,β = K0 (1+ sinβ ).

(3.4.13)

В този случай посоката на резултантната сила може да бъде приета успоредна на терена. 3.4.4. ПРОСТРАНСТВЕН ЗЕМЕН НАТИСК

Всички разгледани дотук решения се отнасят за равнинната задача, която в най-голяма част от практическите случаи е приемлива като основа на изчисленията, но има ситуации, в които е необходимо отчитане на пространственото действие на земния натиск. Това се отнася преди всичко за подпорни съоръжения с по-малки дължини, натоварени с пасивен земен натиск. 3.4.4.1. Пространствен пасивен земен натиск

Пространствен пасивен земен натиск се получава при ограничени по дължина съоръжения (пространствени – пилоти, шлицови стени, анкерни плочи), при които ширината (bt) е сравнително малка в сравнение с дълбочината (t). По правило пространственият пасивен земен натиск е значително поголям от равнинната му стойност. За определяне силата на пространствения земен натиск може да се използва формулата на Weissenbach (GBTB 3):

E ph ,k =

1 ⋅ γ k ⋅ ωR ⋅ t 3 + 2 ⋅ c k ⋅ ωK ⋅ t 2 , 2

(3.4.14)

където ωR и ωK се отчитат от Таблица 3.4.5. и Таблица 3.4.6. Таблица 3.4.5. Стойности на коефициент ωR

bt t

15°

17,5°

20°

22,5°

25°

27,5°

30°

32,5°

35°

37,5°

40°

42,5°

0,05 0,10 0,15 0,20 0,25 0,30

0,40 0,57 0,69 0,80 0,90 0,98

0,48 0,67 0,82 0,95 1,06 1,16

0,59 0,83 1,02 1,17 1,31 1,44

0,72 1,02 1,25 1,45 1,62 1,77

0,90 1,28 1,56 1,80 2,02 2,21

1,13 1,59 1,95 2,26 2,52 2,76

1,44 2,04 2,50 2,88 3,22 3,53

1,71 2,42 2,97 3,43 3,83 4,20

2,09 2,96 3,63 4,19 4,68 5,13

2,57 3,63 4,45 5,14 5,74 6,29

3,16 4,47 5,48 6,32 7,07 7,75

3,96 5,00 5,59 7,07 6,85 8,66 7,91 10,00 8,84 11,20 9,69 12,20

ϕ'k 45°

Забележка: При свързани почви ωR се намалява с 50%. Таблица 3.4.6. Стойности на коефициент ωK

bt t

15°

17,5°

20°

22,5°

25°

27,5°

30°

32,5°

35°

37,5°

40°

42,5°

0,05 0,10 0,15 0,20 0,25 0,30

0,98 1,39 1,70 1,97 2,20 2,41

1,08 1,53 1,88 2,17 2,42 2,66

1,20 1,69 2,07 2,40 2,68 2,93

1,34 1,90 2,32 2,68 3,00 3,29

1,51 2,14 2,62 3,03 3,39 3,71

1,70 2,41 2,95 3,41 3,81 4,17

1,94 2,75 3,37 3,89 4,35 4,76

2,14 3,03 3,71 4,29 4,79 5,25

2,41 3,41 4,18 4,83 5,40 5,91

2,73 3,86 4,73 5,47 6,11 6,69

3,10 4,38 5,36 6,19 6,93 7,59

3,55 4,09 5,02 5,78 6,14 7,08 7,09 8,18 7,93 9,15 8,69 10,00

ϕ'k 45°

Забележка: При проектиране на укрепителни стени (пилотни, берлински тип и др.) силата на пространствения пасивен земен натиск не трябва да превишава силата от равнинен земен натиск, умножена по осовото разстояние между съседните пилоти (профили).

122

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

3.4.4.2. Пространствен активен земен натиск

Въпросът за пространствения активен земен натиск има смисъл при тесни и дълбоки изкопи – шахтови и шлицови. При тях активният земен натиск се отличава значително от този в равнинната задача. Малката дължина на укрепявания вертикален откос създава възможност за засводяване на почвата в хоризонтална посока, а при по-големи дълбочини и във вертикална посока. Сводовете се «подпират» върху ненарушения почвен масив встрани от изкопа. Хоризонталното засводяване пренася част от активния натиск встрани, а вертикалното намалява теглото на почвата, вследствие на което се намалява и активният натиск. Засводяванията са толкова по-ясно изразени, колкото a /h e по-малко. При несвързаните почви могат да се приемат следните критерии: a • > 1, 2 ÷ 1, 4 – равнинен активен натиск; h a • 1, 2 ÷ 1, 4 > > 0, 6 ÷ 0, 7 – равнинен активен земен натиск, намален от вертикално засводяваh не; a • < 0, 6 ÷ 0, 7 – пространствен активен натиск (с вертикално и хоризонтално засводяване). h

а – ширината на изкопа; h – дълбочината на изкопа. Големината на активния земен натиск при ограничени изкопи може да се определи по различни начини (решения). Тук посочваме това на Schneebeli, при което коефициентът на пространствен активен земен натиск е

a K a (z ) = ⋅ z

 

tg 2  45o −

ϕ

z − sin 2ϕ . 2   a ⋅ 1 − e  sin 2ϕ 

 .  

(3.4.15)

3.4.5. СЕИЗМИЧНИ СТОЙНОСТИ НА ЗЕМНИЯ НАТИСК

Решението, което Еврокод 7 препоръчва за определяне на земния натиск по време на земетръс, е това на Mononobe-Okabe. Общият изчислителен земен натиск Еd, който действа върху подпорната конструкция от страната на земния масив, се дава с израза:

1 2

E d = γ (1 ± kv ) K АЕ .H 2 ,

(3.4.16)

където: Н е височината на стената;

γ е обемното тегло на почвата; KAE – общ коефициент на земен натиск; kh,v – хоризонтална и вертикална компонента на сеизмичния коефициент: k h = a.

S ; r

kv = ±0,5.kh при avg /ag >0,6, иначе kv = ±0,33.kh ; S – почвеният коефициент (вж. т. 3.3); r – коефициент съгласно Таблица 3.4.5. Таблица 3.4.5. Стойности на коефициента r Вид на стената Свободни масивни стени, за които се допуска преместване: • dr = 300.α.S (mm) • dr = 200.α.S (mm) Огъваеми укрепителни стени, запънати сутеренни стени, устои

r 2,0 1,5 1,0

Забележка: При водонаситени несвързани почви r = 1,0.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

123



 

~H/2

EA,p



Фиг. 3.4.8. Схема към формулите за сеизмичен земен натиск

Съгласно означенията на фиг. 3.4.8. общите коефициенти на земен натиск (по формулите на Mononobe и Okabe) са: за активен земен натиск:

•

При θ = arctg (kh /(1 ± kv); и - ако β < (φd – θ ):

K AE,a =

sin 2 (ψ + ϕ' d − θ )  sin (ϕ' d + δd ) . sin (ϕ' d − β − θ )   cos θ . sin 2 ψ . sin (ψ − θ − δd ) 1 + sin (ψ − θ − δd ) . sin (ψ + β )   

;

(3.4.17)

- ако β > φd – θ :

K AE,a =

•

sin 2 (ψ + ϕ − θ )

cos θ . sin 2 ψ . sin (ψ − θ − δd

)

(3.4.18)

;

за пасивен земен натиск (изисква се δ=0)

K АЕ,p =

sin 2 (ψ + ϕ' d − θ )  sin ϕ' d . sin (ϕ' d + β − θ )   cos θ . sin 2 ψ . sin (ψ + θ ) 1 − sin (ψ + β ) . sin (ψ + θ )    

, където

(3.4.19)

ϕ'd и δd са съответно изчислителните стойности на ъгъла на вътрешно триене на почвата и на триенето между почвата и стената, т.е.:  tan ϕ'  γ ϕ' 

ϕ' d = tan -1 

 ;  

 tan δ  γ ϕ' 

δd = tan -1 

 .  

(3.4.20)

За корави конструкции, които са изцяло непреместваеми, така че не е възможно да възникне активен земен натиск в почвата и при вертикална стена и хоризонтална обратна засипка, нарастването на динамичния земен натиск може да се приеме равно на:

ΔЕd = a.S.γ.Н 2 , където Н е височината на стената.

(3.4.21)

Приложната точка се приема в средата на стената. 3.4.6. НАПРЕЖЕНИЕ ОТ ЗЕМЕН НАТИСК СЪГЛАСНО ЕK7

Препоръчва се граничните стойности на земния натиск върху вертикална стена, причинен от обемното тегло γ, равномерен вертикален товар на повърхността (q) и кохезия (c) да се изчисляват, както следва:

124

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

- активен земен натиск:

pа ( z ) = K a γ .z + q  − 2c K a

(3.4.22)

τa(z) = рa.tan δ + a ,

(3.4.23)

където а e адхезията между почвата и стената. Напрежение от земен натиск ра е напрежението, перпендикулярно към гърба на стената, а тангенциалната компонента τа е успоредна на гърба на стената. (В частния случай на вертикална стена това са вертикалната и хоризонталната компонента на напреженията от земен натиск). - пасивен земен натиск:

p p ( z ) = K p γ .z + q  + 2c K p

(3.4.24)

τp (z) = σp.tan δ + a . При напластени масиви коефициентите K се определят за различните пластове в зависимост от якостните параметри на почвата. При проектирането на укрепителни конструкции активният земен натиск се приема като ефект от въздействие (Е). Изчислителните стойности на земния натиск се определят по

Еа,d = γE.Ek , като частният коефициент γE се приема:

γE = γGе = 1,35 – за земен натиск от собствено тегло на почвата; γE = γQе = 1,50 – за земен натиск от временни товари. При проектиране на укрепителни конструкции (EQU/GEO състояния) пасивният земен натиск има смисъла на пасивно съпротивление и се приема за носеща способност на почвата при хоризонтално натоварване. Тогава изчислителната стойност на тази носеща способност се изчислява като

RE,d =REk /γR,e , като коефициентът за носеща способност е γR,e = 1,40 (вж. Глава 1. – Таблица 1.7.). Допълнителна литература

(Recomendation, 2007). Recommendations on Excavations. German Geotechnical Society, 2007. (GBTB 3). Josef, K., Grundbau Taschenbuch 3, Nachdruck 1, 2010.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

125

ГЛАВА 4. СТРОИТЕЛНИ ИЗКОПИ И НАСИПИ В повечето случаи строителството на конструкции и съоръжения се предхожда от изкопи. Изпълнението им е машинно (частично ръчно) и чрез тях се достига котата на фундиране. Последната част от изкопа се препоръчва да се изпълни непосредствено преди полагане на подложния бетон. Строителните изкопи са с различна дълбочина, определена от архитектурно-конструктивното решение на сградата. Изпълняват се без укрепване при малки дълбочини и/или когато няма застроителни ограничения. Изкопите непосредствено дo съседни парцели се изпълняват с вертикални стени, укрепват се и във всички случаи се отводняват при наличие на почвени води над проектното ниво на фундиране.

4.1. ОТВОДНЯВАНЕ НА СТРОИТЕЛНИ ИЗКОПИ Както бе отбелязано, наличието на почвени води в повечето случаи налага отводняване на изкопа. За целта се използват принципите на откритото водочерпене и/или на водопонижението. 4.1.1. ВОДОПОНИЗИТЕЛНИ СЪОРЪЖЕНИЯ И СИСТЕМИ По отношение на проектирането на водопонизителни мероприятия Еврокод 7 не въвежда задължителни стандарти, но е необходимо спазването на някои основни принципи. 1. Проектирането на отводняване на строителни изкопи обхваща както специфичните мерки по понижаване на нивата на подземните води, така и по проектиране на съоръженията за тяхното изпълнение. 2. Мерките по понижаване на нивата на подземните води не трябва да довеждат до възникване на недопустими слягания, особено на сградите и съоръженията в съседство. 3. Действието на водопонизителната система трябва да бъде съобразено със съществуващите съоръжения за добив на подземни води в околността, като не трябва да се допуска тяхното осушаване или невъзможност за работа. При невъзможност това да бъде изпълнено, последствията трябва да бъдат сведени до минимум. 4. При избора на технологии и материали за изграждане на водопонизителните съоръжения трябва да се има предвид, че най-често тяхното действие ще е временно – за периода на строителство. 5. Проектираната водопонизителна система и водовземни съоръжения не трябва да създават опасност от замърсяване на подземните води. 6. При проектирането на водопонизителни системи трябва да се спазват изискванията на националните нормативни документи, а именно Закона за водите, Наредба № 1 на МОСВ, МРРБ, МЗ и МИЕ за ползване, проучване и опазване на подземните води (ПОПВ), Закона за устройство на територията и да се получат съответните разрешителни. 4.1.1.1. Основни филтрационни параметри и означения При определяне на филтрационните параметри (фиг.4.1.1) на пластовете Еврокод допуска те да бъдат дефинирани в определени граници (от – до), като за изчислителни цели се препоръчва да бъдат използвани по-високите стойности на параметрите. 126

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

СВН

Напорен пласт

ДВН

Безнапорен пласт

R0 R

Фиг. 4.1.1. Основни хидрогеоложки означения

K – коефициент на филтрация. Характеризира движението на подземните води и се дефинира като филтрационна скорост при хидравличен градиент единица [m/d]. При нееднородни водоносни пластове (фиг.4.1.2 а) средният коефициент на филтрация може да бъде изчислен по формулата n

K1 K2

където: Kn,i е коефициентът на филтрация на съответния пласт; hi – мощността на съответния пласт.

(4.1.1)

K2 K3



hi K i =1 av,i

ВН K1

ВН

K av =

hi  i

б.

Фиг. 4.1.2. Схеми на нееднороден водоносен пласт: (а) – напорен; (б) – безнапорен За отводнявания на малки изкопи и неголеми понижения, както и за предварителни изчисления могат да се използват приблизителни стойности за коефициент на филтрация. Таблица 4.1.1. Приблизителни стойности на коефициента на филтрация за някои почви

Глинести почви, песъчливи глини

Коефициент на филтрация m/s m/d 1,16.10-7 – 1,16.10-6 0,01 – 0,1

Прахови пясъци, глинести пясъци

1,16.10-6 – 1,16.10-5

Строителна почва

-5

0,1 - 1

-5

Дребни пясъци

1,16.10 – 5,79.10

1–5

Средни пясъци

5,79.10-5 – 3,47.10-4

5 – 30

Едри и чакълести пясъци, чакъли с песъчлив запълнител

1,16.10-3 – 2,31.10-3

100 – 200

Т – проводимост на пласта. Параметър, характеризиращ водопропускливостта на пласта, дименсия [m2/d]. Препоръчва се проводимостта да бъде определена директно от филтрационните опити или да бъде изчислена по следните формули: T = K.m – за напорни води и пластове,

(4.1.2)

където m е мощността (дебелината) на напорния пласт от подземни води, [m].

T = k.(he – S0 / 2) – за безнапорни води и пластове, a

(4.1.3)

he е естествената (началната) водонаситена мощност на безнапорния пласт, [m]; S0 – понижението на водното ниво, m. Определя се като разлика между статичното СВН и динамичното ДВН водно ниво S0 = ДВН – СВН.

(4.1.4)

Формулата за определяне на проводимостта при напорни пластове може да се използва и при безнапорни пластове, когато пониженията в пласта са незначителни (до 10 – 15% от общата водонаситена дебелина). Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

127

а – коефициент на пиезопредаване (при напорни води), коефициент на нивопредаване (при безнапорни води). Параметър, характеризиращ "подвижността" на депресионната повърхност и скоростта на предаване на измененията на напора на подземните води, [m2/d]. Определя се директно от филтрационните опити. R – радиус на влияние на водопонизителната система (фиг.4.1.2). Условен радиус на "депресионната фуния", при който пониженията на нивата на подземните води стават нула [m]. лата

При нестабилизирана филтрация условният радиус на влияние може да бъде определен по форму-

R = 1,5 a.t , където:

(4.1.5)

а e коефициентът на пиезопредаване; t е общото време на работа на водопонизителната система, дименсия [d (дни)]. R0 – фиктивен (приведен) радиус на изкопи, имащи полигонално очертание в план, [m]. Определя се по формулата R0 =

А , π

(4.1.6)

където А е площта на изкопа, дименсия [m2].

μ – коефициент на водоотдаване. Изразява отношението на обема вода, който може да бъде отделен от определен обем почва под действие на гравитационните сили при безнапорни пластове. Таблица 4.1.2. Характерни стойности на коефициента на водоотдаване μ (Гълъбов,1978) Водоносен пласт Чакъли, едрозърнести пясъци Разнозърнести пясъци Финозърнести и глинести пясъци Песъчливи глини, чакъли с глина Окарстени карбонатни скали Напукани скали (пясъчници, вулканити и др.)

0,20 – 0,25 0,10 – 0,20 0,05 – 0,10 0,01 – 0,08 0,005 – 0,10 0,002 – 0,05

4.1.1.2. Основни методи за отводняване Точка 5.4(2) на Еврокод 7 определя основните схеми, използвани за отводняване на строителни изкопи: гравитационен дренаж, изпомпване на вода от водосборни ями, чрез иглофилтри, сондажни кладенци или електроосмоза. Приетата схема зависи от: • •

условията на земната основа и подземните води; характеристиките на проекта: например дълбочина на изкопа и степен на уплътняване.

(1) Водопонижение чрез водосборни ями (открито отводняване) Този метод на водопонижение може да бъде приложен при сравнително плитки изкопи (до 6÷7 m), когато нивото на подземните води не превишава с повече от 2,0 m дъното на строителния изкоп и притокът на вода не надвишава 4 – 5 l/s. За осъществяване на водопонижението по периметъра на изкопа се правят канавки, които се заустват във водосборни ями, най-често разположени в ъглите на изкопа. От тях посредством помпи водата се отвежда извън изкопа. Стените на водосборните ями трябва да бъдат укрепени с помощта на стоманобетонни надупчени пръстени или тръби, чийто вътрешен диаметър позволява монтаж и обслужване на помпи. (2) Водопонижение с иглофилтри Използването на този метод за водопонижение е подходящо при строителни изкопи, попадащи в дребнозърнести и глинести пясъци, понякога и в тинести почви, когато необходимото динамично ниво на подземните води в изкопа не е повече от 5 m от терена, както и когато коефициентът на филтрация на почвите е в рамките на 1 – 5 m/d. Иглофилтровите уредби понижават водните нива макс. 7 m от теренната повърхност. Тази граница определя и рамките на понижението на водните нива, при които могат да бъдат използвани. 128

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Иглофилтрите представляват метални или пластмасови тръби с диаметър до 90 mm и с дължина до 10 m, които в долния си край са перфорирани, така че да се получи филтър с дължина около 1 – 2 m. Тръбите се набиват в почвата или се монтират в предварително направени сондажи и се подреждат по съответна схема около строителния изкоп (фиг. 4.1.3.).

Фиг. 4.1.3. Схема на иглофилтърна инсталация: 1 – помпен агрегат; 2 – смукателен тръбопровод; 3 – нагнетателен тръбопровод; 4 – спирателен кран; 5 – събирателен тръбопровод; 6 – гъвкава връзка с обратен клапан; 7 – тяло на иглофилтъра; 8 – филтърна част (3) Водопонижение с кладенци Увеличаването в последно време на строителството на големи сгради и съоръжения, изискващи направата на дълбоки и големи по площ изкопи, прави този метод на отводняване един от най-често използваните. При този метод се разчита на "застъпването" на зоните на влияние (депресионните фунии) на сондажни или шахтови кладенци, разположени най-често по периметъра на строителния изкоп (4) Използване на вакуумни инсталации Вакуумни инсталации могат да бъдат използвани във всички случаи, при които е необходимо да се повиши ефективността на помпите. Най-често те се прилагат при използването на иглофилтри и при ниски стойности на коефициента на водоотдаване и коефициента на филтрация (обикновено при K < 0,1 m/d). (5) Водопонижение чрез гравитационни дренажи Понижаването на нивата на подземните води чрез хоризонтални гравитационни дренажи се използва при големи по площ строителни изкопи, при които нивото на подземните води превишава котата на дъното на изкопа с не повече от 1 m. Дренажите могат да се разполагат по краищата на изкопите, също така под формата на мрежа, обхващаща цялото дъно на изкопа или на лъчи, излизащи от водосборно съоръжение – шахта или яма. Дренираната вода се отвежда във водосборни шахти или ями, от които се изпомпва извън изкопа. 4.1.2. ПОСЛЕДОВАТЕЛНОСТ ПРИ ИЗЧИСЛЯВАНЕТО НА ВОДОПОНИЗИТЕЛНИ СИСТЕМИ В изчисленията, показани нататък, са използвани формулите за квазистабилизирана филтрация, като отразяващи по-достоверно подземната хидродинамика. Режимът на квазистабилизирана филтрация настъпва след време:

t ≥ 2,5

r2 , a

(4.1.7)

където r е разстоянието до точката, в която се извършват изчисленията. Процедурата на изчисленията е следната: 1. Изчисляване на сумарния дебит за достигане на проектното понижение. 2. Определяне на критичната скорост на филтрация и необходимия единичен дебит на водопонизителните съоръжения (за да не се предизвика суфозионно изнасяне на почвени частици). 3. Определяне на броя и разположението на водовземните съоръжения. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

129

4. Определяне на експлоатационните понижения във водопонизителните съоръжения и дълбочината на монтажа на помпите. 5. Определяне на влиянието на водопонизителната система върху нивата на подземните води извън границите на изкопа и върху съседни водовземни съоръжения (кладенци и дренажи). 6. Определяне на опасността от възникване на вътрешна суфозия при хидравличен градиент, надвишаващ критичния. 7. Определяне на възможните слягания вследствие на водопонижението. При всички случаи изборът на изчислителна схема зависи от размерите на изкопа, нивата и количеството на подземните води, филтрационните параметри на пластовете и опита на проектанта.

За контрол на нивата на подземните води във и извън границите на строителния изкоп, се препоръчва изграждането на системи от наблюдателни сондажи (пиезометри). Определяне на сумарния дебит на водопонизителната система при изометрични в план изкопи (L/B < 8) за отделните случаи се извършва при следната важна бележка: Формулите

могат да се използват и при безнапорни води, в случай че очакваните понижения не надвишават 15 – 20% от водонаситената дебелина на безнапорния водоносен пласт. При безнапорни пластове трябва да се отчете намаляването на водонаситената дебелина на пласта вследствие на изчерпването на вода от него, при което проводимостта трябва да се определи по формула (4.1.3). •

Сумарен дебит при изкопи с водоплътно ограждане между два водоупора

Общият обем вода, който може да бъде изчерпан от изкопа (фиг. 4.1.2.) за неговото осушаване е

Vw = μ.Vaq , където:

(4.1.8)

μ е коефициентът на водоотдаване на водоносния пласт; Vaq – обемът на водоносния пласт между двата водупора, ограничен в изкопа. Vaq = А.S0 , където:

(4.1.9)

S0 е необходимото понижение на водното ниво, А – площта на изкопа. Често понижението е равно на мощността на водонаситения пласт в изкопа, като тогава е необходимо пълното му осушаване. Q

ВН

2 1

Фиг. 4.1.4. Схема на пълно осушаване на изкоп между два водоупора – ограждането достига долния водоупор: 1 – водоплътна преграда на изкопа; 2 – водосборна яма с помпа Сумарният дебит на водопонизителната система се определя по формулата

Q sum =

Vw , t

(4.1.10)

където t е времето, за което изкопът трябва да бъде отводнен.

Забележка: При липса на горен водоупор (при безнапорен пласт) се използват същите формули, като в тях вместо мощността на напорния пласт – m, се използва водонаситената дебелина на пласта – h.

•

при изкопи с водоплътно ограждане, недостигащо долния водоупор

В този случай водата навлиза само през дъното на изкопа и за изчислителни цели той може да се разглежда като кладенец, работещ само с плоското си дъно (фиг. 4.1.5.). 130

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

СВН

ДВН

Фиг. 4.1.5. Изкоп с водоплътна преграда, недостигаща долния водоупор: 1 – водоплътна преграда на изкопа; 2 – водосборна яма с помпа Сумарният дебит на системата може да бъде определен по формулата:

Qsum = 4.K.R0.S0 ,

(4.1.11)

където: K е осредненият коефициент на филтрация; S0 – необходимото понижение на водното ниво в изкопа; R0 – фиктивеният (приведеният) радиус на строителния изкоп, определен по формула (4.1.6). •

при открити изкопи или изкопи с неводоплътно ограждане

- Случай на „неограничен напорен пласт” В този случай за определяне на сумарния дебит на системата Qsum може да се използва методът на

големия кладенец с приведен радиус R0. Q sum =

4π .t .S 0  2, 25.a.t ln   R 2 0 

  

(4.1.12)

- Случай на „ полуограничен напорен пласт” с близка граница на подхранване (река, море и др.) В този случай се отчита, че депресионното понижаване на водните нива в изкопа достига до водопропускливата граница и започва директно подхранване на водопонизителните съоръжения. Сумарният дебит на водопонизителната система се определя по формулата 4π .T .S 0 . 2L

Q sum =

(4.1.13)

Времето, необходимо за стабилизация на нивата във водопонизителните съоръжения се определя по формулата

t > 2,5. •

4.L2

(4.1.14)

при полуограничен напорен пласт с водонепропусклива граница (скален масив, планински склон и др.)

В този случай водонепропускливата граница оказва влияние върху работата на водопонизителните съоръжения, като в близост до нея пониженията на водното ниво нарастват по-бързо. Сумарният дебит на водопонизителната система се определя по формулата

Q sum =

2π .T .S o  1, 25.a.t  ln    R0 .L 

(4.1.15)

където: L в случая е разстоянието до водонепропускливата граница на пласта. Тези три основни случая до голяма степен изчерпват възможните ситуации за определяне на сумарния дебит за отводняване на изометрични строителни изкопи. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА 131

В практиката могат да се срещнат и други схеми на пластовете и съчетания на граници. За тях могат да се използват формули, дадени в специализираната литература. Изчислителната стойност на дебита се определя (ЕК-7) по израза

Qd sum = γF.Qsum ,

(4.1.16)

където γF е частният коефициент на въздействие, чиято стойност се препоръчва да бъде от 1,2 до 3,0, според достоверността на използваната хидрогеоложка информация, опита на проектанта и други въздействащи върху достоверността на изчисленията фактори. 4.1.3. ОПРЕДЕЛЯНЕ НА ЕДИНИЧНИЯ ДЕБИТ И БРОЯ НА ВОДОПОНИЗИТЕЛНИТЕ СЪОРЪЖЕНИЯ Определянето на единичния дебит и броя на водопонизителните съоръжения трябва да се подчинява на две главни условия: 1. Да не бъде надвишена критичната скорост на филтрация към съоръжението, при която може да се предизвика суфозия в пласта. 2. Съоръженията да са максимално ефективни и да не пречат на строително-монтажните работи. Критичната скорост на филтрация може да се определи по множество емпирични формули, включително и тази на Абрамов (Велков,1976):

v cr = 65.3 K

(4.1.17)

Допустимият единичен дебит на водопонизителното съоръжение се определя по формулата

Qi = Аe .vcr, ,

(4.1.18)

където: Аe е ефективната (надупчената) площ на филтъра (Аe = π.d0.L0 , където d0 е външният диаметър на филтъра [m], L0 – дължината на филтъра [m]). Броят на вертикалните водопонизителни съоръжения се определя, като сумарният изчислителен дебит Qd sum се раздели на допустимия единичен дебит Qi при закръгляне към по-висока стойност.

Q sum,d Qi

≥1,

(4.1.19)

където Qi е единичният дебит на водопонизителните съоръжения. Забележка: Дебитът на помпите се определя по следния начин:

Q [l/s] = 1,50.(Qi [m3/d]/86,4), където 1,50 е коефициентът на сигурност, увеличаващ необходимия дебит на помпата. След като е определен броят на водопонизителните съоръжения, те трябва да се разположат така, че да осигурят максимална ефективност на своето използване. Разстоянията между отделните съоръжения не трябва да са по-големи от 15–20 m. 4.1.4. ОПРЕДЕЛЯНЕ НА ЕКСПЛОАТАЦИОННИТЕ ПОНИЖЕНИЯ НА ВОДНОТО НИВО ВЪВ ВОДОПОНИЗИТЕЛНИТЕ СЪОРЪЖЕНИЯ

За да могат да бъдат проектирани ефективни водопонизителни съоръжения, е необходимо да се знаят динамичните водни нива, които ще бъдат достигнати в тях при работата им. Това позволява да бъде определена тяхната дълбочина, както и дълбочината на монтажа на помпите. Експлоатационното понижение във всяко съоръжение Si е равно на сумата от понижението, което самото то създава и допълнителните понижения, които създават в него другите работещи съоръжения от системата:

Si = S0i + ΣSad,i ,

(4.1.20)

където: S0i е понижението в съоръжението, създадено от неговата работа; ΣSad,i – допълнителното понижение във водопонизителното съоръжение от работата на съседните съоръжения от водопонизителната система; 132

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

ΣSad,i = Sad,1 + Sad,2 + … + Sad,n ,

(4.1.21)

където Sadi е допълнителното понижение във водопонизителното съоръжение, предизвикано от всяко съседно съоръжение;

ДВН = СВН + Si .

(4.1.22)

при неограничен в план водоносен пласт

•

Понижението във водопонизителното съоръжение може да се определи по формулата

S 0,i =

 2, 25.a.t Qi ln  4.π .T  ro2

 .  

(4.1.23)

Допълнителните понижения Sad,i се определят също по формула (4.1.23), като в нея се задава дебитът на съседното водопонизително съоръжение и разстоянието от него до съоръжението, за което се правят изчисленията. Получените допълнителни понижения от работата на всяко съседно водопонизително съоръжение от системата се сумират по формула (4.1.21) и сумата се добавя към изчисленото експлоатационно понижение S0,i (метод на суперпозицията). Когато водопонизителните съоръжения са с еднакви експлоатационни параметри (радиус r0 , дълбочина и единичен дебит Qi ) и са разположени на равни разстояния x едно от друго, понижението S0,i във всяко водопонизително съоръжение е равно на зададеното понижение на водното ниво в центъра на системата (изкопа), а допълнителното понижение може да бъде определено по формулата

S adj =

 x  Qi ln  , 2.π .T  2.π .ro 

(4.1.24)

при полуограничен водоносен пласт

•

При полуограничени пластове с граница на подхранване и с водонепропускливи граници понижението във всяко водопонизително съоръжение S0,i , предизвикано от неговата работа, може да бъде определено чрез обратни изчисления от формули (4.1.13) и (4.1.15), като в тях се задава единичният дебит Qi на водовземното съоръжение и неговият радиус r0i. Допълнителното понижение от работата на всяко съседно водопонизително съоръжение Sadi може да бъде определено по формули (4.1.36) и (4.1.37) съответно при водопропусклива и водонепропусклива граница. Във формулите се задават дебитът на съседното водопонизително съоръжение и съответните разстояния от схемите на фиг. 4.1.10. ПРИМЕР 1.

Проектира се отводняване на строителен изкоп за вентилационна шахта на Метрополитен-София. Необходимото понижение на водното ниво трябва да бъде достигнато за 20 дни. Изкопът ще бъде укрепен с пилоти, отстоящи на разстояние 1,50 m един от друг и е с проектна дълбочина 23,00 m, като има Г-образно очертание в план (вж. фиг. 4.1.6.). Общата площ на изкопа е 300 m2. Пилотите са с дълбочина 30 m.

m=20

S0=21m

112,5

ВН=2,5m

р.

Пе рл ов ск а

20 0

40 20

Изкоп - профил

Изкоп - ситуация

Фиг. 4.1.6. Схема и профил на изкопа към пример 1. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

133

При предварителните проучвания е установен следният геоложки строеж: 0 – 8,0 m – пласт 1 – глина светлокафява с дребни чакъли; 8,0 – 12,0 m – пласт 2 – пясък дребен, жълт, водонаситен; 12,0 – 28,0 m – пласт 3 – алтернация от редуващи се пластове от дребни водонаситени пясъци и глини. 28,0 – 36,0 m – пласт 4 – глина плътна, сивозелена. Двата водоносни пласта са напорни, свързани са хидравлично и формират общо водно ниво на дълбочина 2,50 m от терена. Пластовете имат непосредствена връзка с река, намираща се на 100 m от строителната площадка. Средната проводимост на пластовете, определена от филтрационните опити, е Т = 40 m2/d и коефициент на пиезопредаване а = 32 000 m2/d. Необходимо е водното ниво в изкопа да се понижи до 23,5 m от терена (S0 = 21,0 m). От размерите на изкопа и получените стойности на филтрационните параметри съгласно Таблица 4.1.3 се избира водопонизителна система от сондажни кладенци. Изкопът е ограден с водопропусклива преграда и може да бъде разгледан като голям кладенец с приведен радиус R0, определен по формула (4.1.6):

R0 =

300 = 9,77 m = 10 m. 3,14

Понеже пластове 2 и 3 са хидравлично свързани, те се разглеждат като полуограничени в план с граница на подхранване (реката) и сумарният дебит на водопонизителната система се определя по формула (4.1.13):

Q sum =

2.3,14.40.23, 5 = 1970,5 m3/d.  2.100  ln    10 

Изчислителният сумарен дебит се определя по формула (4.1.16). Приема се, че направените предварителни хидрогеоложки проучвания са с висока степен на достоверност, затова за частния коефициент на въздействие се избира минимална стойност γF = 1,2:

Qd sum = 1,2.1970,5 = 2364,5 = 2365 m3/d. Средната дебелина на водонаситените напорни пластове, определена от геоложкия профил е m = 28 – 8 = 20 m. Средният коефициент на филтрация, определен чрез обратно изчисление от формула (4.1.2), е K = T/m = 50/20 = 2,5 m/d. Допустимата скорост на филтрация към водопонизителните съоръжения определяме по формула (4.1.17):

v cr = 65.3 2, 5 = 88,2 m/d. Филтърът на водопонизителните съоръжения трябва да обхване цялата мощност на водоносния пласт, така че дължината му е L0 = m = 20 m. Диаметърът на водопонизителното съоръжение трябва да осигури безпрепятствен монтаж на потопяема помпа, така че конструктивно избираме сондаж с диаметър на сондиране 450 mm и диаметър на обсадната тръба – 200 mm, със задтръбно пространство, запълнено с филтрова засипка от дребен заоблен чакъл. Изчислителният диаметър на филтъра е равен на диаметъра на сондиране d0 = 0,450 m. Процентът на надупченост на тръбите е определен технологично и е p = 10%. Тогава единичният дебит на водовземното съоръжение определяме по формула (4.1.18): Qi = 0,1.3,14.0,45.20.88,2 = 249,2 = 250 m3/d. Броят на необходимите водопонизителни кладенци определяме по формула (4.1.19):

Qdsum = 2365/250 = 9,46 = 10 броя сондажни кладенци. Qi

Кладенците се разполагат по периферията на изкопа, зад пилотите, на приблизително равни разстояния x ≈ 10 m един от друг (фиг. 4.1.7.). В кладенците трябва да се монтират потопяеми помпи с работен дебит 134

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Qр = 1,5.250 [m3/d]/86,4 = 4,34 l/s = 4,5 l/s. Понижението във всеки кладенец е равно на зададеното за отводняване на изкопа, т.е. S0i = 21 m. Тъй като кладенците са разположени на равни разстояния по периферията на изкопа, допълнителното понижение във всеки от тях се определя по формула (4.1.24):

S adi =

250 10 ln =1,26 m. 2.3,14.40 2.3,14.0, 45

Общото понижение във всеки кладенец е Si = 21 + 1,26 = 22,26 m. Динамичното водно ниво (ДВН) във всеки кладенец е

ДВН = 2,50 + 22,26 = 24,76 ≈ 25 m. TK1

TK10 събирателен тръбопровод клон-1

TK2

изкоп H - 23m

TK3

TK4

TK5 TK6 събирателен тръбопровод клон-2 TK7

TK9

водомерен възел

TK8

Фиг. 4.1.7. Разположение на водопонизителните кладенци от пример 1.

При това условие помпите трябва да бъдат монтирани на дълбочина минимум 27,0 m, така че над тях да остава интервал за колебание на водното ниво. За да не бъдат засмуквани утайки от дъното на кладенците, тяхната дълбочина трябва да е поне 28,0 m. Помпите трябва да бъдат снабдени с датчици за ниво, като датчикът за горно ниво се монтира на дълбочина 25,0 m, а датчикът за долно водно ниво – на дълбочина 26,5 m, така че да осигурява защитен воден стълб от 0,5 m над помпата. Тъй като разстоянията между срещуположните водопонизителни сондажи не са големи, не е необходимо проектиране на допълнителни кладенци в централната част на изкопа. 4.1.5. ИЗЧИСЛЯВАНЕ НА ЛИНЕЙНА ВОДОПОНИЗИТЕЛНА СИСТЕМА С ОГРАНИЧЕНА ДЪЛЖИНА

В някои случаи водопонизителните съоръжения трябва да бъдат разположени в един ред. Такъв тип отводняване може да бъде приложено при изкопи за метротунели, за канализация и други линейни изкопи. В този случай се препоръчва водопонизителните съоръжения да бъдат разположени на равни разстояния и системата може да бъде разглеждана като обобщена (къс линеен ред от кладенци или други водопонизителни вертикални съоръжения). За изчисленията в този случай също се използва методът на еквивалентните филтрационни съпротивления (МЕФС), при който системата се замества с еквивалентен хоризонтален дренаж с единичен дебит q. В този случай се смята, че дебитът на всяко водопонизително съоръжение е равномерно разпределен по реда. В центъра на система с дължина 2L, понижението на водното ниво е най-голямо и може да бъде определено по формулата

S 0cen =

Q sum 16, 4.a.t ln 4πT L2

(4.1.25)

В краищата на системата понижението на водното ниво е по-малко:

S 0end =

Q sum 4,1.a.t ln 4πT L2

;

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(4.1.26) 135

t >5

L2 . a

(4.1.27)

При определянето на сумарния дебит за отводняване на изкопа за повишаване на сигурността се препоръчва да се използват по-малките понижения, които се получават в краищата на системата (чрез обратни изчисления от формула 4.1.26). Изчислителният дебит на системата се получава, както и при другите случаи, чрез умножаване на сумарния дебит с частичен коефициент на въздействие γF. Единичният дебит на съоръженията се получава при спазване на условията за критична скорост на филтрация, дадени в т. 4.1.3. ПРИМЕР 2.

Проектира се отводняване на два успоредни траншейни изкопа (фиг. 4.1.8) с дължина 50 m, ширина 8 m и дълбочина 8 m всеки. Изкопите са на разстояние 10 m един от друг. Единственото възможно място за разполагане на водопонизителните съоръжения е в един ред между изкопите. При предварителните проучвания е установен следният геоложки строеж: 0 – 1,0 m – пласт 1 – глина кафява, плътна; 1,0 – 15,0 m – пласт 2 – пясък чакълест, ръждив, водонаситен; 15,0 – 20,0 m – пласт 3 – глина плътна, кафява. Установеното водно ниво е на 2,00 m от терена. Подземните води са безнапорни. Средният коефициент на филтрация, определен от филтрационните опити, е K = 4 m/d, коефициентът на нивопредаване е a = 9200 m2/d. В близост до строителната площадка няма установени хидрогеоложки граници. Необходимо е водното ниво в изкопите да се понижи до 9,5 m от терена за не повече от 20 дни преди започване на изкопните работи. Единственият възможен начин за отводняване на изкопите е чрез система от взаимодействащи кладенци, разположени в линеен ред с дължина 2L = 50 m. Естествената водонаситена мощност на безнапорния пласт е he = 15 – 2 = 13 m. Проводимостта определяме по формула (4.1.3) за безнапорни води:

T = 4.(13 – 9,5/2) = 33 m2/d. Сумарният дебит на водопонизителната система се определя чрез обратни изчисления от формула (4.1.27) за неограничен пласт при зададено необходимо понижение в краищата на системата S0end = 9,5 m и допустимо време за достигане на необходимото понижение t = 20 d.

Q sum =

4.3,14.33.9,5 = 554,9 = 555 m3/d. 4,1.920.0, 20

252 Изчислителният сумарен дебит се определя по формула (4.1.16). Поради недостатъчните предварителни хидрогеоложки проучвания за частния коефициент на въздействие приемаме стойност γF = 1,50:

Qdsum = 1,5.555 = 832,5 = 833 m3/d. Допустимата скорост на филтрация към водопонизителните съоръжения определяме по формула (4.1.17):

v cr = 65 3 6 = 118 m/d. Филтърът на водопонизителните съоръжения трябва да обхване интервала на понижение на водното ниво, така че приемаме дължина L0 = 10 m. Конструктивно избираме сондаж с диаметър на сондиране 350 mm и диаметър на обсадната тръба – 160 mm, със задтръбно пространство, запълнено с филтрова засипка от дребен чакъл (5 – 15 mm). Изчислителният диаметър на филтъра е равен на диаметъра на сондиране d0 = 0,35 m. Процентът на надупченост на тръбите е определен технологично и е p = 10%. Тогава единичният дебит на водовземното съоръжение определяме по формула (4.1.18): Qi = 0,1.3,14.0,35.10.118 = 129,7 = 130 m3/d. Броят на необходимите водопонизителни кладенци определяме по формула (4.1.19):

Qdsum = 833/130 = 6,4 = 7 броя сондажни кладенци. Qi

136

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Кладенците се разполагат между изкопите, на равни разстояния x = 8,30 m един от друг (фиг. 4.1.9.). В кладенците трябва да се монтират потопяеми помпи с дебит Qp = 1,5.130/86,4 = 2,3 l/s. 8

-8,00 m

TK2

TK3

-8,00 m

TK1

TK4 TK5 TK6 TK7 Qsum

Водомерен възел

Фиг. 4.1.8. Схема на разположение на кладенците от Пример 2

Понижението S0,i в крайните кладенци от системата е равно на зададеното – 9,5 m. Понижението в централните кладенци от системата се определя по формула (4.1.25).

S 0cen =

555 16, 4.9200.20 ln = 11,36 m 4.3,14.33 252

Допълнителното понижение във всеки кладенец определяме по формула (4.1.24):

S adi =

130 7,15 ln = 0,74 m 2.3,14.33 2.3,14.0, 35

Максималното понижение в кладенците в централната част на системата ще бъде

Si = 11,36 + 0,74 = 12,10 m. Динамичното водно ниво в централната част на системата е ДНС = 2 + 12,10 = 14,10 m. В полза на сигурността използваме това по-ниско динамично водно ниво за проектиране на кладенците. При това условие помпите трябва да бъдат монтирани на дълбочина минимум 16 m, така че над тях да остава интервал за колебание на водното ниво. За да не бъдат засмуквани утайки от дъното на кладенците, тяхната дълбочина трябва да е поне 17 m. Помпите трябва да бъдат снабдени с датчици за ниво, като датчикът за горно ниво се монтира на дълбочина 14 m, а датчикът за долно водно ниво – на дълбочина 15,5 m. 4.1.6. ИЗЧИСЛЯВАНЕ НА ХОРИЗОНТАЛНИ ГРАВИТАЦИОННИ ДРЕНАЖИ

При изчисленията се използва понятието единичен дебит на дренажа – q, което обозначава притока на вода на единица дължина от дренажа.

q =

Qdsum , Ldr

(4.1.28)

където: Ldr е дължината на дренажа. Дължината Ldr може да бъде определена конструктивно според размерите на изкопа и разположението на дренажите в него. За изчисляването на дренажите могат да се използват формулите за неограничен в план водоносен пласт, при условие че за определяне на сумарния дебит за отводняване на изкопа е отчетено влиянието на евентуални граници в близост до изкопа. Тези формули ще бъдат използвани по-нататък в текста. При необходимост от отчитане на влиянието на границите на пласта съответните формули могат да бъдат намерени в специализираната литература (Гълъбов,1978), (Гълъбов, 2005). При изчисленията се приема, че дренажите работят със зададено понижение в тях. Единичният дебит q, необходим Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

137

за достигане на зададеното понижение, зависи от разположението на дренажите. Когато те са разположени по краищата на изкопа и притокът е само от едната страна на дренажите, той може да бъде определен по формулата

q =

T .S 0 π .a.t

(4.1.29)

Където: S0 е необходимото понижение на водното ниво в дренажа; t – необходимото време за достигане на зададеното понижение. Когато дренажите са разположени по дъното на изкопа, водата в тях навлиза от двете им страни и тогава единичният дебит се определя по формулата

q =

2.T .S 0

π .a.t

(4.1.30)

Формулата за напорен пласт е приложима, когато пониженията не надвишават 15% – 20% от водонаситената мощност на пласта. При по-големи понижения в безнапорни пластове трябва да се вземе предвид изменението на водонаситената мощност на пласта, като проводимостта Т се определя по формула (4.1.3). Понижението във всяка точка от пласта, отдалечена на разстояние х от дренажа се определя по формулата

S = S0.erfc (λ),

(4.1.31)

където erfc (λ) е т. нар. функция на грешките и се изменя в границите от 0 до 1. Стойностите на функцията erfc (λ) са дадени в специализираната литература или могат да бъдат определени чрез математически софтуер (функцията е вградена в програмата Microsoft Excel). Аргументът λ се определя по формулата

λ=

x , 2 at

(4.1.32)

което позволява за всяко разстояние х от дренажа да бъде определено необходимото понижение, което ще бъде достигнато за време – t. ПРИМЕР 3.

Проектира се отводняване чрез едностранен преграден дренаж на строителен изкоп с дължина на страната 10 m и дълбочина 3 m, проектиран да бъде направен в склон. Подземна вода може да навлезе в изкопа от страната на склона. Нивото на подземните води откъм страната на склона е 2,2 m от терена. Необходимото понижение е до 3,5 m от терена (0,5 m под дъното на изкопа) – S0 = 3,5 – 2,2 = 1,3 m. Времето, за което трябва да бъде достигнато необходимото понижение на нивото на подземните води, e едно денонощие. При геоложките проучвания е установено, че изкопът ще попадне в пласт от глинест пясък с дебелина 15 m и коефициент на филтрация K = 8,2 m/d. Коефициентът на нивопредаване е a = 1 100 m2/d. Пластът е неограничен в план. Естествената водонаситена мощност на пласта е he = 15 – 2,2 = 12,8 m. Проводимостта определяме по формула (4.1.3) за безнапорни води:

T = 8,2.(12,8 – 1,3/2) = 99,63 = 100 m2/d. Единичният дебит на едностранния дренаж се определя по формула (4.1.29) за неограничен пласт:

q =

100.1, 3 3,14.1100.1

= 2,21 m2/d.

Сумарният дебит на дренажа при зададена дължина от 10 m определяме чрез обратни изчисления от формула (4.1.28):

Qsum = 2,21.10 = 22,1 m3/d = 0,256 l/s. Водата от дренажа трябва да се отвежда във водосборна яма, в която трябва да бъде монтирана помпа за изчерпването й извън изкопа. Необходимият дебит на помпата е: Qp = 1,5.0,256 = 0,384 = 0,400 l/s.

138

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

4.1.7. ОПРЕДЕЛЯНЕ НА ВЪЗДЕЙСТВИЕТО НА ОТВОДНИТЕЛНАТА СИСТЕМА ВЪРХУ НИВАТА НА ПОДЗЕМНИТЕ ВОДИ ИЗВЪН ИЗКОПА

Определянето на въздействието на отводнителната система чрез понижаване на водните нива в пласта извън строителния изкоп е от изключителна важност за определяне на възможните слягания на пластовете, както и на допълнителните понижения в съседни водовземни съоръжения. Тези изисквания са поставени в ЕК- 7, както и от българските нормативни документи. Наблюденията показват, че на известно разстояние от центъра на водопонизителната система нейното въздействие върху подземните води може да се опише с въздействието на единичен кладенец с дебит Qdsum, разположен в центъра на системата и потокът от подземни води добива радиална форма. За кръгови системи или равномерно разположени около изкопа съоръжения това разстояние може да бъде определено приблизително по формулата

R = 1,5R0,

(4.1.33)

където R0 е фиктивният (приведен) радиус на строителния изкоп. За линейни системи, разстоянието над което потокът добива радиална форма, може да бъде определено приблизително

x = y = 1,5L,

(4.1.34)

където L е половината от дължината на системата. При определянето на въздействието на водопонизителната система трябва да се определят пониженията, които тя ще предизвика в различни точки (или съседни водовземни съоръжения), намиращи се на определено разстояние от нея. •

при неограничен в план водоносен пласт

В този случай понижението на различни разстояния от водопонизителната система може да бъде определено по формулата на Тейс за квазистабилизиран режим на филтрация за напорни води (формула 4.1.23), като в нея се задава сумарният изчислителен дебит на системата Qdsum и разстоянието r до точката, за която се определя понижението. Чрез задаване на разстояние до различни водовземни съоръжения в околността на водопонизителната система може да бъде определено допълнителното понижение, което ще се получи в тях. •

при полуограничен в план водоносен пласт с граница на подхранване

Понижението при тази схема се определя по метода на огледалните изображения, при който се приема, че ако водопонизителната система е разположена на разстояние L от водопропускливата граница, то от другата страна на тази граница, на същото разстояние L се намира имагинерно (въображаемо) съоръжение (кладенец), в което се нагнетява такова количество вода Qdsum, каквото се изчерпва от системата. В този случай настъпва стабилизация на нивата и понижението в произволна точка от пласта се определя по формулата

S =

Qdsum r ' , ln 2πT r

(4.1.35)

където r' се определя по схемата на фиг. 4.1.9 a. •

при полуограничен в план водоносен пласт с водонепропусклива граница

В този случай няма стабилизация на нивата и понижението в произволна точка от пласта се определя по формулата

S =

Qdsum 1,125.a.t ln 2πT r .r '

(4.1.36)

където r' се определя по схемата на фиг. 4.1.9 б.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

139

Кладенец

L r

Река (S=0)

Имагинерен (въображаем) кладенец

L Имагинерен (въображаем) кладенец

б.

L r' Планина (q=0)

Фиг. 4.1.9. Схема на работата на единично водопонизително съоръжение в полуограничен в план водоносен пласт: (а) с граница на подхранване; (б) с водонепропусклива граница ПРИМЕР 4.

Да се определи допълнителното понижение, което ще причини работата на водопонизителната система от пример 1 в кладенец, разположен на 180 m от строителната площадка, противоположно на реката. Динамичното ниво в кладенеца е 25 m от терена, а помпата в него е монтирана на дълбочина 40 m. Въздействието на водопонизителната система върху кладенеца може да се определи по формула (4.1.36), като в случая r = 180; r' = L + 180 m = 100 + 180 = 280 m, където L е разстоянието от водопонизителната система до реката (L = 100 m).

S =

2365 280 ln = 4,16 m. 2.3,14.40 180

Допълнителното понижение, което ще причини водопонизителната система в съседния водоснабдителен кладенец, няма да попречи на неговата работа. 4.1.8. ИЗБОР НА МЕТОД НА ОТВОДНЯВАНЕ

Изборът на метод за отводняване на строителните изкопи зависи основно от следните фактори: 1. 2. 3. 4. 5. 6.

Линейни размери и площ на строителния изкоп. Дълбочина на изкопа. Превишение на водното ниво над дъното на изкопа. Геоложки и хидрогеоложки условия. Период на действие на водопонизителната система. Икономическа преценка и опит на проектанта.

Като ориентировъчна може да се използва следната таблица за оценка на ефективността (висока, средна или ниска) от използване на различни методи на отводняване (Powers et al., 2007): Таблица 4.1.3. Ефективност на различните методи за отводняване на строителни изкопи при различни условия Начин на отводняване

Чрез водопони- Чрез сондаж- Чрез хоризонЧрез зителни ями ни кладенци тални дренажи иглофилтри

Почвени условия Средна или Прахови и глинести пясъци Висока Висока ниска Чисти пясъци и чакъли Средна Висока Висока Алтернация от глини и пясъСредна до виВисока Висока ци сока Напукани скали Ниска до средна Висока Ниска Хидрогеоложки условия Висока и средна проводимост Висока Висока (средно и силно водообилни Ниска до средна пластове) – Т > 30 m2/d Ниска проводимост (слабо Ниска до средВисока Висока водообилни пластове) – на 2 Т < 30 m /d

140

Чрез електроосмоза

Висока

Средна

Ниска

Висока

Ниска

Висока

Средна до висока

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Таблица 4.1.3. - продължение Начин на отводняване

Чрез водопони- Чрез сондаж- Чрез хоризонЧрез зителни ями ни кладенци тални дренажи иглофилтри

Скорост на водопонижение Бързо понижаване на нивото Ниска до средна Висока Ниска (до 30 денонощия) Бавно понижаване на нивото Средна до висоСредна до висоВисока (над 30 денонощия) ка ка Изкоп Дълбочина < 5 m под нивото Средна до висоСредна до висоСредна на подземните води ка ка Дълбочина > 5 m под нивото Ниска Висока Ниска на подземните води

Чрез електроосмоза

Висока

Ниска

Висока

Средна

Ниска

4.1.9. ПРОБЛЕМИ ПРИ ПРОЕКТИРАНЕТО И РАБОТАТА НА ВОДОПОНИЗИТЕЛНИТЕ СИСТЕМИ. ХИДРОДИНАМИЧНО РАЗРУШАВАНЕ НА ПОЧВИТЕ

Съгласно ЕК-7 проблемът се отнася към HYD гранични състояния. (По-общо въпросът е разглдан в Глава 3.). При проектиране на водопонизителните работи трябва да се обърне особено внимание на опасността от хидродинамично разрушаване на почвите вследствие на извличане на частици от почвата (суфозия), което всъщност води до т.нар. вътрешна ерозия на почвата. Суфозията (вътрешната ерозия) се получава при определени условия, но при изкопи (в резултат на отводняването им) суфозионни процеси могат да възникнат при бързо понижаване на нивата на почвените води в строителния изкоп. В този смисъл откритото отводняване създава най-голяма опасност от суфозия, особено когато за събирателни ями и канавки няма предвидена филтрова засипка и времето за достигане на проектните понижения е сравнително кратко. Вследствие на суфозионното извличане (изнасяне) на почвени частици могат да се формират вътрешни канали в почвата, които да концентрират потоците от подземни води. Този процес и ефект се нарича воден прорив (piping). Той е особено опасен при големи понижения на водното ниво и високи скорости на подземните води и предизвиква бързи разрушения. Друг проблем, до който може да доведе суфозионното изнасяне на частици, е образуването на каверни в почвата около изкопа. В тези суфозионни каверни съществува опасност от пропадане, слягане и разрушение в зоната на откосите. Всички тези явления са вследствие на филтрацията на водата в почвите и са резултат на въздействието от хидродинамичния натиск върху почвените частици и почвения скелет. Склонни към суфозия (вътрешна ерозия) са практически всички дисперсни почви. При свързаните почви вътрешната ерозия се развива най-вече на базата на размиване на почвата и се проявява рядко за сравнително краткото време на действие на водопонизителните системи. 4.1.9.1. Условия (критерии) за възникване на суфозия

Възникването на суфозия става при определни условия или критерии. Някои от тях, използвани често в практиката (Röhnnqvist, 2010) са: (1) Емпирични (зърнометрични) критерии

•

Критерий на Истомина (1957):

- при Uc ≤ 10 – няма опасност от развитие на суфозия; - при 10 ≤ Uc ≤ 20 – има транспорт на частици от запълнителя; - при Uc ≥ 20 – има опасност от възникване на суфозионно изнасяне.

Uc е коефициентът на разнозърненост. •

Критерий на Буренкова (1993)

Съгласно този критерий устойчиви на вътрешна ерозия (суфозия) са почвите, отговарящи на условието

0,76lg(h") + 1 < h' < 1,86lg(h") + 1, където: Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

141

h’ = d90 /d60; h’= d90 /d15; d90, d60 и d15 са съответните диаметри от зърнометричната крива (вж. Глава 1.). При условие че почвата, в която е отводняваният строителен изкоп, е устойчива към суфозионно изнасяне на почвени частици съгласно горните критерии, не са необходими специални мерки за предотвратяване на това явление. (2) Филтрационен критерий за суфозия

Критерият (условието) за хидравлично разрушение (ЕК-7) се представя от

γ F .I d < I cr , където: Id e действителният хидравличен градиент; γF – частен коефициент на въздействие (γF = 1,25). Критичната стойност на хидравличния градиент е

Icr = (1/γw).(1-n).(γs-γw)= γ ’/ γw ,

(4.1.37)

където: γs e специфичното тегло на почвата; γ' – обемното тегло на почвата под вода; γw – обемното тегло на водата. За предварителни изчисления и при по-обикновени геоложки условия могат да бъдат използвани следните таблични стойности за определяне на критичния градиент: Таблица 4.1.4. Стойности на критичния градиент за различни видове дисперсни почви (по СНиП 2.02.02–85) Почвена разновидност Критичен градиент - Icr Пясък - дребен 0,32 - среден 0,42 - едър 0,48 Глинест пясък 0,60 Песъчлива глина 0,80 Глина 1,35

Действителният хидравличен градиент Id, който ще се получи в близост до строителния изкоп, може да бъде определен чрез депресионната крива на потока от подземни води или на хидродинамичната мрежа от еквипотенциални (хидроизохипси) и токови линии. Стръмната част (вж. примера) на депресионната крива се разделя на интервали, за всеки от които проектният градиент е

I d,i =

ΔS i , Li

(4.1.38)

където: ΔSi = Si -Si+1; Si е понижението на водното ниво в началото на интервала; Si+1 – понижението на водното ниво в края на интервала; Li – дължината на интервала. Депресионната крива може да бъде получена, като във формулите за определяне на пониженията в околността на изкопа (4.1.23, 4.1.35 и 4.1.36), в зависимост от схемата на водоносния пласт в план, се задава сумарният (не изчислителният) дебит Qsum на водопонизителната система и различни разстояния от строителния изкоп r. Известно време след достигане на проектното понижение депресията се разширява и градиентите в близост до изкопа намаляват. Необходима е и проверка за положението на депресионната крива в края на периода на отводняване. Ако при проверките се окаже, че проектните градиенти на потока надвишават допустимите, е необходимо да се проектират защитни филтри или да се намали скоростта на понижение на водните нива. При по-сложни водопонизителни системи и геоложки условия определянето на проектния хидравличен градиент се извършва чрез използване на специализиран софтуер за моделиране на филтрацията. В този случай градиентите на потока на подземните води в близост до изкопа могат да бъдат определени от хидродинамичната мрежа. При получаване на различни стойности на проектния градиент в различни зони около изкопа за меродавна се приема най-високата получена стойност. 142

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

ПРИМЕР 5.

Да се определи опасността от възникване на вътрешна ерозия (суфозия) при отводняване на строителен изкоп с дълбочина 6 m и площ 110 m2 чрез една събирателна яма и канавки за време 1 d. Изкопът попада в слабо заглинени разнозърнести пясъци със специфично тегло γs = 27 kN/m3 и порестост n = 59% (0,59). Нивото на подземните води е 4,00 m от терена, като проектното понижение (до 0,50 m под дъното на изкопа) е S0 = 2,50 m, проводимостта е T = 30 m2/d, коефициентът на нивопредаване е a = 3 000 m2/d, а сумарният изчислителен дебит на водопонизителната система е Qd sum = 214,3 m3/d или 2,48 l/s. Приведеният радиус на изкопа, определен по формула (4.1.6), е:

R0 =

А 110 = = 5, 92 m . n π

Критичния градиент за почвите, в които попада строителният изкоп, определяме по формула (4.1.37):

Icr = (1/γw).(1 - n).(γs - γw) = (1/10).(1 - 0,59).(27 - 10) = 0,70. В Таблица 4.1.5. са показани резултатите от изчисленото по формула (4.1.23) понижение на водните нива (точки от депресионната крива) за различни разстояния от центъра на изкопа. На фиг. 4.1.10. е показана получената депресионна крива. Таблица 4.1.5. Понижение на водното ниво на различни разстояния от центъра на изкопа

Разстояние от центъра 5,92 на изкопа Понижение 2,50

2,00

1,61

1,34

0,95

0,47

0,00

Фиг. 4.1.10. Графично изображение на депресионната крива

Стойностите на градиентите, изчислени по формула (4.1.37), са дадени в Таблица 4.1.6. Таблица 4.1.6. Проектни градиенти, определени по депресионната крива

5,92 - 10 m 10 - 15 m 15 - 20 m 20 - 30 m 30 - 50 m 50 - 82 m Интервал - i Понижение в началото 2,50 2,00 1,61 1,34 0,95 0,47 на интервала - Si Понижение в края на 2,00 1,61 1,34 0,95 0,47 0,00 интервала - Si+1 Дължина 4,08 5 5 10 20 32 на интервала - li Проектeн градиент - Id 0,123 0,078 0,054 0,039 0,024 0,015 Критичен градиент - Icr 0,7 0,7 0,7 0,7 0,7 0,7 Изчислителен критичен 0,56 0,56 0,56 0,56 0,56 0,56 градиент - Icr / 1,25 Определените проектни градиенти в близост до изкопа са по-малки от изчислителния критичен градиент и не създават опасност от възникване на вътрешна ерозия. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

143

4.1.9.2. Защита от вътрешна ерозия при отводняването на строителните изкопи (1) Проектиране на защитен филтър на земната основа

При опасност от възникване на вътрешна ерозия и суфозионно изнасяне на почвени частици в ЕК7 се препоръчва използването на защитен филтър по дъното на изкопа. (В някои случаи може да е необходимо използването на повече от един филтриращ пласт). Дебелината на филтриращия материал трябва да е поне 30 cm и да отговаря на някои от следните отношения между максималните диаметри на частиците от филтриращия пласт и минималните размери на частиците от земната основа, с цел получаване на автофилтриращ ефект (задържане на извличаните от водата частици от зърната на филтъра (GA, 2004): •

Критерий на Терцаги, модифициран от Бертрам (1940):

Филтър − d 15 ≤ 5; Основа − d 35 •

Критерий на USACE (1986):

Филтър − d 50 ≤ 25 . Основа − d 50 Най-често като филтриращ материал се използва промит пясък, като под него се полага дренажен слой от чакъл. При избора на филтриращия материал и дренажния слой трябва да се спазят следните изисквания: - праховата и глинестата фракция във филтриращия материал трябва да е не повече от 3%, за да се осигури достатъчна проводимост; - зърнометричните криви на филтриращия материал и дрениращият слой под него трябва да бъдат приблизително успоредни; - препоръчва се средният размер на зърната на дрениращия чакъл под филтъра да бъде около 20 mm и не повече от 28 mm. (2) Оразмеряване на филтровата засипка на водопонизителните съоръжения

За предотвратяване на суфозионно извличане на почвени частици от водопонизителните съоръжения (кладенци, дренажи, ями) освен определяне на максималните вливни скорости (вж. т. 4.1.3.), е необходимо и правилно да бъде оразмерена филтровата засипка. Изискванията към зърнометричния състав на филтрите (от предишната точка) важат и за филтровата засипка при водопонизителните съоръжения. Поставят се и изискванията (USACE, 2004) : - максимална ширина или диаметър на филтровите отвори < d50,

където d50 е минималният диаметър на почвените частици, съставляващи 50% от общото съдържание, определен по интегралната зърнометрична крива. - дебелината на филтровата засипка (Наредба № 1 на МОСВ, 2007) :

• за несуфозионни пластове – не по-малко от 200 mm; • за суфозионни пластове – не по-малко от 300 mm. Забележки:

1. При полагане на филтърната засипка чрез извлекаеми тръби отдолу-нагоре тя може да бъде сравнително разнозърнеста (с 5 < Uc < 10). 2. При полагане на филтърната засипка чрез насипване отгоре-надолу (включително с промиване) тя трябва да бъде строго равнозърнеста (с Uc < 3 - 4). 4.1.10. СЛЯГАНЕ НА ТЕРЕНА В РЕЗУЛТАТ НА ПОНИЖАВАНЕ НА НИВОТО НА ПОДЗЕМНИТЕ ВОДИ

При отводняването на един строителен обект и вследствие на това при понижаването на нивата на подземните води, се получават допълнителни слягания (вследствие на изменение на напреженията от собственото тегло на почвата) на засегнатия от депресионното понижение околен терен. Това е от особена важност за околното, съществуващо застрояване, в което вследствие на неравномерна деформа144

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

ция на земната основа могат да възникнат допълнителни напрежения в конструкциите (които могат да доведат до напукване на сградите). В този смисъл времето за действие на водопонизителната система също е от значение, особено когато работи повече от 2 – 3 месеца. При малки понижения на водното ниво (до 5 – 7 m) и липса на глинести пластове, обикновено сляганията за периода на отводняване са незначителни. За определяне на слягането в околностите на строителния изкоп е необходимо познаване на депресионната крива. С помощта на тази крива могат да се определят разликите в нивата на подземните води вследствие на отводняването на строителния изкоп, а оттам и увеличението на напреженията от геоложки товар, които предизвикват тези слягания. Допълнителните слягания се изчисляват (Глава 3.) за периода на действие на водопонижението, което е от особено значение за глинеста почвена основа. 4.1.11. ВЛИЯНИЕ НА СКОРОСТТА НА ПОНИЖАВАНЕ И ПОВИШАВАНЕ НА НИВАТА НА ПОДЗЕМНИТЕ ВОДИ

Скоростта на понижаване и повишаване на нивата на почвените води, след приключване на отводняването, може да повлияе значително върху почвените характеристики и върху икономическата ефективност на системата, особено при отводняване на големи и дълбоки изкопи, където е необходимо значително водопонижение. Основните опасности при бързо понижаване и повишаване на нивата са следните:

- възникване на опасност от суфозия и неравномерни деформации; - частични разрушения на откосите на строителните изкопи; - проява на внезапни пропадания и слягания, предизвикани от кухини, образувани вследствие на изнасяне на почвени частици. Препоръчителен най-кратък интервал за достигане на необходимите понижения на нивата на подземните води в строителния изкоп при песъчливи и глинесто-песъчливи пластове, при който намалява опасността от възникване на отрицателни явления, е 10 денонощия. При необходимост от малки понижения (до 2 – 3 m) малки сумарни дебити на водопонизителната система (до 2 – 3 l/s), скоростта на понижаване на нивото на подземните води практически не оказва влияние. В този случай трябва да се спазват основните принципи на проектиране на водопонизителните системи, гарантиращи устойчивостта на откосите на изкопа и предотвратяване на суфозията. При повишаване на нивата на подземните води след спиране на отводнителните мероприятия важат същите изисквания, както при понижаването им. Помпите на водопонизителните съоръжения трябва да се спират поетапно, до достигане на пълно възстановяване на водните нива. Допълнителна литература

(Велков, 1976). Велков М., Т. Радев, С. Попов. Наръчник по строителство на сондажни кладенци. София, Техника, 1976. (Гълъбов, 1978). Гълъбов М. Хидродинамика на подземните вододобивни и дренажни съоръжения. София, Техника, 1978. (Гълъбов, 2005). Гълъбов М., Н. Стоянов. Динамика на подземните води. София, МГУ, 2005. (Наредба №1, 2007). Наредба № 1 на МОСВ, МРРБ, МЗ и МИЕ от 10 октомври 2007 г. за проучване, ползване и опазване на подземните води (ДВ бр. 87/30.10.2007). (GA, 2004). Government of Alberta, Canada – Transportation and Environment. Water Control Structures – Design Guidelines, 2004. (Powers et al., 2007). Powers J. P., A. B. Corwin, P. C. Schmall, W. E. Kaeck. Construction dewatering and groundwater control. USA, Hoboken, New Jersey. J. Wiley & Sons Inc., 2007. (Röhnnqvist, 2010). Röhnnqvist, H. Predicting surface internal erosion in moraine core dams. Licentiate thesis. Sweden. KTH - Hydraulic Engineering Research Group. Department of Land and Water Resources Engineering. Royal Institute of Technology (KTH), 2010. (UFC, 2004). Unified facilities criteria (UFC). Dewatering and groundwater control. UFC 3-220-05. USA. Department of defence, 2004.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

145

4.2. УСТОЙЧИВОСТ НА ОТКОСИ Разгледаните въпроси в тази точка се отнасят за откоси на естествени терени, откоси в изкопи и откоси в насипи. Необходимо е откосите да се изследват за устойчивост със съществуващи и бъдещи конструкции, прилежащи към тях или в близост до тях – укрепяване, сгради, съоръжения. 4.2.1. Основни положения при проектирането на откоси

В Таблица 4.2.1. са дадени граничните състояния съгласно Глава 11. на Еврокод 7, за които трябва да бъдат изследвани почвените масиви с откоси. Таблица 4.2.1. Гранични състояния на откоси Тип гранично състояние Крайни гранични състояния (ULS) (а) GEO

(б) STR Експлоатационни гранични състояния (SLS)

Описание на състоянието (а) Загуба на устойчивост само на почвения масив вследствие на достигане на якостта на срязване на почвата в зони, формиращи плъзгателни повърхнини на разрушаване. (б) Разрушаване на конструктивни eлементи, прилежащи към откосите или в близост до тях. Получаване на деформации и слягания в почвения масив, които водят до повреди или нарушаване на нормалната експлоатация на сградите и съоръженията в близост до откоса.

Метод на изследване Теория на гранично равновесие, МКЕ (вж. точка 4.2.2.).

Носимоспособност на конструктивни елементи (вж. съответен Еврокод). Деформации на земна основа (вж. Глава 3., точка 3.1.).

Якостта на срязване на почвата, дефинираща съпротивителните сили на почвата срещу плъзгане, се определя по критерия на Mohr-Coulomb. Подходящият вид анализ и якостни параметри ϕ и c за устойчивост на откоси, при различни геоложки условия и състояния на натоварване, са посочени в Таблица 4.2.2. По отношение на геометричната форма на повърхнините на разрушаване се приемат равнинни (2D) или пространствени изчислителни модели (3D). Важно е да се отбележи, че равнинен модел, приложен за случай на пространствено разрушаване на откос, дава по-консервативни резултати (т.е. резултати в посока на сигурността). В Таблица 4.2.3. са дадени възможни модели на плъзгателни повърхнини на разрушаване. Таблица 4.2.2. Подходящ тип анализ за устойчивост на откоси в зависимост от вида на почвата и натоварването Вид задача за устойчивост на откоси

Откос в масив от несвързана почва със/без прослойки от свързана почва над НПВ Откос в масив от несвързана почва със/без прослойки от свързана почва под НПВ

146

Тип анализ, якостни параметри Статичен товар плюс зеСтатичен товар метръс Ефективни напрежения σ ' и пара- Ефективни напрежения σ ' и метри ϕ', c ' . параметри ϕ', c ' .

Ефективни напрежения σ ' метри ϕ', c ' .

и пара-

Ефективни напрежения σ ' и параметри ϕ', c ' като: а) ако няма опасност от втечняване на почвата при земетръс - σ ' се редуцира с порен натиск u (вж. фиг. 3.3.8.); б) ако опасност съществува ϕ' = 0 , c ' = 0 .

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Таблица 4.2.2. - продължение Вид задача за устойчивост на откоси

Откос в свързана почва над НПВ

Откос в свързана почва под НПВ

Естествени склонове със свлачищни процеси

Тип анализ, якостни параметри Статичен товар плюс зеСтатичен товар метръс В зависимост от условията за въз- Пълни напрежения σ и паникване на порен натиск: пълни раметри ϕu , c u (недрениранапрежения σ и параметри ϕu , c u ни). или ефективни напрежения σ ' и параметри ϕ', c ' .

Пълни напрежения σ и параметри

cu ,

( ϕu = 0 ) за условия на крат-

котрайна якост на срязване и/или ефективни напрежения σ ' и параметри ϕ', c ' за условия на дълготрайна якост на срязване. Ефективни напрежения σ ' и параметри ϕr' , c r' (остатъчни); често

се приема c r' = 0 .

Пълни напрежения σ и параметри c u ,( ϕu = 0 ).

Ефективни напрежения σ ' и параметри ϕ', c ' (върхови); често се работи със стойности на ϕ , c , които са между върхова и остатъчна стойност.

Таблица 4.2.3. Модели на плъзгателни повърхнини при откоси Схема

Геометрична форма

Приложение

Кръговоцилиндрична

Хомогенна почвена среда

Произволна криволинейна

Транслационна Комбинирана

Равнинна, билинеарна и многоравнинна

Нехомогенна почвена среда Здрав пласт на малка дълбочина Здрав пласт на по-голяма дълбочина

Съществуващи плъзгателни повърхнини, наличие на съответно напластяване и контакт с основна скала

4.2.2. Проектиране на откоси за граничнo състояниe GEO 4.2.2.1. Проверка за устойчивост и прилагане на комбинативни методи при статични въздействия

Устойчивостта на откосите е осигурена, ако e в сила неравенството

E d ≤ Rd ,

(4.2.1а)

където с E d и R d са означени изчислителните стойности на ефектите от действието съответно на активните (плъзгащите) сили и на пасивните (съпротивителните) сили. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

147

Забележка: Обикновено изчислителните методи за устойчивост на откоси не определят поотделно стойностите на Ed и Rd , а тяхното отношение FS = Rd /Ed и тогава устойчивостта е осигурена, ако е в сила неравенството

FS ≥ 1 .

(4.2.1б)

Важно:

•

Равенството в (4.2.1а) E d = R d , респ. в (4.2.1б) F S = 1 , означава, че устойчивостта на откоса е осигурена точно според изискванията на Еврокод. Смисълът на F S като коефициент на сигурност тук отпада - разглежда се само като стойност на отношението R d / E d .

•

Изпълнението на неравенството (4.2.1а) E d < R d , респ. (4.2.1б) F S > 1 показва, че сигурността е по-голяма от изискванията на Еврокод 7.

•

Неизпълнението на неравенството (4.2.1а), т.е. Е d > R d , респ. (4.2.1б) F S < 1 означава, че устойчивостта на откоса не е осигурена.

Важен коментар: Частните коефициенти за получаване на E d и R d зависят от комбинативния метод по Еврокод 7. Избраният в България комбинативен метод (DA-2) специално за изследване на устойчивостта на откоси има съществени недостатъци. При откоси постоянното натоварване от собствено тегло на почвата е доминиращо и действа едновременно благоприятно, като участва в съпротивителните сили и неблагоприятно, като участва в плъзгащите сили. Това действие се отнася и за други гравитационни натоварвания при откосите. В метода (DA-2) има различни частни коефициенти за благоприятното и за неблагоприятното действие на постоянните товари. С това, от една страна, се нарушава принципът в Еврокод, че действия, произтичащи от един източник, трябва да имат еднакви частни коефициенти (Single Source Principle). И от друга страна, получават се трудности при прилагането на компютърните програми за устойчивост на откоси, тъй като в тях гравитационните сили се получават от стойността на обемното тегло на материала и не е предвидено от тези сили да произтичат действия с “различна тежест”. Ето защо с много малки изключения всички страни в Европа, които са регламентирали (DA-2) като основен комбинативен метод, специално за откоси са избрали комбинативния метод (DA-3), където за постоянни въздействия се борави с един частен коефициент. Ето защо тук ще бъдат дадени начините на прилагане и на двата комбинативни метода (DA-2) и (DA-3) при изследване на устойчивостта на откоси. Препоръчваме двата метода да се разглеждат като равностойни и изборът между тях да бъде направен въз основа на удобството при решаването на конкретна задача. А. Комбинативен метод (DА-2)

Комбинативният метод (DА-2) при откоси е обобщен във вида А1( γ G , γ Q ) + M1( γ M =1) + R2( γ R,e ).

(4.2.2)

Частните коефициенти γ G , γ Q , γ R,e се отчитат от Таблици 1.3. и 1.9. Прилагат се следните две разновидности на метода (DА-2): •

(DА-2) – при решения за устойчивост „на ръка”, като се извършва следното: (1) Всички въздействия първо се делят на благоприятни и неблагоприятни. (2) Прилагат се съответните частни коефициенти ( γ G , γ Q , γ R,e ).

(3) Извършва се решение за устойчивост с избран изчислителен метод и се прави проверка съгласно неравенство (4.2.1а). •

(DА-2*) – при компютърно решение при следната процедура:

(1) Всички постоянни въздействия (благоприятни и неблагоприятни), се въвеждат с характеристични стойности, което съответства на коефициент γ G =1,0 вместо на γ G = 1,35 за неблагоприятните; за гравитационните сили това става, като се въвежда характеристичната стойност на съответното обемно тегло на материала.

148

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(2) Всички променливи неблагоприятни въздействия (напр. трафик при върха на откоса) се въвеждат с приведени стойности, получени като характеристичните стойности на товара се умножат по числото 1,11, получено от отношението γ Q / γ G = 1,5 / 1, 35 = 1,11 . (3) С помощта на избран изчислителен метод се определя отношението Fk = Rk / E k на ефекта на плъзгащите и съпротивителните сили. (4) Определя се изчислителната стойност на отношението FS = Rd / E d , като се въвежда „пропуснатият” коефициент γ G = 1,35 по (1) и (2) и коефициентът γ R,e по следния начин:

FS = Fk / ( γ G .γ R,e ) = Fk / (1, 35.1,1) = Fk / 1, 485 . (5) За FS се проверява условие (4.2.1б). Т.e., важно за (DА-2*) е следното: крайният резултат от компютърното решение за отношението на задържащите към плъзгащите сили трябва да се редуцира с 1,485 и получената стойност трябва да е ≥ 1,0, за да бъде устойчив откосът ! Б. Комбинативен метод (DА-3)

Комбинативният метод (DА-3) при откоси е обобщен във вида А2( γ G = 1, γ Q ) + M2( γ M ) + R3( γ R,e =1).

(4.2.3)

Частните коефициенти γ Q и γ M се приемат съответно от Таблици 1.3-A и 1.4-A. Удобството на метода (DА-3) за устойчивост на откоси е в това, че частните коефициенти се прилагат към входните данни за натоварване и материали преди извършване на изчисленията за устойчивост (на ръка или с компютърна програма) и като резултат директно се получават изчислителните стойности на E d и R d , респ. FS = R d / E d , с които чрез неравенства (4.2.1а), респ. (4.2.1б), се проверява устойчивостта. 4.2.2.2. Изчислителни методи за проверка на устойчивостта на откоси А. Методи по теория на граничното равновесие за равнинна задача

Това са методи, при които съвместно се решават уравнения за статическо равновесие и уравнението за якостта на срязване на почвата. Най-разпространени са методите, при които плъзгащата се почвена маса се приема за твърдо, недеформируемо тяло. Решението се свежда до определяне на E d и R d в съответствие с изрази (4.2.1. а и б), които имат смисъл на сили или моменти, отнасящи се за плъзгащото се тяло. (1) Методи на кръговоцилиндрична плъзгателна повърхнина (КЦПП)

Фиг. 4.2.1. Кръговоцилиндрична плъзгателна повърхнина (КЦПП)

В напречно сечение плъзгателната повърхнина е част от окръжност с център точка О и радиус R. Недеформируемото плъзгащо се тяло се разделя на вертикални ламели (фиг. 4.2.1.) и устойчивостта се проверява чрез сравняване на момента на плъзгащите (активните) сили M a = E d и момента на съпротивителните (пасивни) сили Мp = R спрямо центъра на окръжността О, получени от суперпозицията на моментите по всички ламели. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

149

Автори на метода са Fellenius (1936), който в решението пренебрегва междуламелните сили Е и Х (фиг. 4.2.1.), и Bishop (1955), който отчита само нормалните сили Е. Методът на Fellenius дефинира линейно уравнение за отношението FS = Rd / E d . За откос, подложен на действието само на геоложки товар, уравненията за F S по Fellenius, според означенията на фиг. 4.2.1., имат следния вид:

FS = FS =

 (W .cos α − u .L ) tg ϕ' + c' .L  R W . sin α

 W .cos α .tg ϕu + c u .L  R W . sin α

- дрениран анализ;

(4.2.4а)

- недрениран анализ,

(4.2.4б)

където W е пълното тегло на ламелата; u – порен натиск. В Таблица 4.2.4. са дадени уравненията за FS по Fellenius при различни въздействия в случай на дрениран анализ. При наличие на няколко въздействия техните приноси в уравнението за FS се суперпонират. Таблица 4.2.4. FS по Fellenius при различни въздействия върху откос в случай на дрениран анализ №

Схема

FS по Fellenius

Случай

Външен постоянен товар

FS =

 (W + W ) .cos α . tg ϕ' + c' .L  1

R  (W + W1 ) . sin α

Външен променлив товар

FS =

Депресионно понижение*

FS =

Вертикална пукнатина с вода

FS =

Потопен откос

FS =

γ γ'

 W .cos α.tg ϕ' + c' .L  R  (W + P ) . sin α

 W' .cos α.tg ϕ' + c' .L  R W r . sin α

 W' .cos α.tg ϕ' + c' .L  R W r . sin α + U .r

 W' .cos α . tg ϕ' + c' .L  R W' . sin α

Забележка: *При депресионно понижение се пораждат допълнителни активни сили на хидродинамичен натиск, чиято големина и посока във всяка една точка на хлъзгащата се маса могат да се определят чрез построяване на филтрационната мрежа. Алтернативен начин за отчитане на хидродинамичния натиск върху устойчивостта на откос, който е въведен от Lambe и Whitman (1969), е чрез действието на порния натиск по хлъзгателната повърхнина u = h.γw (където h е пиезометрична височина) в съчетание с пълните напрежения от геоложки товар σ γ в плъзгащото се тяло. С въвеждане на

опростяващата предпоставка, че за пиезометрична височина се приема вертикалното разстояние от хлъзгателната повърхнина до депресионната линия, се получават уравненията за FS в редове 3 и 4 на Таблица 4.2.4., където теглата W r се изчисляват с обемно тегло на почвата под депресионната линия γ r , а теглата W' – с обемно тегло γ' . За недрениран анализ в уравненията от табл. 4.2.4 на мястото на W' , ϕ' и c' се заместват съответно W r , ϕu и c u .

При метода на Bishop уравнението за FS е нелинейно (т.е. FS присъства от двете страни на уравнението) и за конкретна плъзгателна повърхнина се определя от итерационно решение. 150

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

При действие само на геоложки товар, уравненията за FS по Bishop според означенията на фиг. 4.2.1. имат следния вид:

= =

R  (W − ub ) tg ϕ' + c'.b 

sec α

1 + tg αtg ϕ' / FS

R W . sin α R  W .tg ϕu + c u .b 

- дрениран анализ;

(4.2.5а)

sec α

1 + tg α .tg ϕu / FS

R W . sin α

- недрениран анализ,

(4.2.5б)

където sec α = L / b . Във всички уравнения за FS силите W и параметрите ϕ и c трябва да участват с изчислителните си стойности, получени чрез частните коефициенти според избрания комбинативен метод.

За проверка на устойчивостта на откоси в еднороден почвен масив по кръговоцилиндрична повърхнина съществуват редица графични и таблични методи. Тук е представен графичният метод на Taylor, Lambe и Whitman (Hoek 2007), при който може да се отчете наличие на вода в почвения масив, със или без депресионно понижение (от фиг. 4.2.2-А до фиг. 4.2.2-Д). От тези графики в зависимост от ъгъла на наклона на откоса β и величината c ( γ .H .tg ϕ ) се отчита стойността на отношението tg ϕ / FS или на c ( γ .H .FS ) , откъдето се получава F S . Авторите предлагат и графики за определяне на местоположението на вертикална пукнатина и центъра на критичната плъзгателна повърхнина при предпоставката, че последната минава през петата на откоса (фиг. 4.2.3-А и 4.2.3-Б).

R H

Фиг. 4.2.2-А. Случай на дрениран откос Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

151

R H

Фиг. 4.2.2-Б. Случай на депресионно понижение с D /H = 8

R H

b D

Фиг. 4.2.2-В. Случай на депресионно понижение с D /H = 4

152

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

R H

b D

Фиг. 4.2.2-Г. Случай на депресионно понижение с D /H = 2

R H

Фиг. 4.2.2-Д. Случай на депресионно понижение с D /H = 4 Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

153

x O

R y

H x

Фиг. 4.2.3-A. Случай на дрениран откос – графики за положението на вертикалната пукнатина и центъра на окръжността

x O

R y

H x

Фиг. 4.2.3-Б. Случай на откос с НПВ – графики за положението на вертикалната пукнатина и центъра на окръжността

154

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(2) Методи на произволна по геометрия плъзгателна повърхнина

Тези методи са развитие на методите на Fellenius и Bishop и освен че обхващат по-обща геометрия на плъзгателната повърхнина, усъвършенстват решенията с въвеждане на различни предпоставки за взаимодействие между ламелите при удовлетворяването на условията за равновесие на плъзгащото се тяло. По-известни са методите на Jambu (1956), Morgenstern–Price (1965), Spencer (1967), Fredlund (1974), като решенията са итерационни и се извършват с помощта на компютърни програми. (3) Равнинно плъзгане

На фиг. 4.2.4. са показани два равнинни модела и формули за определяне на ефекта на активно действащите сили Ed и на съпротивителните сили Rd .

Е d = H = W sin θ

R d = T + C = W cos θ .tg ϕ + c .L

- дрениран анализ:

E d = W r sin θ + U 1 cos θ Rd = (W r cos θ − U 1 sin θ − U 2 )tg ϕ' + c' .L - недрениран анализ:

R d = W r cos θ .tg ϕu + c u .L Фиг. 4.2.4. Едноблокови модели на разрушение и изрази за определяне на Ed и Rd Методите по теорията на граничното равновесие са едни от най-често използваните в инженерната практика за изследване на устойчивостта на почвени откоси. Разликите в отделните решения са до 5–10% . Съгласно Еврокод 0 неточността на моделите може да се преодолее чрез въвеждане на коефициент на модела (γRd). Б. Метод на крайните елементи (МКЕ)

Компютърен числен метод, при който почвеният масив се изследва като деформируемо тяло, за което напреженията и деформациите се определят в мрежа от точки (възли на крайните елементи). При този метод не се приемат хлъзгателни повърхнини. Якостните параметри, респ. якостта на срязване на почвата стъпково се редуцират с нарастващо число η , т.е.

τR = σ

tg ϕ c + . η η

(4.2.6)

На всяка стъпка по η се определя напрегнатото и деформирано състояние на почвения масив. Изкуствено „отслабеният” откос ще загуби устойчивост, когато се достигне изравняване на редуцираната якост на срязване на почвата с действителните срязващи напрежения в зона от върха до петата на откоса, която съответства на най-голямо нарастване на деформациите на срязване и трасира найнеблагоприятната плъзгателна повърхнина. В процеса на численото решение моментът на загуба на устойчивост се констатира чрез рязкото увеличаване на преместването на точки от откоса, обикновено при върха му, (деформационен критерий) или чрез индикация за отношението между задържащите и плъзгащите сили F S R ≅ 0, 99 ÷ 1, 0 . Действителното отношение F S = Rd / E d за оценка на устойчивостта на откоса ще бъде равно на максималната стойност на редукционното число η , т.е.

= ηmax . Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(4.2.7)

155

Методът на крайните елементи за изследване на устойчивостта на откоси е съвременна интерпретация на проблема. Основното предимство на метода е това, че механизмът на разрушение на откоса се определя на базата на максимално съответстващо на реалното му поведение напрегнато и деформирано състояние. Последното се постига посредством възможностите, които МКЕ дава за създаване на подходящ изчислителен модел на почвения масив, с отчитане на разнообразни товарни въздействия, гранични условия и наличие на конструктивни елементи. Освен това решението по МКЕ дава възможност за изследване не само на гранично състояние GEО, а и на гранични състояния STR и SLS (Таблица 4.2.1.). МКЕ е особено подходящ при решаване на пространствени задачи за устойчивост на откоси. Подходящ софтуер за устойчивост на откоси по МКЕ е PLAXIS, GeoStudio. 4.2.2.3. Сеизмична устойчивост на откоси съгласно Еврокод 8

При комбинация от въздействия, включваща земетръс, се въвеждат само частни коефициенти γ M за материалите, като за почвата те се приемат според Таблица 1.13. А. Псевдостатичен анализ

Земетръсното въздействие поражда инерционни сили в хоризонтално и вертикално направление съответно FH и F V , които се определят по следния начин:

FH = 0,5.α .S .W ;

(4.2.8)

FV = ±0,5.FH , ако avg /a g > 0 , 6 (препоръчва се при MS > 5,5);

(4.2.9а)

FV = ±0, 33.FH , ако avg /a g ≤ 0 , 6 ,

(4.2.9б)

където: е отношението на изчислителното хоризонтално ускорение a g (вж. Таблица 2.2.10.), към земното ускорение g ;

на земна основа тип А

avg – изчислителното ускорение на земната основа във вертикално направление;

S – почвеният коефициент от Таблица 2.2.10.; W – теглото на плъзгащата се маса; MS – магнитуд на земетресението. Препоръчва се при конструкции с коефициент на значимост > 1 и наличие на топографски нерегулярности на терена ускорението a g да се усилва с коефициент ST който приема следните стойности: •

ST ≥ 1, 2 за площадки близо до горния ръб на стръмни откоси и скатове;

•

ST ≥ 1, 2 при била с широчина в короната значително по-малка от широчината в основата им и наклон на откоса <300; ST ≥ 1,4 – при наклон на откоса > 30°;

•

за горните два случая минималните стойности за S T да се завишават най-малко с 20% при наличие на рохкав повърхностен пласт;

•

ST се изменя линейно по височина на ската, като в основата му е със стойност ST =1,0;

•

ST =1,0 при дълбоки плъзгателни повърхнини, минаващи близо до основата на ската.

Сеизмичните сили се прилагат като допълнителни квазистатични сили в центъра на тежестта на плъзгащото се тяло (ламела, блок) и проверката за устойчивост се извършва с методите за статичен анализ. Б. Динамичен анализ

Провежда се линеен (или нелинеен) динамичен анализ с интегриране във времето (по МКЕ), като се изследва реакцията на почвения масив от сеизмичното вълново въздействие, въведено чрез акселерограма. Устойчивостта се оценява въз основа на изменението на напрегнатото и деформирано състояние в периода на земетресението. Решението дава възможност и за проверка по гранични състояния STR и SLS. Извършват се с помощта на програми по МКЕ за геотехнически сеизмични анализи, като PLAXIS и GeoStudio. Ако се използва софтуер с общо приложение в техниката, то той трябва да предлага физични модели, подходящи за геотехнически материали. 156

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

ПРИМЕР

Даден е откос на пътен насип, изграден от глинест пясък, с данни за геометрични размери и характеристики на почвата на фиг. 4.2.5. Да се изследва устойчивостта на откоса при натоварване q от трафик и при земетръсно въздействие с магнитуд M S = 6,5 и изчислително ускорение ag = 0,15.g.

глинест пясък, почва тип D по Таблица 2.2.10. характеристични данни:

γ k =18 kN/m3 ϕk' =270 c k' =10 kPa q k =10 kN/m Фиг. 4.2.5. Схема и данни към числов пример А. Решение за комбинация от статични въздействия

Изследва се устойчивостта на откоса при действието на собственото тегло на почвата (постоянен товар) и разпределения товар q (променливо въздействие). (1) Определяне на най-неблагоприятната КЦПП

Решението се извършва по методите на Fellenius, Bishop и Spencer с програмния модул SLOPE/W. Дадени са изразите за E d и R d по (DА-2*) и (DА-3), като в тях са изпуснати частните коефициенти със стойност 1,0, а индексът „k” означава характеристична стойност на величината. (DА-2*):

E d = γG

Rd =





 Wk + γGQ Qk  . sin α = 1, 35 (Wk + 1,11.Qk ) sin α = 1, 35E k ;

γ R ,e

(4.2.10) 1

 Wk .cos α tg ϕk' + c k'.L  = 1,10  Wk .cos α tg ϕk' + c k'.L  = 1,10 Rk ;

(4.2.11)

Fk = Rk /E k – получава се като резултат от решението със SLOPE/W; FS = Fk / 1, 485 – окончателен резултат за отношението R d /E d ; (DА-3):

Ed =

 (W

Rd =

 W



)

+ γ QQ k sin α =

cos α ⋅

 (W

+ 1, 30.Q k ) sin α ;

 tg ϕk' c k' + ⋅L  =  γ ϕ' γ c' 



 W

cos α ⋅

tg ϕk' c '  + k ⋅L ; 1, 20 1, 60 

(4.2.12) (4.2.13)

FS = Rd / E d - получава се като резултат от решението със SLOPE/W . Най-неблагоприятната плъзгателна повърхнина е близка до показаната на фиг. 4.2.5. Резултатите от решението са представени в Таблица 4.2.5., където изчислителните стойности на входните данни са получени от характеристичните с въвеждане на частните коефициенти съгласно Таблици 1.3–А и 1.4–А. Извод: Откосът е устойчив със запас от 5% до 18% по различните методи. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

157

Таблица 4.2.5. Данни от решението със SLOPE/W за разглеждания пример Тип данни входни: γ ( kN/m3) ϕ' (deg) c ' (kPa) q (kN/m)

(DА-2*) 18 27 10

(DА-3) 18 22,5 6,25

11,1

1,046 1,108 1,104

1,101 1,178 1,172

Решение F S = Rd / E d Fellenius Bishop Spencer

(2) Решение „на ръка” по методa на Fellenius, за повърхнината от фиг. 4.2.5. по (DА2):

Ed =

Rd =

 (γG .Wk + γQ Qk ) sin α =  (1, 35Wk + 1, 5Qk ) sin α ; 1

(W γ R,e 

cos α tg ϕk ' + c k' .L ) =

1 1, 10

(4.2.14)

 (W .cos α.tg ϕk' + c '.L ) ; k

(4.2.15)

по (DА-3): валидни са изразите от подточка (1). Таблица 4.2.6. Данни от решението „на ръка” с 8 ламели за разглеждания пример №

1 2 3 4 5 6 7 8 

deg

-11,5 - 3,0 8,5 18,0 27,0 37,0 50,0 60,0

0,75 1,80 2,75 3,40 3,90 3,90 2,95 1,10

m 1,5 1,5 1,5 1,5 1,5 1,5 1,5 1,5

kN 20,25 48,60 74,25 91,80 105,3 105,3 79,65 29,70

1,55 1,50 1,55 1,60 1,70 1,95 2,35 2,15 14,4

W k cos α kN 19,84 48,53 73,43 87,31 93,82 84,10 51,20 14,85 473,1

W k sin α

kN -4,04 -2,54 10,97 28,37 47,81 63,37 61,02 25,72 230,7

Q k cos α

kN 15 15 30

9,64 7,50 17,1

Q k sin α kN 11,50 13,00 24,5

(DА-2):

E d = (1, 35.230, 7 + 1,5.24,5 ) = 348,2 kN; Rd =

1 473,1.tg 27о + 10.14, 4 = 350,1 kN; 1,10

(

)

FS = 1,01 - Проверката за устойчивост е удовлетворена точно според Еврокод. (DА-3):

E d = ( 230, 7 + 1, 3.24,5 ) = 262,6 kN; 

tg 27о



1, 2

R d =  473,1.

 10 .14, 4  = 290,9 kN. 1, 6 

FS = 1,11 - Проверката за устойчивост е удовлетворена с 11% по-голяма сигурност спрямо изискванията на Еврокод. (3) Изследване на устойчивостта на откоса по МКЕ

Решението се извършва с програмата PLAXIS по метода на редукция на якостните параметри. На фиг. 4.2.6 а е показана мрежата от крайни елементи, а на фиг. 4.2.6 б – карта на нарастването на деформациите на срязване, която трасира най-неблагоприятната плъзгателна повърхнина. 158

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

б. а. Фиг. 4.2.6. Решение по МКЕ: (а) мрежа от крайни елементи; (б) карта на нарастването на деформациите на срязване (относителни деформации) Отношението FS = ηmax , където ηmax е максималното редукционно число, което получава следните стойности: (DА-2): F S = 1,12 ;

(DА-3): F S = 1,26 .

Извод от решението на примера: МКЕ дава около 5% по-високи стойности за F S в сравнение с методите на гранично равновесие. (4) Проверка за устойчивостта с помощта на графичен метод на Taylor, Lambe и Whitman – без отчитане на натоварването q (DА-2*): За c γ .H .tg ϕ = 10/18.6.tg 27° = 0,18 от фиг. 4.2.2-А. се отчита tg ϕ FS = 0,3, откъдето FS = 1,7. Тази стойност за FS е необходимо да се редуцира с 1,485 и окончателно се получава FS = 1,144. За ϕ = 270 и β = 340 от фиг. 4.2.3-А се отчита b / H = 0,08, откъдето за положението на вертикалната пукнатина се определя b = 0,48 m; за координатите на центъра на КЦПП се отчита x = -0,3H = -1,80 m и y = 1,8.H = 10,80 m. Б. Решение за комбинация със сеизмично въздействие

Натоварването от трафик q се редуцира с коефициент на съчетание ψ 2 = 0,6 и се прилагат частните коефициенти за параметрите на почвата по Таблица 1.13. Работи се със следните данни: γ =18 kN/m3, ϕ' = 27°/1,25 = 21,60, c’ = 10/1,6 = 6,25 kPa, q = 10.0,6 = 6 kN/m, S = 1,0 за почва тип D; avg / a g > 0 , 6 за M S > 6,5 . За квазистатичните земетръсни сили, според изрази (4.2.8) и (4.2.9а) се получава:

FH = 0,5.α .S .W = 0,5. 0,15.1.W = 0,075.W ; FV = ±0,5.FH = ±0, 0375.W . Резултатите от изследването за най-неблагоприятната плъзгателна повърхнина със и без отчитане на FV са показани в Таблица 4.2.7. Таблица 4.2.7. Решение при земетръс за разглеждания пример

FS = R d / E d FH FH + F V Fellenius 1,058 1,051 Bishop 1,067 1,058 Spencer 1,065 1,057 Извод: Устойчивостта на откоса е осигурена точно според изискванията на Ерокод. Mетод

Допълнителна литература

(Bishop, 1955). Bishop, A. W. The Use of the Slip Circle in the Stability Analysis of Slopes. Geotechnique, 5., 1955. (Fredlund, 1974). Fredlund, D. G. Slope Stability Analysis, User’s Manual CD-4, Dept. of Civil Engineering, University of Saskatchewan, Saskatoon, Canada, 1974. (Hoek, 2007). Hoek, E. Rock slope engineering, London, 2007. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

159

(Janbu, 1956). Janbu, N., Bjerrum, L., Kjaernsli, B. Stabilitetsberegning for fyllinger skjaeringer og naturlige skraninger, Norwegian Geotechnical Publication, No. 1, Oslo, Norway, 1956. (Morgenstern-Price, 1965). Morgenstern, N. R., Price, V.E. The Analysis of the Stability of General Slip Surface, Geotechnique, Vol. 15, 1965. (Spencer, 1967). Spencer, E. A. Method of Analysis of the Stability of Embankments Assuming Parallel Interslice Forces. Geotechnique, Vol. 17, 1967. (DIN 4084). DIN4084:2002-11.

4.3. АРМИРАНИ ИЗКОПИ Технологията на армираните изкопи е известна първоначално като Soil nails wall techniques и представлява процедура, която предвижда едновременно с разкриване на изкопа да се набиват пръти от армировъчна стомана („Мексикански принцип”), които nails през 1972 г. френската фирма Soletanche заменя с прътови анкери. Техниката е заимствана от Rock bolts при укрепване на тунели и от дюбелните анкери при укрепване на скални откоси. Понастоящем в практиката се налага наименованието Reinforced soils (earth) – RS/RE. Резултатът от армиране на изкопите наподобява този на Terre armée с тази разлика, че армирането е в естествен масив, а не на насип – както е при армираните насипи (terre armée). При изкопите (с постоянно предназначение) главите на анкерите по откосната стена се обединяват, така че системата става по устойчива. Основите на теорията на „почвените гвоздеи” са поставени в Германия и Франция. Нататък системата на армираните изкопи се разглежда, изпълнена с прътови анкери. 4.3.1. ТЕХНОЛОГИЯ НА АРМИРАНИТЕ ИЗКОПИ

Технологията на изпълнение на укрепването предвижда последователно – на нива (временната устойчивост следва да бъде 48 часа) изпълнение и едновременно укрепване на изкопа. На фиг. 4.3.1. е показана една такава последователност. Изпълнява се изкоп за първо ниво, като едновременно с това се вграждат прътови анкери през определено хоризонтално разстояние – най-често 1,00 – 2,00 m до 0,50 m при пясъци с капилярна кохезия. Следва полагане по стената на откоса на метални мрежи (с клетка 60-100 mm), които се торкретират (дебелина 50 – 60 mm). Върху торкрета (или под него) се поставят разпределителни или опорни плочи 60/60 – 100/100 cm (метални за временни укрепвания) и след 72 часа анкерите слабо с натягат (винтово до 20 – 30 kN). Втората стъпка (изпълнение на следващото ниво) повтаря първата и т.н. При необходимост по височина на откоса се предвиждат отстъпи-берми.

Фиг. 4.3.1. Технологична последователност за изпълнение

В случай на постоянни укрепвания се полага и втора „облицовка”, която скрива (и изолира) анкерните глави и плочи. Дебелината й е около 150 mm, армирана и може да представлява декоративни облицовъчни плочи при съответни връзки. (Когато откосите не са постоянни се предвиждат и изпълняват дренажи и изолации, съпътстващи подобни съоръжения). 160

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Укрепване на изкопи с разглежданата технология може да се изпълнява в:

•

свързани почви, всички видове с N30 > 9 и с Ip < 15;

• несвързани плътни почви с малка кохезия (>5kPa), неводонаситени (капилярната кохезия подобрява свойствата); •

изветрели скали с подходяща напуканост.

Ограниченията за прилагане на технологията на армираните изкопи са: -

липса на разрешение и съгласие за навлизане на анкерите в съседни имоти;

наличие на почвени води с голям дебит;

чисти пясъци, които не създават привидна кохезия;

много меки (N30 < 4) и органически почви;

агресивни почви и агресивни води;

водонаситен льос;

много рохки слабо свързани почви;

наличието на водонаситени пясъци;

наличие в почвите на големи валуни.

Забележка: Тук във връзка с технологията на този тип укрепване на изкопи трябва да се има предвид, че понякога, поради невъзможност за натягане на анкерите, се получават значителни деформации в почвения масив. Това налага мониторинг на укрепването, свързано с развитието на деформациите. Анкерните елементи (в ролята на армировъчни „пръти” или елементи) представляват изцяло инжектирани (циментов или друг разтвор) пилотоподобни елементи (наричани анкери) с малки диаметри (100 – 200 mm), инжектирани по цялата си дължина, армирани централно с армировъчен прът (N20 –N32) или тръба. Съществуват множество технологии за изпълнение на подобни анкери. Такива са анкерите тип IBO, PIP и др. (вж. т. 6.4.) и които не са целево разработени за нуждите на тази техника на укрепване.

Дължината на анкерите е 70% до100% (вж. и нататък) от височината на откоса. Изпълняват се под наклон 5–20° (най-често под 10° или 15°). Дължини над 15 m се считат за големи. Анкерното тяло е „заводски продукт”, изпълнението му е механизирано в много висока степен. Изпълнението е бързо, качествено и безпроблемно (за подробности вж. Глава 6.). Анкерни (опорни) плочи и блокове. Анкерите захващат масива чрез опорни плочи или опорни блокове (при постоянни укрепвания). Предназначени са да поемат опънната сила в анкера и да я разпределят върху повърхността на откоса или стената на изкопа. При временни укрепвания най-често усилието в анкерния прът се предава върху почвата с метални плочи, захванати „гайково” за анкерния прът.

На фиг. 4.3.2. са показани самостоятелни опорни метални плочи, опорни плочи върху торкрет и анкерен блок при постоянен откос.

δ=10-20 mm

Торкрет-бетон

600-1000 mm 600-8100 mm

400-800 mm

Анкерен блок Стоманобетонона плоча Метална плоча a. б. в. Фиг. 4.3.2. Различни решения за захващане на анкера за стената на откоса. Метална плоча (а); стоманобетонна плоча (б); анкерен блок (в) Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

161

4.3.2. ПРИНЦИП НА РАБОТА НА УКРЕПВАЩАТА СИСТЕМА. МЕХАНИЗМИ НА РАЗРУШЕНИE 4.3.2.1. Общо за укрепващата система

При изпълнение на армирани изкопи настъпва изменение на НДС на армирания масив. Деформациите протичат във времето. Това довежда до мобилизиране на опън в армировката (анкерните елементи). Този опън се предава в почвата чрез триене между анкерите и почвата и сe балансира в почвата по откосната стена чрез анкерните плочи (блокове или облицовъчна стена). Активираният опън в анкерите (фиг. 4.3.3.) следва да се поеме от частта от анкера, разположена зад потенциалната плъзгателна повърхнина – свързвана с нарушение на устойчивостта на укрепителната система. Това е главното. Второстепенният укрепителен ефект се свежда до това, че самият анкер в зоната на потенциално разрушение (плъзгателната повърхнина) работи като дюбел и като такъв поема тангенциални сили в повърхнината на разрушение.

Глава на анкера

Облицовка

Пасивна зона

Активна зона

Опън

Анкерен прът

Огъване със срязване (дюбелно действие)

Потенциална хлъзгателна повърхнина

Фиг. 4.3.3. Механизъм на укрепването чрез армиране

Повърхнината на разрушение отделя две зони в укрепвания масив – активна и пасивна. Образно може да се каже, че анкерите захващат активната зона за пасивната, а плочите просто пречат на анкерите да се „измъкнат” от активната зона. От показаното на фигурата се отделят три типа взаимодействия между почвата и анкерите. Именно те са и в основата на проектирането на подобен род укрепвания: взаимодействие на опън – свързва се със „захващането” на активната зона към пасивната и необходимостта от определени дължини на анкерите в обхвата на захващането в пасивната зона; взаимодействие на срязване – изразява се в стремежа активната зона в плъзгателната повърхнина да среже анкера, като той се съпротивлява като дюбел; взаимодействие на огъване – на границата между двете зони поради локално пластифициране на почвата (от двете страни на плъзгателната повърхнина анкерът се огъва, възниква огъващ момент, който следва да се поеме от самия анкер. Тези единични състояния се свързват с трите класически условия за разрушение Nd = NRd, Vd = VRd, Md = MRd (NRd , VRd и MRd – носеща способност на анкера съответно при опън, срязване и огъване), както и с обединяващото ги съгласно IV теория за якост. Освен якостните проверки за тялото на анкера следва да се анализира първо състоянието, при което опънната сила в главата на анкера предава на опорната плоча. Естествено при това състояние почвата не трябва да се разруши, а плочата не следва да се продъни. И второ, да се анализира възможността почвата между съседни опорни плочи да ”изтече” (т.е. да загуби локална устойчивост). 4.3.2.2. Работа на анкера в укрепващата система. Сили в анкерите

От работата на анкера в укрепителната система зависят силите, на които той трябва да се съпротивлява или да поема. Разсъждавайки по-прагматично, можем да кажем, че в анкера (фиг. 4.3.4 а) възникват усилия в момента, в който се проявят деформации в масива. В края (петата) на анкера силата естествено е нула. Явно, след като активната зона „увисва” и дърпа анкера, околното съпротивление на анкера qs в пасивната зона се активизира и така се „поема” (или не се поема) усилието в анкера. В зоната до плъзгателната повърхнина силата в анкера нараства от нула (T = 0) до Tmax. (Зависимостта е нелинейна – фиг. 4.3.4 б). Потенциалната плъзгателната повърхнина представлява граница, където по162

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

соката на съпротивлението на почвата се сменя. Така че в обхвата на активната зона анкерната сила намалява, приближавайки опорната плоча (блок). В опорната плоча тази сила е To . (Ако То = 0, няма необходимост от анкерна плоча или при липса на анкерни плочи То = 0.)

Критична хлъзгателна повърхнина

1 T1

Tmax - максимална сила в анкера Rt0,k - сила в главата на анкера Nf,Rd

N(x)

Rt0,k

Lp H

Rt0,k

Tmax

Положение на максималното усилие в анкерите

Qs,k

Nt,Rd

Rt,k или Ra,i

Tmax

(0,3 - 0,4) H

N(x) Tmax

Qs,k = π.Da.qs,k

Облицовка (Торкрет)

Откос

Lp Диаграма на опънните усилия в анкера

ти Ак Rt0,k

а вн

на

зо

Rt,k = min (Rt1 ; Rt2) Rt1

s,k

Пасивна зона (Съпротивителна)

Rt2 q

s,k

L1 L

б. Фиг. 4.3.4. Разпределение на силата в анкера (а); теоретико-експериментално получена и приета диаграма на разпределението (б) a.

Теоретичното разпределение на силата в анкера е показано на фиг. 4.3.4 б. На същата фигура е показана и стилизирана диаграма на силите в анкерите, която е в основата на американската – Joshi, 2003 (б) и на френската и японската практика – на Мiki, 1997 (в) при проектиране на тези укрепвания. 1) Параметри на стилизираната диаграма

Параметрите на стилизираната диаграма са три. Първият е максималната сила в анкера Tmax (Rt,d), вторият – силата в главата на анкера – To (Rtо,d) и третият – изменението на силата, представено чрез страничното съпротивление qs или чрез изменението на силата в анкера за линеен метър Qs. Важна бележка: Нататък по подобие на тази диаграма се приема гранична диаграма. За нея се приема наименованието диаграма на носеща способност и е с параметри Rt,d в смисъла на Tmax и

Rtо,d в смисъла на To.

2) Гранични състояния при оразмеряване на анкерите

Анкерите се оразмеряват за (фиг. 4.3.5.): •

максималната опъна сила в пръта;

•

силата на изтръгване на пръта от почвено-циментовото тяло на анкера;

•

силата на изтръгване на почвено-циментовото тяло на анкера от пасивната зона;

•

срязващите и огъващите моменти в зоната на пресичане на потенциалната плъзгателна равнина.

Фиг. 4.3.5. Различни гранични състояния за анкерите Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

163

4.3.2.3. Глобална устойчивост на укрепителната система

Устойчивостта на укрепителната система се свързва с глобално разрушаване. Глобалните разрушения засягат или не засягат зоната на армиране. На фиг. 4.3.6. са показани и трите възможности, които при едно проектно решение трябва да бъде изследвано. а)

б)

в)

Фиг. 4.3.6. Разрушения, свързани със загуба на обща устойчивост. (а) Разрушения през всички анкери;(б) разрушения извън зоната на анкериране (армиране); (в) разрушения, през част от зоната на анкериране Изследването на устойчивостта на армираните изкопи се предпочита да се извършва в среда от крайни елементи, нещо което предлагат специализираните геотехнически програми.

При изследване на едно разрушение от глобален тип по т.нар. ръчни методи следва да се вземат предвид съпротивителните възможности, които се изразяват чрез поемане на опънни сили, чрез поемане на срязващи сили и чрез поемане на силите, предизвикващи огъването в тялото на анкера. В смисъла на казаното следва да се отбележи като важна бележка: Проектирането на укрепването чрез

армиране включва изисквания за сигурност. Тази сигурност е гаранция, че няма да се достигне до разрушение (армираната част от масива няма да се плъзне). Това практически означава, че действително (в реален обект, а не в опит) няма да има деформации вследствие на плъзгане, а само деформации вследствие на формоизменение, защото преместванията са оносително малки при протичане на обемните деформации. Това е и основната причина възможностите анкерите да носят на срязване да се пренебрегнат при изследванията. Укрепващото им дюбелно действие е доказано в много изследвания (Jewell, Pedley, Kitamura, Plumelle, Schlosser и др. Revue Hong Kong[3]) и се оценява на 8%-12%. Това при ръчните изчислителни методи не се отчита, като „отива” в полза на сигурността. Изследването на глобалната устойчивост (както стана въпрос по-горе) обхваща изследване на разрушение извън или през армираната почва, като може да пресича или не някои анкери. Използват се различни модели: равнинен модел – равнинно плъзгане (Oral-2002), билинеен или двуклинов (немски метод, Stoсker, Caltran-1991), параболичен модел (Chen 1981), разрушение по плъзгателна повърхнина – очертана по логаритмична спирала (Juran 1990, Dadidson 1993), кръговоцилиндричен модел (Golder, 1993). Всички те изследват устойчивостта в условията на равнинната задача. 4.3.3. ПРОЕКТНА ПРОЦЕДУРА ПО СХЕМАТА НА ЕК-7 (И СЪГЛАСНО ПРЕПОРЪКИ НА FHWA)

В тази част изискванията на ЕК-7 не са регламентирани. Проектните процедури ще спазват изискванията на DA2 (вж. Глава 1.), като ще се отбележи информация, необходима за изчисления по DA3. Примерите са разработени и за двата изчислителни метода. Основен принцип и предпоставки. В строителния и експлоатационния период армираният масив трябва да остане устойчив за различните гранични състояния и проектни ситуации, които проектантът следва да предвиди. Изискването е стабилизиращото въздействие Estb да бъде по-голямо от дестабилизиращото Еdstb или по-общото – носещата способност Rd да бъде по-голяма от ефекта от въздействието Ed , т.е.

E d ≤ Rd .

(4.3.1)

Това важи с определени нюанси за всяко гранично състояние.

164

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Нататък решенията, свързани с проектирането на армирани изкопи се провеждат при следните предпоставки: 1. Страничното съпротивление около почвено-циментово тяло на анкера се приема за постоянна величина за дълбочини по-големи от 1/3H и не зависи от нивото на анкера. 2. Носещата способност на анкера се дефинира чрез максимално допустимата сила в анкера Rt,d , получена в смисъла на стилизираната диаграма от фиг. 4.3.4 б. и на опитно получени резултати от пробни изпитвания на анкери. Определянето по таблици се счита за приблизително. 3. При изследванията за устойчивостта на укрепителната система се игнорира съпротивителното действие вследствие на дюбелния ефект на анкера. (1) Конструкция на укрепването

Изясняват се и се приемат всички геотехнически и геометрични параметри на проектираното укрепване. Избира се наклонът на откоса (β), редовете анкери по нива, техните диаметри (Dа), дължини (La) и наклони (αf). Съставя се конструкцията на укрепването (фиг. 4.3.7.).

α 1

αf

5 6

L5 L6

Фиг. 4.3.7. Примерна конструкция на укрепването

При конструиране на укрепването се спазват следните препоръки (BS 8006 и FHWA 2003): • Разстоянията между анкерите във вертикална посока SV и в хоризонтална посока Sh се приемат от 1,00 до 2,00 m (по-малко, до 0,50 m, при забити армировъчни пръти или профили). Правилото е от 0,25 до 1 анкер на 1 m2 (доказва се). Разположението е по квадратна мрежа или шахматно (фиг. 4.3.8.). S h Sh

Sv Sv

Разпределение в мрежа

Шахматно разпределение

Фиг. 4.3.8. Разположение на анкерите

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

165

Технологична стъпка. Избира се в зависимост от т. нар. h90, изчислено по

•

h 90 =

4.c d

ϕ   ⋅ tg  45° + d  . 2  

•

Наклоните на анкерите αf се препоръчват в границите 10°–20°.

•

Диаметрите на сондажите Dа се избират в зависимост от технологията на анкерите – обикновено до 200 mm (при IBO анкерите – диаметърът на сондажната глава + 15%).

•

Диаметри на прътите d/N. Избират се в границите 20-40 mm от армировъчна стомана. При IBO анкерите се избира сечението на тръбите.

•

Дължина на анкерите

Първоначално анкерите се избират с дължина L = (0,7÷0,75)H, като тези дължини се запазват в горните 2/3Н ÷ 3/4Н. Надолу дължините намаляват, като най-късият анкер не трябва да бъде по-малък от Lmin = Н/2. (В BS и DIN се препоръчват еднакви дължини с равномерно разпределение на анкерите). Дължината на анкерите се определя чрез следната процедура: Първоначално се изчислява величината

μ=

q s .Dа . ,където: γ .SV .S H

(4.3.2)

qs е стойността на страничното съпротивление – вж. формули (4.3.5а), (4.3.5б). От фиг. 4.3.10. се отчита съотношението (L/H ); изчисляват се:

L/H = С1L.С2L.С3L.(L/H);

(4.3.3)

С2L = 1,09 - 4,0.с* , където c* = c / (γ.H); С3L = 0,52.γR0 + 0,30; γR0 – коефициент, който се приема 1,30÷1,50;

С1L се отчита от фиг. 4.3.9. в зависимост от диаметъра на анкера.

Коефициент за дължината C1L

0,9

1,8

C1F

0,8

1,6

0,7

1,4

0,6 0,5 100

C1L

1,2

Коефициент за усилието C1F

2,0

1,0

1,0 300

150 200 250 Диаметър на анкера Da (mm)

Фиг. 4.3.9. Графики за корекционните коефициенти C1F и C1L.

(Дължината на анкера не може да бъде по–малка от Lmin = 0,5H). 166

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

α = 0°; β = 90°

0,5

Отношение L/H

25° 27° 31° 35° 39°

1,0

0,3

0,1

0,2

Коефициент

0,4

0,3

0,1

0,2

Коефициент

25° 27° 31° 35° 39°

0,5

γ.Sh.Sv Ъгъл на вътрешно триене

25° 27° 31° 35° 39°

0,5

0 0,4

0,3

0,1

0,4

0,3

1,0

0 0,4

0,2

μ=

qs.Da

α = 10°; β = 80°

1,5

Ъгъл на вътрешно триене

1,0

γ.Sh.Sv

tmax-s

Отношение L/H

μ=

qs.Da

α = 10°; β = 90°

1,5

tmax-s

0,2 0,1

Отношение L/H

25° 27° 31° 35° 39°

0,5

0 0,4

0,1

Ъгъл на вътрешно триене

1,0

0 0,4

0,2

α = 0°; β = 80°

1,5

Ъгъл на вътрешно триене

tmax-s

Отношение L/H

1,5

0,2 0,1

0,1

Коефициент

0,2

μ=

qs.Da

0,3

0,4

0,1

Коефициент

γ.Sh.Sv

0,2

μ=

0,3

0,4

qs.Da

γ.Sh.Sv

Фиг. 4.3.10. Графики за определяне на t*max-s и отношението L/H, разработени за различни α и β (означенията са съгласно фиг. 4.3.7.) (2) Основни механични параметри (2.1) Максималната сила или носещата способност на анкера на изтръгване е:

Ra,d = π.Da.Lp.(cd + 0,65.σ’γ,d.tgϕd) или Ra,d = Ra,k /γR,a

(4.3.4а) (приема се минималната стойност),

където:

сd и ϕd са изчислителните стойности на якостните параметри на почвата; σ’γ,d = γd.z – ефективни напрежения от геоложки товар;

Da – диаметърът на циментовото тяло; lp – дължината на анкера в пасивната зона; γR,a – коефициент за носеща способност. В (FHWA, 2003) e прието:

Ra,d = π.Da.Lp.(cd + k’.σ’γd.tg ϕd ),

(4.3.4б)

където: k’d = 0,5.(1 + Ko,d ); Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

167

σ’γ ,d-– средна стойност на вертикалното напрежение върху анкера,

Kо,d – коефициент на земен натиск в покой. В работна фаза на проектиране носещата способност на анкера се определя опитно, чрез което се изчислява страничното съпротивление на почвата около инжекционната зона, като:

qs,k = Rt,e /(π.Da.La);

(4.3.5а)

qs,d = qs,k / γqs , където:

(4.3.5б)

γqs е коефициент за странично съпротивление, равен на 1,25;

Rt,e – носеща способност на анкера, експериментално определена; La – ефективна (цяла) дължина на анкера (на почвено-циментовото тяло). При получени опитни резултати за qs,d, носещата способност се изчислява по

Ra,d = π.Da.Lp.qs,d (Lp – дължината на анкера в пасивната зона).

(4.3.6)

Този метод е класически и физически ясен. При него се ограничава страничното съпротивление

qs,d = сd + σγ .tgϕd ≤ 300 kPa. Съгласно (FHWA, 2003) носещата способност на анкера се определя като:

Rа,k = γk.Н.SV.SH.tmax-s ,

(4.3.7)

Rа,d =Ra,k /γRe . t*max-s се отчита от фиг. 4.3.10. в зависимост от стойността на μ, a tmax-s = С1F.C2F.t*max-s , където:

(4.3.7а)

С1F се отчита от фиг. 4.3.9. в зависмост от μ; C2F = 1,09 - 4.cd*, при относителна кохезия сd* = сd / (γ.Н). Съгласно предпоставките на фиг. 4.3.4. за линейността в изменението на силата в анкера, силата на изтръгване за всеки анкер, преминаващ зад плъзгателната равнина, е:

Rаk,i = Qsk,i.Lp,i .

(4.3.8)

Lp е дължина на анкера след плъзгателната повърхнина (в пасивната зона). Тук ясно отбелязваме, че това не е точно така според FHWA [5], където изменението е свързано с диаграмата на носещата способност (вж. нататък примерите). Силата в главата на анкера. Опитните резултати показват приблизително, че силата в главата на анкера To (фиг. 4.3.4.) е

To = (0,5÷0,6).γ.Н.Ka.Sv.Sh.

(4.3.9а)

Във всички известни нормативи се приема

То=Тmax.[0,60 + 0,2(Smax - 1)]

(4.3.9б)

или приблизително То=0,7. Тmax. (Smax е максималното разстояние между анкерните редове) Нататък, за диаграмата на носещата способност се приема:

Rао,k = Rа,k.[0,60 + 0,2(Smax - 1)] или Rао,k = 0,70.Rа,k

(4.3.10)

В BS8006/95 се приема Rао,k =(0,75 ÷ 1,0).Rа,k .

168

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(2.2) Стилизирана диаграма на носеща способност на анкера

Ra0,d=0,7.Rt,d

Приемат се следните опорни стойности: Rt,d=γ.H.Sv.Sh.tmax-s Rt0,d

Rt,d

Ra,d

Rad,i=π.Da.qs,d.Lp,i Qs,d=π.Da.qs,d

Rа0,d = [(0,6 + 0,2(Smax - 1)] = 0,7.Rа,d. Lp,i Lp

Забележка: Тук не трябва да се забравя общото правило, че носещата способност на анкера се приема най-малката от силата на изтръгване (Rt,d) на анкера, силата на скъсване на анкерния прът (Nt,Rd) и силата на продънване на плочата (Fp,Rd) (блока).

Диаграмите на разпределение на осовите сили в анкерите са необходими за стабилитетните изчисления (вж. нататък). Определянето на характеристичните стойности на Qs,k се извършва по следната зависимост:

Qs,k = π.Da.qs,k.

(4.3.11)

(Da – редуцираният диаметър на анкерно-циментовото тяло) Таблица 4.3.1. Стойности за qs,k съгласно (FHWA, 2003) Вид почва Прахови почви Прахови пясъци Средно сбити пясъци Сбити едри пясъци и чакъли Много плътни едри пясъци и чакъли Твърди глини Твърди прахови глини Твърди песъчливи глини

qs,k , kPa

20-30 30-60 50-80 80-100 100-180 40-60 40-100 100-200

В други нормативи страничното съпротивление се приема функция на дълбочината z, като препоръките (вкл. и на BS 8006-HA68/94) са:

qs,k = (0,65 ÷ 0,75)γk.z.tgϕk + ck.

(4.3.12)

Изрично отбелязваме, че стойността за страничното съпротивление qs,k в (FHWA, 2003) се приема константна, а стойността му се определя опитно като средна стойност на страничното съпротивление при изтръгване на анкер. Сили в анкерите

Важен параметър на укрепването е изчислителното натоварване (изчислителната стойност на въздействието), което се поема от анкера, при проверката за обща устойчивост на масива. В немската практика максималната сила в анкера, в смисъла на въздействие, е Ft,d и се приема като:

Fа,d = 0,85.γd.H.Ka,d.Sv.Sh– за несвързани

(4.3.13)

Fа,d = (0,85.γd.H.Ka,d - 2.cd. K a ,d ).Sv.Sh – за свързани почви и тя не зависи от нивото на анкера. Активните сили, действащи в анкерите, се приемат със същото типово разпределение, за които e в сила:

Fа,d = 0,85.γd.H.Ka,d.Sv.Sh или Ft,d=γF.Ft,k;

(4.3.14)

Fаo,d = Ft,d [(0,60 + 0,2 (Smax- 1)].

(4.3.15)

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

169

(2.3) Носеща способност на пръта при изтръгване от почвено-циментовото тяло:

R s,d = β . τ s,d .π .d a .Lp ,

(4.3.16)

където:

da е диаметърът на армировката (тръбата); β – коефициент, който може да бъде приет 0,5; τs,d – сцепление между циментовото тяло и “армировката”;

Lp – дължина в пасивната зона. (2.4) Носеща способност на анкерния прът

Носещата способност на опън се определя по:

Nt,Rd = fs,d . As .

(4.3.17)

Аs е сечението на пръта/тръбата; fs,d – изчислителна стойност за границата на провлачане на стоманата, от която е изпълнен прътът. (3) Обща устойчивост на укрепителната система

Изследването на устойчивостта, когато не се разполага със специализирани програми се извършва по плъзгателни равнини и повърхнини. Задължителни са изследванията за сигурност за потенциални плъзгания по равнини, по повърхнини – кръговоцилиндрични или логаритмични, или параболични. Повърхнинните плъзгания могат да се заменят с двуравнинни, каквито са двуклиновите модели. Във всички случаи се изисква Въздействието или сумата от въздействията да бъде по-малка или равна на Съпротивлението или сумата от съпротивленията, които оказва масивът чрез якостните си свойства и чрез укрепителните елементи - анкерите. В зависимост от изчислителния модел въздействията и съпротивленията могат да бъдат сили или моменти. (3.1) Равнинен модел на разрушение

Тази схема е най-чиста и ясна. Именно тя се използва за дефиниране на стабилитетната сигурност съгласно изискванията на ЕК-7. Доказателствата за сигурността се свеждат до условието

Ed ≤ Rd, изпълнено за плъзгателната равнина. Характеристичните стойности на въздействията или ефектът от въздействия Ek , предизвикващи разрушение, са следствие от действието на силите на собственото тегло Wk , на полезните товари Qk, на сеизмичните сили ЕA (фиг. 4.3.11.), проектирани в плъзгателната равнина:

Ek = (Wk + Qk).sin ψ + EА,h .cos ψ + EA,v .sin ψ. n

(4.3.18)

Q α

EA ε

Rd C

Rf W

Lp2

θf

αf

Lp1

4 5

Lp4

Lp5

Lp6

H C

Tнеобход

T=ΣR

имо

ak,i

Hf ψ

Фиг. 4.3.11. Изчислителна схема и графична конструкция за оценка

170

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Съпротивителните сили (в смисъл на носеща способност срещу плъзгане на клина) са продукт на триенето (чрез tg ϕ), на кохезията и на силите в анкерите, т.е.:

Rk = [(Wk + Qk).cos ψ - EA,h.sin ψ - EA,v.cos ψ].tg ϕk + + Rа,k.[sin(ψ + αf).tg ϕk + cos (ψ + αf)]+Ck;,

(4.3.19)

където:

Ck = ck.l; Wk = V.γk; EA,h = kh.Wk; EA,v = kv.Gk; Rt,k = ΣRak,i = ΣLp,i.Qs,k. Rа,k = ΣRak,i – сума от „закотвящите” сили (вж. формула (4.3.8.)). Забележка: Горните сили е най-удобно да се изчисляват за дължина на откоса Sh.

Нататък се търси най-неблагоприятното положение на равнината на плъзгане. Изчислителните стойности на въздействието Ed и носещата способност Rd сa:

Ed = (Wk.γG + Qk.γQ).sinψ + EA,h.cosψ + EA,v.sinψ;

(4.3.20)

Rd = [(Wk.γG,fav + Qk.γQ,fav).cos ψ].tg ϕd + Cd +Rа,d.[sin (ψ + αf ).tg ϕd + cos(ψ + αf )];

(4.3.21)

Cd = ck.L’/γc ; ϕd = arctg(tgϕk /γϕ ); или като втора възможност: Rd = Rk / γR. Изпълнението на основното условие следва да е спазено за всички кинематически възможни модели. В противен случай се променят дължините на анкерите. Показаното решение значително се ускорява, ако се използва графичната конструкция на фиг. 4.3.11. На нея с R е отбелязана резултантата на силите, действащи върху почвения клин. Тази резултантна сила сключва ъгъл ψ с нормалата към плъзгателната равнина или с нейната „нормална” компонента. По ясни съображения, ако този ъгъл е по-голям от ъгъла на вътрешното триене в плъзгателната равнина, тo условието Ed ≤ Rd не е изпълнено и обратното. Графичната конструкция дава възможност за определяне на необходимите анкерни сили, които да осигурят устойчивостта, съгласно (4.3.1). Определянето на Ft,необх. е лесно и следва да се измери в мащаба на силите на вектора за Ft , който достига линията под ъгъл ψf . Ъгълът ψf се избира по-голям от ϕd точно в смисъла на основното условие за проектиране. Към схемата на равнинни плъзгания се разглежда и устойчивостта на системата, по подобие на тежките стени, т.е. оценява се сигурността на системата по модела, показан на фиг. 4.3.12.

ΔH

E A,d

H1/3

δ=a

ϕ, c

Фиг. 4.3.12. Изчислителна схема при проверка за плитко плъзгане

Носимоспособността и ефектът от въздействията се дефинират като:

Rk = (Wk +Qk +Ea,k.sin α).tgϕk + ck.LB.1 и

(4.3.22)

Rd = Rk / γR,h , където: Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

171

Wk и Qk са съответно собственото тегло и полезният товар, за армираната част от масива. (При определяне на изчислителната стойност Rk чрез частни коефициенти на въздействие се приемат γG,fav = 1,0 и γQ,fav = 1,0). γR,h – частен коефициент за носимоспособността при плъзгане (вж. т. 6.1. – Подпорни стени).

Еd = Ea,d.cos α , където:

(4.3.23)

Ea,d е изчислителното въздействие от земен натиск върху условна стена зад пасивната зона на масива; (3.2) Клиновидно разрушение (немска практика) или метод на билинеарната плъзгателна повърхнина

При клиновидните схеми на изследване има два варианта. Горният клин е „изолиран” в неармираната зона. При разглеждане на неговото равновесие нещата се опростяват до определяне на активна сила на земния натиск (при вертикална граница между двата клина), която сила товари долния клин. Нататък изследването е както по равнинната схема. Втората възможност разглежда клиновете, така че и горният „засяга” армираната зона. В този случай първоначално се разглежда равновесието на горния клин, като се определят силите на взаимодействие между двата клина – това всъщност е силата NAB. Определянето на силата, с която горният клин въздейства върху долния става чрез две проекционни уравнения (тук моментите се пренебрегват, клиновете се приемат за недеформируеми и съпротивителните сили се мобилизират изцяло и едновременно). По-лесно (след като се пренебрегва влиянието на моментите в равновесието) е графичното решение за определяне на NAB .

NAB WB

θf

C AB CA

RА

CAB

αf

ψA

Ed H=

5 6

ψB

T не о

б х од имо

Фиг.4.3.13. Клиновидна схема за изследване на устойчивостта

Нататък изследването е свързано с проектиране на силови въздействия и съпротивителни сили за долния клин, като се отчита влиянието на горния върху долния чрез NBA (NAB=NBA). Определя се Еd като сумарно въздействие или:

Еd= (Wk.γG + Qk.γQ).sinψB + EA,h.cosψB + EA,v.sinψB + NAB.cos (ψB - ϕ - ν), като

(4.3.24)

EA,k = EA,d ; Rd = [(Wk.γG,fav + Qk.γQ,fav).cosψB + NAB.sin (ψB - ϕ - ν)].tg ϕd + + Cd + Ft,d.[sin (ψB + αf ).tgϕd + cos (ψB + αf )], където

(4.3.25)

Cd = ck.L’/γc ; ϕd = arctg(tgϕk /γϕ ).

(4.3.26)

И тук важи графичното решение, което беше коментирано в равнинната схема на разрушение. Важна бележка: Всяко проектно изследване включва и двете възможни схеми.

Методът се препоръчва в BS 8006/95 за ръчно изследване на устойчивостта, а схемата е в основата на програмата SNAIL. 172

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(3.3) Повърхнинни разрушения (френска и др. практики)

Кръговоцилиндричната плъзгателна повърхнина е в основата на френската практика за доказване на устойчивостта, също така тя е залегнала в специализираната програма GOLDNAIL. В i-та ламела (фиг. 4.3.14.) действат активните сила Нi , продукт на собственото тегло Wi на ламелата. Съпротивителните сили са следствие на „вътрешното триене и срязване”, т.е. Ti = Ni.tgϕ + c.Li . Освен тях в равновесието участват силите, продукт на укрепването, т.е. анкерната сила Ra,i (Ft,i ) и тангенциалната (дюбелна) съпротивителна сила – реакция на почвата Vi . Методът на кръговоцилиндричната плъзгателна повърхнина проверява равновесното състояние чрез условието

Ed ≤ Rd , като тук то има смисъл на МE,d ≤ MR,d , където: тър;

МE,d е момент на активно действащите сили (дестабилизиращо въздействие) спрямо избрания ценMR,d – момент на съпротивителните сили (стабилизиращо въздействие), вкл. и тези в анкерите. yi

MR,d

W1 E1

ME,d

4 5 6

W4 W5

V5 V6

αi

Ft,1

Ft,2

Ft,3

Ft,4 Ft,5 Ft,6

Фиг. 4.3.14. Кръговоцилиндрично разрушение

Двата момента се определят като: n

i =1

M E,d = R. (W k .γ G + Q k .γ Q ) sin α i  +  E Ah,i .e h,i +  E Av,i .ev,i ;

(4.3.27)

i =1

M R,d = R. (W k .γ G,fav + Q k .γ Q,fav ) cos α i .tg ϕd + C d  +  Ftd,i .t i + Vd,i .y i .

(4.3.28)

В тези два израза означенията са съгласно фиг. 4.3.14.:

еi , ti , yi – съответно рамената на сеизмичните, анкерните и срязващите (дюбелни) сили; Vd,i – съпротивителната сила от дюбелното действие на анкера; Wd,i , EA,i – сили на собственото тегло и на сеизмичните въздействия. Решението е свързано с определяне на критичната плъзгателна повърхнина, за която е изпълнено условието МЕ,d ≤ MR,d . Естествено условието се удовлетворява с регулиране на дължините на анкерите. (Те остават приблизително с дължина L = (0,8÷1,0)H. Методът на параболично-цилиндричната плъзгателна повърхнина или тази на логаритмичното очертание или въобще на произволно очертаните плъзгателни повърхнини също се използва тук, при оценка на устойчивостта. Решенията използват ламелния принцип, като основен критерий е условието

Еd ≤ Rd или МЕ,d ≤ MR,d. Една възможност е ефектът Еd да се определи като алгебричната сума от проекциите на активно въздействащите сили спрямо тангентата в ранината на плъзгане за съответната ламела, а

Rd – като сума от всички съпротивителни сили в плъзгателната равнина, включително тези на ан-

керите.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

173

В този смисъл:

Еd =

[(W  i

k,i.γG +Qk,i.γQ).sinαi

+ EA,h.cosαi + EA,v.sinαi];

(4.3.29)

Rd =

[(W  i

k,i.γG,fav +

Qk,i.γQ,fav).cos αi]tg ϕd + Cd +Ft,d.[sin (αi + αf).tg ϕd + cos (αi + αf )].

(4.3.30)

Представените решения са най-подходящи за изследване на устойчивостта при многопластови среди (масиви). (4) Сеизмични въздействия и сеизмична устойчивост

При проектиране на армирани изкопи е позволено използването на псевдостатични методи за отразяване влиянието на сеизмичността. Въвеждат се сеизмични сили в центровете на отделени почвени блокове, ламели или клинове. Тяхната големина е функция на силата на собственото тегло , т.е. двете компоненти на сеизмичните сили са:

ЕA,h = kh.W , ЕA,v = kV.W. Силите на сеизмичния земен натиск се определят съгласно т. 3.4.5. (5) Проверки за локални разрушения в стената

Под локална устойчивост се разбира устойчивостта на почвата между опорните плочи. При липса на облицовка тази устойчивост се проверява по схемата от фиг. 4.3.15 а. При неудовлетворено изискване се поставя торкретно покритие.

Армировъчна мрежа

Хлъзгащо се почвено тяло

ла си а е ра щ к ва ан яз ) в р С V (

Почва

Условен клин

Изтласкваща сила (P ) Анкерен прът

Глава на анкера

Анкерен прът

F L

а.

б.

Фиг. 4.3.15. Локална устойчивост (а) и изчислителна схема за локална устойчивост между опорните плочи (б)

Изчислението (за „изтичането”), съгласно НК68/94, се извършва по схемата от фиг. 4.3.15 б за условен клин, при спазване на условието

E d ≤ Rd , като:

Rd = T = Wk. γG,fav cosψ.tgϕd + cd.L;

(4.3.31)

Ed = H = Wk.γG.sinψ.

(4.3.32)

Във формули (4.3.31) и (4.3.32) допълнително се отразява действието на водата, ако има такава. (6) Проверки за сигурността на анкерите

Показаните в т. (4.3). носещи способности на анкерите са в основата на проверките, свързани с носещата им способност. Извършват се: 174

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(6.1) Проверка на анкера срещу изтръгване по контура на почвено-циментовото тяло

Проверява се условието

Fd,i ≤ Rad,i за всеки анкер, където: Fd,i e максималната сила в i -тия анкер; Rad,i – носещата способност на i-тия анкер, съответстваща на дължината на анкера в пасивната зо-

на (Lp,i).

(6.2) Проверка на анкерния прът срещу изтръгване от почвено-циментовото тяло

За всеки анкер се проверява условието

Fd,i ≤ Rtd,i , където, Fd,i, e максималната сила в i-тия анкер; Rtd,i – носещата способност на i-тия анкер, съответстваща на възможността за изтръгване на анкерния прът от почвено-циментовото тяло. (6.3) Проверка на анкерния прът срещу разрушение (скъсване)

За всеки анкер се проверява условието

Fd,i ≤ Nt,Rd , където: Fd,i e максималната сила в i-тия анкер; Nt,Rd – якостта (носимоспособността) на анкерния прът на опън. Определянето на носещата способност на елементите е изяснено с формула (4.3.17) в т. (2.4). (7) Проверка за срязване и огъване на анкерите

Формално проверката се изразява чрез условието: срязващото усилие VEd (респективно вследствие на огъване) следва да е по-малко от носещата способност на срязване (респективно огъване) на анкера. Това изследване се извършва в среда от крайни елементи, поради факта че срязващите сили и огъващите моменти са функция на деформируемостта на масива и тяхното ръчно определяне е трудно. Във всички случаи следва да са спазени условията:

VЕd ≤ VRd , MEd ≤ MRd в анкерното тяло в зоната на плъзгателната повърхнина. Тук VRd и MRd са носещата способност на анкера на срязване и на огъване. (8) Носеща способност на масива под разпределителната плоча

За опорната или разпределителната плоча, натоварена с анкерната сила Ft0,d , се проверява носещата способност Rb,d. Т.е. спазва се изискването

Ft0,d ≤ Rb,d. Според UK Department of Transport (DOT, 1994), носещата способност (без отчитане влиянието на кохезията) се извършва по схемата от фиг. 4.3.16. Напрежения от собствено тегло σz

F t0,d

α β

Фиг. 4.3.16. Изчислителна схема за носещата способност за опорната плоча Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

175

Rb,k = γ.tg β.B 3.Nb , като

Nb =

 π ϕ  3. − +α f  4 2

 .tg ϕ 

π ϕ  2.cos  +  . (1 − sin ϕ ) 4 2

(4.3.33)

и окончателно:

(4.3.34)

Rb,d = Rb,k / γR , където: В е страната на плочата (осреднен квадрат); β – наклонът на откоса; αf – наклонът на анкерите; γ – обемното тегло на почвата; h – ниво на анкера спрямо нивото на венеца на откоса; Ftо,d – проектна стойност (максималната стойност) на силата в анкера – може да се определи чрез натоварването от активната зона върху анкерната плоча. Горното условие се проверява за най-натоварените анкери, а плочите обикновено се приемат еднакви за всички анкери. (9) Проверка на продънване на плочата

Проверката за продънване на плочата се извършва съгласно БДС-EN1993-1-1 или БДС-EN1992-1-1 за максималната сила в анкерния прът в зоната на плочата Ft0,d . (10) Обща устойчивост под дъното на изкопа

Възможности за разрушения под дъното на изкопа се проверяват по потенциално възможни плъзгателни повърхнини. Например кръговоцилиндричните плъзгателни повърхнини вече минават под петата на откоса и могат да пресичат армираната зона на изкопа. В този случай задачата е смесена: оценява се устойчивостта на откоса и устойчивостта на дъното на изкопа, което се обобщава в едно стабилитетно изследване. Изчисленията се извършват съгласно Глава 3., при спазване на условието:

Еd ≤ Rd , където Rd = Rk / γR (препоръчва се γR = 2,00). (11) Конструкция на опорните плочи или блокове

Използват се метални опорни плочи с 200/200 до 750/750 mm. Размерите зависят от силите в анкерите и от носещата способност на почвата. Дебелината им е 10÷20 mm. Армираните плочи са с размери 50/50 cm до 100/100 cm с дебелина 15 cm (проверките на продънване определят дебелината), армирани с двойна мрежа. Използват се рядко и най-вече при постоянни укрепвания. Полагат се върху прясно положен торкрет. Анкерни блокове – използват се за постоянно укрепване в по-здрави почви и когато «опорите» трябва да бъдат скрити. Проектират се с размери 40/40 до 80/80 cm. (12) Торкретно покритие

Торкретно покритие се полага непосредствено след изкопаването. Полага се с мрежа 60/60 – 100/100 mm, „закована” за откоса. Дебелината на торкретното покритие е 6÷10 cm. Изпълнението му при временни укрепвания не е задължително. Анкерите могат да се изпълняват преди или след торкретиране в зависимост от вида и състоянието на почвата. (13) Деформация на армирания изкоп

Несъмнено деформацията на армирания изкоп води до опасности за съседни сгради. Тук се дава препоръка за зоната на влияние, получена емпирично за L / H = 0,7÷1,0. Дължината на влияние на стената е

Lcr = H.C.(1 - tgα), където:

(4.3.35)

за несвързани почви се приема C = 0,80; за свързани С = 0,70, а α е наклонът на стената. 176

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

4.3.4. ПРИМЕР

Примерът разглежда армиране на изкоп с анкери и спазва проектната процедура и предписания на FHWA 0-IF-03-017/2003. А. Проектната процедура съгласно DA2 (1) Параметри на укрепването

Изкопът е с дълбочина H = 9,50 m; наклонът на терена – α = 10°. Стената на изкопа се оформя под наклон β = 80°. Укрепването се извършва с шест нива прътови анкери, разположени по височина съгласно фиг. 4.3.17. с наклон на анкерите спрямо хоризонта от αf = 20°. Редуцираният диаметър на анкерите е Da = 120 mm. Разстоянието между анкерите е SV = 1,50 m и SH = 1,50 m.

1,0 m

α=10°

1,5 m

L1=7

1,5 m 1,5 m

αf =20°

L2=7

L3=7

5 6

1,0 m

1,5 m

H = 9,50 m

1,5 m

L4=7 β=80°

L5=6

L6=6

Фиг. 4.3.17. Конструкция на укрепването с прътови анкери (2) Якостни параметри на почвата

Почвата от изкопа е определена като слабо заглинен пясък с характеристични стойности на ъгъла на вътрешно триене ϕk = 30°, кохезия сk = 10 kPa и обемно тегло γk = 18 kN/m3. Изчислителните стойности са същите, поради това че частните коефициенти за материал са единици (γϕ = 1,0; γс = 1,0; γγ = 1,0 - DA2): ϕd = ϕk = 30°; сd = ck = 10 kPa. Тези якостни параметри позволяват временна устойчивост на вертикален откос с височина

h 90 =

4.c d

γd



tg  45° + 

4.10  30°  = = 1, 92 m. tg  45° +  2  18, 0  2 

ϕd 

Резултатът за h90 позволява да се приемат разстояния между редовете анкери по вертикала и хоризонтала SV = SH = 1,50 m. Страничното съпротивление за тялото на анкера се приема съгласно формула (4.3.12):

qs,k = 0,75.γk.H.tg ϕk + ck = 0,75.18,0.9,50.0,557 + 10 = 84,00 kPa; qs,k = qs,d = 84,00 kPa. (γϕ = 1,0; γс = 1,0; γγ = 1,0). (3). Дължина на анкерите

Минимална дължина La,min = Н / 2 = 9,50/2 = 4,25 m. Съгласно графиката на фиг. 4.3.10. за относителното странично съпротивление

μ = (qs,k.Da)/(γk.SV.SH) = (84.0,12)/(18,0.1,50.1,50) = 0,249 и за β = 80°, наклон на терена α = 10°, ϕk = 30° e отчетено

L/H = 0,70 (вж. фиг. 4.3.18 а). Относителната стойност на кохезията е

сk* = сk /(γk.Н) = 10/ (18,0.9,50) = 0,058. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

177

Коригираната стойност на L/H се определя по формула (4.3.3):

L/H = С1L.С2L.С3L.(L/H) = 0,92.0,86.0,98.0,70 = 0,55, където:

С1L = 0,92 – корекция за диаметър на сондажа, отчита се от фиг. 4.3.9 (вж. и фиг. 4.3.18 б); С2L = 1,09 - 4.с* = 0,86 – корекция за наличие на кохезия; С3L = 0,52.γRo + 0,30 = 0,52.1,30+0,30 = 0,98 (γRo = 1,3÷1,5; прието γRo=1,3). Минималната дължина на анкерите е:

L = 0,55.H = 0,55.9,50 = 5,25 m. Нататък за изследване на устойчивостта са избрани дължини на анкерите:

L1 = L2 = L3 = L4 = 7,00 m; L5 и L6 = 6,00 m.

б.

а.

Фиг. 4.3.18. Графики за L/H и за t*max-s при α = 100, β = 800 (а) и за корекционните коефициенти С1L и С1F (б) (4) Диаграма на носеща способност на анкерите

Типизираната диаграма от фиг. 4.3.19. всъщност представя изменението на максималната сила, която анкерът може да понесе срещу изтръгване или неговата носещата способност Ra,k. Отчитането от диаграмата на носещата способност става за точка, лежаща на потенциалната плъзгателна повърхнина. Параметрите на тази диаграма са: Qs,d ; Rt,d (Tmax) и Rto,d (To). За определянето им се спазва следната последователност:

Qs,d =π.Da.qs,d = π.0,12.84,00 = 31,6 kPa (qs,d = qs,k съгласно DA2). От фиг. 4.3.18 a за относително странично съпротивление μ = 0,249 е отчетена стойността

t*max-s = 0,200.

Kоригираната стойност на tmax-s :

tmax-s = С1F.C2F.(t*max-s) = 1,20.0,86.0,200 = 0,2606 , където C2F = С2L = 1,09 - 4.c* = 0,86, a С1F = 1,20 e отчетено от фиг. 4.3.18 б. Характеристичната стойност на носещата способност на анкера е:

Rt,k = (Тmax-s) = γk.Н.SV.SH.tmax-s = 18.9,50.1,50.1,50.0,206 = 79,2 kN; а изчислителната стойност, съответно:

Rt,d = Rt,k / γR = 79,2/1,1 = 72,0 kN. 178

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Rtо,d =То =Rt,d.[(0,6 + 0,2.(Smax - 1)]= 0,70.Rt,d = 0,70.72,0 = 50,4 kN, при максимално разстояние между анкерите Smax = 1,50m (Sv =Sh =1,50). Наклоните в диаграмата (нарастването за линеен метър) се определят от (4.3.11)

Qs,d = π.Da.qs,d = π.0,12.84 = 31,6 kN/m. Изчислителните стойности на основните параметри на диаграмата на носещата способност на анкера са:

Qs,d = 31,6 kN/m; Rt,d = 72,0 kN; Rtо,d = 50,4 kN.

t,d =7

t0,d =5

0,4

На фиг. 4.3.19. е показана диаграмата на носещата способност на анкера, получена съгласно горните опорни параметри.

2,0 kN

Lp= 2,30

s,d =3

1,6 kN/ m

Фиг. 4.3.19. Диаграма на носещата способност на анкера. (5) Максимална сила или максимална стойност на въздействието в анкерите

Максималната опънна сила в анкерите се определя съгласно немската практика, по формула (4.3.13):

Ft,d = (0,85.γd.Ka,d.H – 2.cd. K a ,d ).Sv.Sh = (0,85.18,0.0,258.9,5 – 2.10. 0 , 258 ).1,5.1,5 = 61,51 kN. Ka,d = 0,258 (отчетен – вж. Глава 3. т. 4.). При условие че устойчивостта на укрепения откос е осигурена, то условието за силите в анкерите е изпълнено:

Ft,d < Rs,d =72,0 kN  61,51 < 72,0 kN. (6) Анализ на устойчивостта

Анализът на устойчивостта на приетата укрепителна конструкция се извършва със специализирани програми като SNAIL, GOLDNAIL, Plaxis и други. Чрез тях се oценява сигурността на армираните изкопи, вкл. се определят силите в анкерите. Първата програма работи на немския принцип на двуравнинното (двуклиново) плъзгане, а втората използва метода на Felenius-Bishop за кръговоцилиндричното плъзгане. Иначе външната устойчивост се оценява с обикновени програми за оценка на обща устойчивост. Решаването ръчно на една задача от устойчивостта изисква множество единични решения, докато се достигне до това, което е определящо за укрепителната конструкция. Естествено става дума за досадна работа. Тук представяме едно частно решение, което не е крайно за оценка на устойчивостта. Представяме го с цел изясняване на механизмите на разрушение на армирани изкопи и един начин за контрол на резултатите от „специализираните” компютърни програми. Методът за изследване на устойчивостта е кинематичен или двуклинов, популярен в Германия. Изследва се потенциално клиновидно разрушение съгласно схемата от фиг. 4.3.20. Разглежда се двуравнинно (клиновидно) разрушение, при което клин А натоварва клин В, а от равновесното състояние на клин В се съди за коефициента на сигурност на така избраната повърхнина на плъзгане. Избрани са равнини на плъзгане с наклон 35° за клин В и 60° за клин А. Границата между двата клина е под наклон 10° спрямо вертикалата. Избран е графичен вариант на изследване на устойчивостта за провеждането, на който са необходими: Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

179

(6.1) Сили, действащи върху двата клина За горен клин – клин А: – собствено тегло на клина

W kA = 0,5 5, 2.5, 90.18  .1,5 = 414, 2 kN WdA = γ G .W kA = 1, 35.414, 2 = 559,10 kN – сила на кохезията в равнината BC

CA,d = 7,8.10.1,5 = 117,0 kPa; – сила на кохезията в равнината BD

CAB,d = 5,9.10,0.1,5 = 88,5 kPa. C

TAB-TA

CAB,d

° =30

θ =ϕ f

NB=1010,5 kN

0°

WB,d

RB2 TB CB TB

TB m

kN 2,8 8 =5 Td

90°

30 °

72, 0

L 5= 6

TAB-TA

WA,d

56, 3

36, 2

72, 0 72, 0

CAB

70, 5

72, 0 72, 0

72, 0

n BD

72, 0

ψA =6

CA,d

35°

72, 0

1,50 m 1,50 m 1,50 m 1,50 m 1,50 m 1,0 m

30°

L 4=

20°

T AB

3 4

10°

NAB,k NAB,d RА

RB1

kN 6,0 2 =6 Hd

35°

1,0 m

ψB=35° L 6= 6 m

ψB=35°

DA2

Фиг. 4.3.20. Изчислителна схема за оценка на устойчивостта За долен клин – клин В: – тегло на клина

W kB = 0,5 11, 2 ( 3,5 + 2, 6 ) .18 .1,5 = 920,1 kN ; W dB = γ G .W kB = 1, 35.920,1 = 1242,1 kN ; – сила на кохезията в равнината АB

CB,d = 6,7.10,0.1,5 = 108,0 kPa. Забележка: Изчисленията за горните сили са за Sh = 1,5 m. (6.2) Сумарна носеща способност на анкерите по клинове:

За равнината на плъзгане BС: Ftd,A (TA)= 36,2 + 56,3 = 92,5 kN; За равнината на плъзгане BD: Ftd,AB (TAВ)= 72,0 + 72,0 = 144,0 kN; За равнината на плъзгане AB: Ftd,B (TB) = 72,0 + 72,0 + 72,0 + 70,5 =286,5 kN. (6.3) Проверка на устойчивостта

Изследва се устойчивостта по кинематичната схема от фиг. 4.3.20. Изследването е графично, като схемата на изследване е съгласно комбинативен метод DA2. Построен е силов полигон за определяне на резултантното натоварване върху клин A. Определя се

RА , която е резултанта на силата на собственото тегло на клина WА , на силите на кохезията CAB и CA и на сумарните носещи способности на анкерните сили, пресичащи плъзгателни равнини BD (Ftd,A) и BC (Ftd,AB ), чрез които са определени „реакциите” NA и NAB. (те са компоненти на RA) 180

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Чрез получената резултанта RA се определя “акцията” NАB. Сумират се графично силите NAB, WB, CB и Ftd,B (ТВ) , действащи върху клин В. Получена е нова резултантна сила RB. Компонентата на RB в равнината АВ е въздействието (ефектът), представляващ сила на плъзгане за клин В по плъзгателна равнина АВ. Отчетено е графично:

Еd (Fd) = Hd = 626,0 kN. Решението до тук ползва изчислителни въздействия, получени с неблагоприятните стойности на частните коефициенти за въздействия - γG = 1,35.

Нататък, за определяне на съпротивителната сила (в смисъла на носеща способност срещу плъзгане) следва тя да бъде получена на базата на характеристични въздействия и свойства на почвата, след което да се определи изчислителната стойност по

Rd = Rk / γR. За характеристични стойности на свойствата на почвата са определени въздействията от собствено тегло. Изчислителните и характеристичните стойности на силите от кохезията не се различават. Изчислителните и характеристичните стойности на анкерните сили (като носеща способност) също не се различават. При тези предпоставки е съставен втори полигон, получен от характеристичните стойности на въздействията от собствено тегло на почвата – WA,k и WB,k , на силите от кохезията CAB, CA и CВ и на изчислителните стойности (като по-малки, за сигурност) на носещите способности на анкерите Ftd,A (ТА), Ftd,AB (ТАВ) и Ftd,B (ТВ), като построяването следва предишната процедура. Получена е нова резултантна сила за клин В – RB. Компонентата на RB , перпендикулярна на плъзгателната равнина АВ, е NВ = 1010,5 kN. Тя е получена с възможни минимални стойности на силите на собствено тегло и поражда съпротивителните сили – сила на триене или носеща способност срещу плъзгане на клин В.

Rk =Тk =VВ.tgϕ = 1010,5.0,577 = 582,80 kN. Изчислителната стойност на носещата способност срещу плъзгане е

Rd = Rk / γR = 582,8/1,1 = 529,8 kN. Условието за устойчивост

Ed < Rd  626,0 < 529,8 kN не е изпълнено! Коментар на резултатите: Представено беше едно частно решение. За него и само за него, предвид относително малката разлика (16%) между Rd и Еd , горното условие може да се изпълни, като се увеличат диаметрите и/или дължините на първия и втория ред анкери. Или пък това може да стане и с намаляване на Sv , т.е. поставяне на още един ред анкери. Показаното решение е едно от многото. Трябва да се намери това, за което разликата между

Еd и Rd е най-голяма в полза на Еd , т.е. най-малката сигурност за армирания откос. Чак тогава се вземат решения за промени в конструкцията на укрепването. Коментар за недостатъците на DA2

Както беше отбелязано по-горе, изследването на устойчивостта изисква множество решения. Това следва да се извърши програмно. Тук възниква (както и на други места в Ръководството) отново въпросът за недостатъците на DA2 при изследване на устойчивостта на масиви за гранични състояния в групата GEO. Понеже болшинството програми не могат да получават стойности за активни въздействия с едни коефициенти за въздействия и съпротивителни сили (в смисъла на носещи способности) с други коефициенти на въздействия. Следователно тези програми не могат да обслужват решения от разглеждания тип по метода DA2. Това обстоятелство създава много трудности. Програмни изследвания по DA2 за този тип задачи несъмнено ще се появят на пазара, но за това трябва време. Поне дотогава е добре за решаване на някои задачи на устойчивостта да се прилага и методът DA3 така, както е възприето в много европейски страни. Б. Проектна процедура съгласно DA3

Нататък за сравнение се дава решение на същия пример по комбинативен метод DA3 (в съпоставка с предишната процедура). (1) Параметри на укрепването – както в т. А (по-горе)

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

181

(2) Якостни параметри на почвата

Характеристични стойности на ъгъла на вътрешно триене ϕk = 300, кохезия сk = 10 kPa и обемно тегло γk = 18 kN/m3. Изчислителните стойности са съответно:

ϕd = arctg(tgϕk / γϕ) = 25,7°; сd = ck /1,60 = 6,25 kPa; γd = γk /1,0 = 18 kN/m3. Страничното съпротивление за тялото на анкера се приема

qs,d = 0,75.γd.H.tg ϕd + cd = 0,75.18,0.9,5.0,481 + 6,25 = 67,9 kPa; (3) Дължини на анкерите - същите (4) Диаграма на носещата способност на анкерите

Qs,d = π.Da.qs,d = π.0,12.67,9=25,3 kPa;

μ = (qs,d .Da)/(γd .Sv.Sh) = (67,9.0,12)/(18,0.1,50.1,50) = 0,199. От фиг. 4.3.10. за относително странично съпротивление μ = 0,199 се отчита стойността за (t*max-s) = 0,234 (за ϕd = 25,7°). Коригира се стойността на (t*max-s) по формула (4.3.7a):

tmax-s = С1F .C2F .(t*max-s) = 1,20.0,95.0,234 = 0,267, където: сd* = сd /(γd .Н ) = 6,25 / (18,0.9,50) = 0,036; C2F = С2L = 1,09 - 4.cd* = 0,95, a С1F = 1,20 e отчетено от фиг. 4.3.9. Максималната стойност на носещата способност на анкера е:

Rt,k = (Тmax-s) = γk.Н.Sv.Sh.tmax-s = 18.9,50.1,50.1,50.0,267= 102,7 kN; Rt,d = Rt,k /γR = 102,7/1,0 = 102,7 kN. Носещата способност в началото (до опорната плоча) на анкера е

Rto,d = Rt,d.[(0,6 + 0,2.(Smax - 1)] = 0,70.Rt,d = 0,7.102,7 = 71,9 kN. Изчислителните стойности за диаграмата на носещата способност на анкера са

Qs,d = 25,6 kN/m; Rt,d = 102,7 kN; Rto,d = 71,9 kN. Дължината на линейно нарастване на усилието в пасивната зона на анкерите е:

Lp = Rt,d /Qs,d = 102,7 / 25,6 = 4,05 m.

t0,d =5

0 ,4

На фиг. 4.3.21. е показана диаграмата на носещата способност за анкерите от укрепването. R

t,d =1 0

2,7

s,d =2

Lp= 4 ,0 1

5,3 k

N/m

Фиг. 4.3.21. Диаграма на носещата способност на анкера. (6.1) Сили, действащи върху двата клина За горен клин – клин А: – собствено тегло на клина

W kA = 0,5 5, 2.5, 9.18, 0  .1,5 = 414, 2 kN ; WdA = γ G,fav .W kA = 1, 0.414, 2 = 414, 2 kN ; – силата на кохезията в равнината BC е CA,d = 7,8.6,25.1,5 = 73,1 kPa; – силата на кохезията в равнината BD е CAB,d = 5,9.6,25.1,5 = 52,5 kPa.

182

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

A ψB=35°

WB,d WA,d

CA 26 °

46, 1

CAB

79,

34, 8

85, 8

20° ,2

71 , 8

,7 102 ,7 102 ,7 102 ,7

102

87 , 8

L5=6

ψA =6

0°

TB TB

L6=6

7° 25,

ϕ d=

100

,7 102

102, 7

1,50 m 1,50 m 1,50 m 1,50 m 1,50 m 1,0 m

CAB,d

nBD

0,6 05

TAB

L4=7

RА TAB-TA NA CA,d TAB-TA

61°

1,0 m

10°

NAB,d

26°

H=9,50 m

n 90°

N .2k 5 5 =4 Hd kN 3 , 5 50 d= T

n m

ψB=35°

DA3

Фиг. 4.3.22. Изчислителна схема за оценка на устойчивостта по DA3 За долен клин – клин В: – тегло на клина

W kB = 0,5 11, 2 ( 3,5 + 2, 6 ) .18 .1,5 = 920,1 kN ; WdB = γ G .W kB = 1, 0.920,1 = 920,1 kN . – силата на кохезията в равнината АB е CB,d = 7,2.6,25.1,5 =67,5 kPa.

Забележка: Изчисленията за горните сили са за Sh=1,5 m. (6.2) Сумарна носеща способност на анкерите по клинове:

За равнината на плъзгане BС: Ftd,A(TА)= 34,8 + 46,1 = 80,9 kN; За равнината на плъзгане BD: Ftd,AB(TAВ)= 85,8 + 79,9 = 165,7 kN; За равнината на плъзгане AB: Ftd,B(TА)= 71,8+87,8+100,2+102,7 = 362,5 kN. (6.3) Проверка на устойчивост

Изследва се устойчивостта по блоковата кинематична схема от фиг. 4.3.22. с разлики само в посоката на действие на силите NA и NAB (под ъгли 25,7° - приети 26°; вж. фиг. 4.3.22.). Изследването отново е графично. Построен е силов полигон за определяне на резултантaта RА на силите, действащи върху клин А – силата на собственото тегло на клина GА,d , силите на кохезията CAB,d и CA,d и сумарните носещи способности на анкерните сили за плъзгателни равнини BD (Ftd,A) и BC (Ftd,AB). При разлагането на RA, на компонентите й са определени “реакциите” NA и NAB. По аналогичен на предното решение начин са редуцирани силите NAB, WB,d , CB,d и Ftd,B , действащи върху клин B. Резултантата RB е разложена на компонентите й Hd и Nd , в плъзгателната равнина AB. Графично е отчетено

Еd = Hd = 455,2 kN. От същата фигура е отчетена нормалната компонента на резултантата спрямо плъзгателната повърхнина NB = 1056,6 kN.

Rd = Тd = VВ .tg ϕ = 1056,6.0,481= 505,3 kN. Условието за устойчивост:

Ed < Rd  455,2 < 505,3 kN е изпълнено! Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

183

Коментар на резултатите: Резултатите от решението по DA3 за същия частен случай е поразличен от този по DA2. Ако заговорим за общ коефициент на сигурност, то по DA2 е получен Fs = 0,83, a по DA3 – Fs = 1,07, съответно има разлика от 29%. Ако се извърши подробен анализ на методите, може да се докаже, че тази разлика може да бъде както по-голяма, така и по-малка. Причината е ясна и тя се корени в частните коефициенти за свойствата на почвата и частните коефициенти за въздействията. Просто между тях в двата метода няма абсолютна съгласуваност. В. Проверка на устойчивост чрез равнинни модели

Задължително е провеждане на изчисления по равнинни модели на разрушение (равнинно плъзгане). Целта е отново да се намери критичната равнина, за която разликата между Ed и Rd е най-голяма, но в полза на Ed. (1) Решение при комбинативен метод DA2

На фиг. 4.3.23. е показна равнинна изчислителна схема, за която по метода DA2 е получено:

Wk = 1/2.18,0.14,1.4,8.1,5 = 915,6 kN; Wd = γE .Wk = 1,35.915,6 = 1236,06 kN; Ck = 14,10.10.1,5 = 166,5 kN; Cd = Ck / γc = 166,1/1,0 = 166,1 kN. O

N=1002,2 kN ° 30

Wd Cd

=5 78 ,

ψ=50°

DA2

Фиг. 4.3.23. Изчислителна схема за равнинно плъзгане по DA2

Отчетено е:

Rd = Тk =Nd .tg ϕ =578,1 kN; Ed = Hd = 631,3 kN. Условието Ed < Rd  631,3 < 578,1 kN не е изпълнено. (2) Решение при комбинативен метод DA3

На фиг. 4.3.24. е показна равнинна изчислителна схема, за която по метода DA3 е получено: – собствено тегло на клина

Wk = 1/2.18,0.14,1.4,8.1,5 = 915,6 kN; Wd = γE.Wk =1,0 = 915,6 kN; – сила на кохезията

Cd = 14,10.6,25.1,5 = 132,2 kN. 184

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

57, 4 76, 5 71, 8

=5 31 ,7

L5=6

102 ,7

L4=7

L6=6

ψ=50°

A ψ=50°

kN n

102 ,7

7° 25,

ϕ d=

102 ,7

102 ,7 102 ,7

102 ,7

96,8

1,50 m 1,50 m 1,50 m 1,50 m 1,50 m 1,0 m

20°

Nd =1 10 3, 7

50°

1,0 m

10°

H=9,50 m

DA3

Фиг. 4.3.24. Изчислителна схема за равнинно плъзгане по DA3

Отчетено е Rd =Тd =531,7 kN; Fd = Hd = 408,8 kN. Условието Rd >Hd  531,7 > 408,8 kN е изпълнено. Коментар: И тук разликите в решенията са от същия порядък. Сигурността по DA3 e 1,29, a при DA2 – 0,92. (3) Проверка на устойчивостта срещу плитко плъзгане

Устойчивостта срещу плитко плъзгане се проверява по схемата от фиг. 4.3.25. Стената се „очертава” при предпоставката, че 0,75 m от анкерите остават извън очертания „блок”. Въздействието е от земен натиск е:

Еa,k = 0,5.γ.Ka.H 2 = 0,5.18,0.0,343.11,352 = 353,4 kN; Еa,d = γG.Еa,k = 1,35.353,4 = 477,10 kN.

L3=7

5 6

L2=7

L4=7 L5=6

E a,d

Ed Rd

H1 = 11,35 m

1,5 m 1,5 m 1,5 m

L1=7

° 80

1,0 m

20°

1,5 m 1,5 m

H = 9,50 m

10°

0,50

1,0 m

Wk = 1258,4 kN; Wd = γG,fav.Wk = 1,0.1258,4 = 1258,4 kN (благоприятна стойност на въздействието).

Фиг. 4.3.25. Проверка на плитко плъзгане

Rd = (Wd + Ea,d.sin 30°).tg ϕd = (1258,4+253,4.0,5).0,577 = 1525,3 kN; Ed = Ea,d .cos 30° = 477,10.0,866 = 413,2 kN. Условието Ed < Rd  413,2 < 1525,3 е изпълнено. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

185

(4) Проверка на дълбоко плъзгане – носеща способност на почвата

Извършва се съгласно изискванията на Глава 3. за ивично натоварване, с редуцирани за оста на стената от фиг. 4.3.25. усилия, за линеен метър. Неудовлетворяването на условието Rd > Ed налага увеличаване на дължините на анкерите. Допълнителна литература

(FHWA, 2008). FHWA Geosynthetics Design and Construction Guidelines for RSS (Holtz et al., 2008). (FHWA, 2009). FHWA-NHI-10-025. Design and Construction of Mechanically Stabilized Earth Walls and Reinforced Soil Slopes – Volume 1 & 2, 2009. (FHWA, 2003). FHWA. Soil nail walls. Geotechnical engineering circular №7, 2003. (FHWA, 1998). FHWA. Manual for design and construction of soil nail walls, 1998.

4.4. НАСИПИ Строителни насипи от почви и скали се изпълняват преди всичко в транспортното и хидротехническото строителство. Насипи за основи на сгради и съоръжения се изпълняват рядко, като това найвече се случва при подмяна на слаби почви или при направата на пясъчни възглавници (вж. Глава 9.). Тук ще бъдат разгледани почвени и скални насипи за нуждите на пътното и жп строителство. 4.4.1. ИЗБОР НА ПОЧВИ ЗА НАСИПИ

Насипите за пътища и жп линии се считат за отговорни насипи, за които се поставят изисквания, които следва проектантът и строителят да спазват. Съгласно Наредба 00/1-2000 г. за насипи са обособени почвите в групи (А-1, А-2 ….), като за всяка една от групите се поставят изисквания за техния зърнометричен състав и показател на пластичност. Това разпределение по групи е показано в Таблица 4.4.1. Таблица 4.4.1. Групи почви и почвени смеси за насипи съгласно Наредба 00/1-2000 г.

186

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Насипите за транспортното строителство могат да се изграждат с почви от групите А-1 и А-2 или със стабилизирани почви от групите А-3, А-4, А-5, А-6 и А-7. 4.4.2. ИЗПЪЛНЕНИЕ НА НАСИПИ

Горните 0,5 m от короната на пътни и жп насипи трябва да се изграждат с почви от групите А-1, А-2-4 и А-2-5 с максимален размер на зърната 75 mm и CBR не по-малко от 30% съгласно БДС 17146. Насипните материали, които трябва да се използват за изпълнението на насипа под горните 0,5 m, трябва да включват почви от групите А-1 и А-2 с максимален размер на зърната 200 mm и CBR не помалко от 5% съгласно БДС 17146. При изпълнение на насипи от скални материали съдържанието на почва е не повече от 6%, слабите зърна – по-малко от 8% и не повече от 2% големи скални късове (>500 kg). Изискванaтa минималнa якост на натиск на скалния материал е 20-30 МPа. Когато насипите се изпълняват с почви от групите А-3, А-4, А-5, А-6 и А-7 и смеси от почви със зърнести материали, те трябва да бъдат стабилизирани. Това може да стане чрез: •

Стабилизирани с полимерни химични добавки – за почви групи А-4, А-5, А-6 и А-7 т.е. прахови и глинести почви.

•

Стабилизирани с вар и със смес от вар и цимент. Подходящи за този вид стабилизация са пластичните глинести почви от групите А-6 и А-7, без тези с изключително висока пластичност, както и праховите почви от групи А-4 и А-5. Използва се хидратна и негасена вар на прах и портланд (или пуцоланов) цимент.

•

Стабилизирани чрез механична стабилизация. Ефектът се получава чрез добавяне на фракции и други материали (шлаки например) с цел регулиране на зърнометричния състав.

•

Стабилизирани чрез комбинация от механична и химична стабилизация.

Преди да започне изпълнението на насипите във всички случаи се правят пробни участъци, с което се доказва технологията на стабилизиране на почвите и достиганите свойства на изгражданите насипи. 4.4.3. КОНТРОЛ ПРИ ИЗПЪЛНЕНИЕ НА НАСИПИ

Физикомеханичните показатели на почвите, влагани в насипите, системно трябва да се контролират чрез вземане на определен брой контролни проби при определен обем на вложена и уплътнена почва (НПП, 2007). Контролира се: водно съдържание, зърнометричен състав, показател на пластичност, оптимално водно съдържание и максимална плътност на скелета, коефициент на водопропускливост. Особено съществен е контролът за плътността на насипите. Контрол се извършва за всеки насипан пласт. Плътността на почвите се контролира чрез „степен на уплътняване” mod kpr или kpr (съгласно БДС-17146).

mod k pr =

ρd ρ , k pr = d , където: mod ρd,pr ρd,pr

(4.4.1)

ρd е обемната плътност на скелета на уплътнената на място почва, t/m3; mod ρd,pr – максималната обемна плътност на скелета, t/m3 , получена при стандартни условия с модифицирана уплътняваща работа W = 2,7 kJ/dm3;

ρd,pr – максималната обемна плътност на скелета, t/m3 , получена при стандартни условия с нормална уплътняваща работа W = 0,6 kJ/dm3; Изискванията, които следва да се спазват, са показани в Таблица 4.4.2.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

187

Таблица 4.4.2. Изисквания при уплътняване на насипи Вид насип Пътен насип Железопътен насип а) глина с ниска или средна пластичност с IP ≤ 23÷28% б) глина със силикат и варовик със слаба или средна пластичност с IP ≤ 23÷28% в) глина със силикат и варовик с висока пластичност и глина с висока пластичност с IP ≤ 34% г) чакълеста глина, песъчлива глина, чакълеста глина със силикат и варовик и песъчлива глина със силикатни и варовикови примеси с IP = 7÷17% д) глинест чакъл, глинест чакъл със силикат и варовик, глинест пясък и глинест пясък със силикат и варовик с IP = 1÷7%.

Гранична стойност mod kpr не по-малко от 0,95

kpr ≥1,03 kpr ≥1,02 kpr = 0,95 kpr = 1,00 kpr ≥1,03

Дъната на всички изкопи за съоръжения и водостоци, които се засипват отново, както и всички насипи в подстъпите към съоръжения и водостоци се уплътняват на разстояние най – малко 5,0 m, мерено от горната част на съоръжението

mod kpr = 0,98

4.4.4. ОСНОВА ЗА НАСИПА

Земната основа, върху която се изгражда насипът, е също толкова отговорна част при строителството на пътища и жп линии в насипи. Това е така, защото един насип може да бъде компрометиран по причина на земната основа. Когато тя е силно деформируема – това често става. Слабата основа се заздравява или заменя също с насип. 4.4.5. НАКЛОНИ НА ОТКОСИ НА ПЪТНИ НАСИПИ (1) При здрава, недеформируема земна основа

Здрава земна основа е скалната основа с якост на натиск във водонаситено състояние Rc>50MPa или от почвите от групите А – 1, А – 2 – 4, А – 2 – 5 и А – 3 при отсъствие на почвени води в активната, дефинирана чрез σz ≤ 0,5σγ (вж. Глава 3.) При височина на насипа до Н = 4,0 m. Наклоните на откосите се предписват по типови решения в съответствие с изискванията на Таблица 4.4.3. Таблица 4.4.3. Препоръки за наклони при H < 4,0 m [2] Клас на пътя

Едрозърнести слабо свързани почви и скални материали (група А-1)

Прахов чакъл и пясък, фин пясък (група А-2-4, А-2-5, А-3)

Глинест чакъл и пясък, прахови почви, глинести почви (групи А-2-7,А4,А-5,А-6,А-7)

Автомагистрали I II III и местни

1:1,5 1:1,5 1:1,5 1:1,5

1:1,75 1:1,75 1:1,5 1:1,5

1:2 1:1,75 1:1,75 1:1,5

(2) При височина на насипа от 4,0 до 10,0 m

Наклоните на откосите на насипа с височина от 4,0 до 10,0 m, в която се включва допълнителен почвен пласт с височина Ze (m), еквивалентен на подвижните товари. Наклоните на откосите на насипа за почви от групите А–1–в, А–2, А–4, А–5, А–6 и А–7 се определят чрез таблици и графики. Също чрез таблици и графики се определят наклоните когато насипът се изгражда от зърнести, слабо свързани и несвързани почви и скални материали (подгрупа А–1–а и група А–3). За ползването им е необходимо предварително определяне на коригирана височина на откоса:

H = HH + Ze = НН + 36 /γd 188

(4.4.2) Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

и относителната височина:

H′=

H 2c ϕ  tg  45 +  ; , където h 90 = H 90 γα  2

(4.4.3)

Ze – височината на допълнителния почвен пласт, еквивалентен на подвижните товари, [m]; γd – обемното тегло на скелета на предвидената за изграждане на горната част на насипа почва,

kN/m3,

сd – изчислителната стойност на кохезията на почвата, kN/m2; ϕd – изчислителната стойност на ъгъла на вътрешно триене [°(градуси)]. Таблица 4.4.4. Таблица с препоръки за наклони на откоси Условна височина на откоса Н‘

10°

5,0 5,5 6,0 6,5 7,0 8,0 9,0 10,0 11,0 12,0 14,0 16,0 18,0 20,0 24,0

30,8 27,8 25,8 24,0 22,5 – – – – – – – – – –

Ъгъл на вътрешно триене ϕ, [°] 15° 20° 25° Ъгъл на наклона на откоса α‘, [°] 38,0 45,0 – 35,0 41,4 – 32,7 39,1 45,0 30,9 37,3 43,4 29,4 36,8 41,9 27,2 33,6 39,3 25,6 31,7 38,0 24,2 30,3 36,7 23,4 29,7 36,4 22,7 29,0 36,0 21,4 27,9 34,0 20,8 26,8 33,0 19,8 26,2 32,3 19,2 25,5 31,7 – 24,7 30,3

30° – – – – – 45,0 43,9 42,6 41,6 40,7 39,2 38,3 37,7 37,1 36,5

Изисква се наклонът на откоса β < β’ /k. Коефициентът k (тук коефициент на сигурност) се приема:

k = 1,25 – за автомагистрали и пътища I клас; k = 1,15 – за пътища II и III клас и за местни пътища. Когато геометричната височина на насипа е по-голяма от 5-6 m, тя се разделя на две или три зони, за които поотделно се изчислява ъгълът на наклона на откоса с оглед получаване на по-икономично решение за откосната линия на насипа. За същата денивелация при пътни откоси се изпълняват берми с ширина 2,00 m. При използване на графики, като показаната на фиг. 4.4.2., предварително се определят:

Х = α - 1,2ϕ и Y =

γ d .H , където: c

(4.4.4)

γd – обемното тегло на скелета на почвата, [kN/m3]; H – височината на насипа в неговата пета, включваща височината Ze ; ϕ – изчислителната стойност на ъгъла на вътрешно триене на почвата; c – изчислителната стойност на кохезията на почвата, [kN/m2]; α е предварително избраният ъгъл на наклона на откоса.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

189

(3) При височина на насипа Н > 10 m

При насип с височина над 10,0 m, изпълняван от почви групи А – 1 – А – 7, с изключение на тези от подгрупа A–1–a се използва методът на Маслов. Откосът се оформя с берми през 5,0 m с наклони за всеки един участък, като също за всеки един участък се проверява коефициентът на сигурност.

ki =

tgψ i , където ъгълът на срязване ψ [°] е: tg β i

tgψ i = tg ϕ i +

ci γ α ,ср i .Z i

;

(4.4.5)

Zi – дълбочината на разглежданото ниво, мерено от върха на откоса, фиксираща нивото на берма-

та [m];

γd,ср i – средното обемно тегло на почвата за разглежданото ниво; 0,5

0,6

0,7

0,8

0,9

1,0

1,2

100

2,0 1,8 1,6 1,4

βi – на наклона на възприетия откос за разглежданото ниво [°].

Функция на височината на откоса - Y

0 -20

-10

0 10 20 30 40 Функция на ъгъла на наклона - Х

Фиг. 4.4.1. Номограма за изчисляване наклоните на пътни откоси 4.4.6. ПРИМЕРИ ПРИМЕР 1.

Да се определи ъгълът на наклона на откос на насип на път I клас с височина Нн = 8,0 m, изграждан от почва със следните физикомеханични показатели: – обемно тегло на скелета γd = 15,0kN/m3; – изчислителна стойност на ъгъла на вътрешно триене ϕd = 20°; – изчислителна стойност на кохезията сd = 10kN/m2;

190

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

H = HH + Ze = НН + 36/γd = 8 + 36/15 = 10,40 m.

h90 = H′=

γd

2.10  20  tg  45 +  = 1, 43 m =  2 15 2  

ϕ



tg  45 + 

10, 40 H = = 7, 27 . 1, 43 h90

За ϕd = 20° и Н’ = 7,27 от Таблица 4.4.3. e отчетен ъгъл на откоса β‘ = 36°. Приет е наклон на откоса 1:1,85 (β = 28,4°);

β = 28,4° <β’ /k = 36°/1,25 = 28,8°. ПРИМЕР 2.

Да се определи коефициентът на сигурност на откоса на насип на път I клас при данни от Пример 1.

Х = α - 1,2ϕ = 28,4° - 1,2.20° = 4,4°; Y =

γ d .H 15, 0.10, 4 = = 15, 6 . c 10

От номограмите се отчита коефициент k = 1,42 > k = 1,25. ПРИМЕР 3.

Да се определи наклонът на насип с височина Н = 20 m с данни съгласно фиг. 4.4.2. Първоначално са определени приведените фиктивни височини Ze (виж по-горе) и ъглите на срязване за нивата на бермите по формула (4.4.5). Определят се коефициентите на сигурност ki за нивата на всяка берма и за петата на откоса. Резултатите са показани в Таблица 4.4.5.

1, 94

Зона А

1:2

5,00 Зона Б 3,50

1:2

γd=18,6; ϕd=28°; cd=18 kPa

1:2,5

5,00 Зона В 6,00

γd=21,0; ϕd=24°; cd=18 kPa 5,00 1:2,75

20,00

5,00

2,00

2,00 13,75

1,00

2,00 10,00

12,50

10,00

Фиг. 4.4.2. Напречен профил на откоса с данни за физикомеханичните показатели на почвите Таблица 4.4.5. Таблица с резултатите по Пример 3.

У-к

z,m

0-5 5-19 10-15 15-20

5,0 10,0 15,0 20,0

1,94 1,94 1,94 1,94

z’ = z + za 6,94 11,94 16,94 21,94

ϕo

28 28 24 24

c, kPa 18 18 18 18

Наклон 1:2 1:2 1:2,5 1:2,5

tg βi 0,50 0,50 0,40 0,36

tg ψi

0,671 0,613 0,496 0,484

tg βI < tg ψi/k 0,50<0,534 0,50≈0,491 0,40≈0,397 0,36<0,387

Така проектираният откос има допълнителна сигурност вследствие на бермите на избраните нива (неотчетена тук), поради което приблизителното равенство в крайните резултати е допустимо. Заключение: Показаното решение, както и по-горното, се считат за приблизителни. Окончателните решения се доказват чрез програмни изследвания на устойчивостта по Фелениус и Бишоп, изложени подробно в Глава 4. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА 191

ПРИМЕР 4.

Да се определи наклонът на насип с височина Н = 20 m с данни съгласно фиг. 4.4.2. В програма Geostru е моделиран насипът съгласно фиг. 4.4.3. Резултатите от изследването, изразени чрез коефициент на сигурност са FS = 1,78. Този резултат е твърде далече от ръчното решение по Маслов. Причина за това има и една от тях е, че при Маслов не са отчетени наличните берми, което подобрява устойчивостта с около 20%.

нини

Фиг. 4.4.3. Решение по Geostru: (a) резултат от решението; (б) изследвани цилиндрични повърх-

Допълнителна литература

(НПП, 2007). Норми за проектиране на пътища, издателство ИТУС,2007 г.

4.5. АРМИРАНИ НАСИПИ Terre armeе или Mechanical Stabilized Earth (MSE) (още Reinforced Soil Slope (RSS), Soil nails (SNT) e стара техника за заздравяване на насипи, възродена от китайската традиция за армиране на насипи от глина с „жилави и издръжливи пръчки”. Съвременното развитие на тази технология се свързва с Anre Vidal (1966). Всъщност и най-общо стените от армирана почва (фиг. 4.5.1. - разрез) представляват насип, “армиран” с ленти, пръти или метални и синтетични мрежи, захванати за облицовъчна стена.

С използването на “тер-арме” или Mechanical Stabilited Earth (MSE) се заменят много класически пътни насипи, мостови подходи и укрепителни конструкции при решаването на проблемите на транспортната инфраструктура. През 1971 г. (във Франция) лентите са заменени с геотекстил, а от 1981 г. се използват мрежи – в началото само метални, а по-късно и т.нар. геомрежи от много здрави полимери. Върховите постижения за височина са 70–80 m. Нататък изложението е съгласно американския норматив за пътни насипи AASHTO, разработен по LRFD (покриващ в голяма степен принципите на ЕК-7). Този норматив е залегнал в инструкциите на американската пътна администрация FHWA (FHWA, 2009). 4.5.1. АРМИРАНИ НАСИПИ ОТ ТИПА „TERRE ARMEE”

Армираните насипи могат да завършват вертикално чрез тънка (ставна, гъвкава) стена от отделни плочести или блокови елементи (фиг. 4.5.1 а). 192

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Тънка стена

n :1

Уплътняване и армиране

Ленти/мрежи

Насип зад стената Армиран насип

Монтаж на елементи

Основа L

Външни а. б. Фиг. 4.5.1. Стена от армирана почва, разрез и поглед (а). Тънката стена е захваната за насипа с ленти или мрежи. Пояснителна схема за технологията (б)

4.5.1.1. Технология на изпълнение

Класическото изпълнение на стените от армирана почва започва с направата на бетоновата фундаментна ивица под бъдещата стена. Минималните размери са 20/80 cm. Върху ивичния фундамент се нарежда първия ред стенни елементи, които се укрепват (фиг. 4.5.1 б). Отвътре, зад плочите, се насипва почва на пластове, която също на пластове се уплътнява. Това продължава, докато се достигне нивото на първият ред ленти или мрежи, след което те се полагат и се захващат за стенните елементи. Монтира се следващият ред плочи. Следва отново изпълнение на уплътнен насип до достигане на нивото на следващия анкерен ред и т.н. процедурата се повтаря до достигане на проектната височина на стената.

а. б. Фиг. 4.5.2. Технология на изпълнение, начален етап - монтаж на първи ред стенни елементи За направа на почвени армирани стени се използват различни форми стоманобетонни плочи с различно лице и принципи на захващане с размери 120/120 дo 240/240 cm и дебелина 10–20 cm. По тях се предвиждат шипове за ставно захващане на плочите една за друга, поради което друго укрепване на плочите освен за тези от първия ред не е необходимо. Всички фуги са покриват с геотекстил. В последните години стените (но до 5,00 m) се изпълняват и с удобни за ръчен монтаж стенни тела (фиг. 4.5.2 б). Размерите са 40÷60/20÷30/20÷30 cm. Тежат max. 50-60 kg. Телата са така конструирани, че захващането на анкериращите лентови мрежи или непрекъснатите геомрежи е лесно и просто.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

193

Насипите могат да се изпълняват от всякакви почви, пригодни за направа на насипи. Предпочита се несвързан материал от дребен трошен чакъл или речен пясък (или чакъл) с ъгъл на вътрешно триене min. 25°. Почвеният материал не трябва да съдържа повече от 10% прах или да има коефициент на разнозърненост Uc по-голям от 5. Уплътняването на почвата зад стената се извършва с всякаква уплътнителна техника. Уплътняването е на пластове с дебелина 20-30 cm, като особено се внимава за това върху армировъчните елементи да има поне 15 cm почва преди уплътняването. В класическия вариант на изпълнение за захващане на плочите за насипа се използват различни пръти от мека стомана и преди всичко листови стомани. Те са с дължина min 5,0 m или приблизително L = 0,8Н със сечение 3÷5/50÷150 mm. Слабото място на конструкцията е защитата от корозия на лентите, от което зависи и “животът” на стената. За анкериращи ленти или метални мрежи могат да се използват и некородиращи или поцинковани или галванизирани стомани (фиг. 4.5.2 а), както и обикновени стомани с друго антикорозионно покритие (като пластмаса). В съвременните варианти на “тер-арме” за анкериране на стенните елементи се използват лентови мрежи или непрекъснати синтетични мрежи от HDP (полиетиленови) и PVC (полиестерни) мрежи, както и от стъклопласти или такива на карбонова основа. Използват се и геотекстили – високоякостни производства.

Минимална дължина на армирането е L = 0,7H. Друг вариант на стените от армирана почва използва т.нар. габиони (“сандъци” от плетена метална мрежа, запълнени с подреден камък с размери 60/60/100 cm – 80/80/200 cm), от които се изграждат стените (фиг. 4.5.5 б).

Анкерирането им най-често е с непрекъснати геомрежи. 4.5.1.2. Проектна процедура за стени от армирана почва (съгласно FHWA – AASHTO, 2009)

Армираното почвено тяло (фиг. 4.5.3.) „работи” като единна укрепителна система. Поема натоварването от земен натиск (външен за армирания насип) и от полезен товар и го предава върху почвената основа. Гъвкавата стена е натоварена също със земен натиск – от собствено тегло и полезни товари. Тя „връща” този товар (фиг. 4.5.3.) обратно в армираното почвено тяло. Това става чрез триенето между армировката и насипаната и уплътнена почва. При проектирането следва да се докаже, че армираното тяло няма да се плъзне, няма да има стремеж да се преобърне, няма да разруши земната основа, няма да предизвика деформации, по-големи от граничните; тялото няма да се разруши – армировката няма да се скъса, няма да се изтръгне, няма да се среже и стенните елементи няма да се разрушат. Околно триене

1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11

Активна Ee зона

T1 T2 T3

Пасивно съпротивление

δ=ϕ

T9 T10 T11

Изтръгваща сила

Пасивна зона

Пасивно съпротивление

Околно триене

L б. Изтръгваща сила а. Фиг. 4.5.3. Силова схема и предаване на съпротивлението. Активна и пасивна зона (а). Метални и синтетични мрежи (б)

При разглеждане на устойчивостта на армираното тяло се въвеждат понятията активна и пасивна зона (фиг. 4.5.3.). Активната зона създава натоварването от земен натиск върху гъвкавата стена, а пасивната „захваща неустойчивата активна зона” чрез лентите или мрежите и осигурява устойчивостта на армираната стена. 194

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(1) Изисквания към проекта Проектът ясно дефинира:

•

общата геометрия на стената;

• въздействията/натоварването – собствено тегло, полезни товари, земен натиск, сеизмични товари; • критериите за проектиране – нормативи и стандарти; гранични деформации, максимални премествания, носеща способност, устойчивост. (2) Геотехнически параметри Изясняват се и се приемат:

•

свойствата на почвите от армирания насип,

•

свойствата на почвата зад насипа;

•

свойствата на почвата от основата;

•

положението и движението на почвените води;

• други параметри, имащи отношение към проекта. (2.1) Насип

Избират се несвързани почви с добри якостни показатели , включително добро сцепление с армировката. Използват се и други почви, но не органични и засолени. Основните изисквания са показани в Таблица 4.5.1. Таблица 4.5.1. Таблица за ограниченията Зърнометричен състав на почвените насипи

Пластичност Скални насипи

Фракции

Ограничения

< 100 mm < 0,425 < 0,075 Ip < 6% <20 mm

100% 0-60% 0-15% 20%

Уплътняването на насипите се осъществява при оптимално водно съдържание wopt. (2.2) Мрежи и ленти

Армировъчната система на стената поема опънни напрежения. Поради гъвкавостта на елементите съпротивлението и на срязване, и на огъване в армировката на почвеното тяло не се отчитат. Съществува достатъчно разнообразие на пазара на метални геомрежи и ленти. Производителят гарантира определени параметри, а част от останалите, необходими за проектиране на укрепвания се тестват в лаборатория. С геомрежи се укрепват насипи до 5,00 m (FHWA). Плътността на геомрежите и лентите се характеризира с коефициент на покритие (фиг. 4.5.4.):

Стенни елементи

Ленти/лаши

Стенни елементи

Мрежи

Rc=b/Sh

Фиг. 4.5.4. Коефициент на покритие – пояснителна схема

Ccov = b / Sh , където

(4.5.1)

Sh е осовото разстояние между мрежите; b – широчина на мрежата (на лентата). Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

195

(3) Геометричните параметри на стената Приемат се размери при спазване на следните препоръки:

- дължина на армировката min L = 0,7H , но min 2,50 m. (обикновено L = 0,8H до L = 1,1H); - разстоянията между нивата на армиране Sv, Sh от 40÷60(80) cm. (4) Въздействия/товари, товарни комбинации и коефициенти на въздействие

• Постоянни: собствено тегло W и въздействия от земен натиск - Eah и Eav и Eа,q . На фиг. 4.5.5a е показана схема за въздействие (натоварване) от земен натиск. Схемата е принципна и показва линейното изменение на земния натиск от собствено тегло и константното разпределение от полезен товар. qk=12 kPa

Ea,s

Ea,v

δ=ϕ

Ea,h

Ea,v δ

Фиг. 4.5.5. Геометрични размери и товари от земен натиск в/у стената (а) – при гладка вертикална стена, (б) – при стена от габиони

Определянето на земния натиск се извършва „по Кулон” (Глава 3. т. 4.). • Променливи. Това са всички подвижни товари Qd и qd ; • Особени/извънредни. Сеизмичните въздействия - ЕАd и въздействия, причинени от удар - Ad. Частните коефициенти за въздействие са съгласно Таблица 4.5.2. Таблица 4.5.2. Таблица за коефициенти на въздействие Комбинация/ гранично състояние

Постоянни товари G

Променливи товари Q

Особени товари A

Основна Особена 1 Особена 2 Експлоатационна

γG = 1,35 γG = 1,00 γG = 1,00 γG = 1,00

γQ = 1,50 γQ = 1,00 γQ = 0

1,0 1,0 -

1,00

γG – коефициент на въздействие за постоянни товари; γQ – коефициент на въздействие за временни товари. (5) Устойчивост на армираното тяло. Външна устойчивост

Проверяват се граничните състояния, показани на фиг. 4.5.6.

Плъзгане

Преобръщане

Устойчивост

Фиг. 4.5.6. Гранични състояния за армираното почвено тяло. Възможност за плъзгане (а), за „преобръщане” или за ексцентрицитет в основната плоскост (б) и за загуба на устойчивост на основатa (в)

196

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Таблица 4.5.3. Таблица за коефициента за носеща способност γR Особеност

γR

При добре дефинирани параметри на почвата При ограничена информация за почвата

1,10 1,10 1,50 1,25 1,50

Гранично състояние

Носеща способност на основата Устойчивост срещу плъзгане Устойчивост срещу преобръщане Обща устойчивост

(5.1) Проверка срещу плъзгане на стената

При проверката на плъзгане се определя носещата способност на плъзгане в смисъл на съпротивителната сила на срязване в равнината n - n , както е показано на фиг. 4.5.7:

Rd = Rτ,k / γR , където

(4.5.2)

Rτ,k е съпротивителна сила на срязване, характеристична стойност.

1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11

Ee W Ea

δ=ϕ

Фиг. 4.5.7. Проверка срещу плъзгане – изчислителна схема

Съпротивителната сила на срязване се определя на база коефициента на триене. Тук се отчита, че плъзгането може частично да премине по армировката, поради което се приема

δf,k = 2/3.ϕk. Изчислителната стойност на носещата способност на срязване на почвата в равнината

n-n е (вж. фиг. 4.5.7.):

Rd = [γG,fav.(W1,k +W2,k) + Еa,d.sin δk ].tg δf,k ;

(4.5.3)

Еа,d = (γG .Ea,k.cos δk ).

(4.5.4)

Проверява се условието

E d ≤ Rd . Ако условието не е изпълнено, се увеличава дължината на мрежите или лентите. (5.2) Проверка за ексцентрицитет в натоварването

За показаната схема (с начупен терен – фиг. 4.5.5 а) ексцентрицитетът в „основата” е

еd =

M Ed , N Ed

където ефектът от въздействието – момент и нормална сила за центъра на тежестта на сечението (основната плоскост – т. С) са съответно:

М Е,d = E a,d . ( h/3 ) + E aq,d . ( h/2 )  cos δd − (E a,d + E aq,d ) . sin δd . (L/2 ) − W2,d . (L/6 ) ;

(4.5.5a)

N E,d = W1,d . + W 2,d + (E a,d + E aq,d ) . sin δd .

(4.5.5б)

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

197

За определяне на изчислителните стойности на въздействията/силите частните коефициенти се приемат с минималните им (γi,fav) или максималните (γi ) стойности, съобразени с най-неблагоприятното съчетание между въздействията (проектна ситуация). Изисква се еd < emax . Максималната допустима стойност на ексцентрицитета е: emax = L/4. (5.3) Проверка за носеща способност

Използва се решениеото на Meyerhof за носеща способност за ивичен товар. Изисква се

V d ≤ Rd , или като напрежения - qv,d ≤ qR,d . Вертикалният товар/въздействие (фиг. 4.5.5 а) или напрежението в основната плоскост е:

qv,d =

N E,d

(L − 2.eB ) .1

(4.5.6)

Носещата спoсобност по Meyerhof е

qR,k = (ck.Nc + 0,5.L’.γf,k.Nγ),

(4.5.7)

за което приведената ширина е L’ = L – 2.eB , а товарните членове се отчитат от Таблица 4.5.4. Таблица 4.5.4. Товарни членове на Meyerhoff

0° 1° 2° 3° 4° 5° 6° 7° 8° 9° 10° 11° 12° 13° 14° 15° 16° 17° 18° 19° 20° 21° 22°

5,14 5,4 5,6 5,9 6,2 6,5 6,8 7,2 7,5 7,9 8,4 8,8 9,3 9,8 10,4 11,0 11,6 12,3 13,1 13,9 14,8 15,8 16,9

1,0 1,1 1,2 1,3 1,4 1,6 1,7 1,9 2,1 2,3 2,5 2,7 3,0 3,3 3,6 3,9 4,3 4,8 5,3 5,8 6,4 7,1 7,8

Nγ

0,0 0,1 0,2 0,2 0,3 0,5 0,6 0,7 0,9 1,0 1,2 1,4 1,7 2,0 2,3 2,7 3,1 3,5 4,1 4,7 5,4 6,2 7,1

23° 24° 25° 26° 27° 28° 29° 30° 31° 32° 33° 34° 35° 36° 37° 38° 39° 40° 41° 42° 43° 44° 45°

18,1 19,3 20,7 22,3 23,9 25,8 27,9 30,1 32,7 35,5 38,6 42,2 46,1 50,6 55,6 61,4 37,9 75,3 83,9 93,7 105,1 118,4 133,9

8,7 9,6 10,7 11,9 13,2 14,7 16,4 18,4 20,6 23,2 26,1 29,4 33,3 37,8 42,9 48,9 56,0 64,2 73,9 85,4 99,0 115,3 134,9

Nc (Prandtl, 1921); Nq (Reisnner, 1924); Nγ (Vesič, 1975)

Nγ

8,2 9,4 10,9 12,5 14,5 16,7 19,3 22,4 25,9 30,2 35,2 41,1 48,0 56,3 66,2 78,0 92,3 109,4 130,2 155,6 186,5 224,6 271,8

Изчислителната стойност на носещата способност е

qR,d = qR,k / γR

или

Rd = Rk / γR , където

(4.5.8)

γR = 1,50 е частен коефициент за носещата способност (съгласно FHWA). При неизпълнение на условието qv,d ≤ qR,d се удължава армировъчната система. (6) Вътрешна устойчивост

За изследване на вътрешната устойчивост и за предварително проектиране се използват билинеарни плъзгателни (фиг. 4.5.8.) повърхнини (за еластично поведение на армировката – т.е. за метална армировка) и равнинна – за нееластично поведение на армировката или за „геосинтетично” армиране. Окончателното проектиране ползва програмни решения. 198

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

0,30.H1 C

0,5.H1

W H1

ψ D

0,5.H1

ψ A

Фиг. 4.5.8. Две изчислителни схеми за доказване на вътрешната устойчивост: за нееластични (синтетични) армировки (а) и за еластични (стоманени) армировки (б)

В първата изчислителна схема се приема наклон на критичната плъзгателна равнина

ψ = 45° +

ϕ 2

(4.5.9)

Във втората схема критичната „биравнина” се обвързва с височината H1 , определена по формулата:

H1 = H −

tg β .0, 3.H 1 - 0, 3.tg β

(4.5.10)

Изследванията се разделят на двата случая – за еластични и нееластични или за метални и синтетични армирания. Особеното и за двата случая е, че коефициентът на земен натиск Kr се приема (при армирани масиви) различен от Кулоновия Ka. Границата на разликите се определя чрез графиката на фиг. 4.5.9. 0

1,7

2,5

Мет ални лент За Ме и ва т ре ни ални те ле мреж ни мр и еж и

1,0 1,2

Геосинтетични мрежи

Разстояние от върха на стената, Z

Kr Ka

6,5 m

Фиг. 4.5.9. Графикa за коефициента на земен натиск при различните армирания

(6.1) Проверка за носеща способност на армировката Напреженията от земен натиск върху стената предизвикват опънни сили в армировката. Изисква се:

Ft,d ≤ Rt,d. Хоризонталните напрежения върху стената pa,k се определят по

pа,k = Kr,k.σγ,k + qk,.Kr,k , където:

(4.5.11)

Kr е коригираната стойност на Ka, определена „по Кулон”, определя се по фиг. 4.5.9; σγ,k са напреженията от геоложки товар (характеристична стойност); qk.Kr,k са напреженията от полезен товар. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

199

Забележка: Като по-неблагоприятна ситуация за определяне на товарите от собствено тегло на почвата се използват максималните стойности на коефициента на въздействие γG = 1,35, a за полезните товари γQ = 1,50. Oпънната сила за ниво на армиране zi e

Ftk,i = pak,i.Sv.

(4.5.12)

Изчислителната стойност на тази сила е:

Ftd,i = γE.pak,i.Sv.

(4.5.13)

Носеща способност на армировката е

Rt,d = Rt,k / γR. В Tаблица 4.5.5. са показани коефициентите за носеща способност на армировката (съгласно FHWA). Таблица 4.5.5. Таблица за коефициента на носеща способност за армировката γR Тип армиране и натоварване Армиране с ленти Статични товари Земетръсна комбинация Армиране с метални Статични и динамични товари ленти и мрежи Армиране с мрежи Статични товари Земетръсна комбинация Статични и динамични товари Статични товари Армиране с Земетръсна комбинация геосинтетични мрежи Статични и динамични товари Статични товари При изтръгване – общо метални и Земетръсна комбинация геосинтетични Статични и динамични товари

•

γR 1,35 1,00 1,00 1,55 1,20 1,20 1,10 0,80 0,80 1,10 0,80 1,00

Характеристичната стойност на носещата способност на армировката Rs,k е:

Rs,k = ( fy . As) / b - или Rs,k = fy . As (при армиране с непрекъснати мрежи); b – разстояние между армировъчните единични или група шини; As – площ на сечението; fy – граница на провлачане на армировката •

Изчислителнa стойност на носещата спосбност на армировката Rs,d

Rs,d = Rs,k / γR; (γR - коефициент за носеща способност) γR = 1,35 – за ленти; γR =1,50 – за метални мрежи •

Дълготрайна изчислителна стойност (за определени години) на носещата спосoбност Rs,d за синтетични геомрежи

Rs,d = Rs,k / γR.γCF ; γ CF = C f1 .C f2 .C f3 , където:

(4.5.14)

Rs,k е характеристична стойност на носещата способност на опън на мрежата (дава се по каталог или след лабораторни изпитвания); γCF – обобщен редукционен коефициент;

Cf1 = 1,10 ÷ 2,05 – отчита пълзенето на материала и зависи от вида на мрежата. Отчита се от Таблица 4.5.6. 200

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Таблица 4.5.6. Таблица за Cf1 коефициентите Материал

Полиетилен (HDPE) Полипропилен (PP) Полиестер (PET) PVC

Насип с dmax = 100 mm и d50 ≈ 30 mm 1,20 ÷ 1,45 1,20 ÷ 1,45 1,30 ÷ 2,05 1,30 ÷ 1,85

Насип с dmax = 20 mm и d50 ≈ 0,7 mm 1,10 ÷ 1,20 1,10 ÷ 1,20 1,20 ÷ 1,40 1,10 ÷ 1,30

Cf2 = 1,6 ÷ 5,0 – отчита вида на полимера (съгласно Таблица 4.5.7.): Таблица 4.5.7. Таблица за Cf2 коефициентите Вид полимер Полиестер (PET) Полипропилен (PP) Чист полиетилен (HDPE)

Cf2 1,6 ÷ 2,5 4,0 ÷ 5,0 2,6 ÷ 5,0

Cf3 = 1,1 ÷ 2,0 – корекционен коефициент, отчитащ агресивността на средата. Забележка: Посочените съставни коефициенти са ориентировъчни. Всяка фирма производител ги препоръчва в зависимост от типа и материала на мрежата.

В Таблица 4.5.7-А са посочени данни при използване на мрежи TENSAR за основна армировка. Таблица 4.5.7-А. Мрежи UX на TENSAR Corporation за основна армировка Тип

UX1000HS UX1100HS UX1400HS UX1500HS UX1600HS UX1700HS

Mатериал

HDP (HD polietilen)

Rs , kN/m 23 27 31 52 58 75

Rt , kN/m 46 58 70 114 144 175

Rt,d , kN/m 16,80 21,20 25,60 41,80 52,70 64,10

Cf1

Cf2

Cf3

1,05 1,05 1,05 1,05 1,05 1,05

2,60 2,60 2,60 2,60 2,60 2,60

1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00

Означенията в таблицата са, както следва:

Cf1 – коефициент за повреди при полагане; Cf2 – редукционен коефициент за пълзене; Cf3 – редукционен коефициент за дълготрайност; Rs – условна якост (съответстваща на 5% относителни деформации); Rt – носеща способност (скъсване); Rt,d – изчислителна носеща способност. (6.2) Проверка за изтръгване на мрежата Носеща способност на изтръгване. Максималната сила, при която се изтръгва армировката (при мрежи – за линеен метър) е носеща спосoбност на изтръгване Rt . Тук се има предвид дълготрайна стойност на Rt , при която деформациите (или пълзенето) са затихващи. Определя се по (отчита се съпротивлението на триене по двете повърхности):

Rt = 2.α.σ’γ.Lp.Cf.Сcov , където:

(4.5.15)

Lp e дължина на армировката в пасивната зона; Cf – коефициент на съпротивление при изтръгване; α – корекционен коефициент. Може да се приема α = 1,0 за метални мрежи; α = 0,8 за геомрежи и α = 0,6 за геотекстил; σ’γ – ефективни напрежения от собствено тегло на почвата. δ – ъгъл на триене между армировката и почвата;

Сcov – коефициент на покритие. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

201

Lp,i/2 B

zp,i Lp,i

La,i

ψ D

Rt,1 1 Rt,2 2 Rt,3 3 Rt,4 4 Rt,5 5 Rt,6 6 Rt,7 7 Rt,8 8 Rt,9 9 Rt,10 10 Rt,11 11

Фиг. 4.5.10. Изчислителна (а) и пояснителна (б) схемa

Коефициентът на съпротивление при изтръгване Сf зависи от мрежата, нейната клетъчност, размери и се определя лабораторно. Приблизително може да се приеме: А. За награпавени метални армировки

Сf = tg δ = 1,20 + log.Ud, в горната част на укрепването (до 6,00 m); Сf = tg ϕ, за дълбочини над 6,0 m; където Ud = D60 / D10 е степента на разнозърненост. Б. За метални мрежи

Сf = 40.(t / 2St), в горната част на укрепването; Сf =20.(t / 2St), за дълбочини над 6,00 m; където:

t e дебелината (диаметър) на напречните пръти; St – разстояние между прътите. St,max = 60 cm. В. За геомрежи

Сf =.tg δf , където ъгълът на триене за мрежи се приема δf = (2/3).ϕ (като ϕ ≤ 34°). За стени над 5,00 m не се препоръчват почви за насип с ϕ < 28°. (6.3) Проверка за връзката с панелите или габионите

Проверява се за максималните усилия в армировката и връзката със стенния елемент. Връзките са различни и изследването е индивидуално. Проверките се извършват с редуцирани стойности на носещата способност на армировъчните мрежи или ленти. (7) Проверки за деформации (7.1) Завъртане на стената

Завъртането на стената (преместването на короната) зависи от деформационните способности на армирания насип. Изследванията се правят със специализирани програми. Много силно е влиянието на дълбочината на армирането L върху хоризонталното преместване. За изменение на L от 0,5H до 0,7H преместванията намаляват с 50%. (7.2) Вертикални деформации

Приема се, че деформациите на насипа приключват в периода на строителство. Деформациите на основата се изчисляват съгласно методиката, изложена в Глава 3 .

202

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(8) Проектиране на стенните елементи

Проектират се за натоварване от земен натиск от собствено тегло, от полезни товари и от сеизмични товари. Изследването отчита начина на захващане на армировката с елементите и тяхното взаимно разположение. (9) Обща устойчивост

Използват се кръгово-цилиндрични или билинеарни модели за изследване на устойчивостта. Разглеждат се повърхнини, които пресичат или не армираната част. Компютърните изследвания се провеждат при коефициент на носещата способност γR , който се приема:

γR = 1,35 – когато геотехническите параметри са добре дефинирани; γR = 1,50 – когато геотехническите параметри са определени на базата на ограничени изследвания 4.5.1.3. ПРИМЕР (съобразен с ЕК-7, DA2) (1) Геометрия на насиспа

Проектира се армиран насип, завършващ вертикално с височина H = 6,00 m. Наклонът на терена зад короната на гъвкавата стена е 1:2. Полезният товар e qk = 12 kPa (фиг. 4.5.11.).

qk=12 kPa

2:1

600

Насип зад стената

550

Армиран насип

Основа

Фиг. 4.5.11. Обща геометрия на армирания насип (2) Почвени свойства Съгласно DA2 на EK-7 частните коефициенти за свойства на почвите са съгласно Таблица 4.5.8. Таблица 4.5.8. Коефициенти за материал (γM ) Свойство За ъгъл на вътрешно триене на почвата За кохезия на почвата За обемно тегло на почвата

Стойност γϕ = 1,00 γс = 1,00 γγ = 1,00

Определени са следните основни параметри: – основа: γk = 20,1 kN/m3, ϕk = 30°, сk = 0 kPa; – насип: γk = 19,7 kN/m3, ϕk = 34°, сk = 0 kPa; – зад армирания насип: γk = 19,7 kN/m3, ϕk = 30°, сk = 0 kPa.

Дълбочината на фундиране на стената е приета D = 0,80 m (min 1/20H ). Общата височина на стената (фиг. 4.5.11.) е H = 6,00 m. (3) Натоварване/въздействия (3.1) Собствено тегло W (Определят се съгласно фиг. 4.5.12.).

W1,k = γk.H.L =19,7.6,10.5,50 = 660,90 kN/m; W2,k= 1/2.γk.(H - h).L = 1/2.19,7.2,75.5,50 = 149,0 kN/m; Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

203

qk=12 kPa

630

275

2:1

Eaq

Ea,v

8,85

600

δ=ϕ

Ea,h

550

Фиг. 4.5.12. Въздействия върху стената (3.2) Земен натиск Eа

Натоварването зад стената от земен натиск (активен по Кулон) е с коефициент на земен натиск, който се определя по формула (3.4.2) (вж. Глава 3. т.4.):

(

sin 2 900 − ε + ϕ

K a,k = sin 2

(

 900 − ε . sin 900 − ε − δ . 1 +  

)

(

)

 sin (ϕ + δ ) . sin (ϕ − α )  sin 900 − ε + δ . sin ( 90 − ε + α )  

(

= 0, 36

)

Силата на земния натиск е

Еа,k = 1/2.γk.h2.Ka,k = 1/2.19,7.8,852.0,36 = 277,7 kN/m; Двете компоменти на силата са: Еаk,h = 270,90 kPa; Eak,v = 61,00 kN/m. От полезен товар: qk = 12 kPa;

Eq,k = qk.h.Ka,k = 40.0,36.7,90 = 38,20 kN/m; Eqk,h = 37,30 kN/m; Eqk,v = 8,40 kN/m. (4) Товарни комбинации

За товарните комбинации или за отделните гранични състояния коефициентите на въздействие са: Таблица 4.5.9. Коефициенти за въздействия γЕ Комбинация/състояние Неблагоприятни стойности Благоприятни стойности Експлоатационни условия

γQ

1,50 0 1,00

γG

1,35 1,00 1,00

γE,i - частни коефициенти за земен натиск. Таблица 4.5.10. Коефициенти за носеща спсосбност γR Тип гранично състояние Плъзгане на стената Носеща способност* Съпротивление на опън на армировката Съпротивление на изтръгване на армировката

γR

1,10 1,50 1,10 1,10

* Съгласно решението на Mayerhof. (5) Проверка на плитко плъзгане

Изчислителната схема е показана на фиг. 4.5.12. Изчислителни стойности на въздействия върху стената: 204

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

•

от земен натиск:

Еd = γG. Eah,k1 + γQ.Eaq,k = 1,35.270,9 + 1,50.37,30 = 421,70 kN/m. •

носеща способност на срязване (триене) в равнината на плъзгане n-n :

Rk = [(W1,k + W2,k) + EV1,k + Esv,k).tg ϕk ; Rk = [(660,90 + 149,0) + 61,0 + 8,40].0,577 = 507,40 kN/m; Rd = Rk /γR = 507,40/1,1=461,2 kN/m. Коефициентът на триене е Cf = tg ϕd = tg 30° = 0,577. Условието: Rd ≥ Ed  461,2 kN/m > 421,70 kN/m е изпълнено. (6) Проверка за ексцентрицитет в основата Забележка: При проверката не се отчита теглото на стената.

Ексцентрицитетът в натоварването спрямо центъра на „основната плоскост” (фиг. 4.5.12.) се определя въз основа на редуцираните моменти и нормална сила за центъра на основната плоскост т. С, т.е.:

Мd,c = 1,35.270,9.2,95+1,5.37,3.4,42 – 1,0.660,0.0-1,0.149,0.0,915 – 1,35.61,0.2,75 + + 1,5.8,40.2,75 = 928,70 kNm/m;

Vd,c= 1,0.660,9 + 1,0.149,0 + 1,35.61,0 + 1,5.8,40 = 904,8 kN/m. Ексцентрицитетът е

е=

M c,d 928, 7 = = 1, 02 m . V c,d 904, 8

Условието: e < L /4  1,02 m < 5,50/4 = 1,375 m е изпълнено! (7) Проверка за носеща способност на основата

Изисква се спазване на условието Rd ≥ Vd или в напрежения qR,d ≥ qv,d . Ексцентрицитетът в натоварването спрямо центъра на „основната плоскост” (фиг. 4.5.12.) е:

еb =

M c,d Vc,d

1000, 90 = 0, 84 m , където: 1188, 30

Мd,c = 1,35.270,9.2,95+1,5.37,3.4,42 – 1,35.660,0.0-1,35.149,0.0,915 – 1,35.61,0.2,75 – – 1,5.8,40.2,75 = 1000,90 kNm/m;

Vd,c =1,35.660,9+1,35.149,0+1,35.61,0+1,5.8,40=1188,3 kN/m. Според Meyerhoff приведеното напрежение в основата е:

qv,d =

γ G .W1,k + γ G .W2,k + γ G .E av,1 + γ Q .E aq,2 L − 2.eB

;

1, 35.660, 9 + 1, 35.149, 0 + 1, 35.61, 0 + 1,5.8, 40 ; 5,50 - 2.0, 84 1188, 30 = = 311,1 kPa. 3, 82

qv,d = qv,d

Носещата способност (като напрежение) е:

qR,k = c.Nc + 0,5.L’.γf .Nγ = 0,50.3,82 19,7.22,4 = 824,8 kPa; qR,d = qR,k /γR = 824,8/1,50 = 549,9 kPa (γR =1,50 за метода на Mayerhof). L’ = 5,50 - 2.0,84 = 3,82 m; За ϕ = 30° от Таблица 4.5.3. e отчетено Nγ = 22,4. Условието qR,d ≥ qv,d  549,9 > 311,0 kPa e изпълнено! Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

205

(8) Усилия в армировката, необходими дължини в пасивната зона (8.1) Изчислителни въздействия в армировката – Ft,d

За определяне на силите в армировката се приема, че плъзгателната повърхнина е равнина под наклон ψ, минаваща през петата на насипа със стойност:

ψ = 45° +

ϕ 2

= 45° +

34° = 62° . 2

Коефициентът на земен натиск при армиранe със синтетични мрежи насипи е

K a,r = K a .

K a,r Ka

ϕ  = tg  45 −  .1, 0 = 0, 283 ; 2  qk=12 kPa

6,00

1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11

σh

Rt,1 Rt,2 Rt,3 Rt,4 Rt,5 Rt,6 Rt,7 Rt,8 Rt,9 Rt,10 Rt,11

8,50

2 :1

5,50

Фиг. 4.5.13. Изчислителна схема

(Ka = 0,283, за Ka,r /Ka =1,0 – отчетено от фиг. 4.5.9.). Средната височина hav на терена в зоната на армирания насип с ширина В = 5,50 m е:

hm = (1/2).5,50.tg β = (1/2).5,50.tg 26,6° = 1,07 m. В Таблица 4.5.11. са показани резултатите от изчисленията, както и нивата, на които се разполагат геомрежите и опънните сили за всяко ниво в тях, като: - максималната сила в мрежата за линеен метър е Ftd,i = pаd,i.Sv , а - средното напрежение от земен натиск за всяко ниво е pаd,i = γG.Ka,r.γk.(zi + hm).

Kar = 0,283; γk = 19,7 kN/m3; hm = 1,07 m; γG = 1,35. Например за ниво 3: z3 = 1,40 m; Sv = 0,60 m;

pad,3 = γG.Kr.γk.(z3 +hm) = 1,35.0,283.19,7.(1,40 + 1,07) = 18,59 kPa; Ftd,,3 = pаd,3.Sv = 18,59.0,60 = 11,15 kN/m. За ниво 1: z1=0,25 m; Sv=0,55 m;

pаd,1 = γG.Kr.γ.(z1 +hm) = 1,35.0,283.19,7.(0,25 + 1,07) = 8,30 kPa; Ft,d = pаd,1.Sv = 8,30.0,55 = 4,56 kN/m.

206

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

207

0.25 0.80 1,4 2 2,6 3,2 3,8 4,4 5 5,6 6

0,55 0,6 0,6 0,6 0,6 0,6 0,6 0,6 0,6 0,4 0,3

Sv,

p аd,i , kN/m2 8,3 14,07 18,59 23,11 27,62 32,13 36,62 41,17 45,68 50,2 53,21 4,56 8,44 11,15 13,86 16,57 19,28 21,98 24,4 27,41 20,1 15,96

F td,i kN/m Мрежа, тип GG-1 GG-1 GG-1 GG-1 GG-2 GG-2 GG-2 GG-2 GG-2 GG-2 GG-2 14,8 14,8 14,8 14,8 29,6 29,6 29,6 29,6 29,6 29,6 29,6

R s,d , kN/m m 2,36 2,69 3,01 3,34 3,66 3,99 4,31 4,63 4,96 5,28 5,4

Lp , m

2,36 2,89 3,42 3,95 4,48 5 5,53 6,06 6,59 7,12 7,3

Zp ,

ψ L

R t,d , kN/m kPa 46,49 12,7 56,93 24,6 67,37 36,4 77,81 >>R s,d 88,26 >>R s,d 98,5 >>R s,d 109,1 >>R s,d 119,38 >>R s,d 129,82 >>R s,d 140,26 >>R s,d 143,81 >>R s,d

sg ,

Означения: F td,i – максимални сили/въздействия в геомрежите – изчислителни стойности, kN/m; R s,d – фирмена стойност на носещата спосoбност на мрежата на скъсване, kN/m; R td,i - носеща способност на изтръгване – изчислителна стойност, kPa, m; R c,d - носеща способност на армировката в местата на връзките , kPa/m, определена лабораторно съгласно примера в FHWA.

1. 2. 3. 4. 6. 6. 7. 8. 9. 10. 11.

Ниво

Таблица 4.5.11. Обобщена таблица с резултатите от изчисленията към примера

La,i

zp,i

kN/m 7,94 10,92 13,9 16,88 19,86 22,84 25,82 28,8 32,03 36,5 38

R a,k ,

Lp,i

Lp,i/2

kN/m 7,15 9,82 12,51 15,19 17.87 20,56 23,25 25,92 28,83 32,85 34,2

R c,d ,

(8.2) Носеща способност Хaрактеристичната стойност на носещата способност на мрежата за линеен метър Rs,k се определя опитно или е фирмено определена и гарантирана величина. Изчислителната стойност на носещата способност е

Rs,d = Rs,k / (γR.γCF). Коефициентът на носеща способност γR = 1,10, а коефициентът γCF е

γ CF = C f1 .C f2 .C f3 , като съставните CF,i са показани в Таблица 4.5.12. В същата таблица са показани и якостните данни за три типа мрежи. Таблица 4.5.12. Коефициенти за трите типа мрежи Мрежа тип:

Носеща способност Rs,k , kN/m

CF1 CF2 CF3

Изчислителна стойност Rsd , kN/m

GG-1

GG-2

45 1,85 1,15 1,30 14,80

GG-3

90 1,85 1,15 1,30 29,60

135 1,85 1,15 1,20 48,10

(8.3) Проверка за изтръгване на мрежата (фиг. 4.5.10.)

Носещата способност Rt,d (Rt,k) на мрежата срещу изтръгване от пасивната зона се определя по изразите (4.5.15): qk=12 kPa

Rt,1

6,00

1 Rt,2 2 Rt,3 3 Rt,4 4 Rt,5 5 Rt,6 6 Rt,7 7 Rt,8 8 Rt,9 9 Rt,10 ψ=62° 10 11

2,36 2,69 3,01 3,34 3,66 3,99 L=4,31 m 4,63 4,96 5,28 5,40

8,50

2:1

1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11

T1 T2 T3

Активна Ee зона

ΣTi

T9 T10 T11

Пасивна зона

5,50 б. а. Фиг. 4.5.14. Схеми към проверките на изтръгване (а) и на устойчивост (б)

Резултатите от проверката на изтръгване са систематизирани в Таблица 4.5.11. Коментар. Резултатите за носещата способност на изтръгване на армировъчната мрежа Rt,d за дължини след плъзгателната равнина са значително по-големи от изчислителното натоварване в мрежата – Ft,d (Таблица 4.5.11.). Това означава, че не са необходими така избраните дължини на армировъчните мрежи L = 5,50 m. Намаляването на L обаче ще доведе до нарушаване на условието за плитко плъзгане на армираната стена, така както това е получено в т. (5), където индикацията е, че дължини L = 5,50 m са добре избрани. (8.4) Проверка за дълготрайна якост

В Таблица 4.5.11 са показани сравнения за дълготрайна якост. В нея с Rc,d е отбелязана дълготрайната якост в местата на връзките на носещата способност на мрежата, определена лабораторно. Забележка: За проверката за дълготрайна якост коефициентът на носеща способност е γR = 1,10.

От показаното в Таблица 4.5.11. е видно, че Rc,d > Ftd,max за всяко ниво на армиране.

208

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(9) Обща устойчивост (9.1) Предварителна проверка

Проверява се възможността за разрушение на армирания насип чрез плъзгане по избраната плъзгателна равнина. Изчислителната схема е показана на фиг. 4.5.14 б. За максималните възможности на армировката е приета „якостта на мрежата” или нейната изчислителна стойност на носещата способност, която съгласно Таблица 4.5.11 е по-малка от носещата способност на изтръгване на армировката в зоната зад плъзгателната равнина. •

Силата на теглото на клина

Wd = γG.Wk = 1,35.0,5.9,40.2,90.19,7 = 362,6 kN/m; Сумарната носеща спосoбност на всички мрежи (гледай фигурата) е

•

Ftd = ΣFtd,i = 4.14,80 + 7.29,60 = 266,40 kN/m; •

Въздействието вследствие силата на теглото (плъзгащата сила) е:

Еd = Gd.sin (ψ) = 362,60.sin 62° = 362,60.0,883 = 320,20 kN/m. •

Носещата способност на почвата срещу плъзгане (триене):

Rd = [Wd.cos ψ + Ftd.sin ψ].tg ϕd + Ftd.cos ψ ; Rd = [362,60.cos 62° + 266,40.sin 62°].tg 34° + 266,40.cos 62°; Rd = 398,50 kN/m. Условието: Еd ≤ Rd  320,20 < 398,50 kN/m e изпълнено! (9.2) Обща устойчивост – окончателна проверка

Окончателно изследване на общата устойчивост на армирания насип се извършва с използване на кръгови или други цилиндрични повърхнини на разрушение или в условия на среда от крайни елементи. Осъществява се програмно или като се спазват принципите, изложени за армираните изкопи. (10) Странични деформации (премествания)

Изчисляват се със специализирани програми, като например PLAXIS. (11) Стенни елементи

Оразмеряват се за линейни концентрирани сили и за хоризонталния земен натиск. Всичко това съобразено с евентуално взаимодействие със съседните елементи. 4.5.2. АРМИРАНИ НАСИПИ

Армираните насипи (Reinforced Soil Slope - RSS) се проектират тогава, когато е наложено габаритно ограничение на насипa, например в градовете. Тогава, ако насипът не се армира, откосите са постръмни и неустойчиви. Тези насипи с наклони повече от 70° се изчисляват като стени от армирана почва q min 1,2 m

противоерозионно покритие m in

min 25 cm

вторична армировка

н те ра и п б с о а н

H1 Зона 1

Sv,max

армирана част на насипа

Sv,min

<0,5(Sv,min+Sv,max)

H2 Зона 2

първична армировка

Фиг. 4.5.15. Армиран насип – общ изглед (а) и схема на армиран насип – първична и вторична армировка (б) Ръководство по ГЕОТЕХНИКА 209

Армирането е на слоеве, полагани след уплътняване, като армировката може да бъде основна и вторична. Вторичната се загъва така, че да осигурява „локалната” повърхностна устойчивост (фиг. 4.5.16.). За вторично армиране се използват и геотекстили. хоризонтална стъпка вертикална стъпка

уплътнен насип

габионно покритие стабилизираща "пета" (и срещу отмиване)

1 филтри

първична армировка

Фиг. 4.5.16. Откос с габионно покритие с първична и вторична армировка

И тук, при армираните откоси, основният проблем е устойчивостта на армираното насипно тяло, която окончателно се проверява на базата на напрегнатото състояние, изследвано програмно. Изследването може с успех да бъде извършено и на база равнинни разрушения (фиг. 4.5.17 б) по цилиндрични и/или билинеарни плъзгателни повърхнини. X

ψ Ft 1 3H

n LB

F= R

=M R

б. a. Фиг. 4.5.17. Цилиндрични (а) и билинеарни (б) разрушения като равнинни модели за стабилитетни изследвания на армирани насипи ПРОЕКТНАТА ПРОЦЕДУРА за армирани насипи не се различава съществено в сравнение с показаната за армираните насипи, завършващи със стени (т. 4.5.1.2.). (1) Стандарт и норми. Геометрия на откоса

Избират/определят се (фиг. 4.5.18.) основните параметри на откоса: височина Н, наклон β на откоса и товари – постоянни, променливи, сеизмични. Определя се стандартът за проектиране – изисквания, критерии и ограничения. (Това може да е представено като получено задание за проектиране на възложителя). (2) Геотехнически свойства на почвите. Изясняват се и се приемат: свойства на почвите от армирания насип; свойства на почвата от основата; положение и движение на почвените води; други, имащи отношение към проекта. Определят се за почвата от насипа и основата: показателят на пластичност IP , якостните параметри – cu , ϕu и/или c’, ϕ’. Във връзка с корозионната устойчивост и пригодност, почвата и водата се изследват за агресивност към метали и пластмаси, от които ще се изготвя укрепването. Насипът се уплътнява на пластове, съобразени с нивата на армиране. Обикновено дебелината им е 0,20÷0,25 m, като показател за достигана плътност на насипа се приема нормата 0,95.γd на естествената почва (за насипа).

210

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

c' = 0 u=0

0,6

Основа: γ ϕ, c, cu

0,2 0,1 0 30°

а.

б.

40°

50°

60°

0,5:1

Насип: γ ϕ, c, cu

0,3

0,75:1

Ft,i

0,4

1:1

Li H

0,5

1,5:1

Коефициент на мрежата, Kϕ

70°

80°

Ъгъл на откоса (θ°)

Фиг. 4.5.18. Основни параметри и означения за армиран насип (а) с графики за определяне на Kϕ (б)

(3) Свойства на армировката

Определят/приемат се както и по-горе: якостта на опън на армировката; якостта на опън за определена относителна деформация (2÷5%); носещата способност на опън на армировката Rt,k , както и редукционният коефициент γCf , отчитащ особеностите, материала, дълготрайността на синтетичните и метални мрежи. И тук, при насипи от несвързани почви, може предварително да се приема γCf = 7,00 или окончателно, за неголеми насипи. При определяне на изчислителната стойност на носещата способност на изтръгване за мрежи и шини се използват коефициенти на носеща способност γR = 1,5 за несвързани и γR = 2,0 за свързани почви (FHWA, 2009). Минималната дължина на мрежата зад плъзгателна повърхнина, за която е изпълнено условието за равновесие, е 1,00 m. (4) Устойчивост на неармиран откос

Изследва се (първоначално) устойчивостта на неармиран откос. Определя се положението на тази плъзгателна повърхнина, за която е изпълнено условието

МF,d = MR,d , където:

(4.5.16)

МF,d е моментът на въздействията (активен момент) спрямо центъра на плъзгателната повърхнина; МR,d – носеща способност на масива срещу плъзгане (моментът на съпротивителните сили спрямо същия център). Чрез условието Fd = Rd (Fd – въздействие в плъзгателна равнина, Rd – носещата способност срещу плъзгане в същата равнина n-n) се определят параметрите на билинеарната плъзгателна повърхнина (фиг. 4.5.17 б). На базата на така определените две плъзгателни повърхнини (фиг. 4.5.17 б) се определя зоната, която следва да бъде армирана. Тази зона обхваща общо обемите, свързани с потенциални разрушения по двете изчислителни схеми, за които имаме гранично състояние МF,d < MR,d (или Fd < Rd). (5) Общо укрепително въздействие

Изследва се (тук, по-горе и нататък) и се определя тази плъзгателна повърхнина, за която се получава максимална стойност на „остатъчния” момент (МF,d – MR,d) , т.е. определя се плъзгателна цилиндрична повърхнина, съответстваща на max (МF,d – MR,d). За тази повърхнина (с максимален “остатъчен момент”) се определя необходимата обща сила Ft,d (опънна), която следва да се поеме чрез армирането (за линеен метър). Определя се като

Ft,d = (МF,d - MR,d)/yf ,

(4.5.17)

където: Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

211

МF,d e активен момент за неармиран откос, определен при КЦППП с max (МF,d - MR,d); МR,d – реактивен момент в същото състояние на откоса; Ft,d – необходима сумарна укрепваща сила, приета за въздействие; yf – рамо на резултантната сила на опън, поемана от армировъчните мрежи или на Ft,d. За определянето на yf се приема (FHWA): • При армиране с метални шини (дискретно) yf е равно на рамото (фиг. 4.5.17 а) на Ft,d , като разстояние до центъра на силите в армировката по нива за линеен метър. За предварителни изчисления се приема силата Ft,d (вж. същата фигура) на ниво 1/3.Н от петата на откоса. • При армиране с мрежи (синтетични или метални) се приема yf=R, където R е радиусът на цилиндричната плъзгателна повърхнина. Големината на сумарната сила в армировката, гарантираща изпълнението на равновесното условие (МF,d = MR,d), е Ft,d. Тя може да се определи (но само контролно) чрез:

Ft,d = 0,5.Kϕ.γd.H’ 2; H’ = H + qd / γd , където:

(4.5.18)

Kϕ е коефициент, който се отчита от графиките на фиг. 4.5.18 б, като функция на ъгъла на вътрешно триене на насипа - ϕ; qd – изчислителната стойност на полезния товар; γd – изчислителната стойност на обемното тегло на почвата; ϕd – изчислителната стойност на ъгъла на вътрешно триене на почвата от насипа. Забележка: Графиките важат за насипи от несвързани почви (с = 0), без вода в насипа, без сеизмичност и при полезен товар qk < 0,2.γk.Н.

Разстоянието между армировъчните нива се определя по зони по вертикала, на които се разделя откосът. Това става на базата на изискването

Ft,d =

T zone .Sv T zone = ≤ Rt,d , където H zone n

(4.5.19)

Ft,d – силата/въздействието в армировката за линеен метър по зони; Rt,d – изчислителната носещата способност на армировката на изтръгване; Sv – вертикално разстояние между нивата на армиране; Тzone – опънна сила за всяка зона (при зониране – вж. Пример 2.); Нzone – височина на зоната; n – брой на нивата за зоната. Изчислителната стойност на въздействието Ft,d , за всяко ниво или за цялото укрепване за линеен метър е

Ft,d = γG .Ft,k , където γG = 1,50 (съгласно FHWA). При избора на дължината на армировката зад плъзгателната повърхнина Lp се спазва условието

Ft,d ≤ Rа,k /γR , където

(4.5.20)

γR e частният коефициент за носеща способност; Носещата способност при изтръгване се определя по формулата:

Rа,k = 2,0.α.Lp .σγ .Сf .Сcov , където

(4.5.21)

Сcov e коефициент на покритие (вж. т. 4.5.1.); σγ – напрежения от геоложки товар за нивото на армиране; 2 

C f = tg  ϕ  - коефициент на триене. 3 



Забележка: Тук, при проверката на изтръгване Ccov има максимална стойност 1,00, независимо от застъпването на армировката.

212

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Минималната дължина Lp,min е 1,00 m, а кохезията се пренебрегва при постоянни откоси. Препоръчва се използването на остатъчните якости на срязване (ϕr и сr ). Дължината на армировката в петата на откоса е най-малко колкото е критичната зона. Определя се по схемата на фиг. 4.5.19 а q

=M R

Навлизане зад "MF = MR" - min 1,00

Fd =R d

Kлиновидни разрушения Цилиндични разрушения

б а Фиг. 4.5.19. Схема за определяне дължината на армировката (а) и схеми за проверки за глобални разрушения (б) (6) Глобална устойчивост

Изследването се провежда с използване на компютърни програми по цилиндрични или билинеарни повърхнини, минаващи извън армираната част на насипа. Във всички случаи не следва да има модели на разрушение, за които не е изпълнено условието

МEd =MR,d или Fd = Rd . ПРИМЕР 1.

Проектира се армиран със синтетични мрежи насип при следните данни: (1) Геометрия на откоса

Височина на насипа H = 5,00 m, наклон на откоса 1:1 (β = 45°) и полезен товар qk =12 kPa. (2) Свойства на почвите

Естествен терен:

γk = 19 kN/m3; ϕk = 28°; ck’ = 0 kPa; cu,k = 96 kPa; wopt = 15%. Насип:

γk = 21 kN/m3; ϕk = 33°; ck = 0 kPa LT=3,10 m

LT=3,10 m R=

qk = 12 kPa

qk=12 kPa

05 8,

5,00 m

Основа: γ = 19 kN/m3; ϕ = 28°; c = 5 kPa.

-M R

x( MF

MF =M

H=5,00 m

LB=5,40 m

1/3H

Le,т=2,2 m

Le=1,02 m

62°

Ft 45°

59°

45°

E,ad

0 5,5 R=

Насип: γ = 21 kN/m3; ϕ = 33°; c = 0 kPa.

Yf =5,80 m

Δ=0,40 m

Насип: γ = 21 kN/m3; ϕ = 33°; c = 0 kPa.

LB=5,40 m Основа: γ = 19 kN/m3; ϕ = 28°; c = 5 kPa.

Фиг. 4.5.20. Основни параметри на откоса (а) и основна изчислителна схема с резултати от програмно решение (б) (3) Носеща способност на армировката

Определя се по формулата

Rd = Rk /(γR .γCf,), където γCf = Cf1 .Cf2 .Cf3 . Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

213

За избраната геомрежа γCf = Cf1.Cf2.Cf3 = 1,25.1,2.3,0 = 4,50; характеристична стойност Rk = 114,0 kN/m (вж. т. 4.5.1.2. - процедура (6.1), Tаблица 4.5.7-А).

Rd = Rk /(γR . γCf ) = 114,0/(1,1.4,5) = 23,0 kN/m. Минимална дължина в пасивната зона Lp,min = 1,00 m. (4) Устойчивост на неармиран откос

Целта на изследването е да се определи максималната разлика между MF,k и MR,k или минималното отношение между MR,k /MF,k (по-известно като коефициент на сигурност). Програмно (Geoslope) е определена минималната стойност на отношението min (MR,k /MF,k) = 0,68. Решението е „по Фелениус”. (5) Максимална сумарна сила в армировката

Максималната сила/въздействие в армировката за всички нива на армиране е

Ft,k = max (MF,k - MR,k) /yf , където МF,k и MR,k са съответно активният момент и моментът на съпротивителните сили, спрямо центъра на плъзгателната повърхнина, разглеждани като въздействие и носеща способност. От програмното решение е определена плъзгателна повърхнина (фиг. 4.5.20 б), за която е получена максимална стойност за “остатъчния момент” – (MF,k – MR,k), т.е.:

max (MF,k – MR,k) = 187,40 kN.m. За тази стойност радиусът на плъзгателната повърхнина е R = 8,05 m и за геомрежи се приема (фиг. 4.5.20 б)

yf = R = 8,05 m. Общото въздействие (сумарна за всички нива на армировката) като сила е

Ft,k = max (MF,k - MR,k)/yf = 187,40/8,05= 23,30 kN/m. Изчислителната стойност на въздействието е

Ft,d = γG .Ft,k = 1,35.23,3 = 31,4 kN/m. Забележка: Тук на силата Ft,d , която следва да се поеме, се гледа като на въздействие върху ар-

мировката.

За „груба проверка” от фиг. 4.5.18 б, за ϕk =33° е отчетено Kϕ = 0,055.

H’ = H + qd /γd = 5,00 + 12.1,5/21 = 5,85 m; Ft,k = 0,5.Kϕ .γ.H’ 2 = 0,50.0.055.21.5,852 = 19,8 kN/m. Изчислителната стойност на силата е

Ft,d = γG .Ft,k = 1,35.19,8=26,7 kN/m. Получената разлика се счита за допустима. Забележка: Нататък се препоръчва насипът да се уплътнява на пластове от 20 cm и да се армира през 40 cm, т.е. 12 нива през 40 cm.

Приема се, че въздействието за всяко ниво (Ftd,i ) на армиране е едно и също и е със стойност

Ft,d = Ftd,i = 31,4/12 = 2,61 kN/m. Дължината на армиране в основата на откоса се определя от условието за равновесие срещу плитко плъзгане за модела, показан на фиг. 4.5.19 а., т.е.

Fd ≤ Rd , където: Fd е изчислителната стойност на въздействието - натоварване от земен натиск Еа,d или Fd = Еа,d ; Rd – носеща способност срещу плъзгане (сила на триене) на армираното тяло. Изчислява се резултантата на земния натиск:

Еа,k = (0,5.γk.H 2 + qk.H ).Ka,k; Ea,k = (0,5.21,0 . 5,02 + 12,0.5,0).0,295 = 95,1 kN/m; 214

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Ka,k = tg 2 (45° - ϕk /2) = tg 2 (45° - 33°/2) = 0,295 (по Ранкин). За прието Δ = 0,40 m (вж. фиг. 4.5.20 а.) се определят:

Wk = (0,5.5,0.5,0.21,0 + 0,4.5,0.21) + 12.0,40 = 309,30 kN/m; Забележка: Поради пренебрежимо малката стойност за резултантата на полезния товар (Qk = 4,8 kN/m) той се прибавя към теглото (постоянните товари) и се третира с коефициента за въздействие γG .

Fd = γG.Еa,k = 1,35.95,1 = 128,4 kN/m . Wd = γG,fav.Wk = 1,0.309,30 = 309,30 kN/m (γG,fav = 1,0 благоприятно въздействие за STR и EQU състояния).

Rd =Wd.tg 28° = 309,30.0,53 = 163,93 kN/m (ϕd = 28° – ъгъл на триене в границата с почвената основа). Условието Fd ≤ Rd  128,4 < 163,93 kN/m е изпълнено. От схемата на фиг. 4.5.21. се определят дължините на армиране в горната и долна част на насипа:

LT = 0,40 + H.tg (45° - ϕd / 2) = 0,40 + 5,00. tg 28,5° = 3,10 m (ϕd = 33° – ъгъл на триене за насипната почва);

LB = 0,40 + H.tg (45°) = 0,40 + 5,00.tg 45° = 5,40 m. От програмното решение за плъзгателната повърхнина, за която MF = MR, се отчита „закотвяне” след тази повърхнина с дължина Lp = 1,18 m, която е повече от изискваното Lp,min = 1,00 m. LT = 3,10 m

Sv=0,40 m

H=5,00 m

qk=12 kPa

45°

Насип:

γ = 21 kN/m3;

ϕ = 33°; c = 0 kPa.

LB=5,40 m Основа:

γ=19 kN/m3; ϕ = 28°; c = 5 kPa.

Фиг. 4.5.21. Решение за плъзгателната повърхнина, за която е изпълнено MF =MR (6) Проверка за изтръгване на най-горния ред от армировката

От фиг. 4.5.6 б се отчита дължината на закотвяне Lp,T = 2,20 m зад плъзгателната повърхнина, за която MF = MR получава максимална стойност. Носещата способност на този ред армировка срещу изтръгване е:

Rа,k = 2,0.α.Lp.σγ .Сf.Сcov = 2.0,60.2,20.0,40.21.0,44. 1 = 9,76 kN/m, а Сf = 0,67.tg ϕ = 0,44. Изчислителната стойност е: Ra,d = Ra,k /γR = 9,76 / 1,5 = 6,51 kN/m (γR=1,5 – съгласно FHWA). Условието Ft,d ≤ Ra,d  2,61 kN/m < 6,51 kN/m е изпълнено! Важна бележка: Тук коефициентът на покритие Ccov = 1, което се приема при плътно покритие с мрежи, включително и със застъпване (max Rcov = 1,00). Коментар. Получените резултати и проектното решение гарантират, че няма да се получи разрушение в потенциалната повърхнина на плъзгане, за която имаме максимална стойност на „остатъчния момент” (MF,d - MR,d). Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

215

ПРИМЕР 2. (1) Основни параметри на откоса

Укрепва се откос с височина Н = 19 m, наклон β = 50о, полезен товар qk = 12,5 kPa. (2) Свойства на почвите

Основа: γk = 21,0 kN/m3, ϕk = 34°, ck = 12 kPa. Насип: γk = 21,0 kN/m3, ϕk = 34°, ck = 0 kPa. (3) Носеща способност на армировката

Изчислителната стойност на носещата способност на армировката е

Rt,d = Rt,k /(γR .γCF ). За избраната геомрежа γCF = Cf1.Cf2.Cf3 = 1,25.1,2.3,0 = 4,50; Характеристичната стойност (за избрана мрежа – вж. Пример 1) на носещата способност е:

Rt,k = 114,0 kN/m; Rt,d = Rt,k /(γR .Cf ) = 114/1,1.4,5 = 23,0 kN/m, където: γR =1,10, като минималната дължина в пасивната зона е Lp,min = 1,00 m.

16,00 m

6,40 H=19,00 m

Sv= 0,80 m Sv= 0,40 m

Sv=0,28 m

M F=

op sh Bi

)

Jambu Fd=Rd

6,30 6,30

Зона II Зона III

qk = 12 kPa

Зона I

0 ,8 38

Ft,d=885 kN/m

Ft,d=133 kN/m

Ft,d=415 kN/m

Lт=14,00 m

HB LB=17,40 m

Фиг. 4.5.22. Общ вид на армирания откос, приети зони и армировка; характерни плъзгателни повърхнини (4) Устойчивост на неармиран насип

По метода на Бишоп (за кръговоцилиндрично плъзгане) и на Ямбу за билинеарна повърхнина съответно са определени двете критични повърхнини – кръговоцилиндрична и билинеарна, за които:

МF,d = MR,d и съответно Fd = Rd . Нататък откосът е разделен на три зони, за които по КЦПП са определени необходимите сили за армиране. (5) Изчисляване на необходимите сили Ft,d по зони (5.1) Критична плъзгателна повърхнина

Програмно е определена плъзгателна повърхнина, за която разликата между активния момент (на въздействията) и носещата способност на масива като момент (момент на реактивните сили) е найголяма, т.е. max (MF,k – MR,k). Радиусът на тази плъзгателната повърхнина е R =38,3 m. За този център и радиус са получени стойностите на MF,k = 67 800 kNm и MR,k = 63 390 kNm (с коефициент на сигурност 0,935 чрез характеристичните стойности на моментите). 216

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Изчислителните стойности за двата момента са приети:

MF,d = γG.MF,k = 1,35.67800 = 91530 kNm; MR,d = MR,k /γR = 63390/1,10 = 57630 kNm. (5.2) Сумарна сила в армировката и разпределение по зони Общата сила, която трябва да се поеме от армировката (или въздействието върху армировката), е:

Ft,d = (MF,d -MR,d)/R = (91530-57630)/38,3 = 885 kN/m. Тази сила (Ft,d) всъщност е определена за плъзгателна повърхнина, минаваща през „петата” на третата зона. Или за откос с височина 19,00 m Ftd,3 = 885 kN/m. По аналогичен начин са определени независимо общи „укрепителни сили” за откос с височина 12,00 m (включващ първа и втора зона) и за откос с височина 6,00 m (включващ само първа зона). На фиг. 4.5.22. са показани тези критични плъзгателни повърхнини, за които са определени тези сили. Резултатите от програмното изследване са: За откос с височина 6,00 m: Fh=6,3 = 133,0 kN/m. За откос с височина 12,00 m: Fh=12,6 = 415,0 kN/m (без да се отчита вече определената за зона 1). За откос с височина 18,00 m : Fh=19,0 = 885,0 kN/m (без да се отчита вече определените за зона 1 и зона 2). Общите сили по зони, които следва да се поемат, са: За зона 1:

Ftd,1 = Fh=6,3 = 133,0 kN/m (≈ 1/6.Ft,d = 1/6.885,0 = 147,5 kN/m); За зона 2:

Ftd,2 = 415,0 – 133,0 = 282,0 kN/m (≈ 1/3.Ft,d = 295,0 kN/m); За зона 3:

Ftd,3 = 885,0 - 415,0 = 469,0 kN/m (≈ 1/2.Ft,d = 442,5 kN/m). (5.3) Нива на армиране и разстояния между нивата

Минимален брой на нивата n = Ft,d /Rt,d = 885,0/23,0 = 43,2 слоя: • Горна зона на откоса – първа зона:

n = Ftd,1 /Rt,d = 133/23,0 = 7 слоя (приети 8 слоя). • Средна зона на откоса – втора зона:

n = Ftd,2 /Rt,d = 282,0/23,0 = 14 слоя (приети 15 слоя); • Долната част на откоса – трета зона:

n = Ftd,3 /Rt,d = 442,5/23,0 = 22 слоя (приети 23 слоя). Общ брой необходими нива N = 43 бр.; приети 46 бр.

Височината на всяка зона е средно 19,0/3 = 6,30 m. Приема се: Първа зона: Sv,1 = 6,4/8 = 0,80 m; Втора зона: Sv,2 = 6,3/15 = 0,40 m; Трета зона: Sv,3 = 6,3/23 = 0,28 m. (6) Проверка на изтръгване

До тук изчисленията са съобразени с носещата способност на армировката, която беше получена Rt,d = 23,0 kN/m. Носещата способност на изтръгване на мрежата в пасивната зона (зад плъзгателната повърхнина, за която MF,d =MR,d), е:

Rа,k = 2.α.Lp .σγ .Сf .Сcov , където: α = 0,60 за геомрежи; Сf = 0,67.tg ϕ = 0,44; Сcov = 1,0. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

217

Изчислителната стойност е Rа,d = Rа,k /γR. При определяне на изчислителната стойност на носещата способност на изтръгване се приема γR = 1,50 (FHWA, 2009). В Таблица 4.5.13. са показани изчисленията по нива за въздействията/силите на изтръгване и носещата способност на изтръгване на мрежите. Таблица 4.5.13. Резултати от примера за носеща способност по нива Ниво z, m Lp,i , m Ftd,i , kN/m Rtd,i , kN/m σγ,i , kN/m3 0,40 5,30 8,40 16,62 15,66 1,20 5,30 25,20 16,62 47,00 2,00 5,35 42,00 16,62 79,10 …………………… 6,45 6,20 130,20 18,80 284,10 …………………… 12,90 9,70 270,90 19,24 925,00 Коментар към резултатите в Таблица 4.5.13. Носещата способност на изтръгване Rtd,i след първото ниво на армиране е значително по-голяма от силата, която се стреми да изтръгне армировката или от въздействието върху армировката Ftd,i . Този факт всъщност прави безсмислени изчисленията на Ftd,i и Rtd,i за всяко ниво zi . В същото време силите на изтръгване Ftd,i (като средни стойности) са помалки от носещата способност на мрежата като материал Rt,d = 23,0 kN/m. Обаче намаляването на дължините на мрежите за по-долните нива ще доведе до загуба на обща външна устойчивост, която не засяга армираната част на насипа.

Формално условието Ftd,i ≤ Rtd,i за ниво z = 0,40 m не е изпълнено. Разликата, която е пренебрежимо малка, може например да бъде компенсирана с допълнително частично „замрежване. (7) Проверка за обща устойчивост

Проверката за устойчивост е проведена при приетите LT = 14 m; LB = 17,40 m. Резултатите от програмното изследване на устойчивостта, незасягаща армираната зона показват изпълнение на условието

MF,d ≤ MR,d , което е основно в изискванията на ЕК-7. Допълнителна литература

(FHWA, 2008). FHWA Geosynthetics Design and Construction Guidelines for RSS (Holtz et al., 2008). (FHWA, 2009). FHWA-NHI-10-025. Design and Construction of Mechanically Stabilized Earth Walls and Reinforced Soil Slopes – Volume 1 & 2, 2009. (Vidal 1988). Andre Vidal, Terre Armee. Paris, 1988.

218

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

ГЛАВА 5. СВЛАЧИЩА И СРУТИЩА Свлачищата и срутищата са гравитационни процеси, проявявани в наклонени терени и представляващи плъзгане на части от склона (масива) или движения по склона на откъснати отделни или групи скални блокове.

5.1. СВЛАЧИЩА. УСТОЙЧИВОСТ И УКРЕПВАНЕ НА СВЛАЧИЩА Тук се разглеждат въпроси, свързани с изследване и укрепване на терени с активни свлачищни процеси. За естествени склонове с непроявени свлачищни процеси или с геоложки профил вследствие на древна свлачищна дейност са валидни всички съображения за устойчивост на откоси и се изследват по методите, посочени в Глава 4., точка 4.2. Свлачищата са процес, при които почвена маса от естествените склонове се плъзга по една или няколко добре очертани повърхнини на срязване, на които действащите тангенциални напрежения са достигнали якостта на срязване на почвата. Якостта на срязване при свлачища зависи от реализираните срязващи деформации. При действието на статични товари e валидна дълготрайната (остатъчна) якост на срязване, съответстваща на големи срязващи деформации. При динамични товари (земетръс) деформациите са по-малки и якостта е по-близка до стандартната върхова якост на срязване. Възникването на свлачища се дължи на увеличаване на тангенциалните напрежения и/или редукция на якостта на срязване в почвения масив на склона. Следните фактори причиняват увеличаване на тангенциалните напрежения: ерозия в основата на склона; натоварване от строителни обекти в горната част на склона; допълнителни хоризонтални сили от покачване на водното ниво в земната основа; динамично натоварване от строителни дейности или земетръсно въздействие. Фактори, които намаляват якостта на срязване на почвата са: естествени дълготрайни геоложки изменения в почвените масиви; образуване на прекъснатости (равнини на напластяване, пукнатини, разседи); увеличаване на водното съдържание на почвата или на порния натиск в зоната на плъзгателната повърхнина. Активизирането на свлачищни процеси най-често е в резултат от наличието на повече от един от посочените фактори. Едно проявено свлачище има характерни елементи, показани на фиг. 5.1.1. С L е означена цялата дължина на плъзгащата се почвена маса по протежение на склона; с LC и D – съответно дължината и дебелината на тялото на свлачището. След петата на плъзгателната повърхнина следва пета (език) на свлачището, като това е частта от свличащата се маса над разграничителната повърхнина между ненарушената основа и нарушената почва. Разграничителната повърхнина съответства на оригиналната теренна повърхност и не се разглежда като плъзгателна повърхнина. Съществува следната основна класификация на свлачищата в зависимост от вида на свличането: •

асеквентни – в еднородни почви с ротационна плъзгателна повърхнина, близка по форма до кръговоцилиндрична;

•

консеквентни – равнинно плъзгане по разграничителната повърхнина на два пласта;

•

инсеквентни – с криволинейна плъзгателна повърхнина, която пресича повърхнините на напластяване;

•

консистентни – движение с пластични формоизменения; проявяват се в меки глини. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

219

Фиг. 5.1.1. Елементи на свлачище (Day, 2006) В зависимост от механизма на активиране свлачищата се делят на: •

делапсивни – възникват в долната част на склона и се разпространяват нагоре;

•

детрузивни – възникват в горната част на склона и изтласкват долните маси напред;

В зависимост от средната скорост на движение v av , свлачищата биват: •

много бързо – при v av ≥ 0,3 m/min;

•

бързо - при v av ≤ 1,5 m/d;

•

умерено – при v av ≤ 1,5 m/месец;

•

бавно – v av ≤ 1,5 m/год. (v av ≤ 12,5 cm/месец);

•

много бавно – v av ≤ 6 cm/год.

Съгласно ЗУТ и ЕК-7 свлачищата се определят в геотехнически категории, съгласно Таблица 5.1.1. Таблица 5.1.1. Геотехнически категории за свлачища Дълбочина на свлачището и категория на строежите съгласно ЗУТ С дълбочина до 5,00 m и строежи пета и шеста категория съгласно ЗУТ С дълбочина до 8,00 m и строежи четвърта и пета категория съгласно ЗУТ С дълбочина над 8,00 m и строежи първа, втора и трета категория съгласно ЗУТ

Геотехническа категория Първа Втора Трета

5.1.1. УСТОЙЧИВОСТ НА СВЛАЧИЩА В съответствие с Еврокод 7 загубата на устойчивост при свлачища се отнася към гранично състояние GEO и частните коефициенти се прилагат, както при устойчивост на откоси (вж. Глава 4., т. 4.2.). И тук препоръчваме равностойното използване на комбинативните методи за частните коефициенти (DA2) и (DA-3) при статични товарни комбинации. При комбинации със сеизмично въздействие се въвеждат коефициенти ψ 2 за съчетание на товарите според Таблица NA.A1.1. от БДС-EN 1990 и частни коефициенти γ M за параметрите на почвата според Таблица 1.13, като псевдостатичният анализ (вж. т. 4.2.) е конвенционалният метод за решение. 220

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

5.1.1.1. Процедура при изследванията за устойчивост на свлачищни склонове Изследванията за устойчивост на свлачищата протичат в следната последователност: (1) Провежда се проучване за установяване на геометрията на действителната плъзгателна повърхнина и параметрите на свличащата се почвена маса, включително и положението на почвените и повърхностните води в терена; (2) За почвата от повърхнината на плъзгане опитно се определят характеристичните стойности на ефективните параметри ϕr' , c r' на остатъчната якост на срязване, валидни за статичен анализ и ефективните параметри ϕ', c ' на върховата якост на срязване, валидни за динамичен анализ (земетръс); при земетръсно въздействие може да се работи със стойности на якостните параметри между върхова и остатъчна; (3) За пластовете извън повърхнината на плъзгане се определят характеристичните стойности на ефективните параметри ϕ',c ' на върховата якост на срязване; (4) Избира се изчислителен метод за устойчивост, подходящ за моделиране на свлачището и въздействията на бъдещите геозащитни мерки (укрепителни конструкции, промяна в геометрията на терена и др.); (5) Извършва се решение за устойчивост (при статични товари) за установената плъзгателна повърхнина на свлачището с характеристични стойности на всички входни данни (якостни параметри, товари, обемни тегла) с цел ”обратен анализ” за якостните параметри; тъй като тангенциалните напрежения от действащото натоварване са достигнали якостта на срязване на почвата по плъзгателната повърхнина, от решението трябва да се получи равенство между плъзгащите и задържащите сили; за да бъде изпълнено равновесното условие, ϕr' , c r' се доуточняват, като обикновено се коригира c r ' и така получените стойности за ϕr' , c r' се приемат за характеристични; (6) Извършват се решения за устойчивост за меродавни комбинации от статични и динамични товари с изчислителни стойности на данните, определени чрез частните коефициенти по Еврокод; решенията служат за определяне на изчислителните натискови (свлачищни) сили, получени от разликата в ефекта на действието на изчислителните плъзгащи сили и на изчислителните задържащи сили; свлачищните сили служат за оразмеряване на укрепителните конструкции; (7) Избират се геозащитни мероприятия, като за укрепителните конструкции подходящи места са тези, където натисковите (свлачищни) сили са по-малки; (8) За меродавни комбинации на натоварване се доказва устойчивостта на укрепения склон с изпълнение на условието (4.2.1а) – E d ≤ Rd , респ. (4.2.1б) – F S = R d / E d ≥ 1 .

5.1.1.2. Изчислителни методи за устойчивост на свлачища. Свлачищни сили Изчислителните методи за устойчивост на свлачища принципно са същите, както тези за устойчивост на откоси, представени в Глава 4. – методи по теория на граничното равновесие за равнинната задача и МКЕ. Изборът на изчислителния метод се определя от геометрията на свлачището, от възможността за дефиниране на свлачищните сили и за моделиране на укрепителните конструкции. Препоръчват се следните изчислителни модели: а) При едноравнинно или многоравнинно свличане (т.е. в надлъжен разрез на свлачището плъзгателната повърхнина е права или начупена линия) е подходящ многоблоковият модел на Шахунянц с вертикални стени между блоковете и взаимодействие между блоковете само с натискови сили (фиг. 5.1.2.), означени на тази фигура с Q i ,i −1 и Q i +1,i . Направлението на натисковите сили (натискова линия) е под ъгъл към хоризонта β = 0°÷ϕ, а приложната им точка обикновено е на 1/3 от дебелината на свлачището. Те се определят от силовото равновесие на всеки отделен блок с участието на съпротивителната сила на якостта на срязване по плъзгателната повърхнина на блока и представляват резултантната на неуравновесената плъзгаща сила в основата на блока и силата на триене в стената на действие между блоковете. Силовото равновесие на един блок може да бъде извършено графично чрез силов полигон или аналитично, като трябва да се започне от първия най-горен блок (вж. фиг. 5.1.2 а, б). На задната стена на даден блок (по отношение на посоката на плъзгане) натисковата сила е резултантната плъзгаща сила от всички блокове над разглеждания. Тя се явява свлачищната сила за даденото вертикално сечение на свлачищното тяло. Резултантната свлачищна сила за цялото свлачище ЕCB се получава от равновесието на последния най-долен блок. В силовия полигон тя е с посока, обратна на посоката на движението. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

221

а. б. в. Фиг. 5.1.2. Блоков модел на Шахунянц: схема и действащи сили (а); силов полигон и определяне на неуравновесената сила ΔT (б); изчислителна схема с действащи сили за единичен блок (в) Освен за определяне на свлачищните сили методът на Шахунянц дава възможност и за оценка на устойчивостта на склона. Разграничават се следните състояния: • неустойчиво състояние – съответства на наличие на свлачищна сила в петата на плъзгателната повърхнина (получена от равновесието на последния блок); това е състоянието, което се получава по точка (6); • състояние на гранично равновесие – когато се постига точно затваряне на силовия полигон в последния блок (равенство на плъзгащите и задържащите сили) при решение с характеристични стойности на данните за свлачището; това е решението, което трябва да се получи по точка (5); • устойчиво състояние – ако при решение с изчислителни стойности на данните, т.е. с въведени частни коефициенти, се получи точно затваряне на силовия полигон в последния блок или ако уравновесяващата задържаща сила в последния блок се получи по-малка от силата на якостта на срязване в основата на блока; такова решение е необходимо да се получи по точка (8). За един най-общ случай на действащи сили върху единичния блок i от фиг. 5.1.2., ще бъдат дадени аналитичните изрази за определяне на натисковата (свлачищна) сила Q i+1,i на предната стена на блока. Силата Q i,i-1 на задната стена на блока е определена от силовото равновесие на (i-1)-ия блок. Със силата E H i е представено земетръсно въздействие. Външната сила Pi с компоненти PH i и PV i се разглежда в два варианта – като постоянен и като променлив товар. Натоварването от хидродинамичен натиск вследствие на депресионното понижение се отчита чрез действието на порния натиск по плъзгателната повърхнина u = hw .γ w в съчетание с пълните напрежения от геоложки товар, което обуславя използването на две стойности на теглото W i – W i r и W i' , изчислени съответно с обемно тегло γ r и γ ' на почвата под депресионната линия. Определя се характеристичната стойност Ek и изчислителната стойност E d на активната сила, действаща на плъзгателната повърхнина на блока и съответно стойностите на задържащата сила – Rk и

Rd. Използват се следните изрази в съответствие с Еврокод: •

при действие на статичните товари

E k = W i r . sin θ i ± Pi cos (θ i ± α i ) + Q i,i-1 cos(θ i ± β i-1 ) ;

(5.1.1а)

R k = W i' cos θ i ± Pi sin (θ i ± α i ) − Q i,i-1 . sin (θ i ± β i-1 )  .tg ϕ' r,i + c' r,i .Li ;

(5.1.2а)

222

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

според комбинативен метод (DA-2) - силата Pi е постоянен товар:

E d = 1, 35.W i r sin θ i ± 1, 35Pi cos (θ i ± α i ) + Q i,i-1,d .cos (θ i ± β i-1 ) ;

Rd =

(5.1.1б)

1  ' W i cos θ i ± Pi sin (θi ± α i ) − Q i,i-1 sin (θ i ± β i-1 ) tg ϕ' r,i + c' r,i Li  ;  1, 1 

(

)

(5.1.2б)

- силата Pi е променлив товар:

E d = 1, 35.W i r sin θ i ± 1,5.Pi cos (θ i ± α i ) + Q i,i-1,d cos (θ i ± β i-1 ) ; Rd =

(5.1.1в)

1 (W i' cos θ i − Q i,i-1 sin( θ i ± β i-1 ) ) tg ϕ' r,i + c' r,i Li  ; 1, 1 

(5.1.2в)

според комбинативен метод (DA-3)

- силата Pi е постоянен товар:

E d = W i r sin θ i ± Pi cos (θ i ± α i ) + Q i ,i −1 ,d cos (θ i ± β i −1 ) ;

(5.1.1г)

tg ϕ' r,i c' r,i + R d = W i' cos θ i ± Pi sin (θ i ± α i ) − Q i,i-1 sin (θ i ± β i-1 )  Li ; 1, 2 1, 6

(5.1.2г)

- силата Pi е променлив товар:

E d = W i r sin θ i ± 1, 3.Pi cos (θ i ± α i ) + Q i,i-1,d cos( θ i ± β i-1 ) ; R d = (W i' cos θ i − Q i,i-1 sin( θ i ± β i-1 ) ) •

tg ϕ' r,i

1, 2

c' r,i 1, 6

(5.1.1д)

Li ;

(5.1.2д)

при комбинация на статичните товари със земетръсното въздействие

- силата Pi е постоянен товар:

E d = E k = W i r sin θ i ± Pi . cos (θ i ± α i ) + Q i,i-1 cos (θ i ± β i-1 ) + E H,i cos θ i ;

(

= Wi

cos θi

(Wi' cos θi

± Pi ± Pi

sin( θ i sin( θ i

± αi ± αi

) − Q i,i-1 sin (θi

) − Q i,i-1 sin (θ i

± β i-1

) − E H,i sin θi ) tg ϕ' i

β i-1 ) − E H,i sin θ i

) tg1,ϕ25' i

(5.1.1е,ж)

+ c' i Li

c' i

1, 6

;

Li ;

(5.1.2е) (5.1.2ж)

- силата Pi е променлив товар:

E d = E k = W i r sin θ i ± ψ 2Pi . cos (θ i ± α i ) + Q i,i-1 cos (θ i ± β i-1 ) + E H,i cos θ i ;

(

R k = W i' cos θ i

− Q i,i-1

sin (θ i

)

β i-1 ) − E H,i sin θ i tg ϕ' i

(

R d = W i' cos θi − Q i,i-1 sin (θ i ± β i-1 ) − E H,i sin θ i

' i

ϕ ) 1,tg25

+ c' i

(5.1.1з,и)

Li ;

(5.1.2з)

Li ,

(5.1.2и)

c 'i 1, 6

където ψ 2 е коефициент на съчетание според Таблица NA.A1.1 от БДС-EN1990. За съответната комбинация от товари стойностите на натисковата сила за блок i – характеристична Q i+1,i и изчислителна Q i+1,i,d се получават с изразите:

Q i+1,i,k = (E k − R k ) cos (θ i ± β i ) ;

(5.1.3а)

Q i+1,i,d = (E d − Rd ) cos (θi ± βi ) .

(5.1.3б)

В случаите на едноравнинно свличане могат да се прилагат и едноблокови модели, като свлачищната сила се определя съгласно изложеното в т. 4.2. Когато дължината на свлачищното тяло е значително по-голяма от дебелината му D, свлачищната сила предварително се изчислява за за 1 m’, след което – за цялата дължина на свлачището. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

223

б) При кръговоцилиндрична и произволна по геометрия свлачищна повърхнина са подходящи всички “ламелни” методи (Fellenius, Bishop, Jambu и др.). Особеното при използването им за свлачища е това, че при тях междуламелните сили не са свлачищни сили. Междуламелните сили моделират непрекъснатостта на плъзгащото се тяло и съответстват на необходимите за статическото равновесие на почвения масив стойности на срязващите (плъзгащи) сили по плъзгателната повърхнина. Тези сили трябва да се редуцират със силите на якостта на срязване (задържащи) по плъзгателната повърхнина, за да се получат свлачищните сили.

Фиг. 5.1.3. Кръговоцилиндрична свлачищна повърхнина

Хоризонталната компонента на резултантната свлачищна сила Е св се получава чрез суперпониране по всички ламели на хоризонталните проекции на неуравновесените срязващи сили по плъзгателната повърхнина със следния израз съгласно означенията на фиг. 5.1.3.

Е св =  (H − T − C ).cos α ,

(5.1.4)

където H е плъзгащата сила за дадена ламела, T – силата на триене, C – силата на кохезията, α – ъгълът на наклона на тангентата към плъзгателната повърхнина спрямо хоризонта. При методи с изпълнение на моментовото равновесно условие за плъзгащото се тяло (Fellenius, Bishop, Spencer и др.) свлачищната сила освен с израза (5.1.4), може да се получи и от неуравновесения момент ΔМ между момента на плъзгащите сили  M a и на задържащите сили  M р със следната зависимост:

E CB = ΔМ / r = (  M a −  M p ) / r ,

(5.1.5)

където r e рамото на силата Е св за центъра на ротация точка O. От неуравновесения момент ΔМ може да се получи стойността на анкерната сила F A с рамо f за т. O (фиг. 5.1.3.), необходима за укрепване на свлачището по аналогичен на (5.1.5) израз

F A = ΔМ / f .

(5.1.6)

Силите Е св и FA от изрази (5.1.4–5.1.6) се получават от решения за устойчивост на склона с изчислителни стойности на данните. в) МКЕ

МКЕ може да се прилага в следните два варианта: • с МКЕ се определя първоначално напрегнатото състояние на почвения масив, след което устойчивостта се изследва с помощта на един от методите на гранично равновесие по точка б), като плъзгащите сили по се получават от решението по МКЕ; • решенията за устойчивост се извършват с процедура на редукция на якостните параметри (вж. т. 4.2.); това решение дава възможност и за уточняване на геометрията на плъзгателната повърхнина и извършване на „обратен анализ” за остатъчните якостни параметри на почвата.

За извършване на тези решения се ползва софтуер като PLAXIS, Geoslope, Z-Soil и др.

224

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

г) Инженерен метод за определяне на свлачищната сила (Наредба 12, 2001)

За свлачищен терен с ъгъл на наклона α, близък до ъгъла на вътрешно триене ϕ на почвата, свлачищната сила за оразмеряване на укрепителна конструкция (стена) може да се определи по формулата

E св = m (ϕ )

γ .h 2 2

cos 2 ϕ ,

(5.1.7)

където m (ϕ ) е коефициент, който зависи от ъгъла ϕ и коравината на укрепителната стена и се отчита от графиката на фиг. 5.1.4.; h е височината на стената; γ – обемното тегло на почвата.

Фиг. 5.1.4. Коефициент m(ϕ) в зависимост от ъгъла ϕ при наклон на терена α ≅ ϕ 5.1.1.3. Обобщение на методите за устойчивост на свлачища

Последователността на работа за едно цялостно изследване на устойчивостта на свлачищни склонове, указана със стъпки (1) – (8) в точка 5.1.1.1., позволява комбинираното използване на различни методи. Когато геометрията на свлачищната повърхнина от геоложките проучвания не е напълно дефинирана или съществуват няколко възможни, при изпълнението на стъпка (5) е необходимо да бъде решена оптимизационна задача с характеристични стойности на данните за намирането на найнеблагоприятната плъзгателна повърхнина и уточняване на якостните параметри на почвата. Решаването на оптимизационна задача се извършва и при изчислителния модел с укрепителните мероприятия за свлачищния склон – стъпка (8). Укрепителните мероприятия предизвикват промяна в напрегнатото състояние на почвения масив и това налага проверките за устойчивост да бъдат удовлетворени не само за проявените плъзгателни повърхнини, а за всички възможни. Компютърните решения са целесъобразни в тези случаи. Както бе коментирано в т. 4.2., изследванията за устойчивост от статични товари могат да бъдат проведени съгласно комбинативните методи (DA-2) или (DA-3). Важно е да се отбележат следните особености при прилагането им: • при решение със софтуер по метода (DA-2) се използва неговата разновидност (DA-2*), (вж. т. 4.2.2.), при който крайните резултати от решението е необходимо да се коригират с “пропуснатите” частни коефициенти γ G = 1,35 за плъзгащите сили и γ R,e = 1,1 за задържащите сили; • в метода (DA-2) силите на собственото тегло на почвата се умножават с частен коефициент 1,35 за плъзгащото им действие, а в метода (DA-3) – с коефициент 1,0. Ето защо, когато се ползва свлачищна сила ECB , получена от решение за устойчивост по (DA-3), за оразмеряване на укрепителна конструкция по (DA-2), както се изисква по българското приложение на Еврокод, е необходимо да се работи със стойността (1,35.ECB).

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

225

ПРИМЕР

Да се изследва устойчивостта на свлачищен терен с геоложки профил и геометрия на проявена плъзгателна повърхнина, показани на фиг. 5.1.5. Свлачището е активирано вследствие на редукцията на якостните свойства на земната основа в контактната повърхнина между първи и втори пласт и допълнителното натоварване от трафик P =30 kN от изграждането на пътен участък. Теренът да се изследва и при земетръсно въздействие с магнитуд M S = 6,5 и изчислително ускорение ag =0,2g. 1 – глинест пясък: γ k =19,7 kN/m3

ϕk' =21°

ϕ'r,k =20°

c k' =5 kPa

c 'r,k =3 kPa

2 – глина: γ k =19 kN/m3

ϕk' =11°

ϕ'r,k =10°

c k' =8 kPa

c 'r,k =6 kPa

Фиг. 5.1.5. Схема и данни към пример за свлачище (1) Решение по блоков метод на Шахунянц

Свлачищното тяло е разделено на 4 блока, показани на фиг. 5.1.6., като данните в таблицата съответстват на означенията от фиг. 5.1.2.

Блок № 1 2 3 4

kN 372,5 195,8 533,8 492,2

kN 30 -

deg 36,9 36,9 6,1 6,1

deg 20 20 10 10

m 6,2 2,6 6,6 12

Фиг. 5.1.6. Изчислителен блоков модел за пример от фиг. 5.1.5. а) стъпка (5) от точка 5.1.1.1. – “обратен анализ” за характеристичните стойности на остатъчните якостни параметри – получени са следните уточнени стойности: пласт 1 – ϕ'r,k =200, c 'r,k =2,2 kPa; пласт

2 – ϕ'r,k =100, c 'r,k = 4,4 kPa; решението се извършва с помощта на изрази (5.1.1а), (5.1.2а) и (5.1.3а) и резултатите са дадени в Таблица 5.1.2.; за блок 3 са получени по следния начин:

Ek = 533,8.sin(6,1°) + 30.cos(6,1° + 90°) + 157,1.cos(6,10-100) = 217 kN; Rk = [533,8.cos(6,1°) - 30.sin (6,1°+ 90°) - 157,1.sin (6,1°-10°)].tg10°+4,4.6,6/cos(6,1°) = 129,7 kN; Qk = (217 – 129,7) / cos(6,1° -10°) = 87,5 kN. Таблица 5.1.2. Резултати от изчисленията за пример от фиг. 5.1.5. по блоков модел

Блок № 1 2 3 4 226

Ek ,kN

Rk ,kN

Qk ,kN

223,5 188,4 217,0 140,0

152,6 38.1 129,7 140,2

74,1 157,1 87,5 ≈0 Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

б) стъпка (6) от точка 5.1.1.1 – определяне на свлачищна сила ECB от статични товари (собствено тегло и сила P ) – по метод (DA-2) решението се извършва с изрази (5.1.1в) и (5.1.2в), а по метод (DA-3) – с изрази (5.1.1д) и (5.1.2д); резултатите са дадени в Таблица 5.1.3; за блок 3 са получени по следния начин:

по DA-2:

Е d =1,35.533,8.sin(6,1°)+1,5.30.cos(6,1°+90°)+299,9.cos(6,1° - 10°) = 381,1 kN; Rd =

1 [(533,8.cos(6,1°) - 157,1.sin (6,1° - 10°)).tg10° + 4,4.6,6/cos(6,1°)] = 113,2 kN; 1,1

Qd = (381,1 – 113,2)/ cos(6,1° - 10°) = 268,4 kN. по DA-3:

Е d =533,8.sin(6,10)+1,3.30.cos(6,10+900)+188,6.cos(6,10 -100) = 249,5 kN; R d = ( 533,8.cos(6,10) - 157,1.sin (6,10-100)).tg100/1,2 +(4,4/1,6).6,6/cos(6,10) = 99 kN;

Qd = (249,5 – 99)/ cos(6,10 - 100) = 150,8 kN. Таблица 5.1.3. Сравнителни резултати от изчисленията за пример от фиг. 5.1.5. по блоков модел

№ 1 2 3 4

(DA-2) Rd ,kN 138,7 34,6 113,2 127,5

Ed ,kN 301,8 321,6 381,1 338,9

Qd ,kN 170,4 299,9 268,4 211,4

Ed ,kN 223,5 217,3 249,5 203,1

(DA-3) Rd ,kN 123,7 28,7 99,0 105,8

Qd ,kN 104,3 188,6 150,8 97,5

Изчислителни свлачищни сили по (DA-2):

Е св =211,4 kN – получена от решение по (DA-2); Е св = 1,35. 97,5=131,6 kN – получена от решение по (DA-3). (2) Решение по метод с ламели на Morgenstern–Price

На фиг. 5.1.7. е показана схема на изчислителния модел с 20 ламели и уточнените стойности на остатъчните якостни параметри, получени от “обратен анализ” ( F S = R k / E k = 0,99). 0.990

1 – глинест пясък: Р

ϕ'r,k = 200,

c 'r,k = 2,5 kPa

2 – глина: ϕ'r,k = 100 ,

c 'r,k = 4,6 kPa

2 плъзгателна повърхнина

Фиг. 5.1.7. Изчислителен модел по ламелен метод на Morgenstern-Price

В Таблица 5.1.4. са дадени входните данни и резултатите за суперпонираните хоризонтални компоненти на плъзгащите сили  E dхор и на задържащите сили  R dхор по ламели за решения при статични товари (W + P ) по (DA-2) и (DA-3) и в комбинация със сеизмично въздействие (W + 0,6.P + Z ) при коефициент на съчетние ψ 2 =0,6 за силата P.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

227

Пласт

Таблица 5.1.4. Входни данни и резултати от решението за пример от фиг. 5.1.5. по метода на Morgenstern-Price Решение Показател

+P )

+ 0 , 6P + Z

)

(DА-3)

19,7

γ 1 ( kN/m )

(DА-2*) 3

+P )

19,7

19,7 0

ϕr' , ϕ' (deg)

arctg(tg20 /1,2)=16,87

arctg(tg210/1,25)=17,10

c r ' , c ' (kPa)

2,5

2,5/1,6=1,56

5/1,6=3,13

γ 2 ( kN/m3)

19 0

ϕr' , ϕ' (deg)

arctg(tg10 /1,2)=8,33

arctg(tg110/1,25)=8,840

cr ' , c ' (kPa)

4,6

4,6/1,6=2,88

8/1,6=5

P, (kN)  E dхор (kN)

1,11.30=33,3 398,1

1,3.30=39 422,5

0,6.30=18 549,0

 R dхор (kN)

398,0

329,6

382,5

Тъй като решенията се извършват със софтуера Geoslope, за метода (DA-2) е ползвана разновидността (DА-2*) (вж. т. 4.2.2.1.). Сеизмичното натоварване се представя с квазистатични хоризонтални сили, приложени в центъра на тежестта на всяка ламела със стойности F H = 0,1.G, получени по формула (4.2.11). Хоризонталните компоненти на изчислителните свлачищни сили за оразмеряване на укрепителни конструкции по (DА-2) от различните решения имат следните стойности: •

от решение по (DА-2*)

E свхор =1,35.  E dхор -  R dхор /1,1= 1,35. 398,1 - 398,0/1,1=175,6 kN; •

от решение по (DА-3)

E свхор =1,35. •

( E

хор d

)

−  R dхор = 1,35.(422,5 - 326,6)=129,4 kN;

при земетръс

E свхор =  E dхор -  R dхор = 549,0 - 382,5= 166,5 kN. в) Определяне на свлачищната сила по формула (5.1.7) За данните: γ =19,7 kN/m3 , ϕ =200,

h = 3,5 m,

m (ϕ ) =1,5.

ЕСВ = 160 kN. Заключение: За стойността на свлачищната сила се получават разлики > 30% по различните методи. Нататък се препоръчва при разработването на укрепителната система да се използват най-голямата стойност за свлачищната сила, получена от минимум две независими решения. 5.1.2. УКРЕПВАНЕ НА СВЛАЧИЩА

Целта на укрепването е да се гарантира устойчивостта на склона при провеждане на строителни или други дейности в него или при вече активизирани свлачища. При проектиране на укрепване на свлачища се разглеждат поотделно или комбинирано: (1) Превантивни мерки

Насочени са към премахване на причините за възникване и активизиране на свлачища. Разглеждат се вкл. възможности за избягване на района на свлачището. 228

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(2) Неконструктивни мерки

Имат се предвид мерки и дейности, които подобряват устойчивостта на свлачището и водят вкл. до прекратяване на свлачищните процеси като: • изграждане на дрениращи и осушаващи системи – облицоване, инжектиране или тампониране на пукнатини (каверни), покриване с геосинтетични материали, повърхностно дрениране чрез плитки дренажи, канавки и шахти, дълбоки дренажи, дренажни кладенци, вертикални пясъчни дренажи, дренажни сондажи, дренажни тунели и др.; • преоткосиране на активен или потенциално свлачищен терен (склон); • залесяване на склоновете и др.;

При проектни изследвания се анализират всички възможности за стабилизиране и укрепване, чрез които може да се гарантира стабилитетът на склона във времето. (3) Конструктивни мерки

Разглеждат се конструктивни възможности за укрепване като: • заздравяване на земната основа и повишаване на якостно-деформационните й свойства – химическо заздравяване, инжектиране на циментови, варови, битумни и други разтвори и смеси, електроосмотично заздравяване, термично заздравяване и др.; • проектиране и изпълнение на противосвлачищни конструкции (подпорни стени, пилоти, анкери, шлицови стени, кладенци и др.); • проектиране и изпълнение на контрафорсни съоръжения в петата на свлачището – тежки подпорни стени, габиони, опорни насипи, усилени с геосинтетични материали стени и др.

Проектирането на конструктивните, а и на част от неконструктивните мероприятия става на базата на подробни и задълбочeни инженерно-геоложки и хидрогеоложки проучвания, геодезически и геотехнически изследвания и наблюдения. Единствено при аварийни ситуации се допуска проектиране и изпълнение на отделни неотложни противосвлачищни мерки, без необходимите проучвания. Основната цел при проектиране на противосвлачищни конструкции е предаване на усилията в здравите почвени пластове, разположени под хлъзгателната повърхнина. Укрепването с подпорни стени (анкерирани и неанкерирани) е особено популярен подход. Стените са стоманобетонни, пресичащи плъзгателната повърхнина и при необходимост захванати с анкери. Укрепването се изпълнява при свлачища, в които е възможно временно (в рамките на строителството) подкопаване (пресичане) на склона. Задължително се анкерира в здрави почви или скали. В зависимост от големината на свлачищна сила, релефа на откоса и носимоспособността на здравия пласт се избира височината и коравината на стената, броят на анкерните редове и се определят усилията в тях. Задължително се прави дренаж зад стената. Неанкерираните и анкерирани пилотни стени използват стени от изливни пилоти с диаметри до 150 m, преминаващи свлачището и навлизащи в здрава основа. По-ефективни са, когато са анкерирани на едно или няколко нива. Тези конструкции са едни от най-често прилагани укрепителни съоръжения при свлачища. Пилотите се армират с гъвкава или с твърда армировка. Светлото разстояние между пилотите се определя в зависимост от засводяването на почвата (Наредба 12):

a min =

5,14 ⋅ c d ⋅ b ⋅ h

, където: E св,d b – широчиината на шлицовото ребро или диаметърът на пилота;

(5.1.8)

h – височината, върху която действа свлачищният натиск. Шлицови стени, използвани за стабилизиране на свлачища, са с дебелина до 1,20 m. По подобие на пилотните „работят” конзолно или анкерирани на едно или няколко нива. В зависимост от ориентацията им в пространството са значително по-корави и са в състояние да поемат по-големи усилия. Разстоянието между шлицовите елементи се определя в зависимост от триенето между тях и от сводовия ефект.

Може да се приеме, че максимално допустимите височини за неанкерирани стени (и пилоти) са

h = 6÷7 m, при минимално вкопаване в здравата основа D = (1,0÷1,2)h. При анкериране на стените D намалява до D = (0,3 - 0,5)h. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

229

352.2

220

Анк

Пилот

ер

352.2

чакъл Кафява глина

чакъл глина Кафява глина Мергел

500

Зона А

250

Кладенците са най-мощните конструктивни елементи, характеризиращи се с голяма коравина и носимоспособност, които са в състояние да поемат най-големите натоварвания от свлачищен натиск. Размерите им достигат от 2,00÷3,00 m до 10,00 ÷ 15,00 m. Дълбочината им – до 40 m. В състояние са да поемат свлачищен масив с мощност до 25 m.

Мергел

700

MC2 40

ето а ч и щ ас вла мна м с а е ез он тя л а щ а с ч и л (св

обединитeлна греда

Почвен пласт

на тел а зг а н плъ ърхни пов

пилотна група

Мергел скала

ето а) чищ мас вла мна с е а о н се з тял аща ч и л (св анкер

обединителна греда армировка

ето а) с ч ищ вла на ма с а м зе он тял ща се ич а (свл

а елн а згат плъ рхнин ъ пов

пилот

елна згат плъ рхнина ъ в по скала

пилот

анкер

а елн згат ина ъ л н п ърх пов

скала

о ет са) и щ ма ч а ла н св ем на се з о а л тя чащ ли в с (

тяло на свлачището (свличаща се земна маса) анкер

анкер

кладенец

скала

на гател плъз хнина р повъ

скала

Фиг. 5.1.8. Схеми за укрепване на свлачища (4) Комбинирани укрепвания

В някои по-сложни случаи на укрепване на свлачища се използват укрепителни конструкции, резултат от комбиниране на указаните тук укрепителни елемент – пилоти, шлицови стени, кладенци, анкери. И не само това. Комбинацията включва и неконструктивни и естествено превантивни мерки. Целта е като резултат да се получи най-ефективната укрепителна система, която да стабилизира свлачището. На фиг. 5.1.9. е показан пример за укрепване на неустойчив терен. Използвани са анкери, пилоти и стени, комбинирани с хоризонтални и вертикални дренажи. Поставени са и инклинометрични устройства за наблюдение на деформациите в укрепеното свлачище. 230

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

840

Стенен дренаж

830 2:3

820

Дренажни сондажи

810

2,8m

Кампада шлицова стена

800

Дренажен кладенец

790 780 770 760 750

1 20

0kN

Анкер (напрегнат)

N 0k 70

Плъзгащо се тяло Плъзгателна повърхнина

Дренажен сондаж

740

Фиг. 5.1.9. Пример за комбинирано укрепване [20]

Силовите укрепвания (противосвлачищни конструкции) в много случаи са единствените решения, особено за някои видове почви и мощности на свлачището. Основно правило при проектиране на противосвлачищни укрепителни конструкции е те да се поставят в местата с най-малки стойности на натоварване. Статическите изчисления са свързани преди всичко с определяне на натоварването от "движещата" се земна маса върху конструкцията, което натоварване е от свлачищен или завишен земен натиск. 5.1.4. ПРОГРАМНИ РЕШЕНИЯ ПРИ ИЗСЛЕДВАНЕ НА УСТОЙЧИВОСТТА И УКРЕПВАНЕТО НА СВЛАЧИЩА

И при тези геотехнически задачи, и особено по-значимите, решенията се търсят с използване на специализирани геотехнически софтуерни продукти. За проектирането на укрепителни геотехнически съоръжения и конструкции се използват програми като PLAXIS, Z-Soil, Midas GTS, DC, RIB, GGU, ANSYS/Civil FEM, ABAQUS, SAP и много други. Тези програмни продукти са два типа: • класически програми – програми базирани на класическите теории на земната механика и фундирането, използващи компютърните възможности за бързо и неограничено решаване на множество възможни комбинации и състояния; • съвременни програми – базирани на МКЕ, използващи конститутивни почвени модели за отчитане на нелинейното, нееластично поведение на почвата като среда.

Вторият тип програми създават възможност за разнообразно моделиране и за отразяване на нелинейност в поведението на масивите чрез различни физически модели. Тези възможности значително подобряват точността при цялостното моделиране и изследване на инженерни съоръжения, вкл. укрепителни. ПРИМЕР 1. УКРЕПВАНЕ НА СВЛАЧИЩЕ С КОНЗОЛНИ ШЛИЦОВИ СТЕНИ

Да се проектира противосвлачищна конструкция, съставена от отделни шлицови стени (ребра) с размери и разположение, показани на фиг. 5.1.10. Противосвлачищната конструкция се решава във варианта конзолна стена. Почвените характеристики за свличащия се и здравия почвен пласт, както и параметрите на шлицовите ребра са показани на фиг. 5.1.10. Решение:

Отделните шлицови стени са раположени сравнително близко една от друга, което позволява да се реши като равнинна, без корекция за пространствен земен натиск Задачата е решена по земно-реактивния метод, разгледан подробно в Глава 6. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

231

За определяне на необходимата дълбочина на забиване на стената в здравия пласт (мергелната глина) се търси онази минимална дълбочина на забиване, при която носещата способност (силата на пасивния земен натиск под плъзгателната повърхнина) да бъде равна на въздействието (резултантната сила на реакциите в пружините). A

Шлиц ребра

Свличаща се делувиална глина

k1 = d1 = 16° (ϕ =1,00) ck1 = cd1 = 10kPa (c=1,00) k1 = d1= 20kN/m (γ =1,00)

A-A

1,5m

нина

1 zR=5m

Мергелна глина k2 = d2 = 25° (ϕ =1,00) ck2 = cd2 = 25kPa (c=1,00) k2 = d2= 20kN/m3 (γ =1,00) k= 10000kN/m 4

1,5m

в ъ рх

0,6m

на п о

H=12m

га т е л

d=2,5m

h1-zR=2m

Х лъ з

l0=5m

d=2,5m

Фиг. 5.1.10. Геометрия и изходни данни за пример 1 (1) Параметри на стената:

•

прието е шлицовата стена да е с дебелина 0,60 m и дължина 2,50 m.

•

площ на напречното сечение A = 1,44 m2;

•

инерционен момент I = 1/12.(2,53.0,6) = 0,781 m4;

•

начален (еластичен) модул на бетона (C20/25): Еb = 30 000 MPa.

(2) Натоварване от земен натиск:

•

коефициенти на земен натиск: 



ϕk 

пасивен k p,k = tg 2  45° + 

•

ϕk 

25   = tg 2  45 − = 0, 406 ; 2  2  



активен k а,k = tg 2  45° −

25   = 2, 464 ; (в посока на сигурността δ = 0) = tg 2  45 + 2  2  

свлачищен натиск, определя се съгласно формула (5.1.7): 52 cos 2 16 = 277, 2 kN / m′ , 2 2 където m(ϕ) се отчита от фиг. 5.1.4.

E св = m (ϕ )

th 2

cos ϕ 2 = 1, 2.20.

При разстояние между шлицовете 1,5 m натоварването върху едно ребро е: ′ E свшлиц ,k = 277, 2 ,1,5 = 415, 8 kN / m

232

′ → E свшлиц ,d = 415, 8 .1, 35 = 561, 33 kN / m . Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Прието е равномерно разпределение на диаграмата на натоварването от свлачищната сила: шлиц = eсв,d

•

шлиц E св,d

561, 33 = 112, 27 kN/m . 5

aктивен земен натиск: на ниво 1 γ p pk ,1 = 0 ; q p pk ,1 = 5.20.0, 406 = 40, 6 kPa ; c p pk ,1 = 2.25 0, 406 = 31, 9 kPa ;

p pd,1 = ( 40, 6 - 31, 9 ) .1, 35 - 0.1, 5 = 11, 75 kPa ; (γG = 1,35; γQ = 1,5)

p pd ,1 = 11, 75.1,5 = 17, 63 kPa ;

(за едно ребро)

на ниво 2 γ p pk , 2 = 5.20.0, 406 = 40, 6 kPa ; q p pk , 2 = 5.20.0, 406 = 40, 6 kPa ; c p pk , 2 = 2.25 0, 406 = 31, 9 kPa ;

p pd ,2 = (40, 6 + 40, 6 - 31, 9).1, 35 - 0.1,5 = 66,56 kPa ; p pd ,2 = 66, 56.1,5 = 99, 84 kPa ; •

(за едно ребро)

пасивен земен натиск: на ниво 1 γ p pk ,1 = 0 ; q p pk ,1 = 100.2, 464 = 246, 4 kPa ; c p pk ,1 = 2.25 2, 464 = 78, 49 kPa ;

p pd ,1 = (246, 4 + 78, 49).1 = 324, 89 kPa ; (γG,fav = 1,00) (за едно ребро) на ниво 2 γ p pk , 2 = 5.20.2, 464 = 246, 4 kPa ; q p pk , 2 = 100.2, 464 = 246, 4 kPa ; c p pk , 2 = 2.25 2, 464 = 78, 49 kPa ;

p pd ,2 = (246, 4 + 246, 4 + 49, 28).1 = 542, 08 kPa

(за едно ребро).

(3) Коравина на пружинните опори

Коравината на пружинните опори се определя съгласно методиката, изложена в Глава 6. и по формула (6.2.5), при приет коефициент на леглото за мергелната глина – k = 10 000 kN/m4. Коравината в отделните опори е показана на фиг. 5.1.11.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

233

112,27

=561,33kN

5,0m

шлиц

Eсв

ниво 1

kz=12500

5,0m

Ep = 2167,43kN

ниво 2

542,08

2,0m

.нат

99,84

зем

н ве

т. на

324,89 н иве

ти ак

м. зе

kz=27500 kz=30000 kz=32500 kz=35000 kz=37500 kz=40000 kz=42500 kz=45000 kz=47500 kz=50000 kz=52500 kz=55000 kz=57500 kz=30000

па с

17,63

112,27

Фиг. 5.1.11. Статическа схема към пример 1 (4) Статическо изследване

Решението е извършене с програмата SAP2000. Приетата точка на завъртане съвпада с получената в решението, поради което не се налага итерационно изследване. Получените деформирана схема, реакция в пружинните опори, моментова и V-диаграма са показани на фиг. 5.1.12. •

проверка за достатъчност на дълбочината на забиване:

E p 2167, 43 = = 1548,16 kN >  R = 1281, 31 kN → γR 1, 4

Проверката е изпълнена!

( ΣR е сумата от реакциите в пружинните опори в зона 1-2)

Реакции ΣR = 1281,31 kN

Премествания max δ = 0,0178 m

M-диаграма max М = 1829,15kN/m

V-диаграма max V = 561,35kN

Фиг. 5.1.12. Резултати от изчисленията към пример 1

234

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(5) Оразмеряване и конструиране на шлицовата стена и обединителната греда.

Шлицовите ребра се оразмеряват и конструират съгласно правилата на Еврокод 2, така че да са в състояние да поемат получените разрезни усилия. При необходимост от увеличаване размерите на шлицовото ребро или промяна в светлото разстояние между отделните ребра, задачата се решава отначало с новите параметри. ПРИМЕР 2. УКРЕПВАНЕ НА СВЛАЧИЩЕ С АНКЕРИРАНИ ШЛИЦОВИ СТЕНИ

Да се проектира противосвлачищна конструкция, съставена от отделни шлицови стени (ребра) с размери и разположение, показани на фиг. 5.1.13. Противосвлачищната конструкция да се реши във варианта едноредово анкерирана в главата на щлицовите ребра. Почвените характеристики за свличащия се и здравия почвен пласт са показани на фиг. 5.1.13. Решение:

Отделните шлицови стени са разположени сравнително близко една до друга, което позволява конструкцията да се реши като равнинна, без корекция за пространствен земен натиск. Схемата на решение е аналогична на приложената в предишния пример. Задачата е решена по земно-реактивния метод (вж. Глава 6.).

Свличащ се пласт

k1 = d1 = 16° (ϕ =1,00) ck1 = cd1 = 10kPa (c=1,00) k1 = d1= 20kN/m (γ =1,00) Анкер

Ростверк A-A

0,6m

H=8m

пов ърх нин а

1,5m

l0=5m

1,5m



Хлъ згат елн а

1 Мергелна глина

Ребро

h1=3m

d=2,5m

k2 = d2 = 25° (ϕ =1,00) ck2 = cd2 = 25kPa (c=1,00) k2 = d2= 20kN/m (γ =1,00)

Фиг. 5.1.13. Геометрия и изходни данни за пример 2

За определяне на необходимата дълбочина на забиване на стената в здравия пласт (мергелната глина), се търси онази минимална дълбочина на забиване, при която носещата способност (силата на пасивния земен натиск под плъзгателната повърхнина) да бъде равна на въздействието (резултантната сила на реакциите в пружините). (1) Параметри на стената:

•

прието е шлицовата стена да е с дебелина 0,60 m и дължина 2,50 m.

•

площ на напречното сечение A = 1,44 m2;

•

инерционен момент I = 1/12.(2,53.0,6) = 0,781 m4;

•

начален (еластичен) модул на бетона (C20/25): Еb = 30 000 MPa.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

235

(2) Натоварване от земен натиск • коефициенти на земен натиск:  



ϕk 

пасивен k p,k = tg 2  45° + 

•

ϕk 

25  2 = 0, 406 ;  = tg  45 − 2  2  

активен k а,k = tg 2  45° −

25  2 = 2, 464 ; (в посока на сигурността δ = 0)  = tg  45 + 2  2  

свлачищен натиск – по формула (5.1.7):

E св = m (ϕ )

th 2 2

cos ϕ 2 = 1, 2.20.

52 cos 2 16 = 277, 2 kN / m′ , където m(ϕ) се отчита от фиг. 5.1.4. 2

При разстояние между шлицовете 1,5 m, натоварването върху едно ребро е: ′ E свшлиц ,k = 277, 2 ,1,5 = 415, 8 kN / m

′ → E свшлиц ,d = 415, 8 .1, 35 = 561, 33 kN / m .

Прието е равномерно разпределение на диаграмата на натоварването от свлачищната сила: шлиц eсв,d

•

шлиц E св,d

561, 33 = 112, 27 kN/m . 5

активен земен натиск на ниво 1 γ p pk ,1 = 0 ; q p pk ,1 = 5.20.0 , 406 = 40 , 6 kPa ; c p pk ,1 = 2.25 0 , 406 = 31, 9 kPa ;

p pd ,1 = (40, 6 - 31, 9).1, 35 - 0.1,5 = 11, 75 kPa ; (γG = 1,35; γQ = 1,50) p pd ,1 = 11, 75.1,5 = 17, 63 kPa ; (за едно ребро) на ниво 2 γ p pk , 2 = 3.20.0, 406 = 24, 36kPa ; q p pk , 2 = 100.0, 406 = 40, 6 kPa ; c p pk , 2 = 2.25 0, 406 = 31, 9 kPa ;

p pd ,2 = (24, 36 + 40, 6 - 31, 9).1, 35 - 0.1,5 = 22, 71 kPa ;

p pd ,2 = 22, 71.1,5 = 34, 07 kPa ; (за едно ребро) •

пасивен земен натиск на ниво 1 γ p pk ,1 = 0 ; q p pk ,1 = 100.2, 464 = 246, 4 kPa ; c p pk ,1 = 2.25 2, 464 = 78, 49 kPa ;

p pd ,1 = (246, 4 + 78, 49).1 = 324, 89 kPa ; (γG,fav = 1,00)

(за едно ребро)

на ниво 2 γ p pk , 2 = 3.20.2, 464 = 147, 84 kPa ; q p pk , 2 = 100.2, 464 = 246, 4 kPa ; c p pk , 2 = 2.25 2, 464 = 78, 49 kPa ;

p pd ,2 = (147, 84 + 246, 4 + 49, 28).1 = 443,52 kPa ; (γG,fav = 1,00) 236

(за едно ребро)

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(3) Коравина на пружинните опори

Коравината на пружинните опори се определя съгласно методиката, изложена в Глава 6. и по формула (6.2.5), при приет коефициент на леглото за мергелната глина k = 10 000 kN/m4. Коравината в отделните опори е показана на фиг. 5.1.14. 112,27

kz=40000

=561,33kN

5,0m

шлиц

Eсв

ниво 1

34,07

kz=27500 kz=30000 kz=32500 kz=35000 kz=37500 kz=20000

3,0m

ве ти ак

м. зе

17,63 т. на

324,89 н иве пас .нат. зем

kz=12500 112,27

Ep = 1152,62kN ниво 2

443,52

Фиг. 5.1.14. Статическа схема към пример 2 (4) Статическо изследване

Решението е извършено с програмата SAP2000. Приетата точка на завъртане съвпада с получената в решението, поради което не се налага итерационно изследване. Получената деформирана схема, реакции в пружинните опори (анкерна сила), моментова и V-диаграма са показани на фиг. 5.1.15.

Реакции

ΣR = 313,56 kN

Премествания max δ = 0,0081 m

M-диаграма max М =470,79 kN/m

V-диаграма max V = 325,33 kN

Фиг. 5.1.15. Резултати от изчисленията към пример 2

•

проверка за достатъчност на дълбочината на забиване

M rO 1, 4

7722, 52 = 5516, 09 kNm > M aO = 1480 , 93 kNm 1, 4

→

Проверката е изпълнена!

M rO и M aO са задържащите и завъртащите моменти спрямо т. О. Забележка: Въпреки че проверката за дълбочината на забиване излиза с голям резерв, не се препоръчва при проектиране на противосвлачищни конструкции дълбочината на забиване да е помалка от 3,00 m Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

237

(5) Оразмеряване и конструиране на шлицовата стена и обединителната греда

Шлицовите ребра се оразмеряват и конструират съгласно правилата на Еврокод 2, така че да са в състояние да поемат получените разрезни усилия. При необходимост от увеличаване на размерите на шлицовото ребро или промяна в светлото разстояние между отделните ребра задачата се решава отначало с новите параметри. (6) Проектиране на анкера

Анкерите се проектират, така че да поемат натоварването от 288,44 kN съгласно методиките, изложени в Глава 6., т.4. Допълнителна литература

(Наредба 12, 2001). Наредба №12/03.07.2001 на МРРБ за проектиране на сгради и съоръжения в свлачищни райони, 2001. (Day, 2006). Day, Robert, W., Foundation Engineering Handbook: Design and Construction with the 2006 International Building Code, The McGraw-Hill Comp, 2006.

5.2. СРУТИЩА. ДИНАМИКА НА ПРОЦЕСИТЕ И ЗАЩИТА ОТ СРУТИЩА 5.2.1. СРУТИЩНИ ПРОЯВИ В СКАЛИ

Гравитационните прояви в скални терени са скалните свличания и срутванията (срутища и сипеи). Срутванията са свързани с откъсване и движение по склона на единични или група скални блокове. При това движение откъсналият се материал може да застраши сигурността на разположени в близост транспортни комуникации, строителни и други обекти или съоръжения. Точка 11.5.2. на Еврокод 7 третира основните насоки за изчисленията и укрепването на скалните изкопи и срутищата, поради което в настоящото ръководство са дадени повече подробности относно тези процедури, както и относно характеризирането на срутищните явления. Обрушванията по стръмните участъци в скалните масиви имат внезапен характер, трудно се прогнозират, поради което са особено опасни, дори и в неголеми размери. За да бъдат оценени опасността и рискът при срутищата, следва да се познават условията за откъсване на скални блокове от масива, тяхното падане и движението им по склона.

Фиг. 5.2.1. Срутвания и резултати

Срутищата или каменопадите се проявяват обикновено по стръмни естествени и изкуствени склонове и откоси от напукани скални и полускални разновидности с наклон, по-голям от 40°÷50°. Възникват и по стръмните брегове на речни долини, в ждрела и каньони, по морското крайбрежие, също така в строителни изкопи и в откосите на кариери. Скални свлачища (rockslides). Разрушения в скални масиви чрез плъзгане на големи скални маси по плъзгателна повърхнина – представляваща отделна пукнатина или група пукнатини. Еврокод 7 – т. 11.5.2, (1)Р, (2)Р, (3) и (4) предвижда при проектни работи да се оцени и предвиди рискът от възникването на такива процеси, независимо от тяхната природа – чрез равнинно хлъзгане на скалните блокове или чрез ротация, в зависимост от вида, напукаността и структурните особености на скалите.

238

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Каменопади (rockfalls). Падането на отделни скални късове става след загуба на устойчивост, под формата на клинове или вследствие на раздробяване. Каменопади се проявяват най-често в едрозърнести скали с голямо количество слюда, изветрели фелдшпати или в скали с ясно изразена слоестост и шистозност. Основните фактори и причини за проявата на срутища са: •

Напуканост на скалите. Първична, свързана с образуването и вторична – тектонски, изветрител-

•

Атмосферни, повърхностни и подземни води. Най-често срутищата се проявяват в дъждовни пе-

•

Земетресения. Сеизмичните въздействия разхлабват отделните скални късове и нарушават кон-

•

Човешка дейност. Изкопните работи в скални разновидности, използването на взривове при

ни и гравитационни пукнатини.

риоди и при активно снеготопене през пролетта – ледът се стопява и разхлабените скални блокове при определени условия падат надолу по склона. Освен това водата размива пълнителя на пукнатините. По същия начин въздействат високите нива на скалните води. тактите между тях. Много често и логично срутища се проявяват по време и след земетресения.

разработката на кариери и прокарването на тунели, както и работата на тежки машини могат да доведат да срутвания в скалните откоси.

Обемът и начинът на образуване на срутищата зависят предимно от вида на скалите, техните якостни свойства, изветрялост и тектонска раздробеност. Например блокове с най-големи размери се образуват в базалти. В гранити, гнайси, здрави пясъчници и варовици се образуват блокове с размери до 3 – 5 m3, в алевролити до 1 – 1,5 m3. В шисти и аргилити срутища се наблюдават по-рядко (преобладават сипеи) и размерът на блоковете не надхвърля 0,5 – 1,0 m3. Предвестници на срутищата са разширяването на съществуващите и появата на нови пукнатини, разположени успоредно на стените на изкопите (короната на склона), глухият шум, пукане, разместване на скални блокове и други явления. Сипеи. Представляват откъсване на дребни скални късове и чакъл, резултат преди всичко от мразовото изветряне на скалите в разкрити склонове и откоси, претъркаляне надолу и натрупване в подножието на склона, с образуване на шлейфове и конуси. В зависимост от съдържанието на скални блокове с размери, по-големи от 0.5 m, съществува преход между срутищата и сипеите (Таблица 5.2.1.). Таблица 5.2.1. Класификация на срутищата и сипеите Наименование Срутища Срутища-сипеи Сипеи-срутища Сипеи

Съдържание в % на блокове с размери, по-големи от 0,5 m > 75 50 - 75 25 - 50 < 25

Обикновено сипеите се проявяват в наклонени терени с повишена напуканост и разломяване. В зависимост от едрината и формата на късовете стръмнината на сипеите е различна: 32–33° за пясъчни сипеи; 35–36° за дребночакълести сипеи; 38–40° за едрозърнести сипеи.

Фиг. 5.2.2. Схема и последователност на развитие на сипеен склон, и строеж на сипеен шлейф (Косев, 1993) Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

239

Движението на скалните късове при сипеите не е само повърхностно, а и в дълбочина. Скоростта на горния слой може да достигне над 1m/год. Долните слоеве и сипеят като цяло се движат със значително по-малка скорост. 5.2.2. ИНЖЕНЕРНОГЕОЛОЖКИ И ХИДРОГЕОЛОЖКИ ПРОУЧВАНИЯ НА СКАЛНИ СВЛАЧИЩА, СРУТИЩА И СИПЕИ

Инженерногеоложките и хидрогеоложките изследвания на срутищата са насочени към проучване на качествата на скалите масивите. Основните параметри, които се установяват, са: •

Физични и механични свойства на скалите, включително анизотропност и нееднородност (т. 3.3.2. на Еврокод 7). Характеристика на скалните масиви (т. 3.3.8 на Еврокод 7), включваща:

•

Напуканост на скалите и скалните масиви: пространствено разположение (фиг. 5.2.3 а), дълбочина, отвореност, размествания, разстояния между пукнатините; грапавост на пукнатинните стени, наличие на пълнител и пр.; средностатистически размери и форма на блоковете в масива (фиг. 5.2.3 б).

•

Якостни свойства на скалите и основно параметрите на якостта на срязване по пукнатини.

•

Дебелина и пространствено положение на пластовете от седиментни скали и на нашистяването при метаморфните скали;

•

Наличие на изветрителни процеси, дебелина и свойства на изветрялата част от масива.

•

Наличие на окарстяване, параметри на окарстяването и свойства на окарстените скали.

•

Наличие, нива и посока на движение на подземните води; подхранване и дрениране на подземните води.

Фиг. 5.2.3. Обобщена структурна диаграма на пукнатинните системи (а) и форма на блока (б) на западен скален откос над гр. Провадия (Иванов, 2004)

•

Определяне на зоните от подножието на откоса, които могат да бъдат засегнати от срутищата.

•

Анализ на опасността (вероятността) и риска (степента на поражение) от падането на скалните блокове.

5.2.3. ПРИНЦИПИ ЗА ИЗСЛЕДВАНЕ НА ДВИЖЕНИЕТО И ВЪЗДЕЙСТВИЕТО НА ДВИЖЕЩИ СЕ БЛОКОВЕ ПО ОТКОСИ И СКЛОНОВЕ

Движението на откъснатите скални блокове по склоновете създава опасност (фиг. 5.2.4.) за намиращите се в близост строителни и други обекти и съоръжения. За проектиране на тяхната защита (защитни съоръжения) е необходимо да се прогнозира кинематиката и динамиката на движещите се блокове (траектория, скорост на движение и силите на взаимодействие с предпазните съоръжения). 240

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

5.2.3.1. Траектории

Първоначално се определя големината и формата на откъсващите се блокове, тяхната моментна устойчивост, както и мястото на откъсването им от масива (определяни при инженерногеоложките проучвания). Нататък траекторията на движещите се блокове в даден момент може да се определи, като се изхожда от възможния тип движение: свободно падане, плъзгане, търкаляне или подскачане с “летене”. Обикновено началното движение на откъснатия блок (фиг. 5.2.4 в) е свободно падане. Характерът на последващото движение зависи от релефа, от състоянието и свойствата на повърхностния слой на склона.

а. б. в. Фиг. 5.2.4. Срутище (а), схема на срутище (б) и схема на движение на скален блок (в) Характерните видове движение и съответстващите им уравнения на движение са систематизирани в Таблица 5.2.2. Таблица 5.2.2. Таблица с параметрите на съставните движения Вид движение

Параметри на траекторията Свободно падане

2 + 2g Δh Скоростите: Vx = 0; Vy = v 0,y

vo x

h v

2 Vx=0;Vy= v 0,y + 2gh

Vx,0=0 и Vy,0=0.

;

или за целия участък:

T G

;

Плъзгане

f   Скоростта V = v 02 − 2g Δh  1 − s  . tg α   Vx= V .cosα; Vy = V .sinα. Търкаляне

x hv

H T G

y Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Скоростта V = v 02 −

(n + 2 ) Δh.g 1 − 2n

 

ft  , tg α 

Vx= V .cosα; Vy = V .sinα. n = 1,5 - при сферични блокове; n = 2 - при цилиндрични блокове; n = 4 - при плочести блокове;

− − −

241

Таблица 5.2.2. - продължение Вид движение

Параметри на траекторията

Летене след удар Координати на траекторията след подскачане: x = V0,x.t; y = V0,y.t + ½.g.t 2 (t – време); Скорости: Vx = V0x; Vy = V0y + g.t ;

V0x= V0 .cosα0; V0y = V0 .sinα0; V0 = C z2 cos 2 β + sin 2 β , y

където: α0 = α + γ - 90°; γ = arctg

Критерии при α0 < α - последващото движение е летене след отскачане; при α0 ≥ α - последващото движение е плъзгане, като: - при fs >μ.tgα - движението е търкаляне без плъзгане; - при fs < μ.tgα - движението е търкаляне с плъзгане; μ = 0,29 - за сферични блокове, μ = 0,33 - за цилиндрични блокове. Забел.: Величините са означени на фигурите.

vo x

o o

tg β ; Cz

v x y

Забележка: За случая fs < m.tgα, т.е. при едновременно плъзгане и търкаляне силата на триене е преодоляна. Тогава изразът за скоростта (V) не се различава от отбелязания в таблицата, като коефициентът на триене става коефициент на триене при едновременно плъзгане и търкаляне fts , т.е.

V = v 02 −

f   n +2 Δh.g 1 − t ,s  . tg α  2n 

(5.2.1)

Означенията в таблицата са следните:

V0 – началната скорост; g – земното ускорение; fs – коефициентът на триене при плъзгане; ft – коефициентът на триене при търкаляне; Cz – коефициентът на възстановяване след удар; R – приведеният радиус на скалния блок. Следователно, ако се познават траекториите за всеки тип движение, при спазване на критериите от Таблица 5.2.2. може да бъде „композирана” траекторията на движение на тяло по начупена склонова повърхнина. И ако поставената задача е да се предпази съоръжение, например с предпазна джобстена, както е показано на фиг. 5.2.5., то крайните резултати от решението са мястото на удара върху стената и параметрите на скоростта в момента на удара -Vx и Vy. 5.2.3.2. Размери на скалните блокове Размерите на скалните блокове, които са необходими за определяне на въздействията, зависят от конкретната напуканост на масивите и по-конкретно от броя на пукнатинните системи и от разстоянието между пукнатините във всяка от тях. В (Руководство, 1983) се препоръчва размерите на средностатистическия блок (като ръб на куб или диаметър на сфера) да се получат по: 1 d = , (5.2.2) 4 1 1 1  + + ⋅⋅⋅ + nT  b1 b2 bn 

като разстоянието между пукнатините bi в пукнатинните системи на изследвания масив е N

bi = bi + t a 242

Δ , където Δ = N

 ( bi 1

− bi

N −1

)

;

(5.2.3)

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Означенията във формула (5.2.3) са, както следва:

N е броят на измерванията; b – средноаритметична стойност; ta – кратност на грешката; nt – брой на изследваните пукнатинни системи; Δ – средно квадратично отклонение. Според (Ройнишвили, 1960) по повод определяне на средностатистически блок се разрешава изследване за блокове направо с обеми 1 m3, като се счита, че решението притежава достатъчна сигурност. 5.2.3.3. Сила на удара

Втората неизвестна при изследване на едно предпазно съоръжение е определяне на силата на удара. Тази сила зависи от „поддаваемостта” на стената, а от там от нейните размери и огъвателна коравина. Зависи и от опорните условия, например представени чрез винклерова основа. Това означава, че за различни стени и въобще предпазни съоръжения ще бъдат получавани различни резултати и решенията ще бъдат индивидуални. Иначе принципът е следният: Енергията на удара се определя лесно като са известни скоростите на тялото при удара и неговата маса. От друга страна, следва да се намери преместването от силата на удара, взета като статична. От равенството, че енергията на удара е равна на работата на тази сила се получава неизвестната динамична сила.

Този принцип лесно се реализира като: намира се преместването на стената в точката на удара от сила единица. (Това става програмно). Стената се представя като амортизираща еластична система със съответна коравина и от условието за запазване на енергията се изчисли динамичната сила. Нататък изследването е свързано с намиране на разрезни усилия и оразмеряване на стената. Реализацията в изложения смисъл е с използване на статически програмни продукти като SAP2000 например.

Фиг. 5.2.5. Уловителна джоб-стена с изчислителна схема за определяне на ударни товари от откъснати скални блокове и снимка на „зле ударена” ъглова стена

Подобен принцип е използван при решението на конкретна, ъглова стена (Илов, 2004). Въз основа на изчислителната схема от фиг. 5.2.5. е получен следният израз за коефициент на динамичност, който обвързва статичната с динамичната сила:

kd = 1 + 1 +

V2 g .S

 M .m  , ⋅ 1 − 2  (m + M )  

(5.2.4)

където приведената маса на системата е:    7 22.h 6 48.h 5   Wf  Wc  11.h М= . . + + + 2  2 3 2   h 3 12.h 2   g.h  420. (EI ) 10.EI .k.B k.B 3  .g.B   +    kB 3   3EI 1

(

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

)

 2  12.h  B 3   . .  . 3  k.B  12   

(5.2.5)

243

Стойността на преместването S се определя от:

S =

Ph 3 12.P .h 2 + 3EI kB 3

(5.2.6)

В изрази (5.2.4)–(5.2.6) означенията са, както следва:

m – масата на тялото (скалния блок); М – редуцираната маса на стената; V – хоризонталната компонента на скоростта на тялото в момента на удара; S – статическото преместване на точката в мястото на удара от сила P и по посока на силата; EI – коравина на напречното сечение на секцията от стената; l – дължина на секцията; B – ширината на фундамента на стената; k е Винклеровата константа на основатаl Wc и Wf са съответно силата на теглото на конзолната част на стената и на фундамента. ПРИМЕР

Да се изчисли динамичният коефициент при удар на стена ъглов тип, висока h = 4,00 m, ширина в основата В = 2,00 m; дебелина на конзолната част d = 0,20 m, средна дебелина на фундамента df = 0,30 m; дължина на секцията l = 4,00 m; коефициент на леглото k = 20 000 kPa/m; модул на деформация за бетона 20 000 МРа. Стената се удря от скален блок с маса 250 kg с хоризонтална компонента на скоростта V = 10 m/sec. За тези данни редуцираната маса на стената, по формула (5.2.5), е получена М = 552 kg. За преместването S (по 5.2.6) на точката от мястото на удара, при статично действие на сила P (тук за статична сила е приета – силата на теглото на блока Р = 2,5 kN, действаща хоризонтално), е получено S = 0,007 m. За динамичен коефициент, изчислен по (5.2.4), се получава:

kd = 1 + 1 +

 10 2 0,552.0, 25  ⋅ 1 −  = 30, 69 10.0, 007  (0, 25 + 0,552)2 

Динамична сила Pd = kd . P = 30.69 . 2.5 =76.7 kN. Подобни „снаряди” притежават голяма енергия. Те по всяка вероятност ще предизвикат разрушения в стената и евентуално могат да бъдат спрени от оголената армировка на конзолната част (фиг. 5.2.6 - снимка) от стената след пръсването на бетона от зоната на удара. Тази армировка има много по-голяма „демпферност” и тя ще погаси в по-голяма степен енергията на удара. В (Руководство, 1983) са посочени динамични сили при удар на блокове с различен обем върху съоръжения, но върху които има амортизиращ насип с дебелина 1 или 2 m. Тези стойности са показани в Таблица 5.2.3. Таблица 5.2.3. Стойности за динамични сили в зависимост от скоростта на удара, обема на блока и дебелината (1,0 или 2,0 m) на амортизиращия насип Обем V, m3 Тегло W, kN v = 10 m/s

v = 20 m/s v = 30 m/s

→ h=1 h=2 h=1 h=2 h=1 h=2

m m m m m m

0,10 2,5

0,20 5,0

0,30 7,5

0,40 10,0

0,50 12,5

1,0 25,0

2,0 50,0

370 210 640 480 920 760

620 340 920 640 1250 960

830 490 1150 630 1680 1180

970 500 1780 950 2430 1380

1120 600 2280 1070 3020 1530

1780 960 4430 1640 6660 2300

2120 1270 7380 2280 14240 3200

В Таблица 5.2.4. са дадени стойности на динамични сили, които са получени чрез екстраполация на показаното в Таблица 5.2.3, но за амортизиращ насип с дебелина 0,0 m. Според нас тази ориентировъчна сила може да бъде използвана само за съоръжения, които могат да бъдат приемани за неамортизиращи (корави). 244

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Таблица 5.2.4. Приблизителни стойности на динамичната сила в kN в зависимост от обема (теглото) и скоростта на блок при удар в кораво съоръжение Обем V, m3 Тегло W, kN v = 10 m/s v = 20 m/s v = 30 m/s

→

0,10 2,5

0,20 5,0

0,30 7,5

0,40 10,0

0,50 12,5

1,0 25,0

2,0 50,0

540 830 1080

810 1090 1530

1100 1460 1960

1450 2660 3640

1680 3520 4620

2400 4620 10360

4160 13640 23600

Коментар. Безспорно изследванията за движение на скални блокове при срутища и определяне на въздействието им върху укрепителни съоръжения е сложна задача. Не само по отношение на решение, но и от гледна точка на входни данни за терена – коефициенти на терена при търкаляне и при плъзгане и за коефициента на отскок. Това е причината да се разрешава (Руководство, 1983) приемането на най-неблагоприятни данни за терена, но възможни и вероятни.

Нататък решението е конструктивно и е свързано с проектирането на съоръжения, които да поемат натоварването (ударите) от тези въздействия. 5.2.4. ЗАЩИТА НА СЪОРЪЖЕНИЯТА ОТ СРУТИЩА

Борбата със срутищата, естествено, изисква познаване на причините за тяхното формиране и на второ място набора от средства (фиг. 5.2.6.), които могат да се използват при предотвратяване на пораженията от този вид разрушение.

Фиг. 5.2.6. Общ вид на неустойчив скален масив с възможни укрепителни мерки

Проектирането на защитни съоръжения при срутища предполага познаване на срутището, както и достатъчно (по количество) изследвания за движението на различни по форма и маса скални блокове. Необходимо е също да се познават възможните траектории на движение на различни откъснати блокове, както и параметрите на тези движения. В зависимост от тази информация се избират и проектират различните начини на защита.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

245

(1) Укрепване на активната част на срутището

Това е превантивна мярка, която може да елиминира проблемите, създавани от срутището. Укрепяването може да се извърши чрез анкериране (захващане) на отделни блокове към масива (фиг. 5.2.7 а) посредством метални пръти. Обикновено, успоредно с това, частта от масива се торкретира (покрива) или шприцова с циментов разтвор. Последното има добър повърхностен заздравителен ефект, като предпазва масива от повърхностни води, които при силни валежи са значителна по големина активна сила в изследваните гравитационни процеси.

бетониране

Торкрет

опасна пукнатина

скален дюбел

анкерирани пръти

.. .. .

скален дюбел

анкерирани пръти

.. . . . .. .. . .. .... . . . . бетон .. .. .

Отв.отвори кофраж

.. . . .. . .. .

Ос път

ПЪТ

анкерирани пръти

Фиг. 5.2.7. Захващане на неустойчиви блокове (а), пломби (б) и повърхностно торкретиране (в)

(2) Покриване с телени предпазни мрежи

Това е икономичен метод с доказана ефективност. Срутището се покрива изцяло или само активната му част (фиг. 5.2.8.). Мрежите могат да се оставят свободни, захванати само в горния край, като по този начин “направляват” срутванията и не позволяват откъснатите блокове да достигнат строителното съоръжение (например път). Самите мрежи са телени – поцинковани или карбонови, които се закрепват посредством къси, зациментирани в масива метални пръти.

Фиг. 5.2.8. Мрежи (а), уловителни канавки (б), джоб-стени (в)

Срутените каменни блокове се натрупват в основата на склона под мрежата в специални уловителни канавки. Този метод (по понятни причини) не е ефективен, ако от срутището се откъсват големи скални блокове. Покривните мрежи хващат блоковете и ги принуждават да се движат непосредствено между покритието и повърхността на откоса. Те не спират блоковете, а само регулират техния път до канавките например. (3) Берми-канавки

Логична предпазна мярка, създава препятствия. Бермите най-успешно гасят енергията, особено комбинирани с канавки (фиг. 5.2.9.). Бермите са много ефективни и задължителни. 246

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

5-10%

25-40 см

20 cm

. .. . . .

армировка

бетон - 15-20 см

. .. . . ..

бетон 10-15 cm

борд 40-50cm

канавка 50/40

борд 40-50cm

берма 1.50-3,00 m

20 cm

.. . .

канавка 50/40 . бетон - 15-20 см .. . . . .

анкерирани пръти анкерирани пръти

Фиг. 5.2.9. Конструкции на канавки по срутищни склонове

Тяхната конструкция и параметри следва да бъде резултат от анализ на процеса. Ширината на бермите зависи от необходимостта за сигурност и минимален риск от падащите камъни. (4) Предпазни канавки (фиг. 5.2.8 б)

Те намират широко приложение в практиката. Използват се канавки с различни размери, които зависят от профила на склона и установените траектории на движение, а така също и от големината на падащите блокове. В основата на канавките се поставя чакъл или пясък. Постепенното запълване на канавките със срутен материал от едри и по-дребни късове “омекотява” ударите и погасява енергията при удара. По такъв начин се спира движението на откъснатите блокове към съоръжението. Амортизиращите канавки успешно “улавят” скалните блокове в резултат на силна редукция на тяхната енергия. Подложката в тези канавки е подходящ амортизиращ материал. Често и при необходимост се комбинират с насипи, стени или габиони. (5) Уловителни мрежи

Това е едно по-съвременно решение на проблема (фиг. 5.2.8 a). Те се свързват с общи конструкции, които улавят блоковете и поемат тяхната енергия, без да се разрушават. Всеки тип мрежа има своите потенциални (енергийни) възможности (например 2500, 5000, 10 000 kNm.). Плетките на тези мрежи са от пръстени, които при поемане на блока пластифицират и гасят енергията на удара. Произвеждат се с различни демпферни възможности.

Фиг. 5.2.10. Предпазване на пътя с уловителни мрежи и джоб-стени

Намиране на местата на тези уловители следва да е резултат от анализ на траектории и на скорост, останалото, което се анализира, е вероятностната маса на падащите блокове. Оразмеряват се за поемане на изчислената енергия на удара. Уловителните мрежи следва периодически да се почистват. (6) Уловителни стени

Уловителните или “джоб-стените” преграждат и спират движението на падащите камъни. Изпълняват се обикновено непосредствено пред предпазваните съоръжения. Проектират се като класически незасипани подпорни стени, които могат да се “надграждат” с уловителни мрежи или леки телени огради (фиг. 5.2.10., фиг. 5.2.8 a и в). При проектирането също трябва да се предвиди възможност за периодическо почистване. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

247

(7) Предпазни стени, армирани насипи

Те изпълняват роля, подобна на джоб-стените, при това по-успешно амортизират ударите от скалните блокове. Когато са направени от габиони, ефектът е голям. Същото важи и когато на пътя на скалните блокове се изграждат армирани почвени насипи. (8) Защитни навеси

При сложни условия на активни срутища и когато други средства за укрепяване и предпазване са неефективни, се изпълняват защитни навеси (фиг. 5.2.11.). Те осигуряват пълна безопасност при ниски експлоатационни разходи. Представляват стоманобетонни конструкции (или дървени при временно предназначение) и се оразмеряват за поемане на удара на падащите върху тях скални блокове. Предпазните конструкции (плъзгачи) са приложими, когато изискванията за сигурност на движението са високи и когато склонът (оттам и откосите) е стръмен. Другата причина е активността на процеса. Покривната част на предпазното съоръжение се засипва подходящо с амортизиращ материал. Това води до промяна на енергията на падащите скални блокове.

Фиг. 5.2.11. Схема и защитен навес (по пътя Сестримо-Чаира)

В строителната практика са известни и други методи за предпазване от срутени скални материали, които в голяма степен зависят от конкретните условия и възможност за изпълнение. Допълнителна литература

(Тошков, Стакев 1987). Тошков, Е., М. Стакев, Укрепване на свлачища, Техника, 1987. (Косев, 1993). Косев, Н., Ю. Страка, К. Филипов, Н. Гълъбова. Инженерна геология и хидрогеология. София, Техника, 1993. (Иванов, 2001). Иванов, И. Инженерногеоложки проучвания на срутището над тунела при сп. Кръстец по жп линия Русе - Подкова. ЕТ "Геолоби", 2001. (Иванов, 2004). Иванов, И. Инженерногеоложко проучване за укрепване на западен скален откос над град Провадия. "Бондис" ООД, 2004. (Илов, 2009). Илов, Г. Приложна механика на скалите. ЕРА, 2009. (Руководство, 1983). Руководство по проектированию противообвальных защитных сооружении. Минтрансстрой, Москва, 1983. (Ройнишвили, 1960). Ройнишвили, Н. Противообвальныe сооружения на железных дорогах. Москва 1960. (Толмачев, 1986). Толмачев , К., Автомобильные дороги. Специальные сооружения. Транспорт, Москва, 1986.

248

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

ГЛАВА 6. ПОДПОРНИ СТЕНИ И УКРЕПИТЕЛНИ КОНСТРУКЦИИ Укрепването на почвени масиви е отделен раздел в геотехниката. Укрепват се временни строителни изкопи, укрепват се пътни изкопи и насипи, осигуряват се вертикални планировъчни изкопи, укрепват се свлачища и се предпазват комуникации от срутища. За тази цел са налице различни системи на укрепване – простиращи се от древността до наши дни. Натрупването на скални маси за „подпиране” на неустойчивата „земя” и последващото подреждане и оформление в тежки каменни стени са първите укрепителни конструкции, но там, където има камък. А където няма – укрепването е чрез „натрупване на уплътнена глина с напречни пръчки”. По-късно с тухли от глина, зидани. Нататък, след откриването на стоманобетона – стоманобетонни стени, а когато височините на укрепване стават големи – стените се подпират, а след това и анкерират. В тази глава се разглежда проектирането на класически подпорни стени, на гъвкави стени и укрепващи насипи, на сериозни укрепителни конструкции, формирани от шлицови, шпунтови и пилотни стени и анкери.

6.1. ПОДПОРНИ СТЕНИ Подпорните стени са най-простите и най-често прилаганите в строителството укрепителни конструкции с постоянно предназначение. Представляват линейни масивни (или ъглови-леки) съоръжения, поемат натоварването от почвата зад тях (като земен натиск) и заедно със собственото си тегло го предават отново в почвата чрез своя фундамент.

а.

б.

в.

Фиг. 6.1.1. Тежки (а) и леки (б) подпорни стени – напречни сечения. Елементи на напречното сечение на тежка подпорна стена (в) Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

249

6.1.1. ВИДОВЕ ПОДПОРНИ СТЕНИ Класическите подпорни стени са два типа. Тежките подпорни стени са монолитни бетонни елементи с подходящи напречни сечения (фиг. 6.1.1 а). Съпротивляват се на натоварването от подпираната почва чрез собственото си тегло, поради което още се наричат гравитачни. Вторият тип стени са леките или ъглови подпорни стени. Те представляват ъглови стоманобетонни елементи (фиг. 6.1.1 б). Поради това че са “застъпени” от почвата, която укрепват, са значително по-ефективни като конструкции. Тежките подпорни стени (фиг. 6.1.1 в) се състоят от тяло и фундаментна част. Характерни са две фуги (плоскости) – цокълната (между тялото и фундамента) и основната фуга (плоскостта, с която стената “стъпва” върху почвата). Повърхността от стената, която е от страната на масива, се нарича гръб, а най-горната й част – корона. В тялото на стената се поставят отвори (наричани барбакани) за оттичане на почвената вода, попаднала зад стената. Леките или ъгловите подпорни стени (фиг. 6.1.1 б) също имат тяло (конзолна част) и фундамент с преден и заден отстъп. По понятни причини те се изпълняват от армиран бетон. И двата типа подпорни стени се изграждат на звена с дължина 4–8 m на фуги. След като са готови се засипват (обратно) с несвързани почви (пясък, баластра), като предварително се оформя филтър в зоната на барбаканите (фиг. 6.1.1 в). 6.1.2. ИЗИСКВАНИЯ НА ЕК-7 ПРИ ПРОЕКТИРАНЕТО НА ПОДПОРНИ СТЕНИ Проектирането на една подпорна стена означава конструиране на напречното сечение на стената и доказване по съответен начин, че избраните размери са достатъчни. Това се изразява в извършването на няколко проверки за съответни гранични състояния, като изчисленията се правят за единица дължина на стената. При проектирането на подпорни стени по възможност се търси икономичен профил. Засипването зад стените трябва да става с „добър” материал, но това се прави само в случаите на високи и интензивни почвени води. Барбакани се поставят задължително. Подпорните стени са елементарни съоръжения. Височината им не бива да надхвърля 6-7 m. Моделът на стената е кораво тяло, което се изследва на устойчивост, като се предвиждат различните състояния, които биха предизвикали нарушаване на равновесието й. Като кораво тяло се разглеждат и леките стени при изследване на тяхната устойчивост. Процедурата за проектиране е известна – Нормите за проектиране на подпорни стени от 1987 г. Както в Нормите [15], така и тук в БДС-EN1997-1 се изискват проверки за следните основни гранични състояния: •

загуба на обща устойчивост на системата „стена-масив”;

•

загуба на носеща способност на конструктивните елементи - фундамент, конзола;

•

комбинирано разрушение, изразяващо се в нарушения на гранични състояния като: -

загуба на носимоспособност на почвата под основата;

плъзгане на подпорната конструкция с всички последствия;

разрушаване вследствие на преобръщане на стената;

250

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

•

разрушение на земната основа вследствие на суфозия – хидравлично разрушаване (недопустимо извличане на почвени частици през или под стената).

При проектирането се проверяват и възможни проектни ситуации като: – мето;

очаквани изменения на свойствата на почвите, водните нива и порния натиск във вре-

–

изменения на въздействията и начините, по които те са комбинирани;

–

подкопаване вследствие на ерозия пред подпорната конструкция;

–

влияние на уплътняването на обратната засипка зад подпорната конструкция;

– влияние на очаквани бъдещи конструкции и допълнителни натоварвания или разтоварвания върху или близо до подпорната конструкция; – очаквани премествания на земната основа вследствие, например, на пропадания или въздействия от замръзване. Въздействията върху подпорните стени са въздействия от: –

собствено тегло на почви, скали и вода;

–

напрежения в почвите вследствие на външни товари;

–

земен натиск;

–

хидростатичен натиск от почвените води;

–

филтрационни сили – хидродинамичен натиск;

–

собствено тегло на подпорната стена и товари от намиращите се в близост конструкции;

–

допълнителни (полезни) товари;

–

премахване на товари при изкопи в земната основа;

–

товари от движение на превозни средства;

–

напрежения от набъбване и съсъхване на почвите;

–

премествания, дължащи се на пълзене или свличане;

– динамични сили (или ускорения), причинени от земетресения, експлозии, вибрации и динамични товари; –

температурни въздействия, включително замръзване;

–

изменения в челното (пред предния фундаментен отстъп) съпротивление.

При проверките по различните гранични състояния могат да се използват различни комбинации за въздействие, при условие че те са възможни за проявление и не противоречат на съответните товарни комбинации. 6.1.3. ПРОЦЕДУРА ЗА ПРОЕКТИРАНЕТО НА ПОДПОРНИ СТЕНИ Изследванията засягат STR, GEO и EQU състояния и почти винаги се извършват за линеен метър.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

251

(1) Ограничителни условия (геометрия, терен и почвена основа) Установяват се входните данни за проекта: •

геометрия на укрепването, терен, нива, денивелации;

•

почвени насипи и почвена основа. Изясняват се характеристичните стойности на почвените параметри за основата и тези за насипа зад стената – γk , ϕk , ck , Ip , Ic , e и пр.;

•

почвени води – нива, колебание, водопонижение.

(2) Конструкция на стената Избира се сечение. Видът на напречното сечение на стената (фиг. 6.1.1.) зависи от изискванията към нея – естетични или технологични, от терена или от поставени планировъчни ограничения или други изисквания. Гърбът на стената се избира такъв, че технологично лесно да се изпълнява и вече готовата стена по-успешно да се съпротивлява на натоварването от земен натиск. Единствените конструктивни изисквания са свързани с минималната ширина на короната – min 40 сm за тежки и min 15 cm за армирани стени; отстъпът в цокълната фуга да не надвишава 0,7D (ако не се доказва). Дълбочината на фундиране на стената е min 80 (60) cm. (3) Натоварване върху стената За изследване на ЕQU и GEO състоянията може да се работи с резултантните (сили) на въздействията от земен натиск и от собственото тегло на стените. (3.1) Натоварване от собствено тегло на стената Характеристичните стойности на въздействията от собствено тегло Wk,i на стената се определят на базата на подходящото й разделяне на обеми Vi,k и на собственото тегло γb,k на бетона. При части от стената, намиращи се под нивото на почвени води, се отчита водният подем или се работи с γ'b,k. Изчислителните стойности на въздействията от собствено тегло на стената се определят по

Wd,i =γG.Wk,i , като при изследване на GEO състояния, коефициентите на въздействие са γG = 1,35 (1,0) и γQ = 1,5 (0), в зависимост от неблагоприятното (благоприятното) въздействие при проверка на съответното гранично състояние. (3.2) Натоварване от земен натиск Стената се разделя на участъци до основната плоскост на фундамента, за които коефициентите на земен натиск имат постоянна стойност. Границите са местата с промяна на наклоните на гърба на стената и там, където се променят свойствата на насипа и естествената почва. • Напрежения от земен натиск Натоварването от земен натиск (за удобство и яснота) се разделя на отделни «видове» - вследствие на собственото тегло на почвата paγ (нататък pa); от външни въздействия p qa и т.нар. влияние на кохезията – p ca.

pak,i = σγk,i.Ka,i ; p qak,i = qk.Ka,i ; (и други изрази – вж. т. 3.4.);

(6.1.1)

p cak,i = –2.ck,i. K ak ,i Диаграмата на натоварването от земен натиск се получава след сумиране на резултатите, като участъците (заради кохезията, която намалява земния натиск) с отрицателни стойности не се вземат предвид. Диаграмата на напреженията (вкл. заместващите сили) действат под ъгъл спрямо гърба на стената, който е равен на ъгъла на триене между стената и насипа δk (мерен спрямо нормалата към гърба). При наклонени участъци с наклон навътре (ε > δ ) силата на земния натиск се приема хоризонтална. За подпорни стени се приема δk = (1/2 до 1/3)ϕk . При проектиране на подпорни стени в челото на стената и при D > 1,50 m може да се приеме земен натиск в покой или по-високи стойности, но след доказване на възможността за неговото проявление. 252

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

• Въздействия/сили на активния земен натиск Еа,k Силите от земен натиск се определят като обеми (за 1 линеен метър) на съответни части от диаграмите от земен натиск. Изчислителните стойности на въздействията от земен натиск се определят по

Еаd,i =γG/Q.Eak,i . При изследване на GEO състоянията коефициентите на въздействие γG и γQ са същите, както при определянето на въздействията върху конструкцията. (3.3) Натоварване от почвени води При проверка на ситуации, при които навлиза вода зад стената, вследствие на колебание на почвени води или след нарушаване работата на дренажа зад стената част от почвата зад стената е под ниво води. Нейното обемно тегло става γ'k и земният натиск се коригира (преизчислява се с γ'k). Водата действа статично и динамично. • Статично действие на водата Напрежението от статичното действие на водата се определя по

pw,k = γw.zw .

(6.1.2)

За получаване на изчислителните стойности се използват частни коефициенти за въздействие, както при земния натиск – γG = 1,35 (1,0). • Динамично действие на водата Динамичното въздействие се отчита при изследване на общата устойчивост на стената и масива. Това изследване може да се направи по процедурата, показана в т. 5.3. при изследване устойчивостта на откоси. (3.4) Сеизмични натоварвания/въздействия В т. 3.4. е показано как се определят сеизмичните сили от земен натиск зад стената. Работи се с обединен коефициент на земен натиск KAE по формулата на Mononobe и Okabe (3.4.18–20).

Ed =

1 γ (1 ± kv ) K AE .H 2 2

(6.1.3)

На фиг. 6.1.2 а е показана стена с диаграми на натоварване от земен и хидростатичен натиск. a

t ho

Ea 0,7.t

U Ea

h1 h2

Eak

C 4

В а. б. Фиг. 6.1.2. Диаграми на натоварване върху стената (а) и проверка на напреженията в основната плоскост на стената (б) Bh

(4) Проверка на напреженията в основната плоскост на фундамента Съгласно изложеното в Глава 2., за стени с височина до 3,00 m проектното изследване може да завърши с проверка на напреженията в основната плоскост на фундамента. Тази проверка се извършва с характеристични въздействия и се изразява в следното (вж. Таблица 7.1.3.):

q av = q max

N E,k ≤ qR ; A N E,k M E,k = + ≤ 1, 3.q R . A W

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(6.1.4)

253

При опън в основната плоскост (σ2 < 0) двузначната диаграма се замества само с натискова (фиг. 6.1.2 б) с параметри:

qmax = qm; q m =

2.N E,k 3.c ' .1

; c' =

B 2

− e; e =

M E,k N E,k

(6.1.5)

При изключване на опъна не се разрешава опънната зона (B-B’) да надхвърля 0,25(0,33)B. (5) Проверки на гранични състояния (EQU сътояния) Проверките на отделните гранични състояния се представят чрез условията:

Еd (Fd)<Rd или Еdst,d < Estb,d , където Rd има смисъл на съпротивление или на носеща способност; Еd (Fd) – въздействие или ефект от въздействие; Еdst,d , Estb,d – дестабилизиращо и стабилизиращо въздействие – сили или моменти. Важно: Изследването на EQU състоянията изисква частни коефициенти за свойства на почвите и за въздействия, различни от тези при GEO състоянията и DA2. Коефициентите са съответно (вж. Глава 1., Таблица 1.2.) γϕ = 1,20; γc = 1,60 и γγ = 1,00 и γG = 1,10 (γG,fav = 0,90) и γQ = 1,50 (γG,fav = 0). Показаните по-долу примери запазват частните коефициенти, така както те са приети при GEO състоянията (вж. коментара към примерите по-долу). (5.1) Проверка срещу плитко плъзгане на стената (GEO състояние) Изисква се: Еd < Rd .

(6.1.6)

Ефектът от въздействието RE има смисъла на сумата от проекциите (например H ) на отделните въздействия (W, U, Eа) в равнината на плъзгане, съвпадаща с равнината на основната плоскост на стената. Съпротивлението или носещата способност срещу плъзгане на стената Rd има смисъла на сила на срязване в същата равнина (например Т ). qd

Ea,d

Ea,d Wd

NEd

REd

NEd

REd

NEd

REd

HEd

Ea,d Ud

HEd

HEd Rd

n n

HEd Rd

Фиг. 6.1.3. Проверка за плъзгане на стена и възможни решения за постигане на условието Определянето на RE може да се извърши аналитично или графично. Графичното (проекция на резултантната сила в равнината на плъзгане) има определени предимства (вж. Примери 1 и 2), а точността не е нарушена.

Rk – силата на срязване (или на триене) е функция на перпендикулярната компонента към изследваната плъзгателна равнина и се определя като: Rk =T =NE,k.tgδo – за несвързани почви; Rk =T =NE,k.tgδo +A’.ck – за свързани почви.

(6.1.7)

δf – ъгълът на триене в основната плоскост. Приема се δf = ϕ при пясъци и при настъпаляване на основната плоскост при глини. При хоризонтална основна плоскост при глини се приема δf = 2/3ϕ и «без добавката A’.ck ». Забележка: Добавката A’.ck за глини има по-голямо значение при малки подпорни стени. Когато стената стъпва върху почви с ниски стойности на ъгъла на вътрешно триене (а и не само), за да се намали дебелината на стените основната плоскост се накланя или (при глини) се настъпалява. 254 Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Еd се получава като сума от проекциите на изчислителните стойности на отделните въздействия,

като:

Еa,d = γG.Еa,k; Е qa,d = γQ.Е qa,k.;

(6.1.8)

Ud = γG.Uk. За удовлетворявне на условие (6.1.6) може да се предприеме:

•

изменение на гърба на стената и въобще профила на стената (цел – намаляване на земния натиск);

•

накланяне на основната плоскост (цел – увеличаване на ефекта от въздействието Vd , предизвикващ съпротивлението Rd);

•

настъпаляване на основната плоскост (цел – увеличаване на Rd чрез δf , което става равно на ϕ, т.е. δf = ϕ);

•

увеличаване на размерите на стената.

Измененията в геометрията на стената се извършват в посочената последователност. Забележка: Наклоняването на основната плоскост не трябва да надвишава наклон 1:5(1:4) в зависимост от почвата. Проверката на носеща способност на земната основа доказва достоверността на тази граница. (5.2) Проверка срещу преобръщане на стената (EQU състояния) Проверката срещу преобръщане се представя с:

Мdst,d ≤ Mstb,d

(6.1.9)

Дестабилизиращото въздействие представлява момент М Cdst,d на силите и въздействията спрямо т. С, които се стремят да преобърнат стената. Стабилизиращото въздействие представлява момент М Cstb,d на силите и въздействията, спрямо т. С, които се стремят да задържат стената срещу преобръщане. W

EQU

GEO

Mdst Mstb n

Ea d W W

U U E

n a c б. а. Фиг. 6.1.4. Проверка срещу преобръщане (a) и проверка на обща устойчивост (б) И двата момента могат да бъдат определени графоаналитично или аналитично (както е препоръката на ЕК-7), като въздействията върху стената се разложат предварително на вертикални и хоризонтални компоненти (според ЕК-7 на нормални и тангенциални към гърба на стената). При трите подхода разликите в резултатите по тази проверка са незначителни (3-5%). Удовлетворяване на това гранично състояние се постига:

•

чрез увеличаване на отстъпа на стената (при необходимост се армира);

•

„пускане” на заден отстъп на фундамента на стената (ако това не затруднява изпълнението на стената);

•

увеличаване на собственото тегло на стената.

(5.3) Проверка на носещата способност на стената Проверката се формулира с условие (6.1.10). Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

255

VE,d ≤ Rd , където:

(6.1.10)

VE,d е сумарната вертикална компонента от въздействията върху стената; Rd е носещата способност на земната основа. При наличие на ексцентрицитет на VE,d за определяне на Rd се използва ефективната площ А’ (вж. Глава 3. т. 3.2.1.3.). (5.4) Проверка на устойчивостта на стената с прилежащия масив Проверката не се различава от тази за устойчивостта на откоси. Използват се различни схеми на разрушение, в зависимост от геоложките условия, а проверката е в основата на неравенствата:

Еd (Fd) ≤ Rd или Еdest,d ≤ Rstab,d или Мdest,d ≤ Мstab,d . Проверката за граничното състояние, свързано с глобалната устойчивост на стената, се провежда с използване на специализирани геотехнически програми (вж. т. 4.2.). При извършване на тази проверка се отчита и хидродинамичното действие на водата, която влошава устойчивостта по начина, по който е показано това в т. 4.3. за откоси. (5.5) Проверки за носещата способност на тялото на стената За характерни сечения на стената се проверява носещата им способност като бетонни. Тези сечения са местата на преход в дебелината на стената (в чупките), сечението на цокълната фуга и сечението на отстъпа (или отстъпите) на стената. не.

Изисква се условието МЕ,d ≤ Rd да бъде изпълнено по отношение на срязване, огъване и продънва-

Проверките на характерните сечения се извърщват съгласно изискванията на Еврокод 2, предвид и важната бележка за това, че опънната якост на бетона Rbt,d следва да се намали (поради замърсяване и като правило 2 пъти) при проверката на условието в цокълната фуга на стената. 6.1.4. ОСОБЕНОСТИ ПРИ ПРОЕКТИРАНЕ НА ЪГЛОВИ СТЕНИ Ъгловите стени имат по-големи конструктивни възможности и са по-икономични по отношение на материали. За сметка на това работите по изпълнението им са повече и по-сложни (армиране, кофриране, бетониране). Изпълняват се, когато има възможност задният отстъп на стената да навлезе в масива без големи изкопи и когато височините са големи. Използват се предимно при оформянето на пътни възли и подходи към надлези и мостове в градски условия и за икономия на насипен материал. Процедурата за проектирането на ъгловите стени не се отличава от изложената за тежки стени. Приемането на размерите на стената се съобразяват с изискванията:

• минимална дебелина в короната – 0,15 m; • минимална височина на отстъпите в края – 0,20 m; • ширина B на основната плоскост се приема 0,50–0,60 от общата височина на стената; • предният отстъп е около 0,25 от В; • минималната дълбочина на фундиране е 0,80 m; • наклонът на лицето на стената (желателно) е 1:20.

Ea Ea

δ=φ

D W

а.

2 3

б.

условен вертикален гръб

Min 15 cm

δ=0

1 2

Фиг. 6.1.5. Ъглова стена – две изчислителни схеми 256

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Особеното при проектирането е натоварването/въздействието от земен натиск. Определя се както при тежките стени, но за условен гръб на стената в участъка 1-2. Това е показано на фиг. 6.1.5 а, където ъгълът θ се определя като наклон на плъзгателна равнина, но за по-нисък клас стени се приема “по Ранкин”, т.е. θ = 45° + ϕ /2. Въздействията от земен натиск също се отклоняват от нормалата под ъгъл на триене δ, приеман за 1/3 ϕ, но за участъци от стената. За участъка на фиктивния гръб се приема δ = ϕ. Теглото Wp на почвената призма между стената и фиктивния гръб 1-2 също участва в изчисленията, като той може да се продължи до т. 3. (вж. фиг. 6.1.5 a). Натоварването от водата действа върху стената и перпендикулярно на нея (а не върху фиктивния гръб). Изменя се линейно. В практиката е популярна и изчислителната схема от фиг. 6.1.5 б, при която се приема условен вертикален гръб (през т. 2) и допълнително резултантите Еа не се отклоняват на ъгъл δ (т.е. приема се δ = 0°). В повечето случаи тази схема на изследване дава практически приемливи резултати. Нататък проверките за отделните гранични състояния на стената се провеждат по изложените погоре (за тежките подпорни стени) принципи. Особеното е, че проверките за носеща способност на сечения от стената се извършват за въздействия от земен натиск в покой, които се определят за истинския гръб на стената. ПРИМЕР 1. Проектира се тежка подпорна стена за вертикално планиране с денивелация от 3,00 m. Насипът зад стената ще се изпълнява с речна баластра (пясък и чакъл) при очаквано обемно тегло γk = 18,0 kN/m3, ϕk = 33o, ck = 0. Фундирането на стената е в глинест пясък с γk = 18,0 kN/m3, ϕk = 26o, ck = 16 kPa; Ic = 0,80 и e = 0,6. (1) Ограничителни условия и свойства Денивелацията на терена се приема h = 3,00 m, като в изчисленията няма да се отразяват възможни отклонения от геометричните размери. Изчислителните стойности на почвените параметри (сгласно DA2) са: За основата: γd = γk =18,8 (γγ = 1,0); γ’d = γ’k = 9,4 kN/m3; ϕd = ϕk = 26о (γϕ=1,0); ck = cd = 16 kPa (γc = 1,0); Ic = 0,80; e = 0,6. За насипа: γd = γk = 18,0 (γγ = 1,0); γ’d = γ’k = 8,9 kN/m3; ϕd = ϕk = 33о (γc = 1,0).

(γϕ = 1,0); ck = cd = 0 kPa

За бетона: γb,d = γb,k = 23,0 kN/m3, ); γ’b,d = γ’b,k = 13,0 kN/m3 . Приетата геометрия на стената е показана на фиг. 6.1.6. Разглежда се ситуация, при която водата зад стената е на ниво 0,75 m над цокълната фуга и на нивото на терена от страната на отстъпа. (2) Въздействия (2.1) Въздействия от собствено тегло на стената Стената е разделена на части, настъпаляването не е отчитано. Силите на собственото тегло за съответните части са:

Wk,1 = 0,4.3,0.1,0.23,0 = 27,60 kN/m; Wk,2 = 0,5.(0,2.3,0.23,0) = 6,90kN/m; Wk,3 = 0,5.(0,80.1,5.1,0.23,0) = 13,8 kN/m; Wk,4 = 0,5.(0,8.2,2.1,0.13,0) = 11,40 kN/m; Wk,5 = 0,5.(2,3.1,0.1,0.13,0) = 15,0 kN/m.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

257

0,40

1,50

Wd,1

0,40

0,80

Wd,4

0,80

0,75

Wd,3

0,75

26,6

Wd,2

0,20

Wd,5

13,4

1,05

3,00

4 1,90

Фиг. 6.1.6. Приета геометрия (сечение) на стената Изчислителните стойности на въздействията от собствено тегло на стената са получени по:

Wd,i = γG Wk,i .

γG = 1,35; γG,fav = 1,0 (благоприятно въздействие).

Резултатите са показани отново в Tаблица 6.1.1. Таблица 6.1.1. Сили от собствено тегло на стената (kN/m)– характеристични и изчислителни стойности Сили Wi Характеристична Wi,k Изчислителна Wi,d Изчислителна Wi,d

γG 1,35 1,00

27,6 37,3 27,6

6,9 9,3 6,9

13,8 18,6 13,8

11,4 15,4 11,4

15,0 20,2 15,0

(2.2) Въздействия от земен натиск Изчислени са стойностите за 4-те участъка от гърба на стената (вж. фиг. 6.1.7.).

•

Участък 0-1.

2  ϕ  Коефициентът на активен земен натиск е: K a,k = tg  45o − k  = 0, 295. 2   Напрежения от земен натиск:

pa,k0 = 0; pa,k1 = 1,5.18,0.0,295 = 8,0 kPa; pqa,k0-1 = 10.0.295 = 2,95 kPa. •

Участък 1-2.

Коефициентът на активен земен натиск е: За ϕk = 33°, δk = 11°; ε = 26,6°; α = 0° по формула (3.4.2) е изчислен коефициентът на земен натиск за участък 1-2: Ka,k2 = 0,565.

p’a,k1 = 1,5.18,0.0,565 = 15,20 kPa; pa,k2 = (1,5.18,0 + 0,75.18,0).0,565 = 22,9 kPa; pqa,k0-1 = 10,0.0,565 =5,65 kPa. •

Участък 2-3.

Коефициентът на активен земен натиск е както за участък 2-3 - Ka,k2 = 0,565;

p’a,k2 = pa,k2 = 22,9 kPa; pa,k3 = (22,9+0,75.8,9).0,565 = 26,7 kPa; pqa,k2-3 = 10,0.0,565 = 5,65 kPa. 258

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Участък 3-4.

•

Коефициентът на активен земен натиск за участък 3-4 е определен по формула (3.4.2) за ϕk = 26°,

δk = 9°; ε = -13,4о; α = 0° и е Ka,k2 = 0,289.

p,a,k3 = [(1,5+0,75).18,0 +0,75.8,9]. 0,289 = 13,60 kPa; pa,k4 =13,6+1,05.9,4.0,289=16,5 kPa; pqa,k3-4 =10,0.0,289=2,89 kPa; pca,k3-4 =2.16.(0,289)0,50=17,20 kPa. На фиг. 6.1.7. е показана диаграмата на характеристичните стойностти на земен и хидростатичен натиск. qk

0,80

0,20

Wk,5

13,4

26,7 13,6

0,30

5,7 2,9

Eak,5

Eaq,3 Uk,1

Wk,2

Uk,1

7,5

Uk,2

1,50

Eaq,3 HB

Wk,3 3

Wk,4

Wk,5

7,5

17,2

Eak,3 2 Eak,4

26,6

0,75

3,00

Eaq,2

Eak,6 16,5

Eak,2 5,7 Eak,3 Eak,4

22,9 22,9

0,80

Wk,4

Wk,3

0,75

0,40

0,75

26,6

Eaq,1 Eak,1 Eaq,2 E ak,2 1

Wk,1

11,0 5,7

8,0 15,2

1,05

3,00

0,80 0,80

Eaq,1 Eak,1

1,50

Wk,1

Wk,2

3,00

0,75

0,40

13,4

i=10o

1,05

0,40

Uk,2 Eak,6 0,30

1,90

1,70

Фиг. 6.1.7. Диаграма на земен натиск и хидростатичен натиск – характеристични стойности (a) и въздейстия върху стената (б) (2.3) Въздействия от хидростатичен натиск

pwk,2 = 0; pwk,3 = 0,75.10,0 = 7,50 kPa; pwk,4 = 7,50 kPa за целия участък (при отчитане на действието на водата в челото на фундамента

на стената).

(3) Проверки за гранични състояния

За извършване на проверки за гранични състояния отделните части на диаграмите на натоварване от земен и хидростатичен натиск се заменят с концентрирани сили. Силите от земен натиск се прилагат в ц.т. на диаграмите, под ъгъл, равен на ъгъла на триене между стената и масива - δk. Силите от хидростатичен натиск се прилагат перпендикулярно на гърба на стената. За участък 3-4 ъгълът на триене δk < ε , затова силата на земния натиск се приема хоризонтална. В Таблици 6.1.2. и 6.1.3. са показани резултатите за изчислените напрежения и резултантните сили по участъци. Изчислителните стойности на силите са получени по:

Ead,i = γG.Eak,i ; E qad,i = γQ.Eqak,i . Силите от водата са: Uk1 = 2,80 kN/m; Uk2 = 7,9 kN/m. Таблица 6.1.2. Напрежения от земен натиск (kPa) по участъци – характеристични стойности Земен натиск: от собствено тегло от временен товар от кохезия резултантен Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Pak,0

0 3,0 3,0

Pak,1

8,0 3,0 11,0

P’ak,1

15,2 5,7 20,9

Pak,2

22,9 5,7 28,6

P’ak,2

22,9 5,7 28,6

Pak,3

27,7 5,7 32,4

P’ak,3

13,6 2,9 -17,2 -0,7

Pak,4

16,5 2,9 -17,2 2,2

259

Таблица 6.1.3. Сили от земен и хидростатичен (kN/m)– характеристични и изчислителни стойности Сили Eai и Ui

Характеристична Изчислителна Изчислителна

γG /γQ

Eqa,1

Ea,1

1,35/1,5 1,0/0,0

6,0 8,1 6,0

Ea,2

4,5 6,75 -

Ea,3

12,4 15,4 12,4

2,9 3,9 2,9

Eqa,2

Ea,4

4,3 6,5 -

Eqa,3

Ea,5

17,2 23,2 17,2

1,4 1,9 1,4

Eqa,4

4,3 6,7 -

0,85 1,30 -

2,8 3,8 2,8

7,9 10,7 7,9

Забележка: За за участък 3-4 e прието, че остатъчната диаграма е само от външен товар Eqak,4

(фиг. 6.1.7).

(4) Проверка на напреженията в основната плоскост

Тази проверка се извършва с характеристични товари. Редуцираното натоварване за центъра на тежестта на сечението на основната плоскост е получено графоаналитично. От силовия полигон на характеристичните стойности на въздействията върху стената (фиг. 6.1.8) е отчетена нормалната сила към сечението N cE,k= 109,4 kN. Eaq,1 Eak,1 Eak,2 Eaq,2 Eak,3

0,40 0

Wk,2

Wk,3

Rk Wk,1

Wk,4

Wk,5 C

13,4

Uk ,2 Eak,6

1,99

1,63

NEk=109,4 kN

1,05

0,80

qm=1 34,2

Eaq,3 Eak,5 Uk ,1

0,75

Eak,3 2 E ak,4

26,6

0,75

3,00

Wk,1

Eqk,3 Eak,4 Eqk,6 Eak,5 Uk,2 Uk,1

1,50

Eaq,1 Eak,1 Eaq,2 1Eak,2

90o

0,30

<Полигон Е k +W k >

1,90

Фиг. 6.1.8 Проверка на напреженията в основната плоскост – изчислителна схема с резултати

В двете таблици – 6.1.4. и 6.1.5 са показани стойностите на сили и рамена, чрез които са получени редуцираните съставки на момента за центъра на сечението. Таблица 6.1.4. Таблица за момента на силите Wk,i спрямо ц.т. на сечението

Wk,1

Сили Wk Характеристична Рамо спрямо С Момент спрямо С

27,6 -0,26 -7,20

Wk,2

6,9 0,01 0,07

Wk,3

13,8 -0,73 -10,1

Wk,4

11,4 0.19 2,20

Wk,5

15,0 -0,51 -7,65

Wk = 74,7 kN MW,k -22,7

Таблица 6.1.5. Таблица за момента на силите Ek,i и Uk,i спрямо ц.т. на сечението Сили Eak и Uk Характеристична Рамо спрямо С Момент спрямо С

Eak,1 6,0 2,73 16,4

Eqa,1 4,5 3,08 13,8

Eak,2 12,4 1,29 16,0

Eak,3 2,9 1,17 3,4

Eqa,2 4,3 1,30 5,6

Eak,4 17,2 0,47 8,10

Eak,5

1,4 0,37 0,5

Eqa,3 4,3 0,46 2,0

Eqak,4 0,85 0,17 0,2

Uk,1

2,8 0,67 1,9

Uk,2

7,9 0,45 3,6

MЕk=71,5

Общият момент за центъра на сечението С е:

МЕк = MEk + MWk = 71,5 - 22,7 = 48,8 kN.m. Ексцентрицитетът е = МЕ,k /NE,k = 48,8/109,4 = 0,45 m > B /6 = 1,99/6 = 0,33 m. Диаграмата на напреженията е триъгълникова с параметри:

со = В /2 – е = 1,99/2 – 0,45 = 0,545 m; 3.co = В’ = 3.0,545 = 1,63 m; ΔВ = 0,36 < В /4 = 0,50 m;

qm = 2.NEk /(3.co.1) = 2.109,4/1,63 = 134,2 kPa. За глинест пясък с е = 6,6 и Ic = 0,8 от Таблица 7.1.3 е отчетено qR0 = 214 kPa;

qRd = qR0.[(1 + k1.(B - 1)].(Df + 2)/4 = 214.[(1 + 0,05(2 – 1)].(0,8 + 2)/4 = 157,3 kPa. Условието qm < 1,3.qRd ; 134,2 < 204,5 kPa e изпълнено.

260

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(5) Проверка на устойчивостта (5.1) Проверка срещу плитко плъзгане (съгласно бележката преди примера)

Дестабилизиращото въздействие или проекцията на въздействията спрямо плъзгателната равнина n-n (равнината на основната плоскост на фундамента на стената) се отчита от полигона от фиг. 6.1.9., построен с изчислителни стойности за въздействията от земен и хидростатичен натиск (γG = 1,35, γQ = 1,50) изчислителни стойности на силите на собственото тегло (γG,fav = 1,00). Отделните стойности са показани в Таблици 6.1.6. и 6.1.7. Таблица 6.1.6. Изчислителни стойности на силите W, (kN) - сили за полигона <1,35Еk + 1,5EQk + 1,0Wk >

Сили Wi Характеристична Wi,k Изчислителна Wi,d

γG

27,6 27,6

1,0

6,9 6,9

13,8 13,8

11,4 11,4

15,0 15,0

75,7 kN

Таблица 6.1.7. Изчислителни стойности на силите Е и U (kN) - сили за полигона <1,35Еk + 1,5EQk + 1,0Wk >

Сили Eai и Ui Характеристична Изчислителна

Ea,1

γ G /γ Q 1,35/1,50

6,0 8,1

Eqa,1

Ea,2

4,5 6,75

12,4 15,4

Wk,5 13,4

Uk,2 Eak,6

1,50 1,05

0,80

17,2 23,2

1,4 1,9

0,30

Ud,1

Wd,1

Eqa,4

4,3 6,7

Ead,2 Eqd,2

Eqd,3

0,85 1,30

2,8 3,8

7,9 10,7

Eaq,1 Ead,1

Ead,3 Ead,4

Ud,2 Ead,5 Eqd,6 Ud,1

0,75

26,6

Ud,2

0,75

Eak,3 Eaq,3 HB 2 Eak,4

Wk,3 Wk,4

4,3 6,5

Eqa,3

Ea,5

Eaq,1 Eak,1 Eaq,2 1Eak,2

3,00

Wk,2

Ea,4

Ead,1

Wk,1

2,9 3,9

0,40

Eqa,2

Ea,3

NEd=98,2 kN

Rd NEd=123,2 kN

Wd,1 90o

90o

1,90

<Полигон 1,0Еk+0.Eq +1,0Wk>

HEd=53,8 kN

<Полигон 1,35Еk+1,5Eq+1,0Wk>

Фиг. 6.1.9. Проверка срещу плитко плъзгане – изчислителна схема и резултати

На базата на полигона <1,35Еk+1,5EQk+1,0Wk> от фиг. 6.1.9. е отчетено максималното дестабилизиращо въздействие HEd = Ed = 53,8 kN. Стабилизиращото въздействие се определя от силата NEd = 98,2 kN/m (отчетена от полигона <1,0Еk+0.EQk+1,0Wk> на фиг. 6.1.9), е:

Rd = Td = NE,d.tg ϕd + cd.A = 98,2.tg 26o + 16.1,55 = 47,9 + 24,8 = 72,7 kN, където ефективната площ (фиг. 6.1.9.) e А = 1,55.1,0 = 1,55 m2. Силите, на базата на които е построен полигонът <1,0Еk+0.EQk+1,0Wk>, са показани в Таблица 6.1.8.

Таблица 6.1.8. Сили за полигона <1,0Еk+0.EQk+1,0Wk> Сили Eai и Ui Ea,1 Eqa,1 Ea,2 Ea,3 Eqa,2 γG/γQ 6,0 4,5 12,4 2,9 4,3 Характеристична 1,0/0,0 6,0 12,4 2,9 Изчислителна

Ea,4

17,2 17,2

Ea,5

1,4 1,4

Eqa,3 4,3 -

Eqa,4 0,85 -

2,8 2,8

7,9 7,9

Условието Еd < Rd  53,8 kN < 72,7 kN е изпълнено.

Rd може да се определи и чрез характеристичните стойности на въздейстивето. От полигона <Еk + Wk> (фиг. 6.1.8.) се отчита NEk = 109,4 kN/m. Rk = Tk = NE,k.tg ϕd + ck.A = 109,4.tg 26o + 16.1,55 = 53,4 + 24,8 = 78,2 kN, Rd = Rk /γR = 78,2/1,1 = 71,1 kN/m Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(Двете стойностите за Rd са приблизително еднакви). 261

(5.2) Проверка срещу преобръщане (проверка на статично равновесие)

Проверката срещу преобръщане се дефинира като отношение между преобръщащ (дестабилизиращ) момент Mdst,d и задържащ (стабилизиращ) момент Mstb,d . В Таблица 6.1.9. са показани силите и единичните моменти, на базата на които са определени двата основни момента – стабилизиращ и дестабилизиращ. Таблица 6.1.9. Моменти (стабилизиращи) на силите на собственото тегло спрямо т. С1 Сили Wi Характеристична Wi,k Изчислителна Wi,d Рамо спрямо С1 Момент спрямо С1

γG,stb

1,0

W1 27,6 27,6 1,20 33,2

W2 6,9 6,9 0,93 6,4

W3 13,8 13,8 1,67 23,1

W4 11,4 11,4 0,79 9,0

W5 15,0 15,0 1,41 21,2

Mw,stb = 92,9 kN

Забележка: Таблицата запазва стойностите на така изчислените по-горе сили, отчитащи

γМ = 1,0/1,0 и γG = 1,35/1,0.

Таблица 6.1.10. Моменти на силите от земен и хидростатичен натиск Сили Eai и Ui Характеристична Изчислителна Рамо спрямо С1 Момент спрямо С1

Eak,1

Eqa,1

Eak,2

Eak,3

Eqa,2 4,3 6,5 0,53

17,2 23,2 -0,28

Eak,5

1,4 1,9 -0,39

Eqa,3

Eqak,4

Uk,1

Uk,2

1,35/1,50

6,0 6,6 2,40

Mdst=48,2

19,4

17,8

8,5

1,6

3,4

-6,5

-0,8

-1,9

0,01

0,20

6,6

γG,stb /γQ,stb

4,5 6,75 2,63

12,4 13,6 0,55

2,9 3,2 0,41

Eak,4

4,3 6,7 -0,28

0,85 1,30 0,01

2,8 3,8 0,06

7,9 10,7 0,62

Забележка: Таблицата запазва стойностите на така изчислените по-горе сили, отчитащи

γМ = 1,0/1,0 и γG = 1,35/1,0.

Предпоставка: Стабилизиращият момент се формира от силите на собственото тегло и частично от силите на земен натиск Eak,4 , Eak,5 , и E qa,3. Приносът на тези две сили е малък, поради което ще бъдат взети като намаляващи дестабилизиращия момент, а не като сили, увеличаващи стабилизиращия момент (разликите с точното решение са незначителни).

Дестабилизиращият момент се приема Mdst,d = 48,2 kN.m (Таблица 6.1.10.); Стабилизиращият момент Mstb,d = 92,9 kN/m (Tаблица 6.1.9.). Условието Mstb,d > Mdst,d  92,9 > 48,2 е изпълнено. (6) Проверка на носещата способност на почвата

Тази проверка не е задължителна за стени до 3,5 m. Счита се, че GEO състоянията се доказват чрез проверката на напреженията в основната плоскост. При необходимост проверката на носещата способност се извършва съгласно изложеното в Глава 3. ПРИМЕР 2.

В условията на Пример 1. се проектира вариант лека (ъглова) стоманобетонна подпорна стена. Височината й е H = 3,00 m. Насипът зад стената се изпълнява с речна баластра при очаквано обемно тегло γk = 18,0 kN/m3, ϕk = 33o, ck = 0. Фундирането на стената е в глинест пясък с γk = 18,0 kN/m3, ϕk = 26o, ck = 16 kPa; Ic = 0,80 и e = 0,6. (1) Ограничителни условия и свойства

Денивелацията на терена се приема h = 3,00 m, като в изчисленията няма да се отразяват възможни отклонения от геометричните размери. Изчислителните стойности на почвените параметри (сгласно DA2) са: За основата: γd=γk=18,8 (γγ=1,0); γ’d=γ’k = 9,4 kN/m3; ϕd=ϕk=26о (γϕ=1,0); Ic=0,80; e=0,6.

ck=cd=16 kPa (γc=1,0);

За насипа: γd = γk = 18,0 (γγ=1,0); ϕd=ϕk=33о (γϕ=1,0); ck=cd=0 kPa (γc=1,0). За бетона: γb,d = γb,k = 23,0 kN/m3.

Приетата геометрия на стената е показана на фиг. 6.1.10 а. 262

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Разглежда се ситуация без вода зад стената. (2) Въздействия (2.1) Въздействия от собствено тегло на стената qk=10 kPa

0,15

2,95

Eaq,2 Eak,1

22,79

0,40

Eak,4

0,83

Wk,2

1,10

Eaq,2 Ead,1

Eaq,2 Eak,1

Ead,3

Eak,4

Ead,4

Ead,4 Rk

Ead,1

Ead,3

Eak,3

Wk,1 Wk,2 Wk,p

68,20

2,20

Eaq,5

Eaq,5 Eak,4

0,20 0,60

Eak,3

Wk,p

0,60

0,20 0,60

0,60

0,30

0,35

2,10

3,00

3,00 0,40

Eak,1

7,73

Eak,3 Eak,5 Wk,1

Eaq,2

0,90

NE,k

NE,k=179,40 kN

Eaq,5

NE,d

Wd,1 Wd,2 Wd,p

Rd NE,k

Wd,1 Wd,2 Wd,p

NE,k=154,2 kN HE,d=70,15 kN

< Ek+ Wk >

<1,35Ek+ 1,5Qk + 1,35 Wk >

<1,0E k+0.Qk + 1,0 Wk >

Фиг. 6.1.10. Приета геометрия (сечение) на стената (а) изчислителна схема и натоварване (б) и помощни силови полигони

Стената е разделена на две части – конзолна и фундаментна. Силите на собственото тегло за съответните части са:

Wk,1 = 0,5.(0,15+0,30).3,40.25,0 = 19,20 kN/m; Wk,2 ≈ 2,2.0,20.25=11,0 kN/m; Като сила на собствено тегло на стената се разглежда силата на теглото на застъпващата стената почва Wk,p

Wk,p = 0,5.1,20. 3,10.18=27,90kN/m (получена чрез обема на почвата – фиг. 6.1.10.). Таблица 6.1.11. Сили от собствено тегло W на стената (kN/m) – характеристични и изчислителни стойности Сили Wi W1 W2 W,p γG Характеристична стойност Wk,i 19,2 11,0 27,9 Изчислителна стойност Wd,i 1,35 25,9 15,0 37,7 Изчислителна стойност Wd,i 1,0 19,2 11,0 27,9

Изчислителните стойности на въздействията от собствено тегло на стената са получени по:

Wd,i = γG Wk,i ; γG = 1,35; γG,fav = 1,0 (благоприятно въздействие). Резултатите са показани отново в Tаблица 6.1.11.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

263

(2.2) Въздействия от земен натиск

Приема се начупен гръб на стената 0-1-2. Участък 0-1 е вертикален, а участък 1-2 е с наклон (приблизително приет) с

ψ a = 45o +

ϕk 2

= 45о + 33 / 2 = 61, 5о .

Изчислени са стойностите за 2-та участъка от гърба на стената. •

участък 0-1.

2  ϕ  Коефициентът на активен земен натиск е приет: K a,k = tg  45o − k  = 0, 295. 2   Напрежения от земен натиск:

pa,k0 = 0; pa,k1 = 0,9.18,0.0,295 = 4,78 kPa; pqa,k0-1 = 10.0.295 = 2,95 kPa. •

участък 1-2.

Коефициентът на активен земен натиск е получен по формула (3.4.2) за ϕk = 33°, δk = 33°;

ε = 28,5°; α = 0° и е Ka,k2 = 0,87;

p’a,k1 = 0,90.18,0.0,87 = 14,09 kPa; pa,k2 = 14,09+2,90.18,0.0,87 = 59,50 kPa; pqa,k0-1 = 10,0.0,87 =8,70 kPa. На фиг. 6.1.10. е показана диаграмата на характеристичните стойности на земния натиск. В Таблици 6.1.12. и 6.1.13. са показани резултатите от изчислените напрежения и резултантни сили по участъци. Таблица 6.1.12. Напрежения от земен натиск (kPa) по участъци – характеристични стойности за крайщата на участъците Pa,ki Земен натиск: Pak,o Pak,1 P’ak,1 Pak,2 от собствено тегло 0 4,78 14,09 59,50 от временен товар 2,95 2,95 8,70 8,70 от кохезия резултантен 2,95 7,73 22,79 68,20 Таблица 6.1.13. Сили от земен натиск (kN/m)– характеристични и изчислителни стойности Сили Ea Характеристична стойност Ek,i Изчислителна стойност Ed,i Изчислителна стойност Ed,i

γG/γQ

1,35/1,5 1,0/0,0

Ea,1 2,15 2,90 2,15

Eqa,2 2,65 3,98 -

Ea,3 40,9 87,9 40,9

Ea,4 65,8 88,8 65,8

Eqa,5 25,2 37,8 25,2

Изчислителните стойности на силите са получени по: Ead,i=γG.Eak,i; Eqad,i=γQ.Eqak,i. (3) Проверки на гранични състояния

Проверките се изяършват като предварително диаграмите на натоварване се заменят с концентрирани сили, приложени под ъгъл, равен на ъгъла на триене между стената и масива δk . (4) Проверка на напреженията в основната плоскост

Тази проверка се извършва с характеристични товари. Редуцирането на момента е за центъра на сечението на основната плоскост на стената и последователността на получаването му е показано в Таблица 6.1.14., съобразена с показаното на фиг. 6.1.10.

264

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Таблица 6.1.14. Таблица за момента на силите Ek,i и Wk,i спрямо ц.т. на сечението (т. с) Сили Eak и Wk Характеристична Рамо спрямо С Момент спрямо С

Ea,1 2,15 3,4 7,31

Eqa,2 2,65 3,25 8,61

Ea,3 40,9 0,19 7,77

Ea,4 65,8 -0,25 -16,45

Eqa,5 25,2 0,19 4,79

Wk,1 19,2 0,55 10,56

Wk,2 11,0 0,00 0,00

Wk,p 27,9 -0,07 -1,95

Mc,k 20,64

Общият момент за центъра на сечението С е Mc,k = 20,64 kNm. От фиг. 6.1.10. е отчeтена големината на нормалната към сечението на основната плоскост сила – NE,k = 179,4 kN, получена за характеристични стойности на въздействията (първи силов полигон). Ексцентрицитетът в натоварването е = МЕ,k /NE,k = 20,64/179,4 = 0,11 m; е > B/6=2,20/6=0,11m, следователно ръбовите напрежения са: q k ,1 =

N Ek M Ek ; ± B .1 ( 1 / 6 ).1.B 2

qk,1=107,10 kPa; qk,2=55,95 kPa. За глинест пясък, е = 6,6 и Ic = 0,8 от Таблица 7.1.3. е отчетено qR0 = 214 kPa;

qRd = qR0.[(1 + k1.(B - 1)].(Df + 2)/4 = 214.[(1 + 0,05(2,20 - 1)].(0,6 + 2)/4 = 147,4 kPa; Условието: qm < 1,3.qRd ; 107,1 < 191,6 kPa e изпълнено. (5) Проверка на устойчивостта (5.1) Проверка срещу плъзгане Дестабилизиращото въздействие или проекцията на въздействията спрямо плъзгателната равнина n-n се отчита от полигона от фиг. 6.1.10., построен с изчислителни стойности за въздействията от земен натиск (γG=1,35) и изчислителни стойности на силите на собственото тегло (γG,fav=1,00). Отделните стойности са показани в Таблици 6.1.15. и 6.1.16. Таблица 6.1.15. Изчислителни стойности на силите Е и W, сили за полигона <1,35Еk+1,5EQk+1,0Wk> Сили Eak и Wk Характеристична Изчислителна

γG/γQ 1,35/1,5

Ea,1

2,15 2,90

E qa,2

2,65 3,98

Ea,3

40,9 55,2

Ea,4

65,8 88,8

E qa,5

25,2 37,8

Wk,1

19,2 19,2

Wk,2

Wk,p

Wk,2

Wk,p

11,0 11,0

27,9 27,9

Таблица 6.1.16. Изчислителни стойности на силите Е и W, сили за полигона <1,0Еk+0.EQak+1,0Wk> Сили Eak и Wk Характеристична Изчислителна

γG/γQ 1,0

Ea,1

2,15 2,15

E qa,2

2,65 0

Ea,3

40,9 40,9

Ea,4

65,8 65,8

E qa,5

25,2 0

Wk,1

19,2 19,2

11,0 11,0

27,9 27,9

На базата на полигона <1,35Еk+1,5EQk+1,0Wk> от фиг. 6.1.10. (втори полигон) е отчетена максималното дестабилизиращо въздействие HEd = Ed = 70,15 kN. Стабилизиращото въздействие се определя от силата NE,d = 154,2 kN/m (отчетена от полигона <1,0Еk+0.EQk+1,0Wk> на фиг. 6.1.10.), и е: •

при настъпаляване на основата в обхвата на подложния бетон

Rd = Td = NE,d.tg ϕd + cd .A = 154,2.tg 26o + 16.2,20 = 75,21 + 35,2 = 110,41 kN, където ефективната площ (фиг. 6.1.10.) e А = 2,20.1,0 = 2,20 m2. Силите, на базата на които е построен полигона са показани в Таблица 6.1.16. Условието Еd < Rd  70,15 kN < 110,41 kN е изпълнено.

•

без настъпаляване на основата в обхвата на подложния бетон

Приема се ъгъл на триене δ=(2/3)ϕ=17,3о и се разчита на ½ от кохезията.

Rd = Td = NE,d.tgδd+cd.A = 154,2.tg 17,3o + ½.16.2,20 = 48,03 + 17,60 = 65,63 kN. Условието Еd < Rd не е изпълнено. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

265

Очевидно настъпаляванетто е наложително.

Стабилизиращата сила Rd може да се определи и чрез характеристичните стойности на въздейстивията. От същия – първи полигона <1,0Еk+1,0.EQk+1,0Wk>, който представя едновременно резултати от характеристични стойности (γG=1,00) е отчетена стойността за NEk = 179,40 kN/m. За нея

Rk = Tk = NE,k.tg ϕк + ck.A = 179,40. tg26o + 16. 2,20 = 87,5 +35,2=122,7 kN, Rd = Rk /γR = 122,7/1,1=111,55 kN/m. Двете стойностите за Rd за случая на настъпалена основа са приблизително еднакви. (5.2) Проверка срещу преобръщане (Във връзка с изчислението по тази точка – вж. коментара към примерите.)

Проверката установява изискването:

Mstb,d > Mdstb,d Двата момента се съставят спрямо т. С1 (фиг. 6.1.10), като резултатите от изчисленията са показани в Таблица 6.1.17. Таблица 6.1.17. Моменти на силите от земен натиск и собствено тегло спрямо т. С1 Сили Eai и Wi γG/γQ Характеристична Изчислителна 1,35/1,5/1,0 Рамо спрямо С1 Момент спрямо С1 Mstb,d =328,86 Момент спрямо С1 Mdstb,d =21,76

Ea,1 2,15 2,90 -3,25

Eqa,2 2,65 3,98 -3,10

9,42

12,34

Ea,3 40,9 55,2 0,83 45.82

Ea,4 65,8 88,8 1,30 115,44

Eqa,5 25,2 37,8 0,83 31,12

W1 19,2 19,2 0,55 10,56

W2 11,0 11,0 1,10 12,10

Wp 27,9 27,9 1,17 32,64

Условието Mstb,d > Mdstb,d е изпълнено.

Полученият резултат е очакван и той е характерен за ъглови подпорни стени. Просто те понякога имат огромна сигурност срещу преобръщане, поради това, че се застъпват от насипа зад тях. Важен коментар: Проектирането на подпорни стени се счита за елементарна задача. Това може и да е така, когато основата е здрава, особено когато ъгълът на вътрешно триене на почвата в основата е голям. При глини с малки стойности на ϕ и при наличие на води зад стената и в основата проектирането може да наложи стени със значителни дебелини. Сравнително лесно се решава въпросът с ъглови стени, но те изискват по-голямо пространство, отколкото тежките.

Второто, което е важно по отношение на самото проектиране. Това са въпросите, свързани с ЕК7 и конкретно проверките на EQU състоянията. При подпорни стени геотехническа част е земният натиск. Определянето на това въздействие се извършва съгласно DA2, като се работи с едни и същи характеристични и изчислителни стойности. (Частните коефициенти са единици). Съгласно този метод по-сигурно е определяне на натоварването от земен натиск като характеристични стойности, а силите да бъдат получени чрез коефициентите на въздействие γG=1,35 (1,50). С така получените въздействия се правят изследвания за напрежения в почвата, за носеща способност в почвата и за глобални разрушения, т.е. GEO-проблемите.

При изследване на EQU състоянията следва съгласно ЕК-7 да се работи с изчислителни стойности на свойствата на почвите, които се получават от характеристичните с частни коефициенти γМ = 1,2 (за ϕ); 1,6 (за с) и 1/0,9 (за обемно тегло). Това означава, че трябва второ определяне на земния натиск само за нуждите на EQU-изследванията (преобръщане). В този случай коефициентите на въздействия са по-малки и са γG = 1,1(0,9). Използването на други частни коефициенти само за EQU състоянията усложняват значително решението на една подпорна стена. Затова в показаните примери не са изчислявани нови стойности на земния натиск със занижени стойности на ϕ и с, а е работено със същия земен натиск (γМ = 1), но са използвани по-големите коефициенти на въздействие (вместо 1,10 е работено с γG = 1,35). Тази разлика компенсира използването на по-малки стойности за ϕ и с, което тук се препоръчва като напълно приемливо (поне за стени до 3,5 m). Например за почви с ϕ = 20о до 40о разликите в натоварванията от земен натиск са от + 9% до 1,6%, а за диапазона 27о–40о – разликите са 5% до –1,6%. Последното означава, че поне за несвързани почви промените за EQU състоянията е излишно, още повече че обратните засипки са от несвързани почви, а свързаните могат да бъдат само под цокълната фуга (а силите тaм не оказват съществена роля върху равновесието и особено за преобръщането – вж. пример 2.). 266

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

6.2. УКРЕПВАНЕ НА НЕДЪЛБОКИ СТРОИТЕЛНИ ИЗКОПИ Недълбоки се считат строителните изкопи с височина до около 4 m или когато изкопите са за не повече от едно подземно ниво – изпълнявани в средно здрави почви. Укрепването на този клас изкопи (недълбоки или плитки) се усложнява значително, ако изкопите се изпълняват непосредствено до съществуващи сгради и особено когато денивелацията между фундирането на съществуващата и новопроектираната сграда е повече от 2÷2,5 m. При фундирането под нивото на съседни сгради, но при малка денивелация и без укрепване, решението на проблема е по-различен и зависи, от една страна, от конструкцията на съседната сграда и начина на нейното фундиране (вида на нейните фундаменти). При стари, паянтови и полумасивни, без скелет сгради, фундирани върху фундаменти от зидан камък, проблемът е най-голям, поради това че при подкопаване «конструкцията» на сградата няма преразпределителна способност. При съвременните скелетни сгради, фундирани върху общи плочи, проблемът намалява и навлизането под фундаментите на съседните сгради е по-безопасно. В случая обаче и товарите са по-големи. Укрепванията, които ще бъдат разгледани тук – укрепвания на недълбоки изкопи, са укрепвания с малки възможности и трябва да се използват само при по-добри почви и за укрепване на дълбочни до едно подземно ниво. За по-дълбоки изкопи и големи натоварвания се използват укрепванията, изложени в т. 6.3. Те се изпълняват задължително от специализирани фирми, които поемат отговорност за качествата на укрепителните елементи, обслужващи технологията на укрепването.

При проектиране на неукрепени или на укрепени недълбоки изкопи и особено в случаите, когато те се опират до съществуващи сгради и слизат под тяхното ниво на фундиране, проектантът следва да бъде наясно с: •

якостните параметри на почвата ϕ и кохезия с;

•

наличие на повени води;

•

пълна информация за дълбочини на фундиране на съседната сграда;

•

фундиране и конструкция на съседната сграда.

И не само наясно, но и да бъде достатъчно сигурен в якостните възможности на почвите, но и за товарите, които съществуващата сграда свежда в своите основи. Регистрацията на почвените води и особено на техните сезонни колебания трябва да са „количествено известни”. Тяхното действие е такова, че може лесно да разрушат изпълнен изкоп. 6.2.1. ПЛИТКИ НЕУКРЕПЕНИ ИЗКОПИ 6.2.1.1. Свободни изкопи

Вертикални неукрепени изкопи се проектират винаги, когато това е възможно. Тяхната максимална дълбочина зависи от вида на почвата, от нейните якостни параметри (основно кохезия) и консистенция и от наличието на почвени води. Вертикални неукрепени свободни изкопи (без полезни товари на повърхността, без съседни сгради) могат да се изпълняват с височина/дълбочина, определена по израза



tg  45o + 

2c или само h =  γ 2

ϕ

(6.2.1)

Този израз се използва за дълбочини до 4,00 m и гарантира приблизително двойна сигурност. Неукрепени широкоплощни изкопи се изпълняват и с наклонени откоси. За дълбочини до 6,00 m не се изисква доказване на устойчивостта им. Наклоните се приемат съгласно Таблица 6.2.1. Таблица 6.2.1. Препоръчителни наклони на неукрепени изкопи Почва Глинест пясък Песъчлива глина Глина Льос Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

h= 1-3 m 1:0,75 1:0,67 1:0,50 1:0,50

h =3-6 m 1:1 1:0,75 1:0,67 1:0,50

267

6.2.1.2. Неукрепени изкопи до съседни сгради

При изпълнение на изкопи за фундаменти под нивото на фундаментите на съседни сгради се нарушава съществуващата и установена почвена основа. Напрегнатото състояние се изменя и настъпват (или могат да настъпят) разрушения в земната основа. При това в строителния период тези разрушения касаят съществуващата сграда. От подобни проектни ситуации проектантът следва да се предпази, т.е. той първо трябва да може да оценява опасността от разрушение и същевременно трябва да знае как (включително чрез укрепване) да се предпази от разрушението. Във връзка с проблемите за плитки изкопи до съседни сгради проектантът трябва да е наясно с три решения за гранично равновесие, показани на фиг. 6.2.1. На първата от тях е показана възможност за разрушение на почвата при хоризонтално дъно на изкопа, т.е при нулева денивелация за фундирането на новата сграда (изкопът е от дясно). Тази схема с използва, когато искаме да достигнем нивото на фундиране на съседа и да не се получи разрушение в земната основа, вследствие на натоварването от съседната сграда. Сигурността се доказва със съответния израз за носещата спoсобност съгласно Глава 3., т. 3. Тук проектантът трябва да има предвид и ситуация, в която подкопаният фундамент сляга и силите в конструкцията в старата сграда се променят (преразпределят). Това във всички случаи води до намаляване на въздействието в подкопания фундамент, но и конструкцията се натоварва допълнително. Тези допълнителни товари конструкцията трябва да понесе.

а. б. Фиг. 6.2.1. Три единични случая на разрушение

в.

Втората схема доказва сигурността (или несигурността), когато до съществуващия фундамент се «слиза» на нивото на фундиране на новата сграда посредством шкарпиране под наклон. Наклонът се избира така, че сигурността при проверка на устойчивостта за съществуващия фундамент при «наклонен терен» да е налице. Изчислението става «по B. Hanssen», т.е. по метода, изложен в Глава 3. – т. 3.2. Третият случай, показан на фиг. 6.2.1. е случаят при вертикално слизане до новото ниво на фундиране без укрепване. Както стана дума по-горе, това става при добри почви с големи стойности на кохезия.

В този трети случай, решението на въпроса като теория е просто. Използва се методът за кръговоцилиндричното разрушение, който доказва разрушение или сигурност срещу разрушение. За предварителна оценка е възможно и използването на модела на разрушение от фиг. 6.2.1 в, но при липса или ограниченост в наличието на хоризонтални пясъчни прослойки. Дълбочината, на която временно може да се слезе, е възможно да се изчисли по формулата



.tg  45o + 

ϕ 2 

−

2.q

(6.2.2)

където „q” е натоварването под фундамента. Във формула (6.2.2) не е отразена никаква сигурност. не.

Показаните три схеми преставляват всъщност критериите за необходимост от укрепва-

268

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

6.2.2. ПЛИТКИ УКРЕПЕНИ ИЗКОПИ

Укрепването на изкопи се извършва тогава, когато временната или дълготрайната устойчивост на масива не е осигурена и когато навлизането с откос в съседен терен, който е устойчив, не е възможно. Във всички случаи необходимостта от укрепване и избраната укрепителна конструкция се доказват с изчисления. Плитките изкопи (вкл. траншейните и шахтовите) до дълбочина 3÷4 m, в повечето случаи се укрепват с прости укрепителни средства. Конструктивните елементи при простите укрепителни конструкции са от дърво и стомана. Изпълняват се в строго определена технологична последователност и при проектирането се разчита на временната устойчивост на части от изкопа. При укрепване на площни и траншейни строителни изкопи се гарантира тяхната устойчивост по време на строителния процес. При това трябва да се имат предвид всички възможни фактори, оказващи влияние върху устойчивостта на изкопите, вкл. и много важно – запазване на устойчивостта и експлоатационната пригодност на съседните прилежащи сгради, тръбопроводи, други строителни съоръжения или пътни комуникации. Основните елементи на простите укрепителни конструкции са обшивка, греди (крепежни стойки) и разпънки.

0,6 0,6

1,25

0,6

1,75

0,6

0,05

Обшивката (дъски, платна, талпи) контактува директно с почвата, поема натоварването от земен натиск и го предава върху другите елементи на укрепването. Стойките представляват вертикални греди от дърво или стоманени профили, които поемат натоварването от обшивката и го предават в разпонките. Те са дървени или метални – бичмета или греди, които отвеждат товарите отново в почвения масив.

Фиг. 6.2.2. Укрепителни конструкции за траншейни изкопи (DIN4124, 1996)

На фиг. 6.2.2. са дадени укрепителни конструкции за траншеи за нуждите на комуникационното и инфрастуктурното строителство. Вариантите са различни, изпълнението е „отгоре-надолу”, в каквато последователност върви и укрепването. Съществуват инвентарни варианти на укрепванията за траншейни изкопи, както и много таблични препоръки за тяхното проектиране (DIN 4124). 6.2.3. ПЛИТКИ УКРЕПЕНИ ИЗКОПИ ДО СЪЩЕСТВУВАЩИ СГРАДИ 6.2.3.1. Укрепване чрез подбиване

На фиг. 6.2.3. е показано слизане чрез т.нар. „подбиване”. Решението следва следната схема: -

Изпълнява се общият изкоп, като стените му са наклонени, така че устойчивостта, съгласно фиг. 6.2.3., да е осигурена.

Изкопава се шлицов изкоп до под фундамента, навлизащ наполовина (или по-малко – въпрос на конструктивна преценка) под него.

Кофрира се свободната страна на шлица и се оформя една пломба с форма по преценка на проектанта.

Бетонира се пломбата така, че да обхване част от фундамента.

Впоследствие операцията се повтаря, като пломбите се изпълняват при опредлен ред. Този ред зависи от почвата и големината в план на пломбите и може да бъде следният: •

изпълнява се пломбата в средата;

•

изпълняват се едновременно пломбите в средата на така разделената на две основа;

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

269

изпълняват се двете крайни, след което тези, между средните три;

•

отвътре навън последователно се изпълняват междинни или съседни пломби и т. н. до изпълнение на завършващата серия пломби.

пломба

пломби

•

ПЛАН

РАЗРЕЗИ

Фиг. 6.2.3. Схема за изпълнение на „подбиване” Във всички случаи основният въпрос тук освен последователността на изпълнение на пломбите е габаритите на пломбите. Тези размери зависят от денивелацията, която се осигурява и естествено от вида на почвата. В сухи и водонаситени чисти пясъци „подбиване” не се прави.

Габаритите на пломбата се избират така, че правеният изкоп за тях да бъде устойчив. При това да се има предвид, че при подкопаване натоварването от сградата се преразпределя (нараства върху стените на изкопа). Тук схемите за проверка на устойчивостта са две. Едната за вътрешността на изкопа, а другата за стените му, които продължават в шлица. (Обелязваме, че най-добре би било изкопът за пломбите да е най-близък до самата пломба и да не се използва цял шлицов изкоп). Във всички случаи подобно решаване на въпроса за фундиране води до получаване на деформации (слягане) под съществуващата сграда. Тези слягания предизвикват деформации в съседната сграда и ако тя е без скелет, се отварят пукнатини. Тези деформации са по-малки при по-чести и по-малки пломби. Изследването на подобно подбиване може много точно да се извърши с програма Plaxis, като подобни на казаните изчисления за устойчивост се правят само като контролни. 6.2.3.2. Инжектиране на зоната под съществуващи фундаменти

Инжектирана зона

D до 3 m

На фиг. 6.2.4. е показана една много по-малко рискова схема за изпълнение на изкопи до съществуваща сграда. Използва се принципът за заздравяване на почвена основа чрез инжектиране.

Фиг. 6.2.4. Заздравяване на стените на изкопи чрез инжектиране

Заздравява се основа от пясъци и някои глинести пясъци. Прави се задължително пробно инжектиране за установяване на ефекта и се вземат проби от инжектираната зона за доказване на необходимите якости. При качествено инжектиране укрепването е безпроблемно. Инжектирането се извършва с циментови разтвори, различно фини в зависимост от почвите. За глинести почви се използват и разтвори на базата на смоли (смолизация), които имат по-голяма проникваща способност.

270

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

D до 3 m

6.2.3.3. Подкосни конструкции

а. б. Фиг. 6.2.5. Укрепване с подкоси: стена от пилоти (а), стена от панелни елементи (б) Представеното на фиг. 6.2.5 a. укрепване технологично предвижда следното: изпълняват се сондажи с определен диаметър (например 300 mm); в отворите се монтират 2Т профили или тръби, като долната им част (под нивото на дъното на изкопа) се бетонира. Разкриването на изкопа е с наклонени стени, които са временно устойчиви; изпълнява се ивичен фундамент; изпълняват се наклонените подкосни опори, „връзващи” стената с ивичния фундамент. Нататък изкопът продължава, като при необходимост между профилите или пилотите се подпъхват талпи. Подобен е и вариантът за изпълнение на укрепване с изполване на предварително изготвени стенни и основни панелни елементи (фиг. 6.2.5 б). Първоначално изкопът се изпълнява под наклон, съвпадащ с наклона на подкосите, след което при определена последователност от единия край или на стъпки изкопът се разкрива до проектната дълбочина (тази временна устойчивост трябва да бъде гарантирана). Монтира се вертикалната укрепваща панела, след което се подпира в основата с фундамент. Монтират се подкоси. След завършване на укрепването фундаментната плоча застъпва основните елементи и след изливане на сутеренната плоча укрепителната система се разкрепва. 6.2.3.4. Дървена укрепителна конструкция за недълбоки изкопи

Укрепването на недълбоки изкопи може да се извършва и по схемата от фиг. 6.2.6 а, при която укрепването е само от дървени елементи: греди, талпи. Технологично е подобна на показаното на фиг. 6.2.5 а, с тази разлика, че вертикалните греди не навлизат под дъното на изкопа, а се подпират на хоризонтални, на нивото на дъното и се закотвят в колове, в точката на събиране на подкосните елементи. Тези „диади” се изпълняват в напречни на стените шлицови изкопи. Именно върху и зад вертикалната им част се нареждат или подпъхват с напредване на общия изкоп хоризонтални дъски или талпи. Вертикалните греди “работят” на огъване (така както и надлъжните дъски), а подкосите – на натиск. И двата подкоса се опират във вертикално забити къси греди или колове. Натоварването върху укрепителната дървена конструкция е от земен натиск. Основно изискване е 0, 8T ≤

V i , където T  i

= E a .tgδ i ;

(6.2.3)

Еа е силата на земния натиск; n

Vi – сумата от вертикалните компоненти на подкосните сили.  i =1

6.2.4. ПРИМЕРИ ПРИМЕР 1.

Да се проектира просто укрепване на изкоп с дълбочина 4,00 m, предназначен за канализационен колектор с d = 0,50 m. Теренът е хоризонтален. Размерите на изкопа са показани на фиг. 6.2.12. Почвата е еднородна със следните параметри:

φk’ = 28°; ck’ = 0 ; γk’ = 20,0 kN/m3. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

271

Намиращите се в съседство сгради не оказват влияние върху укрепването. (1) Натоварване от земния натиск  = 0,361 2 

1,40

0,50

q.k a



0,70

2.c.v k a

4,00



ϕk 

1,40



K a,k = tg 2  45° −

1 ,4

3 9 ,0

а. б. Фиг. 6.2.6. Схема на укрепването с размери на изкпа (a) и натоварване от земен натиск върху укрепването (б)

pa,k = γ.h.ka,k = 20.4,0.0,361 = 28,9 kN/m2; pa,d=γG pa,k=28,9.1,35=39,0 kPa; paq,k=qk.Ka,k = 40.0,361 =14,44 kN/m2 ; paq,d=γQ.Ka,k = 1,50.14,44=19,50 kN/m2 ; (2). Оразмеряване на талпите (греди)

Приети са: звена от 4,50 m – обшивка от талпи с дължина 4,50 m. Разпонки през 1,80 m, съгласно схемата на фиг. 6.2.12. На същата фигура е показана схемата за оразмеряване на талпите. Максималният огъващ момент в „гредата” (за сигурност) е приет

M max =

q.l 2 8

39, 0.1, 802 = 15, 8 kN / m ( височина на стената ), 8

Избран е дървен материал, с изчислително съпротивление на огъване:

ft,0,d, = 1,4 kN/cm2 и модул на еластичност Е = 1000 kN/cm2;

Wнеобх =

M max 1580 = = 1128, 57 cm3 / m , където q = 39 kN/m2 – максимална стойност на натоf t ,0 ,d 1, 4

варването от фиг. 6.2.6 б. При широчина на талпите (гредите) 0,10 m → Wталпа ,необх =

1128, 57 = 112, 9 cm 3 . 10

Избираме греда с дебелина d = 10 cm (10/10) с Wталпа = 166,7 cm3. Проверка: 1580,0 М W = 166,7.10,0 = 0,68 <1 .

ft,0,d

1, 4

Проверката е изпълнена!

(2.1). Вертикална греда

Статическата схема при разположение на разпонките съгласно фиг. 6.2.6 б е показана на фиг. 6.2.7. 272

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Bmax = B3 = 64,18 kN;

Mmax = 10,75 kNm

Избират се греди (бичмета) от ела с ft,o,d, =1,4 kN/cm2 и размери 16/18 cm.

W = 768,0 cm3. Проверка:

1075 М W = 768,0 = 0, 99 <1 .

ft,0,d

Проверката е изпълнена!

1,40

0,50

1, 4

1,40

0,70

39,0

а. б. в. Фиг. 6.2.7. Статическа схема при вертикални греди (а); М-диаграма (б); опорни реакции (в). (2.2). Разпонки

B3 = 49,07 kN Избираме кръгла дървена разпонка със следните характеристики:

d = 12 cm; γ = 0,0735 kN/m; N = B3 = 64,18 kN; A = 113,0 cm2; i = 3,00; 49,07 N 113,0 A = = 0,31 <1 .

f c,0,d

1, 4

Устойчивост:

kc,y

49,07 N 113,0 A = = 0,37 <1 . ⋅ f c,0,d 0, 83 ×1, 4

Проверката е изпълнена!

ПРИМЕР 2.

Да се проектира просто укрепване (фиг. 6.2.8 а) с 2T профили IPE240 с дължина 6,50 m (забита част 2,50 m), разположени осово през 1,00 m в сондаж с отвор 30 cm, бетониран в забитата си част и подкоси IPE 200 (вж. фиг. 6.2.5.) на изкоп с дълбочина 4,00 m, предназначен за подземен гараж на новострояща се сграда. Фундаментът, поемащ усилието, от подкоса е с размери 50/100 cm. Теренът е хоризонтален. Размерите на изкопа са 20/10 m. Почвата е еднородна със следните параметри:

φk’ = 25o; ck’ = 0; γk’ = 20,0 kN/m3; E = 15 MPa; kz = 10 MPa/m2.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

273

250

E=15MPa

c'k=0 E=15MPa

z=10000 MPa/m2

100

IPN 240

200

400

'k=20kN/m? 'k=25°

250

c'k=0

IPN 200

Pa,d=39,95kN/m'

0 34

'k=20kN/m? IPN 240 'k=25°

400

100

q=10kPa

z=10 MPa/m2

Фиг. 6.2.8. Схема на укрепването (а) и статическа схема оп ЗРМ (б)

Намиращите се в съседство сгради оказват влияние върху укрепването и са приети като разпределен товар с интензивност q = 20 kN/m2. Подземните води залягат по дъното на изкопа. Задачата да се реши по земнореактивния метод и с Plaxis. При така избраната схема на укрепване неизвестни са сечението на пилота и на подкоса, дълбочината на забиване на пилота и размерите на фундамента, поемащ натоварването от подкоса и предаващ го в земната основа. В изложения пример предварително са приети размерите на пилота, на подкоса и на фундамента, с които е проведено решението и са извършени съответните проверки. (1) Решение по ЗРМ с SAP2000

Изчислителната схема е показана на фиг. 6.2.8 б. В решението е прието трапецовидно натоварване, което на практика е едно от възможните за този тип конструкции. Проблемът с вида и големината на натоварването, както и големината и разпределението на винклеровите "пружинки" в дълбочина не са решени еднозначно и дават възможност на проектанта да изследва и анализира проблема. В практиката най-често се прави решение с различни варианти на натоварване и подпиране, намират се максималните стойности на усилия и премествания и в последствие по преценка на проектанта се приемат онези, с които се оразмерява конструкцията. Моделът на земната основа от страна на изкопа за конкретния пример е “константна в дълбочина Винклерова основа” с коефициент на леглото kz = 10 MPa/m2. (1.1) Натоварване от земния натиск 

K a,k = tg 2  45° −

ϕk 



 = 0, 406; 2 



ϕk 

K p,k = tg 2  45° + 

 = 2, 464; 2 

pa,d = 0, 8 ⋅ ka,k ⋅ L ⋅ ( gG ⋅ γ ⋅ h + gQ ⋅ q ) = 0, 8.0, 406.1. (1,35.20.4 +1,50.10 ) = 39, 95 kN/m'; p p,k = k p,k ⋅ t ⋅ γ ⋅ μ ⋅ D = 2.464.2,5.20.3.0,3 =110, 88kN/m'; μ = 1 + 0,2 ⋅ t / D = 3 p p,d = p p,k / γ R,e = 110, 88/1, 4 = 79,2 kN/m'; (1.2) Решение със SAP2000

Моделира се стената заедно с подкоса в SAP2000. Получените усилия и премествания са показани на фиг. 6.2.9.

274

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(1.3) Проверка за достатъчност на дълбочината на забиване

При решението по ЗРМ получените реакции в пружините се сравняват с големината на пасивния земен натиск. При недостатъчна дълбочина на забиване диаграмата от реакцията в пружинните опори "излиза" извън диаграмата на пасивния земен натиск, което налага увеличаване на дълбочината на забиване на пилота, до пълното й припокриване. Опростен метод на решение е чрез сравняване на сумарната реакция в пружинните опори – резултантната сила на пасивния земен натиск. За конкретния пример:

E p,d = p p,d ⋅ t / 2 = 79,2.2,5/2 = 99 kN; Σ R = 86 kN; Σ R = 86 kN < E p,d = 99 kN.

Проверката е изпълнена!

Фиг. 6.2.9. Модел, деформиранa схема, реакции, моментова диаграмa и V-диаграма от решението със SAP2000 (1.4) Проверка за достатъчност на размера на фундамента под подкоса

За да се поеме натоварването от подкоса, се прави проверка на плъзгане за фундаментното тяло. Изчислителната схема е показана на фиг. 6.2.10. V=75,6 kN

A=91,2 kN

56°

H = 51 kN

Ep,d = 16,9 kN Pp,d = 28,16 kN/m'

T = V.tgφ = 35,25 kN

Фиг. 6.2.10. Проверка на плъзгане на фундамента под подкоса

Проверката показва, че минималната необходима височина на фундамента е 1,20 m.

H d = 51 kN < E p,d + T = 52,14 kN .

Проверката е изпълнена!

(2) Решение с PLAXIS

При решаване посредством съвременни (конститутивни) програмни продукти се отразява найточно действителното напрегнато и деформирано състояние на системата почва-конструкция. С помощта на метода на крайните елементи и използването на конститутивни модели може да се отчете нелинейното и нееластично поведение на почвата като среда, както и да се моделират натоварването и подпирането на укрепителната стена. Този тип програми са сравнително по-сложни и изискват предварително задълбочено познаване на залегналия в теоретичната им част математически и физически смисъл на почвените модели. Основното им предимство е свързано с възможността за параметрично изследване на действителното поведение на конструкцията и почвата и главното им приложение е свързано с решаване на сложни и отговорни задачи, при които едно подобно изследване е абсолютно задължително. Представеното решение на конкретната задача е показано на фиг. 6.2.11. и 6.2.12. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

275

Фиг. 6.2.11. Изчислителен модел в PLAXIS – етапи на укрепването

Фиг. 6.2.12. Премествания и нарастващи срязващи деформации с PLAXIS

Проведените изчисления с Plaxis показват, че приетата дължина на пилота и размери на фундамента са в състояние да поемат натоварването от земен натиск и полезен товар. Разрезните усилия в пилота и подкоса са дадени в Таблица 6.2.2. Таблица 6.2.2. Усилия в пилоти и подкоси

Решение по: ЗРМ със SAP2000 PLAXIS

Пилот

Mmax [kNm] 41,44 18,81

Vmax [kN] 65,30 23,05

Mmax [kNm] 8,30

Подкос

Vmax [kN] 2,30

Nmax [kN] 91,20 47,64

(3) Оразмеряване на пилота и подкоса с усилията, получени от PLAXIS (3.1) Пилот

Материал: стомана клас S235 с граница на провлачане f y = 235 MPa . Сечение IPN240.

A = 46,1 cm2 ; tw = 8, 7 mm; t f = 13,1 mm; r1 = 8, 7 mm; r2 = 5, 2 mm; I y = 4250 cm4 ;Wel,y = 354 cm3 ;W pl,y = 412 cm3 ; i y = 9,59 cm; I z = 221 cm4 ;Wel,z = 41, 7 cm3 ;W pl,z = 70, 0 cm3 ; i z = 2, 20 cm; I t = 25, 0 cm4 ; I w = 28700, 0 cm6 ; ε = 235/f y = 235/235 = 1, 0 ;

d = 240 - 2.13,1 - 2.8, 7 = 196, 4 mm; d / tw = 19, 64/0, 87 = 22,57 < 72ε = 72; c =

106 − 8 , 7 - 8, 7 = 39, 95; c / t = 39, 95/13,1 = 3, 04 < 9ε = 9 . 2

Сечението е от клас 1.

γ M 0 = 1, 05 ;

276

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

M Ed ≤ M Rd ; M Rd = M pl,Rd = W pl f y / γ M 0 ; M pl ,Rd = 412.23,5/1, 05 = 9220, 95 kNcm = 92, 21 kNm; M Ed = 18, 81 kNm < M Rd = 92, 21 kNm. VEd ≤ VRd ; VRd = V pl,Rd =

Av f y 3γ M 0

;

Av = A − 2bf t f + (tw + 2r ) t f = 46,1 - 2.10, 6.1, 31 + ( 0, 87 + 2.0, 87 ) .1, 31 = 21, 75 cm2 ; V pl,Rd = VEd

21, 75.23,5

= 281, 05 kN >> VEd = 23, 05 kN; 3.1, 05 = 23, 05 kN << 0,5.VRd = 0,5.281, 05 = 140,53 kN.

Следователно срязващата сила не оказва влияние върху носимоспособността на сечението на огъване.

λf =

M c,Rd k c Lc ≤ λ c,0 ; i f,z λ1 M y,Ed

Aw = A − 2bf t f = 46,1 - 2.10, 6.1, 31 = 18, 33 cm2 ; Af,z = bf t f + Aw / 6 = 10, 6.1, 31 + 18, 33/6 = 16, 94 cm2 ; I f,z = 221/2 = 110,5 cm4 ; i f,z = 110,5/16, 94 = 2,55 cm. В полза на сигурността приемаме k c = 1, 0 .

k c = 1, 0; Lc = 300 cm; λ f = k c Lc / i f,z λ1 = 1, 0.300/2,55.93, 9 = 1, 253; λc0 = λLT,0 + 0,1 = 0, 4 + 0,1 = 0,5; M c,Rd = W y f y / γ M1 = 354.23,5/1, 05 = 7922, 86 kNcm = 79, 23 kNm; λ f = 1, 253 < λ c,0 M c,Rd / M y,Ed = 0,5.79, 23/18, 81 = 2,11. Следователно устойчивостта на гредата не следва да се доказва. (3.2) Подкос

Изпълнен от стомана клас S235 - f y = 235 MPa . Сечение IPN200 с характеристики:

A = 33, 4 cm2 ; tw = 7,5 mm; t f = 11, 3 mm; r1 = 7,5 mm; r2 = 4,5 mm ; I y = 2140 cm4 ;Wel,y = 214 cm3 ;W pl,y = 250 cm3 ; i y = 8, 0 cm ; I z = 117 cm4 ;Wel,z = 26, 0 cm3 ;W pl,z = 43,5 cm3 ;

i z = 1, 87 cm; I t = 13,5 cm4 ; I w = 10500 cm6 ; ε = 235 / f y = 235/235 = 1, 0 ;

d = 200 - 2.11, 3 - 2.7,5 = 162, 4 mm; d / tw = 16, 24/0, 75 = 21, 65 < 72ε = 72; c=

90 - 7,5 - 7,5 = 33, 75; c / t = 33, 75/11, 3 = 2, 99 < 9.ε = 9. 2

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

277

Проверката за огъване се извършва чрез условието

M Ed ≤ M N,Rd ; VRd = V pl,Rd =

Av f y 3 γM 0

;

Av = A − 2bf t f + (tw + 2r ) t f = 33, 4 - 2.9, 0.1,13 + ( 0, 75 + 2.0, 75 ) .1,13 = 15, 61 cm2 ; V pl,Rd = VEd

15, 60.23,5

= 201,58 kN >> VEd = 2, 30 kN; 3.1, 05 = 2, 30kN << 0,5.VRd = 0,5.201,58 = 100, 79 kN.

Следователно влиянието на напречната сила не следва да се отчита,

a = ( A − 2bf t f ) /A = ( 33, 4 - 2.9, 0.1,13 ) /33, 4 = 0, 391 ;

N pl,Rd = A.f y /γ M 0 = 33, 4.23,5/1, 05 = 747,52 kN; n=

N Ed 47, 64 = = 0, 06 < 0, 391. N pl,Rd 747,52

Следователно влиянието на осовата сила също не следва да се отчита.

M N,Rd = M pl,Rd ;

M pl,Rd = W pl f y /γ M 0 = 250.23,5/1, 05 = 5595, 24 kNcm = 55, 95 kNm; M Ed = 8, 3 kNm << M pl,Rd = 55, 95 kNm. Устойчивост на елемента, разгледан като центрично натоварен прът.

Ly = Lz = 0, 7.340 = 238 cm ;

λz =

238 = 127, 27; 1, 87

λ z = λz / ( 93, 9ε ) = 127, 27/93, 9 = 1, 36.

h 200 = = 2, 22 > 1, 2 и при t f = 11, 3 < 40 mm - по ос z - z, от крива "b" отчитаме χ y = 0, 399. b 90 = χ A.f y /γ M 1 = 0, 399.33, 4.23,5/1, 05 = 298, 26 kN;

При

N b,Rd

N Ed = 47 , 64kN << N b,Rd = 298, 26 kN. Допълнителна литература (Empfehlungen des Arbeitsausschusses "Ufereinfassungen", 2004). (Geotechnical Eng, Circular 1999). Geotechnical Eng, Circular - Ground Anchors and anchored systems, 1999.

6.3. УКРЕПИТЕЛНИ СТЕНИ Изпълнението на строителни (и други) изкопи в много случаи и особено в притеснени (ограничени) градски условия изискват укрепване, което гарантира както сигурността на изкопа, така и сигурността на сградите и съоръженията в близост до изкопа. Изпълняват се укрепителни конструкции от различни материали и елементи и по различни технологии. Във всички случаи те поемат въздействия от земен натиск и с помощта на подкосни и разпорни конструкции или чрез анкери го отвеждат в дъното на изкопа или в дълбочина на укрепвания масив. 6.3.1. ТЕХНОЛОГИЧНИ ВЪЗМОЖНОСТИ ЗА ИЗПЪЛНЕНИЕ

Укрепителните стени се изпълняват от шпунтови, шлицови и пилотни елементи. Обособяват се в шпунтови стени, шлицови стени, пилотни стени и стени берлински тип. 278

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

6.3.1.1. Шпунтови стени

Представляват водоплътни укрепителни системи, формирани от последователно забити и свързани един с друг стоманени или стоманобетонни елементи (шпунти). Когато са метални, стенните елементи са с дължина до 12 m и повече по индувидуални поръчки. Стоманобетонният вариант използва пилотишпунти до 15 m. 6.3.1.2. Шлицови стени

Създадени са за укрепване на изкопи в близост до съседни сгради. Допълнителното им укрепване е с анкери или с вътрешни разпорни конструкции. Представляват поредица от излети на място стоманобетнни шлицови елементи с ширина 40÷80 cm (и повече) и дължина 2,0÷2,50 до 5,0 m. Дължината на шлицовите стени е нормално до 20÷30 m (изпълнения повече от 50 m). Формират се в изготвени шлицови изкопи с размерите на бъдещата стена. Изпълняват се с използване на бентонитови суспензии (или разтвори), укрепващи изкопа. Изкопаването е механично с машини с грайферни кофи и кораво стебло (кели). Армират се с предварително изготвени скелети, които се наставят на място. Бетонирането е „под вода” по метода Контрактор. Между секциите се изпълняват съответни фуги или връзки.

Фиг. 6.3.1. Метални шпунтови профили с възможност за стоманобетнен, метален (стоманен) и дървен вариант

Фиг. 6.3.2. Анкерирани и подпряни шлицови стени Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

279

Към шлицовите стени се поставят изсквания, като по-важните са:

• суспензиите да са с плътност 1,05÷1,12; • бетонирането е непрекъснато, могат да се поставят забавители; • бетонът е минимум клас В30 (C30/37), слягане по Абрамс 14÷16 0cm; бетонно покритие 7–10 cm; • циментът е минимум 350 kg, използват се пластификатори за подобряване и улесняване на бетонирането; • фракция чакъл в бетона – максимум 25÷30 mm; • скелети от 4,00÷8,00 m от гладка и профилна стомана; разстояния между надлъжните пръти – max 20(15) cm и мин 15(12) cm между напречните; • скелетите се укрепват монтажно с диагонали по стените на скелета, поставят се куки за монтаж и водачи, фиксиращи скелета в изкопа и осигуряващи бетонно покритие; • скелетът се конструира така, че да има място за монтиране на бетонажните (контракторни) тръби – повече от една при широки шлицови секции и дълбоки стени.

Сглобяемият вариант на шлицовите стени е с ограничени укрепителни възможности. 6.3.1.3. Пилотни укрепителни стени

Изпълняват се стени от пилоти, разположени през определено разстояние (рехаво) или плътно захванати (взаимно врязани). Използват се изливни пилоти от различни технологични типове. Използват се (за рехаво укрепване) и забивни пилоти и особено пилоти от метални профили.

Фиг. 6.3.3. Анкерирани и подпрени с подкоси пилотни стени. Взаимно врязани и рехаво разположени пилоти

Осовото разстояние между пилотите зависи от глината в почвата и много по-важно - от разрезните усилия, които бъдещата стена ще поема. Максималното осово разстояние между пилотите с оглед засводяване на почвата е

L0 =

5,14.c

σ γ'

, където:

(6.3.1)

с е кохезията на почвата; σγ’ – ефективни напрежения от собствено тегло на почвата за нивото на дъното на изкопа. При взаимно врязаните пилоти (получават се водоплътни пилотни стени) междинните пилоти са „врязаните” и само те са армирани (фиг. 6.3.3.). При рехавото укрепване почвата между пилотите се засводява и остава устойчива. Засводяване на 280 Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

почвата не се получава, когато почвите са сухи чисти пясъци. В тези случаи и когато „глината в почвата е малко”, пространствата между пилотите се торкретира (торкрет върху пришита мрежа). 6.3.1.4. Берлински тип стени

Много популярни в някои страни, но създават вредни вибрации при изпълнение, които се съобразяват със съседни сгради. Не са водоплътни. Представляват забити през определено разстояние обикновено „2Т” метални профили, с които се огражда изкопът. Следващите операции са изкопаване с едновременно подпъхване на талпи между профилите (и уплътняване с пясък). На определени нива се подпират или анкерират (анкери във всеки пилот или се използват премостващи елементи).

б.

а.

Фиг. 6.3.4. Берлински тип стени – анкерирана (а) и подпряна (б) 6.3.1.5. Други типове стени

В практиката се използват и други технологични типове стенни укрепвания. Например укрепват се изкопи чрез замразяване на зоните на стените на изкопите, които могат междинно да се укрепват; укрепване със „стени”, формирани чрез инжектиране. Използват се различни системи за вкарване на втвърдяващи се разтвори в почвите, вкл. и по системата Jet Grouting, при която няма истинско инжектиране, а смесване на разтвор (обикновено циментов) с околната почва под високо налягане. Укрепването на дълбоки изкопи става и с използване на системи като „армирани изкопи” (вж. т. 4.3.). 6.3.2. ИЗСЛЕДВАНЕ НА УКРЕПИТЕЛНИ СТЕНИ

Проектирането на укрепителни стени в днешно време се извършва само и единствено с използване на стандартни и специализирани геотехнически програми. Освен целево създадените програми, могат да се използват и по-универсалните PLAXIS, DC-Software, SAP2000 и въобще всяка инженерна програма, която може да моделира реактивни пружини като опори. В условията на компютърното проектиране, смисъл има познаването на по-елементарните (обикновено това са класическите) решения, чиито резултати се използват за контрол на програмните резултати. В ЕК-7 няма особени насоки в проектирането на огъваеми укрепителни стени. Въздействията от земен натиск и статическото изследване на укрепителните стени са геотехническите елементи в проектирането на този тип стени. Големината и разпределението на земния натиск е въпрос на предпоставки, а статиката е въпрос на възможности и нормативен регламент. Тук трябва да сме наясно, че няма ръчни решения, които да отразяват изменение на земния натиск в зависимост от огъването (преместването) на стената, да отразяват явления като засводяване; да отразяват коравината на стената в статическите решения, да отразяват преместванията на опорите върху НДС (напрегнатото и деформирано състояние) на конструкцията и накрая да дават изменение на това напрегнато състояние във времето. Задачи изключително трудни, които тук няма да бъдат решени. Изложените в началото класически решения са предварителни и ориентировъчни и ще бъдат разглеждани като контролни. Те във всички случаи ще предпазят проектанта от грешки, които той не може да предвиди.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

281

Освен класически контролни решения, ще бъдат показани решения, използващи т.нар. „земно-реактивен метод”. Този метод е удобен и възможен за окончателни проектни решения, като се използват програмни продукти, които не са специализирани, но могат да моделират поддаваеми опори във взаимодействието „конструкция-земна основа”.

В практиката са наложени три изчислителни схеми за укрепителни стени: за конзолна, едноредово и многоредово подпряна или анкерирана стена. Тези три схеми са в основата на предварителните изследвания и самите те дават (частична) представа за развитието на конструкцията за по-дълбоки изкопи, но само частично. (Това може да даде в една много добра степен Plaxis). И в трите схеми на фиг. 6.3.5. въздействието е от земен натиск или земен натиск вследствие на други въздействия (постоянни и променливи). В първата схема (фиг. 6.3.5 а) устойчивостта се осигурява от самата почва под дъното на изкопа, при втората – с помощта на една опора или един анкерен ред, при третата – също, но с по-голям брой нива на опори или анкери.

Fa,1 Ea

Fa,1

R Ea

дъно

Ep R

дъно Ep

Фиг. 6.3.5. Три типа укрепителни стени

Fa,2

Fa,3 дъно Ep

б.

в.

За тяхното изследване съществуват утвърдени в практиката решения, които ще покажем. Нататък изложението ще бъде представяно за непрекъснат тип стени (шлицови, шпунтови), като следва да бъдат вземани предвид следните основни правила: – Въздействията от активен земен натиск се приемат независимо от преместването (завъртането) на стената. Стените са вертикални и при хоризонтален терен, земният натиск се определя „по Rankine”. Отбелязваме, че влиянието на триенето между стените (за всички 4 типа) и почватa влияят незначително върху неговата големина и тук този въпрос не е съществен. Обикновено се приема нулево триене или δ = 0. – Въздействията от пасивен земен натиск задължително отчитат триенето между стената и почвата (влиянието е съществено и δ ≠ 0) и относителното преместване и завъртане на стената спрямо почвата, която пасивно се съпротивлява на стената. Трябва да се има предвид, че разликата в пасивния земен натиск между случаите на „прихлупване” на почвата и „при лопатното изтласкване” е повече от 2 пъти. – При прекъснатите стени (пилотни и берлински) изследването е както за непрекъснати (шпунтови, шлицови) стени с важната разлика, че изследването дава резултати за линеен метър (равнинна задача), а стената е прекъсната. Това означава обръщане на внимание, че получените разрезни усилия за линеен метър се поемат само от отделните елементи (пилотите). – При статическото изследване на прекъснати пилотни стени пасивният земен натиск или пасивното съпротивление на почвата се приема, както за непрекъсната стена. Такава предпоставка е възможна поради факта, че пространственият пасивен земен натиск е относително по-голям (при пилоти) от равнинния при непрекъсната стена. – Триенето между стената и почвата (изразявано чрез ъгъла на триене δ ) при определяне на въздействията от активен земен натиск се приема δ = (1/3÷1/2).ϕ , а много често и δ = 0. – Триенето при пасивен земен натиск се отразява също чрез ъгъла δ. Пасивният земен натиск зависи много по-съществено от δ, затова и следва той да бъде определян по-внимателно (препоръчва се дори опит). Най-често: при шпунтови стени, метални пилоти и при берлински тип стени се приема δ = (1/3÷1/2).ϕ ; при шлицови стени с използване на суспензии δ = (1/4÷1/3).ϕ ; при шлицови стени, изливни пилоти с изпълнение на сухо или при шлицови стени в плътни глини, укрепвани с вода може да се приеме δ =ϕ.

282

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

– Изследването на стените е в гранично равновесие и всяко увеличение на размер на стената (дълбочина на забиване) води до изменение на натоварването от земен натиск и следователно върху напрегнатото състояние на самата стена. – При изследване на стени в сеизмични условия следва да се има предвид, че въздействията от пасивен земен натиск трябва да се намаляват с динамичната компонента на почвения клин. 6.3.2.1. Статическо изследване на конзолни стени

Конзолните укрепителни стени се използват за дълбочина на изкопите средно 4–5 m. (Записаното е условно. Отклонения има и може да има при по слаби почви, както и при по-добри от средните представи, като това отклонение е в едната и в другата посока). Решението на една конзолна стена е решение на греда с неявно подпиране, натоварена със земен и хидростатичен натиск. Натоварването от земен натиск върху стената, при наличие на повече от един пласт под дъното, е лесно определимо, но това състояние усложнява сериозно изчисленията по тази изчислителна схема. Показаната схема е класическа и разглежда стената в гранично равновесие. Нататък известна сигурност се постига чрез завишаване на t , например с 20%. Най-удобна за предварителни изчисления или за контрол на компютърни решения е класическата схема на Blum (фиг. 6.3.7.). 0

НПВ

Ea1 Ea2

НПВ

1 2 3

E7 E8 P E9 E10 E11

E8 E9 E10 E11

E a3

E1 E2 E3

U1 U2

E1 E2 E3

t E11

E10

32 1

Фиг. 6.3.7. Решение на Blum за конзолна стена, решена чрез „силов и верижен” полигон”

Резултантната диаграма на натоварването от земен (и хидростатичен) натиск се разделя на части, като всяка една се замества с равнодействащата концентрирана сила. Решава се графично (напълно е възможно и само аналитично решение) – една греда, натоварена с концентрирани сили. С помощта на силов полигон и полюс се очертава верижният полигон за статическата схема. Съгласно предпоставките на Блум необходимата дълбочина на забиване t0 се определя от точката, в която верижният полигон пресича проектната ос на гредата, т.е. там, където огъващият момент в гредата е нула. За да се получи достатъчна сигурност на стената, е необходимо така полученото t0 да се завиши с 20%, т.е. t = 1,20.t0 . За определяне на огъващите моменти може да се използва построеният на фиг. 6.3.7. верижен полигон. (Всъщност той представлява афинен образ на моментовата диаграма). В такъв случай максималният огъващ момент в стената се определя по max M = η.H ,

(6.3.2)

където H е полюсното разстояние, а η – максималната “ордината” на верижния полигон. Важна бележка: Тук и нататък при класическите решения за конзолни стени, при определянето на напрежениятa от пасивен земен натиск, по формулата на Ранкин при δ = 0, се въвежда (Blum) коефициент n (вж. фиг. 6.3.6), който отразява завишение на земния натиск със стойности: n = 1,0 при ϕ = 20°; n = 1,0–2,0 за ϕ = 21°–30° и n = 2,0–2,5 при ϕ =31°–40° (за междинни стойности на ϕ се използва линейна интерполация). Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

283

Коментар: Известно е, че тази схема няма статическа „чистота” (Q(V)–диаграмата не се затваря), но тя е доказала във времето своята жизненост по отношение на устойчивостта на проектираните стени. Устойчивостта се осигурява от дълбочината t , която е и най-важният и отговорен параметър на стената. Втoрият – максималният огъващ момент (на базата на който се извършва оразмеряването на стената) е съвсем ясен и точно определим. Mаксималният момент се намира под дъното на изкопа и максималната му стойност (за здрави почви) е с не повече от 20% по-голям от момента за дъното на изкопа.

Показаните две схеми могат да бъдат използвани за контрол на резултати от програмни решения и се приемат за приблизителни. Те трудно могат да бъдат използвани като решения, удовлетворяващи изискванията на DA2 на ЕК-7. Трудността идва от множеството комбинативни варианти в тълкуването на „благоприятни” и „неблагоприятни” въздействия, както и от възможността пасивният земен натиск да бъде третиран както като въздействие, така и като носеща способност. Въпреки затрудненото прилагане, използването на тези решения съгласно DA2 не е невъзможно. В ЕС7 е регламентирано (препоръчано) преместването, необходимо за получаване на граничната стойност на активния земен натиск. Големината му зависи от вида (формата) на преместването на стената и плътността на почвата. Таблица 6.3.1. дава порядъка на отношението va /h. Таблица 6.3.1. Съотношения va /h, необходими за достигане на граничната стойност на активния земен натиск

Вид на преместването на стената

va /h , %

за рохкава почва va /h , % плътна почва

0,4 до 0,5

0,2

0,8 до 1,0

0,4 до 0,5

0,1 до 0,2

0,05 до 0,1

0,1 до 0,5

0,1 до 0,2

Необходимите премествания за мобилизиране на граничните стойности на пасивния земен натиск са много по-големи. Таблица 6.3.2. дава порядъка на големината на отношението vp /h, при която се достига пълният пасивен земен натиск, а в скоби – за активизиране на 50% от граничната му стойност. Таблица 6.3.2. Съотношения vp /h, необходими за достигане на граничната стойност на пасивния земен натиск

Вид на преместването на стената

vp vp /h , %

за рохкава почва

vp /h , % плътна почва

7 (1,5) до

5 (0,9) до

6 (1,0) до

25 (4,0) 5 (1,1) до

10 (1,5) 3 (0,5) до

15 (1,5) 5 (0,5) до

10 (2,0)

6 (1,0)

6 (1,3)

Забележка: Стойностите, дадени в Таблица 6.3.2. трябва да се завишават с коефициент от 1,5 до 2,0 при почви под вода. 6.3.2.2. Едноредово подпрени стени

Принципно това е най-ясната задача в укрепването. Съществуват както и за горната схема множество решения – голяма част класически. Представяме две определящи явлението решения с презумпцията за ползване само за контрол на програмни решения. 284

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Този втори тип стени работят по различен начин в зависимост от коравината на стената, коравината на почвата и дължината на неразкритата част t. Когато еластичната линия под дъното не пресича проектната ос на стената (гредата), стената се категоризира като „стена, подпряна в почвата”; когато еластичната линия под дъното на изкопа пресича проектната ос, стената е частично запъната в почвата.

a. б. ”M” ”M” Фиг. 6.3.8. Два типа подпрени на едно ниво стени: само подпряна (а) и частично запъната (б) А. Подпряна в почвата стена

Класическо решение е с ясна диаграма. Две проекционни уравнения дават неизвестните. Това е правилото. Иначе, съгласно ЕК-7 следва да се определи изчислителното натоварване (или въздействие) от земен натиск и др. товари. Определя се реактивното съпротивление или носещата способност на почвата отляво на стената, която се коригира с частен коефициент на сигурност за носещата способност – γR,e . Тук трябва да бъде изпълнено условието (при избрана стойност на t ): C C M E,d ≤ M R,d , където:

(6.3.3)

C е моментът на активните въздействие от земен натиск спрямо опората C; M E,d C M R,d – моментът на носещата способност (изразена като стабилизиращ момент) на почвата от дъ-

ното на изкопа надолу. Тук коефициентът γR може да бъде приет (съгласно ЕК-7) със стойност 1,40.

Fa h

Fa pa

pp t

”M” a. б. Фиг. 6.3.9. Изчислителна схема за подпряна стена (а) с вариант на Verdeyen (б) Приблизителният вариант на Verdeyan (опростена схема) предвижда корекция на активния земен натиск, така както е показано на фиг. 6.3.9 б. Rowe запазва първата класическа схема на Blum и коригира резултатите от изчисленията, като завишава опорната реакция с 25–33% и занижава максималния огъващ момент с 25–33%. И двете схеми се стремят да отразят косвено засводяването в почвата и неговия ефект. При известно t силата в опората се определя лесно. Б. Частично запъната в почвата стена

Решението на задачата е показано на фиг. 6.3.10. Неговото използване в смисъла на МГС е възможно, ако сигурността на проектирането се заложи в по-големи корекционни коефициенти при определяне на натоварването от земен натиск

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

285

Fa h

F0 F0

“p”.

”M”

0,2.t 0

Фиг. 6.3.10. Изчислителна схема за частично запъната стена

При решението на подобни стени, при които устойчивостта се осигурява чрез почвата и по-точно чрез носещата способност на почвата, е по-добре да се разглежда пасивното съпротивление отляво точно като носеща способност с нормативна стойност и с изчислителна стойност, получена чрез корекция на нормативната с коефициента за носеща способност γR (γR,e = 1,40). Респективно всички усилия следва да се насочат към определяне на тази носеща способност. В този случай оценката ще бъде дали почвата може да понесе натоварване от стената. 6.3.2.3. Многоредово подпрени стени

Показаната схема e класическа и също ясна. Греда на n опори и предпоставки, свързани със следното: гредата (стената) се разчленява в точката с резултантно натоварване „нула”, като се приема, че там и огъващият момент е равен на нула; въвеждат се неизвестните срязващи сили – тук F0 ; решава се горната греда, откъдето се определя F0 , а от решението на долната се определя дължината t0 . И тук, на пасивния земен натиск се гледа като на носеща спсосбност на почвата.

Fa,1

Fa,2

Fa,1

Fa,3

a t

Fa,2

F0 2Fo

0,2.t

Фиг. 6.3.11. Многоредово подпряна (анкерирана) стена, решавана чрез метода на разчленяване 6.3.3. ЗЕМНО-РЕАКТИВЕН МЕТОД ЗА ИЗСЛЕДВАНЕ НА УКРЕПИТЕЛНИ СТЕНИ

Този метод (вариант на Винклеровия принцип) е най-подходящ за изследване на укрепителни стени от т.нар. шпунтов тип, тогава когато се разполага с неспециализирани геотехнически програми. Идеята е тази, че опирането на стената върху почвата под дъното на изкопа става чрез „пружинно легло” (подобно на Винклеровото), което изисква моделиране на пружинни опори за тази част от стената. Всъщност се разглежда задачата за стена (греда с ширина единица), частично разкрита до дълбочина h и неразкрита част, с дълбочина t (фиг. 6.3.12.). Очевидно втората или неразкритата част от стената осигурява устойчивостта й (включително за евентуално недопустимо завъртане спрямо т. R.). При решаването на тези стени (приети за греди с ширина единица) земната реакция има основно значение за устойчивостта и нейното познаване и моделиране е съществен въпрос при тяхното проектиране. Тези пружинни опори се моделират чрез коефициента на пропорционалност (коефициента на леглото), който зависи от дълбочината, за която се определя. Тази зависимост често се приема за линейна, което за решаване на практически задачи означава, че се приема зависимостта

K(z) = k.z , [kN/m3]. 286

(6.3.4) Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Ea m

R т.С

Фиг. 6.3.12. Вертикална греда на еластична основа

Големината на коефициента на пропорционалност k, [kN/m4] може да се приеме въз основа на данните от Таблица 8.1.19., като функция на вида и състоянието на почвата: Коравината на пружинните опори зависи и от приведената ширина на стената b. Тази ширина е: - b = 1,0 m за непрекъснати шлицови и шпунтови стени; - b = 1,5D + 0,5 m, за пилотни стени (D – диаметър на пилота); - b = D + 1,0 [m], за изливни пилоти с D ≥ 80 cm. Забележка: Когато за пилоти се получи b > 1,0 m, се приема b = 1,0 m (това важи само за пилотни и берлински стени, а не за единични пилоти).

При тези условия коравината на пружинната опора под нивото на дъното на изкопа е

Ki (zi) = a.b.zi.k , [kN/m],

(6.3.5)

където а е дължината на елемента, за който се изчислява коравината на пружинната опора. Важна бележка: За изкопи, които няма да стоят дълго време разкрити (например до 3 месеца), zi се отчита от нивото на терена, в противен случай zi се отчита от дъното на изкопа.

Нататък нещата се свеждат до определяне на натоварването от земен натиск, „решение на гредата” и оценка на устойчивостта. Тази процедура ще бъде пояснена поотделно за трите типа схеми, показани по-горе. А. Конзолни стени

Изчислителната схема е показана на фиг. 6.3.13. В нея забитата част на стената t се разглежда в еластична среда, представена от поредица „земно-реактивни пружини”. Размерите на елементите, за които се изчисляват коравини на пружините, се избират в границите а = 0,25–0,50 m. q

Ea,1

h Земна реакция

ppc

E a,2

zR Ep

E a,3

W2 c

R c p

Фиг. 6.3.13. Изчислителна схема по „земно-реактивния” метод Решението е итерационно. Приема се дълбочината t. Приема се точката на завъртане (първоначално е удачно да се приеме zR = 0,7t ), изчислява се активното натоварване до тази точка, определят се пружинните константи (закоравяващи се в дълбочина) и системата се решава в Ръководство по ГЕОТЕХНИКА 287

подходяща програма (за статическо изследване). Получава се действителната точка на завъртане R. За новата точка на завъртане се коригира активното натоварване (въздействията) и получената статическа система отново се решава, и т.н. Итерациите продължават, докато приетата точка на завъртане съвпадне с получената (това става след 2–4 итерации). Това е първият етап на решението – поредица от статически решения, които са съобразени с натоварването от активен земен натиск и с приетите пружинни опори по дълбочината t. Вторият етап оценява достатъчността на дълбочината t за осигуряване на устойчивостта на стената. Това става чрез диаграмата на опорните реакции (реакциите в пружинните опори се представят като реактивни напрежения, разпределени по дължината на елементите). Тази диаграма (представляваща диаграма на земната реакция) не следва да надхвърля с повече от 2/3 триъгълната диаграма на пасивния земен натиск. Ако това условие не е изпълнено, се увеличава първоначално приетото t.

Преимуществото на тази схема се състои в това, че се ползва програмно решение, макар и непълно. Има специализирани програми, които го решават изцяло без участие на проектанта при определен вход. Освен това решението дава и преместване на стената, което може да се сравнява с граничните премествания. Б. Едноредово подпрени стени

Изчислителната схема е показана на фиг. 6.3.14. и тя може да се ползва за окончателно изследване при работа с неспециализирани програми. q q

FB c

c E a,1

h Земна реакция

pcp

Ea,2

h Земна реакция

pcp

E a,2

E a, 3

E SS

z R Ep

E a, 3

Ep R

E a,1 HB

б.

Фиг. 6.3.14. Изчислителни схеми за подпряна на едно ниво стена. При големи стойности на t и огъвна коравина на стената (а) и при малки стойности на t и корави стени (б)

Пружинните опори се приемат по същия начин, както при конзолните стени. Тук, за разлика от класическите схеми, няма предварително подразделяне на „подпрени” и на „частично запънати” в основата си стени. Класификацията според тези схеми се извършва впоследствие. Ако деформационната линия от решението е тази от фиг. 6.3.14 а., то схемата отговаря на класическата за „частично запъната стена”; ако еластичната линия се получи съгласно втората схема, то стената е „само подпряна” в почвата. Тук решението също е итерационно. Избира се първоначална стойност за t и в зависимост от вида на еластичната линия се правят корекции в натоварването, така както е показано на двете схеми – като разлика между тях. Окончателно оценката на устойчивостта се извършва чрез сравняване на резултантите на диаграмата на земната реакция Еs и тази на пасивния земен натиск Еp. Въздействието върху почвата под дъното Es трябва да е с 1/3 по-малко от пасивния земен натиск Ep или от носещата способност Rd. (Като Rd се получава чрез пасивното съпротивление Ep.). В. Многоредово подпрени стени

Схемата на изследване е подобна на едноредово подпрените. Видът на решението също зависи от дълбочината на неразкритата част и може да бъде също една от двете, показани на фиг. 6.3.15. И тук проблемът се свежда до това дали носещата способност на почвата под дъното ще понесе натоварването от стената. Изследването следва методиката и принципите, изложени в предишните точки. 288 Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Fa,1

Fa,2

Fa,3

Fa,2 Fa,3

Фиг. 6.3.15. Многоредово подпряна (анкерирана) стена, решавана по „земно-реактивния метод”. Г. Заключение по методите за изследване на укрепителни стени

В началото на тази тема се каза, че изследването на укрепителни стени в днешно време се извършва с помощта на програми, моделиращи пружинни опори (SAP2000, Tower и пр.) или специализирани геотехнически програми, прилагащи стандартизирани алгоритми на решение (DC-software, Geostudio и пр.) или такива с изследователска и геотехническа насоченост (PLAXIS, Flag, ANSYS и пр.). Причината за тази необходимост е ясна: сложно натоварване и сложни гранични (опорни) условия на «гредата», които са взаимно зависими, т.е. задачата е нелинейна. Натоварването е функция на деформациите на гредата, а деформациите на гредата преразпределят самото натоварване. Тази сложна зависимост между деформации и натоварване може да се усложни още с едно ниво, ако се заговори за явления, като предварително напрягане на анкерни нива и особено за засводяване на укрепваната почва, което допълнително изменя и преразпределя натоварването. Естествено подобни сложни връзки не могат да бъдат отразени с ръчни решения, а само «машинно» и то в контекста на определени модели на средата и дефинирани критерии на разрушение. В този смисъл представените по-горе решения – по същество класически, са решения за «контрол на изхода». С тях може да се предотвратят само и единствено по-грубите грешки «във входа». Иначе резултатите от тях, сравнени с «точните» числени решения, са понякога значителни – например при огъваеми стени, големи забивания и особено при многоредови подпирания, при които деформацията на «гредата» е съвсем различна и резултатите могат да се окажат несъпоставими с тези от «ръчното смятане». Тук има един втори въпрос, който е особено съществен при повече от едно ниво на укрепване. Става дума за отчитане на етапността в изпълнение на укрепването и влиянието му върху изменението на напрегнатото състояние на системата «стена-анкери-масив». Проблемът е в това, че повечето статични програми са действително «статични» и решават определни състояния на «гредата», без да отчитат как е достигнато това състояние. Тези неспециализирани програми не могат да отчетат факта, че всеки следващ технологичен етап (и свързаното с него изчисление) следва вече изпълнен (като предишен) технологичен етап. Това може да направи само програма именно симулираща процеса на изпълнение. Този недостатък на неспециализираните геотехнически програми при повече от три етапа на изпълнение на укрепването дават немалки грешки – в порядък до 25÷30%, което изчерпва запасите, въведени чрез частните коефициенти в самия изчислителен метод. Това следва да се има предвид от проектантите на укрепителни конструкции. В заключение отбелязваме, че неспециализираните програми дават добри решения за анкерирани стени до степен на едно анкерно ниво. За анкериране на две и повече нива следва да се използват специализирани геотехнически програми. Класическите решения следва да се използват само за ориентировъчни и контролни изчисления. 6.3.4. ПРОЦЕДУРНИ ИЗИСКВАНИЯ ПРИ ИЗСЛЕДВАНЕ НА УКРЕПИТЕЛНИ СТЕНИ

Съгласно възприетия метод за геотехнически проекти в нашата страна „Design Аpproach 2” или DA2 се регламентират: •

частните коефициенти за свойства на почвата. Тези коефициенти коригират якостните свойства на почвата със стойности γϕ = 1,0; γс = 1,0 и γγ = 1,0 (DA2). Tова не означава, че няма разлика между изчислителните и характеристичните стойности на натоварването от земен натиск. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА 289

•

коефициентите за въздействия γG и γQ са съответно 1,35 и 1,50 и вече са конкретизирани в Глава 1. Това означава съществена разлика между характеристичните и изчислителните стойности на земния натиск. Тези коефициенти важат обаче за въздействията от активен земен натиск. В DA2 пасивният земен натиск се разглежда като носеща способност и се третира със съответните частни коефициенти γR,е . (В DA3 e възможно пасивният земен натиск да се разглежда и като благоприятно

въздействие, т.е. да се прилагат съответните частни коефициенти – γG,fav = 1,0 и γQ,fav = 0).

•

коефициента за носеща способност. Този коефициент се свързва с казаното в предишния абзац за пасивния земен натиск и тук се приема се γR,е = 1,40.

Големината на пасивния земен натиск се определя съобразно относителното преместване на стената и с отчитане на триенето между стената и почвата:

- при конзолни стени и при „прихлупване” на почвата от стената (т.нар. долна ротация) земният натиск се определя „по Кулон” със завишение от 1,0÷1,50 в зависимост от ϕ, изменящо се от 20° до 30°. При ъгли над 30° корекцията е 1,50, под 20° корекцията е 1,00. - при едноредово и многоредово подпрени стени пасивният земен натиск се определя без корекции и „по Coulomb”. - триенето между стената и почвата се приема: за шпунтови стени δ = (1/3÷1/2)ϕ; за шлицови стени δ = (1/3)ϕ; за пилотни стени – неврязани с обсаждане δ = (2/3÷1,0)ϕ; за пилотни стени от взаимно-врязани пилоти δ = ϕ; за стени берлински тип се приема δ = (1/2÷2/3)ϕ. Основната проверка е проверка за устойчивостта или проверка за носещата способност на почвата от страната на изкопа. Тук носещата способност на почвата се осъществява от съпротивлението й, свързано с пасивния земен натиск, изчислен с граничната му стойност. На базата на отбелязаното общата схема на изследване е следната: (1) Избират се размерите на стенатa – h и t и наклонът на терена. Определя се външният полезен товар. (2) Уточняват се свойствата на почвите и нивата на почвените води. Уточняват се нивата на водопонижение. Определят се характеристичните и изчислителните свойства на почвите. (3) Приемат се въздействията. В зависимост от очакваната или възможна деформация на стената се определят натоварването от активен и пасивен земен натиск като въздействия върху стената. Определят се характеристичните стойности за резултантните сили на земния натиск Ea,k и Ep,k. Изчислителните стойности се получават от характеристичните чрез коефициентите на въздействия γG и γQ , като G Q E a,d = E a,k .γ G + E a,k .γ Q и E p,d = E p,k /γ R,e , където

(6.3.6)

G E a,k е земен натиск от тегло на почвата и постоянни въздействия; Q E a,k – земен натиск от променливи въздействия.

(4) Проверява се устойчивостта на стената. Приема се, че носещата способност на почвата е равна на пасивния земен натиск от страната на дъното на стената до точката на завъртане или за цялата дълбочина t , т.е.

Rk = Ep,k .

(6.3.7)

Изчислителната стойност на носещата способност на почвата е

Rd = Rk /γR,e , където

(6.3.8)

Еp,k е характеристичната стойност на пасивния земен натиск; Rk – характеристичната стойност на носещата способност; Rd – изчислителната стойност на носещата способност; γR,e – частен коефициент за носеща способност, равен на 1,40. За въздействие Еd се приема натоварването от стената върху почвата (равно на стойността на земната реакция) в зоната до точката на завъртане или за цялата дълбочина t. Изисква се спазване на условието Еd ≤ Rd . 290

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(5) Определят се силите в анкерите Fa,d

Първоначално усилията в анкерите се получават като реакции в точките с кораво или еластично подпиране при статическото изследване на стената. Така получените реакции се разглеждат като акции, т.е. като изчислително въздействие (натоварване) за анкера. Изисква се спазване на условието

Fa,d ≤ Rа,d. На базата на носещата способност и на изчислителното натоварване в анкерите се определят разстоянията между тях (ако няма други специфични съображения). Нататък се определят разрезните усилия и се оразмерява стената. ПРИМЕР

Изследва се анкерирана на едно ниво укрепителна стена по класическа схема. (1) Геометрия на стената

Схема е показана на фиг. 6.3.16. Стената укрепва изкоп с дълбочина h = 6,00 m. Теренът е хоризонтален, без облекчаваща берма. Приета е дълбочина на неразкритата част от стената t = 2,50 m. (2) Почвени условия и почвени параметри

Почвата е еднородна, представлява заглинен пясък. Основните параметри са: - обемно тегло γk = 18,0 kN/m3 (γ'k = 8,9 kN/m3); - ъгъл на вътрешно триене и кохезия ϕk = 30° и сk = 12,0 kPa. Съгласно DA2 изчислителни стойности γd , ϕd и сd съвпадат по стойности с характеристичните (коефициентите за почвените характеристики са 1,0). Регистрирана е почвена вода на дълбочина 4,00 m под нивото на терена. предвижда се повърхностно отводняване чрез събирателни канавки и шахти. Приема се, че водата не променя свойствата на почвата.

qk=20 kPa

b Ead,1 1

1,47

t=2,5m

Epk,1

Epk,2 195,0

135,7

Lk=5

3,0 2,25

Ead,3

13,7

Ead,1

Ud,1

Ead,2

,0m

16,5

59,3

15°

Ud,2

Ud,1 4,5m

1,56

4,0

6,70

2,0

h=6,0 m

5,47

Ead,2 Ead,3 Ud,2

29,7

Фиг. 6.3.16. Изчислителна схема към примера (3) Натоварване върху стената

Характеристичните стойностии на въздействията се получават на базата на характеристичните стойности на свойствата на почвата/водата. Изчислителните стойности се получават чрез коефициентите на въздействие. Те се приемат съгласно Таблица 1.3. – γG = 1,35 и γQ = 1,5, при неблагоприятно въздействие, а при благоприятно въздействие - γG,fav = 1,00 и γQ,fav = 0. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

291

(3.1) От земен натиск

Въздействието от земен натиск е от активен тип от страната на масива. Приема се δd = 0 (нулево триене между стената и масива. Коефициентът на земeн натиск е определен „по Rankine” (за δ = 0°) и е Kа,k = 0,333. За указаните в схемата опорни точки (нива) характеристичните стойности на напреженията от земен натиск са: c γ pak,1 = 4,0.18,0.0,33 = 23,80 kPa; pak,1 = 2.12,0. 0, 33 = 13,7 kPa; Q pak,1 = 20,0.0,33 = 6,7 kPa;

pak,1 = 16,5 + 4,5.8,9.0,33 = 29,70 kPa;

Eak,1 = (1/2).1,56.16,5 = 12,8 kN/m; Ead,1 = γG .Eak,1 = 1,35.12,8 = 17,3 kN/m; Eak,2 = 16,5.4,5=74,2 kN/m; Ead,2 = 1,35.74,2 = 100,2 kN/m; Eak,3 = (1/2).(29,7-16,5).4,50 = 29,7 kN/m; Ead,3 = 1,35.29,7=40,1 kN/m. От страната на изкопа характеристичната стойност на максималното съпротивление от почвата или носещата способност на почвата се приема равна на съпротивлението от пасивен земен натиск.

Kp се определя „по Coulomb”, в случая (ϕ = 30°) е отчетен Kp,k = 6,10 (т. 3.4.) за прието триене между стената и почвата δk = 20° (2/3.ϕk ). γ p p,k = 2,50.8,9.6,10= 135,7 kPa;

c p p,k = 2.12. 6,10 = 59,3 kPa; γ E p,k = (1/2).2,50.135,7 = 169,6 kN/m;

c E p,k = 2,50.59,3 = 148,2 kN/m.

(3.2) От почвени води

pw = 2,0.10 = 20 kPa; Uk,1 = (1/2).2.20 = 20,0 kN/m; Ud,1 = γG.Uk,1 = 1,35.20,0 = 27,0 kN/m; Uk,2 = 2,5.20 = 50,0 kN/m; Ud,2 = 1,35.50 = 67,5 kN/m. Диаграмите на натоварването са показани на фиг. 6.3.16. (4) Проверка за носещата способност на почвата от страната на изкопа

Приема се, че: - стената натоварва почвата под дъното със сила Hd (фиг. 6.3.16.), съвпадаща с директрисата на силата на пасивния земен натиск (наричана носеща способност и означавана с Rd ); - директрисата на силата на пасивния земен натиск минава през центъра на тежестта на диаграмата на съпротивлението от пасивен земен натиск. Оценката на равновесието се оценява чрез основното условие на ЕК

Ed ≤ Rd. Определен е центърът на диаграмата zc = 1,47 m. Големината на въздействието Hd с директриса, минаваща през този център, се определя от едно моментово уравнение спрямо точката на анкериране, т.е.:

Hd = (1/5,47).(Ead,1.1,49+Ead,2.4,25+Ead,3.5,0+Ud,1.3,33+Ud,2.5,25); Hd = (1/5,47).(17,3.1,49+100,2.4,25+40,1.5,0+27,0.3,33+67,5.5,25); Hd = 1096,4/5,47 = 200,4 kN/m. Тази резултанта е и стойността на обобщения ефект Ed , т.е. Ed = Hd . 292

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Пасивното съпротивление или носещата способност на почвата (Rd), натоварвана от стената, е равна на големината на хоризонталната компонента на пасивния земен натиск (Ep), т.е.:

Rk = Ep,k .cos (20o)= (169,6 + 148,2).cos20o = 302,2 kN/m; Изчислителната стойност на носещата способност е:

Rd = Rk /γR,е = 302,2/1,4 = 215,9 kN/m. (тук коефициентът на носеща способност е γR,е = 1,40) Условието Еd ≤ Rd  200,4 kN/m ≤ 215,9 kN/m е изпълнено. Забележка: Оценката на сигурността с използване на активни и реактивни моменти (ME,d ≤ MR,d ) съвпада с показаната. (5) Проверка за носеща способност на анкерите

За определяне на въздействието в анкерите за линеен метър се разглежда проста греда (с ширина 1,0 m) с явно подпиране в участъка под дъното. Мястото на подпиране съвпада с центъра на диаграмата и за тази точка вече е определена «реакцията» Hd , по-горе приета за въздействие. От условието ΣH = 0 се получава силата в анкера за линеен метър:

F’a,d = 200,4 - (17,3 + 100,2 + 40,1 + 27,0 + 67,5) = 51,2 kN/m. Приемат се анкери през Sh = 1,50 m. Силата в анкера е:

Fa,d = Sh.F’a,d = 1,50.51,2 = 76,8 kN. Предвиждат се анкери тип IBO под наклон αf = 15° и с дължина L = 7,50 m. Кореновата част се приема на 0,50 m след потенциалната плъзгателна равнина (повърхнина), т.е. Lk = 5,00 m. Носещата способност на анкера е приета приблизително (вж. т. 6.4.)

Ra,k = km.π.Da.Lk.(0,75.z.γ.tg ϕ - c ); Ra,k = 1,5.3,14.(0,076.1,2).5,0.[0,75.3,70.18.0,577 + 12) = 87,6 kN; Ra,d = Ra,k /γa,p = 70,1/1,10 = 79,7 kN. (γa,p съгласно Таблица 1.8.) Условието Fa,d ≤ Ra,d  76,8 ≤ 79,7 kN е изпълнено.

Нататък изследванията обхващат въпроси извън интересите на геотехническото проектиране. 6.3.5. ПРИМЕРИ ПО „ЗЕМНО-РЕАКТИВНИЯ МЕТОД”, РЕАЛИЗИРАНИ ЧРЕЗ SAP2000. РЕШЕНИЕ ПО DA2. ПРИМЕР 1. КОНЗОЛЕН ТИП СТЕНА (1) Условия на задачата – геометрия , свойства на почвата

Шлицова стена укрепва изкоп с дълбочина 4,00 m. Почвата е еднородна и е представена от пясък едрозърнест (заглинен) със следните свойства: Обемно тегло γk = 18,0 kN/m3; ϕk = 34° и ck = 5 kPa. Изчислителните стойности на свойствата на почвата са:

γk = γd = 18,0 kN/m3 (γγ = 1,0); γ’k = γ’d = 8,90 kN/m3 (γγ = 1,0); ϕk = ϕd = 34° (γϕ = 1,0); ck = cd = 5,0 kPa (γc = 1,0). От Таблица 8.1.19., за едър пясък е приет коефициент на леглото в дълбочина k = 8000 kN/m4. Отбелязваме в забележка, че големината на k оказва съществено влияние върху преместванията на стената и сравнително малко върху разрезните усилия в нея.

Нивото на почвените води е регистрирано на 2,0 m под нивото на терена, като се предвижда в ямата то да бъде поддържано чрез открито водочерпене на нивото на дъното на изкопа. Приет е полезен товар с интензивност qk = 10 kPa. Геометрията и изходните данни към Пример 1. са показани на фиг. 6.3.17. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

293

qk = 10 kPa 0 2,00

10,7

2,00

14,0

zR=3,85 m

pmax=125,2 kPa

25,3(18,1)

27,0

Fd 4,50

Rd R

29,9

27,0

Pp,R=244,6(174,7) 281,6(201,1)

27,0

Фиг. 6.3.17. Изчислителна схема (вж. и фиг. 6.3.12.) на стената с от земен и хидростатичен натиск – изчислителни стойности (2) Параметри на стената

Прието е шлицовата стена да е с дебелина 0,60 m, изпълнявана на секции по 2,50 m. Площ на напречното сечение A = 0,60 m2/m’. Инерционен момент I = 1/12.(1,0.0,63) = 0,018 m4/m’. Начален (еластичен) модул на бетона (C20/25): Еb = 30 000 MPa. (3) Изчислителна схема и натоварване

Изчислителната схема е „греда на няколко еластични (поддаваеми) опори”, с натоварване от земен натиск и хидростатично налягане от почвените води. Приема се, че до т. R натоварването е от воден и от активен земен натиск, а след т. R надолу активният земен натиск се пренебрегва. (3.1) Натоварване от земен натиск Приетa е дълбочина на неразкритата част - t = 4,50 m. Коментар: Първоначално беше приета дълбочина 4,00 m и точка на завъртане на стената на 3,00 m под дъното на изкопа. Впоследствие, съгласно изложеното в т. 6.3.3, за този метод на изследване беше уточнена дълбочина t = 4,50 m и zR = 3,75 m под дъното на изкопа. Изложеното по-долу решение е именно при тези приети параметри. Коефициенти на земен натиск:

• активен: приети „по Ранкин”, с ъгъл на триене между стената и почвата δk = δd = 0:

Ka,k = tg 2 (45° - ϕk /2) = tg 2 (45° - 34/2) = 0,28. • пасивен: приети „по Кулон”, с ъгъл на триене между стената и почвата δk = 1/2.ϕk = 17°. Пo формула (т. 3.5.2) е получена стойността: Kp,k = 6,40. a) Активен земен натиск до т. R: На “ниво 0” натоварването от активен земен натиск е: γ q c p pk,0 = 0; p pk,0 = 0,28.10 = 2,8 kPa; p pk,0 = 2.5. 0, 28 = 5,30 kPa;

pak,0 = 0; pad,0 = 0. 294

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

На „ниво 1”: γ q p pk,1 = 2,0.18,0.0,28 = 10,1 kPa; p pk,1 = 0,28.10 = 2,8 kPa;

c p pk,1 = 2.5.(0,28)0,5 = 5,30 kPa;

p pd,1 = (10,1-5,3).1,35 + 2,8.1,5 = 10,7 kPa (γG = 1,35; γQ = 1,5). На „ниво 2”: γ q p pk,2 = 10,1 + 2,0.9,8.0,28 =1 5,6 kPa; p pk,2 = 0,28.10 = 2,8 kPa;

c p pk,2 = 2.5.

0, 28 = 5,30 kPa;

p pd,2 = (15,6 - 5,3).1,35 + 2,8.1,5 = 14,0 kPa. На „ниво R”: γ q p pk,R = 15,6 + 3,5.8,9.0,28 = 24,3 kPa; p pk,R = 0,28.10 = 2,8 kPa;

c p pk,R = 2.5.

0, 28 = 5,30 kPa;

p pd,R = (24,3 - 5,3).1,35 + 2,8.1,5 = 29,9 kPa. б) Пасивен земен натиск за участък 2-3: На „ниво 2”: γ q c p pk,2 = 0 kPa; p pk,2 = 0 kPa; p pk,2 = 2.5.

6, 4 = 25,3 kPa;

p pd,2 = 25,3 kPa. На „ниво 3”: G q c p pk,3 = 4,5.8,9.6,4 = 256,3 kPa; p pk,3 = 0 kPa; p pk,3 = 25,3 kPa;

p pd,3 = (256,3+25,3).1,00 = 281,6 kPa (γG,fav = 1,0);. На „ниво R”: ppk,R = 244,6 kPa; ppd,R = 244,6.1,00= 244,6 kPa. (3.2) Натоварване от почвените води

Натоварването от водата по нива е, както следва (γG = 1,35): „ниво 2”: pw2,k = 2,0.10,0 = 20,0 kPa; pw2,d = 20,0.1,35 = 27,0 kPa; „ниво 3”: pw3,d = 27,0 kPa (резултантно натоварване); „ниво R”: pwR,d = 27,0 kPa (резултантно натоварване);

На фиг. 6.3.17. е показана сумарната диаграма на въздействието от активен земен натиск и от резултантен хидростатичен натиск. (4) Коравина на пружинните опори

Коравината на пружинните опори (в схемата на земно-реактивния метод) се определят по формула (6.3.5). Размерите на елементите под дъното са приети съответно:

b = 0,25 - 0,5 - 0,5 - … - 0,25 m; и a = 1,00 m; k = 8000 kN/m4 (вж. условието на задачата – точка (1). При тези предпоставки са получени коравини на пружинните опори, така както е показано на фиг. 6.3.18. (на нивото на дъното е приета пружина с коравина K = 500 kN/m, направено с оглед на наличната кохезия). Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

295

(5) Статическо изследване

Решението е извършено чрез програмата SAP2000. То се приема за окончателно, понеже приетата точка на завъртане на стената, т. R с zR = 3,75 m, с добро приближение съвпада с получената нулева точка в деформационната линия на „гредата” (получено е zR = 3,85 m).

δ = 0,023 m; Получени са: максимално преместване Mmax = 150,3 kNm/m; максимална срязваща сила Vmax = 95,8 kN/m.

максимален

огъващ

момент

(6) Проверка за носещата способност на почвата под дъното на изкопа

Съгласно изложеното в тази точка за земно-реактивния метод, за носеща способност се приема силата на пасивния земен натиск от дъното до точката на завъртане на стената, т.е. силата на пасивния земен натиск за участъка „2-R” (фиг. 6.3.17). Приема се Rd = Eph,d. За zR = 3,85 m пасивният земен натиск е ppk,R = 244,6 kPa.

Ep,k = 0,5.(25,3 + 244,6).3,85 = 519,5 kN/m. Хоризонталната компонента на пасивния земен натиск е

Eph,k = Ep,k .cos δ = 519,5.cos 17° = 496,8 kN/m. γR,e = 1,40 – за пасивен земен натиск; (съгласно Таблица 1.3.7.)

Rd = Eph,d = Eph,k /γR,е = 496,8/1,4 = 354,9 kN/m.

Изчислителна схема

Премествания max δ = 0,023 m

М-диаграма max M = 150,30 kNm/m

V –диаграма max V = 95,80 kN/m

Фиг. 6.3.18. Резултати от изчисленията

Въздействието върху почвата чрез забитата част на стената (Fd) се определя като сила, равна на обема на диаграмата на реакцията на почвата (Es), получена в решението и показана на фиг. 6.3.17. Това въздействие

Еs =Fd ≈ 2/3.(3,85.125,2).1 = 321,3 kN/m. Условието Rd = 354,9 kN > Fd = 321,3 kN/m e изпълнено.

296

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

ПРИМЕР 2. АНКЕРИРАНА/ПОДПРЯНА НА ЕДНО НИВО СТЕНА (1) Условия на задачата – геометрия , свойства на почвата

Шлицова стена укрепва изкоп с дълбочина 6,00 m. Анкерирана е едноредово на ниво -2,00 m от нивото на терена. Почвата е еднородна и е представена от пясък, едрозърнест (заглинен) със следните свойства: oбемно тегло γk = 18,0 kN/m3; ϕk = 34° и ck = 5 kPa. Изчислителните стойности на свойствата на почвата са:

γk = γd = 18,0 kN/m3 (γγ = 1,0); γ’k = γ’d = 8,90 kN/m3 (γγ = 1,0); ϕk = ϕd = 34° (γϕ = 1,0); ck = cd = 5,0 kPa (γc = 1,0). От Таблица 8.1.19., за едър пясък е приет коефициент на леглото в дълбочина k = 8000 kN/m4. Нивото на почвените води е регистрирано на 3,00 m под нивото на терена, като се предвижда в ямата да бъде поддържано чрез открито водочерпене на нивото на дъното на изкопа. Приет е полезен товар с интензивност qk = 10 kPa.

qk=10 kPa

2,00

3,00

15°

3,00

17,4

1 4,00

3,00

4,00

Pmax=121,4

2,42

3,50

25,3(18,1) 2

40,5

28,5

2,18

40,6

νa

95,0 224,7(160,5)

40,2

40,5

Фиг. 6.3.19. Общ вид на стената с натоварване от земен и хидростатичен натиск – изчислителни стойности (2) Параметри на стената

Прието е шлицовата стена да е с дебелина 0,60 m, изпълнявана на секции по 2,50 m. Площ на напречното сечение A = 0,60 m2/m’. Инерционен момент I = 1/12.(1,0.0,63) = 0,018 m4/m’. Начален (еластичен) модул на бетона (C20/25): Еb = 30000 MPa. (3) Изчислителна схема и натоварване

Изчислителната схема е „греда на няколко еластични (поддаваеми) опори”. Анкерът е представен с елатична опора (линейна пружина) с коравина K = 27 000 kN/m, а останалите опори – от дъното надолу са заместващи и определени, така както е показано в т. 6.3.3. „Гредата” е натоварена със земен натиск и хидростатично налягане от почвените води. (3.1) Натоварване от земен натиск Приетa е дълбочина на неразкритата част - t = 3,50 m. Коментар: Първоначално беше приета дълбочина на стената 3,00 m под дъното на изкопа. Впоследствие, съгласно изложеното в т. 6.3.3. за този метод на изследване беше уточнена дълбочина t = 3,50 m. Изложеното по-долу решение е при приетата стойност от 3,50 m Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

297

Коефициенти на земен натиск:

• активен: приети „по Ранкин”, с ъгъл на триене между стената и почвата δk = δd = 0:

Ka,k = tg 2 (45° - ϕk /2) = tg 2 (45° - 34/2) = 0,28. • пасивен: приети „по Кулон”, с ъгъл на триене между стената и почвата δk = 1/2.ϕk = 17°. Пo формула (3.5.2) е получена стойността: Kp,k = 6,40. a) Активен земен натиск до т.R: На “ниво 0” натоварването от активен земен натиск е: c γ Q pak,0 = 0; pak,0 = 0,28.10 = 2,8 kPa; pak,0 = 2.5.(0,28)0,5 = 5,30 kPa; 0 0 pa,k = 0; pa,d = 0.

На „ниво 1”: γ q = 3,0.18,0.0,28=15,1 kPa; pak,1 = 0,28.10 = 2,8 kPa; pak,1

c = 2.5.(0,28)0,5 = 5,30 kPa; pak,1

pad,1 = (15,1 - 5,3).1,35 + 2,8.1,5 = 17,4 kPa (γG = 1,35; γQ = 1,5). На „ниво 2”: γ q pak,2 = 15,1 + 3,0.9,8.0,28 = 23,3 kPa; pak,2 = 0,28.10 = 2,8 kPa;

c pak,2 = 2.5.(0,28)0,5 = 5,30 kPa;

pad,2 = (23,3 - 5,3).1,35 + 2,8.1,5 = 28,5 kPa. На „ниво 3”: γ q pak,R = 23,3 + 3,5.8,9.0,28 = 32,0 kPa; pak,R = 0,28.10 = 2,8 kPa;

c pak,R = 2.5.(0,28)0,5 = 5,30 kPa;

pak,R = (32,0 - 5,3).1,35 + 2,8.1,5 = 40,2 kPa. б) Пасивен земен натиск за участък 2-3: На „ниво 2”: γ q c p pk,2 = 0 kPa; p pk,2 = 0 kPa; p pk,2 = 2.5.(6,4)0,5 = 25,3 kPa.

p pd,2 = 25,3 kPa. На „ниво 3”: G q c p pk,3 = 3,5.8,9.6,4 = 199,4 kPa; p pk,3 = 0 kPa; p pk,3 = 25,3 kPa.

p pd,3 = (199,4 + 25,3).1,00 = 224,7 kPa. (3.2) Натоварване от почвените води

Натоварването от водата по нива е, както следва (γG = 1,35): „ниво 2”: pw2,k = 3,0.10,0 = 30,0 kPa; pw2,d = 30,0.1,35 = 40,5 kPa; „ниво 3”: pw3,d = 40,5 kPa (резултантно натоварване);

На фиг. 6.3.19. е показана сумарната диаграма на въздействието от активен земен натиск и от резултантен хидростатичен натиск. 298

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(4) Коравина на пружинните опори

Коравината на пружинните опори (в схемата на земно-реактивния метод) се определя по формула (6.3.5) с k = 8000 kN/m4. Размерите на елементите под дъното са приети съответно:

b = 0,25 - 0,5 - 0,5 - … - 0,25 m; и a = 1,00 m; При тези предпоставки са получени коравини на пружинните опори, така както е показано на фиг. 6.3.18. (на нивото на дъното е приета пружина с коравина K = 500 kN/m, направено с оглед на наличната кохезия). (5) Статическо изследване

Решението е извършено с програмата SAP2000. Резултатите са показани на фиг. 6.3.20. Получено е максимално преместване δ = 0,052 m; максимален огъващ момент Mmax = 198,9 kNm/m; максимална срязваща сила Vmax = 97,9 kN/m. (6) Проверка на носещата способност на почвата под дъното на изкопа

Както е отбелязано по-горе при земно-реактивния метод, за носеща способност се приема силата на пасивния земен натиск от дъното до точката на завъртане на стената, т.е. силата на пасивния земен натиск за участъка „2-3”, т.е. приема се Rd = Eph,d . Носещата способност Rd, като сила на пасивния земен натиск Ep,k, има характеристична стойност

Ep,k = 0,5.(25,3 + 224,7).3,5 = 437,5 kN/m. (За z = 3,5 m, пасивният земен натиск е ppk,R = 224,7 kPa). Хоризонталната компонента на пасивния земен натиск е

Eph,k = Ep,k .cos δ = 437,5. cos 17° = 418,4 kN/m. γR,e = 1,40 – за пасивен земен натиск (съгласно Таблица 1.3.7.);

Rd = Eph,d = Eph,k /γR,e = 418,4/1,40 = 298,9 kN/m.

Изчислителна схема

Премествания max. δ = 0,052 m

М-диаграма max M = 198,9 kNm/m

V-диаграма max V = 97,9 kN/m

Фиг. 6.3.20. Резултати от изчисленията Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

299

Въздействието върху почвата чрез забитата част на стената се определя като сила, равна на обема на диаграмата на реакцията на почвата, получена в решението и показана на фиг. 6.3.19. Това въздействие Fd (като обем на диаграмата на почвената реакция) е определено като (приблизително):

Fd ≈ 0,5.(95,0.3,50).1,0 + 2/3.(3,5.40,5).1,0 = 262,7 kN/m. Условието Rd = 298,9 kN/m > Fd = 262,7 kN/m e изпълнено. Важна бележка: Всъщност по-реалистично е сравнението да се извърши като съотношение между моменти – като активни (МE,d) и реактивни (МR,d) системата спрямо точката на подпиране (анкериране). Във всички случаи рамото на Rd e по-голямо от това на Fd от което следва, че и горното условие е определящо.

Точното сравнение чрез моментите е (вж. фиг. 6.3.19.):

МR,d = 298,9.(2,42+4,0)=1918,9 kNm/m. МE,d = 262,7.(2,18+4,0)=1623,5 kNm/m. Условието МR,d = 1918,9 ≥ МE,d = 1623,5 kNm/m e изпълнено. ПРИМЕР 3. МНОГОРЕДОВО АНКЕРИРАНА СТЕНА (1) Условия на задачата – геометрия , свойства на почвата

Шлицова стена укрепва изкоп с дълбочина 11,00 m. Анкерирана е на три нива -3,00 m, -6,00 m и -9,50 m от нивото на терена. Почвата е еднородна и е представена от пясък едрозърнест (заглинен) със следните свойства: Обемно тегло γk = 18,0 kN/m3; ϕk = 34° и ck = 5,0 kPa. Изчислителните стойности на свойствата на почвата са:

γk = γd =18,0 kN/m3 (γγ = 1,0); γ’k = γ’d = 8,90 kN/m3 (γγ=1,0); ϕk = ϕd =340 (γϕ=1,0); ck = cd = 5,0 kPa (γc = 1,0). И в този пример, за едър пясък е приет коефициент на леглото k = 8000 kN/m4. Нивото на почвените води е регистрирано на (-9,00) m под нивото на терена, като се предвижда в ямата да бъде поддържано чрез открито водочерпене на нивото на дъното на изкопа. Приет е полезен товар с интензивност qk =10 kPa.

qk=10 kPa

3,50

1,d =120

3,50

,8 kN

11,50

HB 2,d =144

2,50

,7 kN

61,7

1 2,0

69,1

3,d =161

,7kN

27,0 4,00

4,00

54,1

Pmax=145,8

25,3(18,1)

νa 227,1(162,7)

134,4

84,0

27,0

Фиг. 6.3.21. Общ вид на стената с натоварване от земен и хидростатичен натиск – изчислителни стойности

300

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(2) Параметри на стената

Прието е шлицовата стена да е с дебелина 0,60 m, изпълнявана на секции по 2,50 m. Площ на напречното сечение A = 0,6 m2/m; инерционен момент I = 1/12(1.0,63)=0,018 m4. Еластичният модул на бетона e Еb = 30 000 MPa. (3) Изчислителна схема и натоварване

Изчислителната схема е „греда на няколко еластични (подаваеми) опори”. Анкерите са представени с елатични опори с коравина съотвтно K-3,0 = 27 000 kN/m; K-6,0 = 33 000 kN/m; K-9,0= 41 000 kN/m. Oстаналите опори – от дъното надолу са заместващи и определени, така както е показано в т. 6.3.3. „Гредата” е натоварена от земен натиск и хидростатично от почвените води. (3.1) Натоварване от земен натиск Приетa е дълбочина на неразкритата част t = 4,00 m. Коментар: Първоначално беше приета дълбочина 3,00 m на стената под дъното на изкопа. Впоследствие съгласно изложеното в т. 6.3.3. за този метод на изследване беше уточнена дълбочина t = 4,0 m. При тази дълбочина нататък се излага решението. Коефициенти на земен натиск:

•

активен: приети „по Ранкин” с ъгъл на триене между стената и почвата δk= δd = 0:

Ka,k = tg2(45o-ϕк/2)= tg2(45o-34/2) = 0,28. •

пасивен: приети „по Кулон” с ъгъл на триене между стената и почвата δk = 1/2ϕк=17о. Пo формула (3.4.17) е получена стойността: Kp,k= 6,40.

a) Активен земен натиск На “ниво 0” натоварването от активен земен натиск е:

pa0,k = 0; pa0,kq = 0,28.10 = 2,8 kPa; pa0,kc = 2.5. 0, 28 = 5,30 kPa; pa0,k = 0; pa0,d = 0. На „ниво 1”:

pa1,k =9,5.18,0.0,28=47,9 kPa; pa1,kq=0,28.10=2,8 kPa; pa1,kc=2.5. 0, 28 =5,30 kPa; pa1,d =(47,9-5,3).1,35+2,8.1,5= 61,7 kPa (γG=1,35; γQ=1,5). На „ниво 2”:

pa2,k=47,9+2,0.9,8.0,28=53,4 kPa; pa2,kq=0,28.10=2,8 kPa; pa2,kc=2.5. 0, 28 =5,30 kPa; pa2,d=(53,4-5,3).1,35+2,8.1,5= 69,1 kPa. На „ниво 3”:

pa3,k =53,4+ 4,0.8,9.0,28=64,4 kPa; pa3,kq=0,28.10=2,8 kPa; pa3,kc=2.5. 0, 28 =5,30 kPa; pa3,d =(64,4-5,3).1,35+2,8.1,5= 84,0 kPa. б) Пасивен земен натиск за участък 2-3: На „ниво 2”:

pp2,k=0 kPa; pp2,kq=0 kPa; pp2,kc=2.5.

6, 4 =25,3 kPa;

ppR,d= 25,3 kPa (γG=1,0). На „ниво 3”:

pp3,k =4,0.8,9.6,4=227,8 kPa; pp3,kq=0 kPa; pp3,kc =25,3 kPa; pp3,d = (227,8+25,3).1,00 =253,1 kPa (γG = 1,0). (3.2) Натоварване от почвените води

Натоварването от водата по нива е, както следва: Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

301

ниво 2: pw2,k = 2,0.10,0 = 20,0 kPa; pw2,d = 20,0.1,35 = 27,0 kPa (γG = 1,35); ниво 3: pw2,d = 27,0 kPa (резултантно натоварване).

На фиг. 6.3.21 е показана сумарната диаграма на въздействието от активен земен натиск и от резултантен хидростатичен натиск. (4) Коравина на пружинните опори

Коравината на пружинните опори (в схемата на земно-реактивния метод) се определя по формула (6.3.5) при k = 8000 kN/m4. Размерите на елементите под дъното са приети:

b = 0,25 - 0,50 - 0,50 … - 0,25 m; и а = 1,00 m; При тези предпоставки са получени коравини на пружинните опори, така както е показано на фиг. 6.3.22 a (на нивото на дъното е приета пружина с коравина k = 500 kN/m, направено с оглед на наличната кохезия). (5) Статическо изследване

Решението е извършено с програмата SAP2000. Резултатите са показани на фиг. 6.3.22. Получено е максимално преместване δ = 0,048 m; максимален огъващ момент Mmax = 176,9 kNm/m; максимална срязваща сила Vmax =150,7 kN/m. (6) Проверка на носещата способност на почвата под дъното на изкопа

Както е отбелязано по-горе, при земно-реактивния метод за носеща способност се приема силата на пасивния земен натиск от дъното до точката на завъртане на стената, т.е. силата на пасивния земен натиск за участъка “2-3”, т.е. приема се Rd = Eph,d. Носещата способност Rd , като сила на пасивния земен натиск Ep,k , има характеристична стойност

Ep,k = 0,5.(25,3 + 227,1).4,0 = 506,2 kN/m. Хоризонталната компонента на пасивния земен натиск е:

Eph,k = Ep,k .cos δ =506,2.cos 17° = 484,1 kN/m. коефициентът за носеща способност е γR,e = 1,40 – за пасивен земен натиск;

Rd = Eph,d = Eph,k /γR = 484,1/1,40 = 322,7 kN/m.

Премествания Изчислителна max. δ = 0,048 m схема Фиг. 6.3.22. Резултати от изчисленията

М-диаграма max M = 176,9 kNm/m

V –диаграма max V = 150,7 kN/m

Въздействието върху почвата чрез забитата част на стената се определя като сила, равна на обема 302

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

на диаграмата на реакцията на почвата, получена в решението и показана на фиг. 6.3.22. Това въздействие Fd (като обем на диаграмата на почвената реакция) е определено на (приблизително):

Fd ≈ 0,5.(134,4 + 10).4,0.1,0 + 2/3.(54,1.4,00).1,0 = 433,1 kN/m. Условието Fd ≤ Rd  433,1 kN/m ≤ 322,7 kN/m не e изпълнено!

Необходимо е увеличение на дълбочината t. 6.3.6. ПРИМЕР С ПРОГРАМА PLAXIS. РЕШЕНИЕ ПО DA3

И тук - при укрепителните стени, както при откосите, е трудно или невъзможно да се използва приетият в нашата практика DA2, когато се правят изследвания със специализираните геотехнически програми, работещи по метода на крайните елементи. Това е така, отбелязваме отново, защото не е възможно използване на различни коефициенти на въздействие за натоварването върху стената от земен натиск, така като повелява именно методът DA2. Тази съществена причина прави неприложими (или много трудно приложими) специализираните геотехнически програми. Затова много страни в Европа приемат DA3 за решаване на този тип задачи (тук коефициентите на въздействия са едни и същи). В този смисъл проектантът спокойно може да проектира укрепителни стени по DA3, независимо че „нашият метод” е DA2. ПРИМЕР (1) Геометрични данни

Укрепваният изкоп е с височина 9,50 m и е решено предварително укрепването да бъде с два реда инжекционни анкери на нива -3,50 m и -8,00 m. Теренът е хоризонтален. Полезен товар на терена 10 kPa. Вода е регистрирана на -4,50 m под нивото на терена, предвижда се водопонижение чрез открито водочерпене. Геометричните параметри са показани на съставения модел на укрепването. (2) Свойства на почвите

Изкопът попада в три почвени разновидности със свойства, посочени в Таблици 6.3.3. и 6.3.4. Таблица 6.3.3. Свойства на почвите – характеристични стойности Почва Песъчлива глина Едри пясъци Глина

h, m 2,5 2,0 m >12,00

γk , kN/m3 18,2 18,0 17,6/8,9

ϕko

ck, kPa

22 34 18

8 3 33

Е0 , kPa 10000 20000 12000

Съгласно DA3 частните коефициенти за свойствата на почвите са:

γγ = 1,0; γϕ = 1,20; γс = 1,60. Таблица 6.3.4. Свойства на почвите – изчислителни стойности Почва Песъчлива глина Едри пясъци Глина

h, m 2,5 2,0 m >12,00

γd , kN/m3 18,2 18,0 17,6/8,9

ϕ do

18,6 29,3 16,8

cd, kPa 5,0 2 20,6

Е0, kPa 10000 20000 24000

Забележка: При определяне на земния натиск да се отчете триене между стената и масива – 0,33 при активния земен натиск и 0,67 за натоварването от пасивен земен натиск. (3) Етапи на изпълнение

Предвиждат се следните технологични етапи, които ще бъдат моделирани в PLAXIS: • изпълнение на шлицовата стена; • изкопаване до ниво -3,00 m; • изпълнение на първи ред анкери; • изкопаване до ниво -8,50 m; • изпълнение на втори ред анкери, напрягане с 200 kN; • изкопаване до проектно ниво -9,50 m. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

303

Изискват се изчисления за обвивни диаграми на разрезните усилия и диаграмите за последния етап на изпълнение. Диаграми на преместванията и диаграма на относителните премествания. Сили в анкерите за отделните етапи. (4) Резултати от решението

На фиг. 6.3.23. са показани: моделът на укрепването, преместването на стената и обвивните V- и M-диаграми. Показани са разпределението и максималните стойности на разрезните усилия по нива. Изчислени са две състояния на укрепителната конструкция – със и без напрягане на анкерите от второ ниво. Ефектът по отношение на разрезните усилия е незначителен и е преди всичко по отношение на преместването на стената – основно от второ анкерно ниво надолу. На фиг. 6.3.25. са показани разрезните усилия за последното технологично (крайно) състояние. Показана е и диаграмата на разпределение на натоварването от земен натиск за същото състояние. B

17 4 6 2

25 19

9 12 23 26 13

10 5 27 7

18 1 21 1

20 11

δ max = 0,050 m

б.

Фиг. 6.3.23. Модел на укрепването (а) и деформирана схема за последния етап (б)

М и Q диаграми – без напрягане

Мmax = 213,1 kNm/m; Vmax = 133,0 kN/m

М и V диаграми – с напрягане на втори ред анкери Мmax= 192,6 kNm/m; Vmax=141,4 kN/m

Фиг. 6.3.24. Обвивни диаграми „без напрягане” и „с напрягане”

max М = 161,0 kNm/m

max V = 141,4 kN/m

Диаграма на земния натиск

Фиг. 6.3.25. Моментова диаграма (а), диаграма на срязващите сили (б) и диаграма на натоварването върху стената (в) за последната фаза на изпълнение 304 Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Интерес представлява изследването за устойчивостта на системата „масив-стена”. На фиг. 6.3.26. ясно личат зони с максимални относителни премествания, които индикират повърхнини на потенциални рарушения. За разглежданата задача е получен коефициент на сигурност FS = 1,093.

Фиг. 6.3.26. Диаграми на относителните и абсолютните премествания В Таблица 6.3.6. са показани измененията на анкерните усилия в процеса на изпълнение на стената. Таблица 6.3.6. Усилия в анкерите в отделните технологични етапи Етап - изпълнение на шлицовата стена; - изкопаване до ниво -3,50 m; - изпълнение на първи ред анкери; - изкопаване до ниво 7,50 m; - изпълнение на втори ред анкери, напрягане с 200 kN; - изкопаване до проектно ниво – 9,50 m

Първи ред 224,0 188,0 194,0

Втори ред 200,0 305,0

(5) Коментар на резултатите

Получените резултати са просто от една програма, в която няма заложен алгоритъм на решение, а разглежда и изследва глобално задачата. И те се приемат като такива. Известно е, че програмата отчита хронологията на изпълнението на стената, откъдето ще дойдат и несъответствия с други (статични) програми. На второ място, несъответствия с други програми с определен алгоритъм се свързва с това, че в Plaxis земният натиск се изменя в зависимост от преместването и в отделните фази постоянно се мени, докато при алгоритмичните програми земният натиск, като основно натоварване, е константен в целия процес на изследване. Използването на специализирани геотехнически програми (поне досега) е приятно за работа, особено тези, които имат лек и удобен „вход” и са добре графично онагледени. Удобно е и това, че много лесно чрез напрягане и изменение на нивата на анкериране може да се достигне до една равномерна обвивна диаграма, което е безспорно индикация за оптимално решение. Или да се регулират силите в анкерите чрез тяхното място. Или пък с напрягане да се регулират изискванията за максимални премествания на стената. Широки възможности. Основният недостатък на тези програми се свързва с това, че коефициентите на въздействие са различни при определяне на активния и при определяне на пасивния земен натиск. Отразяването на тази разлика в хода на решението е практически невъзможно. При по задълбочен анализ могат да бъдат посочени и други недостатъци и проблеми. Поради това, при изследвания с PLAXIS (и други програми, работещи по МКЕ) се препоръчва използване на процедурите DA3, където имаме единствено корекции в свойствата на почвите и след това, те като вход, нямат претенции за промяна в зависимост от активността или реактивността на въздействието. Резултати по DA3

Както стана ясно в метода DA3 се коригират с частни коефициенти само свойствата на почвата и основно якостните параметри ϕ и с. Тази корекция е направена и в програмата са заложени именно изчислителните стойности на тези величини. Основната оценка за избора на укрепителната система е коефициентът на сигурност (тук = 1,093). Този коефициент на сигурност показва като правило отношението между носещата способност и ефекта от активните въздействия. Тук програмно те се изразяват с Ръководство по ГЕОТЕХНИКА 305

производни на срязващи напрежения и якости на срязване, като тяхното глобално съотношение е близко до единица (по-точно 1,093). Това означава, че

Rd = 1, 093 ≥ 1, 0 , т.е. Еd ≤ Rd , Ed което е основното изискване за равновесие в ЕК7. То е изпълнено и може да се каже „добре изпълнено” (т.е. стабилизиращото въздействие е с 9,3% по-голямо от дестабилизиращото. С това може да се приеме, че укрепителната схема е добре избрана. Естествено схемата (или показаното решение) може да бъде оптимизирана, защото: Могат да се намерят оптимални нива на укрепване и съответстващи дължини на анкери, както и дълбочини „на забиване” на стената. Може да се оптимизира и с дебелината на стената. (Нека само се има предвид, че с намаляването на огъваемостта на стената разрезните усилия намаляват). Като се има предвид, че всяка получена сила в анкерите може да се поеме както с изменение на дължината на анкера, така и с неговия корен – става ясно едно: задачата е с много променливи и абсолютен максимум в оптимизирането не следва да се търси, а трябва да се търси сигурното решение, което да удовлетворява не само чувството на проектанта, а и изискванията на ЕК-7.

6.4. АНКЕРИ И АНКЕРИРАЩИ СИСТЕМИ Съгласно БДС-EN1537-2005: "Анкер е съоръжение, което предава приложените му опъни товари в земната основа в дълбочина", т.е. предава опънната сила, идваща от конструкцията в земната основа. При укрепителни конструкции, осигуряващи стабилитета на строителни изкопи, склонове, откоси или свлачища, анкерната сила се формира от движещата се част от почвения масив. 6.4.1. КЛАСИФИЦИРАНЕ НА АНКЕРИТЕ

Приложението на анкерите се свързва най-често с анкериране на укрепителни конструкции, укрепване на свлачища, укрепване на конструкции срещу воден подем (изплуване на конструкции), анкериране на хангарни конструкции, леки метални кули, комини, козирки и др. (фиг. 6.4.1.).

в.

б.

а.

Фиг. 6.4.1. Приложение на анкерите при укрепителни конструкции (а), при анкериране срещу воден подем (б) и анкериране при поемеане на големи опънни сили (в)

В зависимост от начина им на работа, технологията на изпълнение и експлоатационния им срок се различават видовете анкери, показани в Таблица 6.4.1. Таблица 6.4.1. Обща класификация на анкерите. Видове анкери според: начина на изпълнение дида на носещата армировка начина на работа експлоатационня им срок

Наименование: класически инжекционни въжени (струнни) прътови напрегнати / активни ненапрегнати / пасивни временни постоянни

Класическите анкери (или анкериране) представляват поредица от пръти, захванати зад основната укрепваща стена (шпунтова, шлицова, пилотна и др.) и за успоредна на нея втора, по-малка стена, наречена закотвяща или само котва (фиг. 6.4.2.). За закотвяне се използва и поредица от „вкопани” плочи или поредица от вертикално забити (или козлови) пилоти. Подобен тип класически анкери заедно със стената образуват една устойчива укрепителна система. За да се увеличи съпротивлението на почвата пред стената-котва, насипът се уплътнява добре и/или се изпълнява от „добър материал”, вкл. се заскалява. Носещата способност е малка и не се напрягат (или символично „потягат”).

306

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

h t

Фиг. 6.4.2. Стена, анкерирана с класически (а) и с инжекционни анкери (б) Инжекционните анкери са съвременните елементи за анкериране. Представляват единични или сноп от метални пръти или въжета, закотвени в дълбочина в инжектирана със свързващ разтвор зона (корен), а в другия край чрез анкерен блок (глава на анкера) се захваща за самата укрепваща конструкция. Инжекционни анкери се произвеждат и изпълняват от специализирани фирми. Когато анкерът използва единичен прът (или тръба) за пренасяне на товарите, се нарича прътов анкер, а когато това става със сноп въжета – въжен анкер. Закотвящо устройство Опорна плоча Опорен ст.б.блок

Свободна част

Тръба (тромпет)

Гривни

Инжекционна PVC тръба

Гофрирана PVC тръба

Водачи-фиксатори

Кореноваа част

Фиксатори

Глава (обувка)

б. a. Фиг. 6.4.3. Схема на въжен (а) и прътов анкер (б) Прътовите анкери обикновено нямат ясно изразен корен, инжектирането е при ниско налягане и по цялата му дължина. Приема се условна дължина на корена – частта зад повърхнината на разрушение. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

307

Носещите способности са различни, зависят от почвените условия и могат да достигнат до опънна сила 50-500 kN за прътовите и до 500–2500 kN (най-често не повече от 1200 kN) за въжените. (Има изпълнения на анкери с носеща способност до 10 000 kN). Принципни схеми на инжекционни анкери са показани на фиг. 6.4.3. Инжекционните анкери могат да се напрягат предварително преди закотвяне. Тогава те се наричат активни анкери и по този начин се подобрява работата на конструкцията и/или се намаляват нейните деформации. Ненапрегнатите анкери са пасивни анкери. Постоянни са анкерите с проектен живот, който превишава две години. Останалите са временни анкери. 6.4.2. ПРОЕКТИРАНЕ НА АНКЕРИ 6.4.2.1. Гранични състояния

Като правило проектираните укрепителни конструкции следва да удовлетворяват различните гранични състояния, в които работят конструкциите и анкерите. Те са следните (фиг. 6.4.4): - разрушаване на тялото (скъсване) вследствие на опън; - разрушаване на закотвящия блок; - отцепване на армировката (нарушаване на връзката анкерен сноп – почвено-циментово тяло); - разрушаване на котвата – изтръгване на корена или на котвата (винт, палешник, дюбел - изпълняват ролята на котви при анкерите); - загуба на напрягане вследствие на пълзене на корена; - загуба на напрягане вследствие на деформация на конструкцията; - глобална загуба на устойчивост на анкерираната конструкция; - разрушение вследствие на взаимодействие със съседно анкериране.

7 7

Фиг. 6.4.4. Гранични състояния при анкери

308

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

6.4.2.2. Проектни ситуации и въздействия

При проектиране на анкери и анкерирани конструкции следва да са отчитат следните ситуации: - технологичната последователност на изпълнение на укрепителната конструкция; - деформации на конструкцията във времето; - изменения в нивата на почвените води и водния натиск; - последствията от разрушаване на произволен анкер; - възможността силите, възникващи в анкера по време на предварителното напрягане, да надвишат проектните сили в конструкцията; - натоварването на конструкцията от отделните анкери и изменение на силите в тях; -

влияние на напрегнатото състояние вследствие на анкерирането върху съседни конструкции;

анкерният блок трябва да позволява промяна в анкерното усилие;

анкерите осигуряват общата устойчивост;

- да са разположени на минимални разстояния един от друг (не по-малко от 1,5 m) или да се “разплитат” по височина; - разрешава се включване в експлоатация само на изпитани анкери по отношение на якост и дълготрайност.

Анкерите се защитават от корозия, като се взема под внимание агресивността на околната почва и вода. За целта се използват защитни покрития или анкерите се изготвят от неръждаеми стомани, описани подробно в БДС-EN1537. 6.4.2.3. Проектни изисквания

Изчислителната стойност Ra,d на носещата способност на изтръгване на анкера трябва да удовлетворява условието

Pd ≤ Ra,d , където: Pd е изчислителната стойност на проектната сила в анкера; Ra,d = Ra,k /γa , където γa,t (за временни анкери) = γa,p (за постоянни анкери) = 1,10. Изчислителната стойност на носещата способност на изтръгване може да бъде определена от резултатите от изпитвания на пробни анкери или чрез изчисления. Допълнително се прави проверка за изчислителната носеща способност на конструкцията на анкерирането (армировката). Изискването е

Ra,d ≤ Rt,d , където 3;

Rt,d е носещата способност на материала на анкерирания сноп. Определя се съгласно Еврокод 2 и Ra,d – изчислителната носещата способност на тялото на анкера. 6.4.2.4. Носеща способност на анкерите (1) Носеща способност на анкери – изчислителни методи

Носещата способност е максималната сила, която анкерът може да понесе. Съществуват различни формули и модели за определяне на носещата способност при анкери. Във всички случаи, особено при отговорни конструкции, носещата способност се доказва опитно (експериментално). Тук са представени няколко популярни и наложили се в инженерната практика подхода за определяне на носещата способност на анкери - аналитичният метод по Bowles, графичният метод на Ostermeyer, приблизителен метод съгласно DIN 4128 и др. A. Графики на Ostermeyer

Графиките (фиг. 6.4.6.) са резултат от множество натурни експерименти и важат за инжекционни анкери. Чрез тях, в зависимост от вида на почвата и дължината на корена, се отчита носещата способност на анкера. Тези графики винаги могат да бъдат използвани като контролни. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

309

2000

мн. плътен

1800

мн. пл. пл. ср. пл.

Чакъл, песъчлив

мн. пл. пл. ср. пл. рохък

Пясък, чакълест

Носимоспособност, kN

1600

плътен мн. плътен

1400 1200

ср. плътен плътен плътен

1000 800

ср. плътен

400

рохък z  4m d = 100 - 150mm

200 0

дребно до среднозърнест пясък

пл. ср. пл.

ср. плътен

600

Дължина на корена на анкера

Околно триене, kPa

500 400

глини,глинести пясъци,мергели (твърди,полутв. и тв. пластични)

300

глини и глинести пясъци (средно до мекопластични)

200

глини (меко до течнопластични) глина (течнопластична)

100 0

Дължина на корена на анкера

б. 600

Околно триене, kPa

500

глини,глинести пясъци,мергели (твърди,полутв. и тв. пластични)

400

глини и глинести пясъци (средно до мекопластични)

300

глини (меко до течнопластични)

200 100 0

Дължина на корена на анкера

в. Фиг. 6.4.5. Графики на Ostermeyer за определяне на носещата спoсобност на инжекционни анкери: (а) за несвързани почви; (б) свързани почви; (в) свързани почви при повторно инжектиране [20] Б. Аналитични методи

• Метод на Bowles (Bowles 1997)

Носещата способност на анкерите се определя с помощта на израза:

Ra,k = km.π.d.Lk.(0,75γ.z.tg ϕ + c ). 310

(6.4.1) Ръководство по ГЕОТЕХНИКА



τ D

 



Фиг. 6.4.6. Изчислителна схема за определяне на носещата способност

Формулата е логична и се основава на схемата от фиг. 6.4.6., където z е средната дълбочина на корена, ϕ и с са якосните параметри на почвата, а km – коефициент, отчитащ плътността на почвата, който се приема според Таблица 6.4.2. Таблица 6.4.2. Таблица за коефициента km

Почва

рохки пясъци средносбити пясъци сбити пясъци свързани почви

1.0 1.0-2.0 2.0-3.0 1.0

• Приблизителен метод съгласно DIN 4128

В Таблица 6.4.3. са показани граничните стойности на околно триене за пасивни анкери с диаметър 0,10–0,30 m. Тези стойности са съгласно DIN 1054 и DIN 4128 и могат да се използват при предварителни изчисления за определяне на носещата способност на този тип анкери. Таблица 6.4.3. Определяне на граничните стойности на околно триене за пасивни анкери с диаметър 0,10÷0,30 m

qs , kN/m2

Почва

среден до едър чакъл пясък и зачакълен пясък свързани почви

100 80 50

Носещата способност е:

Ra,k = π.d.lk.qs,k , където

(6.4.2)

qs е странично съпротивление по околната повърхнина на корена. В. Чрез резултати от СРТ

• Метод на de Ruter за анкериране в пясъци

Ra,k = π.d.Lk.qs ; f (qs) =qc / 400,

(6.4.3)

където f (qs ) е околното съпротивление, получено от статична пенетрация (CPT). • Метод на Aoki&De Alencar

Ra,k = π.d.Lk.qs;

(6.4.4) ⋅ α s , където 7 αs е коефициент, отчитащ вида на почвата, в която се изпълнява коренът на анкера и се определя от Tаблица 6.4.6.

qs =

Таблица 6.4.6. Определяне на αs за различните типове почви Вид почва

Пясък Прахов пясък Прахов пясък с глина Глинест пясък с прах Глинест пясък Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

αs (%) 1,4 2,0 2,4 2,8 3,0

Вид почва

Песъчлива глина Песъчлива глина с прах Прахова глина с пясък Прахова глина Глина

αs (%) 2,4 2,8 3,0 4,0 6,0 311

• Метод на Philliponnat

Ra,k = π.d.Lk.qs ; q s =

1, 25 ⋅ q c

, където (6.4.5) Fs Fs е коефициент, отчитащ вида на почвата, в която се изпълнява коренът на анкера и се определя от Таблица 6.4.7. Таблица 6.4.7. Определяне на Fs за различните типове почви

Вид почва Глина Песъчлива глина и глинест пясък Рохък пясък Средно сбит пясък Сбит пясък и чакъли

50 60 100 150 200

• Метод съгласно (DIN 4128)

Носещата способност се определя по

Ra,k = π.d.Lk.qs ; q s =

qc , където: α

(6.4.6)

qc е върховото съпротивление на конуса; α – коефициент, отчитащ вида на почвата, в която се изпълнява коренът на анкера и се определя от Таблица 6.4.8. Таблица 6.4.8. Определяне на α за различните типове почви Вид почва Течни и течнопластични глини Търдо до мекопластични глини Твърди и полутвърди глини Прахов и рохък пясък Средно сбит пясък или чакъл Сбит до много сбит пясък или чакъл

1000 < 5000 <

qc [kPa] qc < 1000 qc < 5000 qc > 5000 qc < 5000 qc < 12000 qc > 12000

30 40 60 60 100 150

(2) Определяне на носещата способност чрез пробно изпитване

Окончателното определяне на носещата способност (максималната изтръгваща сила) за анкера се извършва чрез пробни натоварвания върху изпълнени предварително за целта анкери или за част от общото количество проектирани анкери. Изпитването се извършва преди или в процеса на изпълнение на укрепителните работи. Съгласно БДС-EN1537: •

всеки анкер трябва да бъде подложен на изпитване за приемане;

• допълнително трябва да бъдат извършени изпитвания за годност на най-малко три анкера, изпълнени при условия, идентични на тези, при които са изпълнени експлоатационните анкери; • по искане на проектанта може да се извърши изпитване за проучване, т.е. специално изготвени анкери да бъдат напрегнати до разрушаване (Ra) или до пробно натоварване (Pp), което трябва да бъде ограничено до по-малкото от 0,80.Ptk или 0,95 Pt0,1k (Pt0,1k – характеристична стойност на опънното напрежение при остатъчна деформация 0,1%).

Изпитванията се изпълняват по предписаната в БДС-EN1537- Инжекционни почвени анкери процедура и е елемент на проекта (“Пробно натоварване на анкерите” или “Изпитване на анкерите”). Монтажът и изпитването на всички анкери трябва да бъдат контролирани и протоколирани на обекта. За наблюдение на анкерите могат да бъдат поставени специални приспособления. Когато конструкцията е чувствителна към промени в натоварването или движения на земната основа, тези приспособления могат да бъдат използвани за наблюдение на поведението по време на проектния живот на конструкцията. В БДС-EN1537 са дадени три примерни метода на изпитване, които са приложими за всеки вид изпитване. Тези методи са: 312

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

a) Метод за изпитване 1: Анкерът се натоварва стъпаловидно в един или повече цикли, от началното до изпитвателното натоварване. За всеки цикъл се измерва преместването на главата на анкера при максималното натоварване за даден период от време (фиг. 6.4.7 а); б) Метод за изпитване 2: Анкерът се натоварва стъпаловидно в нарастващи цикли от началното до изпитвателното натоварване или до разрушаване. За всеки цикъл се измерва загубата на натоварване в главата на анкера при максималното натоварване за даден период от време (фиг. 6.4.7 б); в) Метод за изпитване 3: Анкерът се натоварва стъпаловидно от началното до максималното натоварване. Преместванията на главата на анкера се измерват за всяко стъпало на натоварване при постоянно натоварване (фиг. 6.4.7 в).

По време на всички изпитвания товарът трябва да бъде прилаган и освобождаван плавно, така че анкерът да не е подложен на никакви удари или динамични натоварвания. Напрягащата сила P0 трябва да се определи така, че анкерното натоварване по време на проектния живот на конструкцията да остава под границата:

P0 ≤ 0,65.Ptk , където Ptk е характеристичната разрушаваща сила на анкерната армировка и напрягащата сила трябва да бъде P0 ≤ 0,60.Ptk .

a. б. в. Фиг. 6.4.7. Схема на натоварване: (а) метод за изпитване 1; (б) метод за изпитване 2; (в) метод за изпитване 3 (EN1537) При изпитване за проучване анкерът трябва да бъде натоварен до разрушаване (Ra) или до изпитвателно натоварване (Pp). То трябва да бъде ограничено до по-малкото от 0,80 Ptk или 0,95 Pt0,1k . При изпитване за годност изпитвателното натоварване, необходимо за работещ анкер, трябва да бъде по-голямото от:

Pp ≥ 1,25.P0 или Pp ≥ Rd . Натоварването в армировката не трябва да превишава 0,95.Pt0,1k . При изпитване за приемане (по метод 1 и 2) анкерът трябва да бъде натоварен до изпитвателно натоварване (Pp) с най-малко три цикъла с приблизително еднакво нарастване. След това анкерът се разтоварва до началното натоварване Pa и отново се натоварва до разрушително натоварване (P0 ). Изпитвателното натоварване трябва да бъде най-малко 1,25P0 ,но не по-голямо от 0,9.Pt0,1k . При изпитване за приемане (по метод 3) Анкерът трябва да бъде натоварен в най-малко четири стъпала от началното натоварване Pa до изпитвателното натоварване Pp от 1,25 P0 или Rd . След това изпитвателното натоварване се задържа постоянно за най-малко 15 min. 6.4.2.5. Определяне на свободната дължина на анкера (1) Опростен метод

Основно правило при определяне на свободната дължина на анкера е усилието да се предава посредством корена на анкера в масива зад плъзгателната повърхнина, т.е. извън призмата на обрушване. Като правило, в инженерната практика за предварителни изчисления, се приема коренът на анкера да започва на отстояние 1–2 m зад плъзгателната повърхнина (фиг. 6.4.8.).

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

313

1- 2

+ 45°

ϕ /2

Фиг. 6.4.8. Определяне на свободната дължина на анкера (2) Методи на Kranz и на Ranke/Ostermayer

Изключително популярни, залегнали в нормативните документи на редица европейски страни, методи за доказване на приетата свободна дължина на анкера са методът на Kranz за едноредово анкерирани стени (станал популярен след публикуването му в EAU) и методът на Ranke/Ostermayer за двуредово анкерирани стени. Натоварване

Плъзгателна повърхнина на активен земен натиск

U в,k Bk

E1,k C

Ea,k

L кор

U a,k D Плъзгащо се тяло

Qk ϕ 'k k) C (

U 1,k

U 1,k E1,k

Aдоп,k Qk

ен/2

Wk Ea,k

Uk U a,k

Фиг. 6.4.9. Решение “по Kranz”, схема на разрушение (а) и изчислителна схема (б). (Grundbau, 2009)

ϑ1 ϑ2

Случай 1: A1,d ≥ A доп,1,d

Случай 2: A1,d + А2,d ≥ A доп,1,d

A1,d + А2,d ≥ A доп,2,d

ϑ1 ϑ2

Случай 3: A1,d + А2,d ≥ A доп,1,d

А2,d ≥ A доп,2,d

Случай 4: A1,d ≥ A доп,1,d

A1,d + А2,d ≥ A доп,2,d

Фиг. 6.4.10. Решение по Ranke/Ostermayer

314

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Основната идея в метода на Kranz е силата, която осигурява равновесието Адоп,d (вж. силовия полигон на фиг. 6.4.9 б) да бъде по-малка от анкерната сила Ad , (получена съгласно схемата от лявата част на фиг. 6.4.9 б.). Необходимо е да се спазва условието Aдоп,d ≤ Ad . В противен случай се увеличава дължината на анкера, до изпълнение на условието. На фиг. 6.4.10. са показани изчислителни схеми по метода на Ranke/Ostermeyer. За всяка една от тях е показано условието, което следва да бъде спазено. Основната идея в двата метода е въвеждането на коефициент на сигурност (η ≤ 1,00), представляващ отношението между възможната и действителната анкернa силиa. Принципна схема на метода на Кранц е показана на фиг. 6.4.9. а на метода на Ranke/Ostermayer на фиг. 6.4.10. (3) Метод на кръговоцилиндричната плъзгателна повърхнина

Друг подход за определяне на необходимата свободна дължина на анкера е решението по кръговоцилиндрична плъзгателна повърхнина и определянето на коефициент на сигурност, доказващ устойчивостта на системата стена-анкери срещу загуба на устойчивост и дълбоко плъзгане.

а. Фиг. 6.4.11. Определяне на свободната дължина на анкера: (а) по КЦПП; (б) по "φ,c - reduction" методa

б.

Основната идея е да се определи плъзгателна повърхнина с избрано ниво на сигурност, като избраните дължини на анкерите да са такива, че да достигат (опират) до приетата плъзгателна повърхнина. (4) Решения, базирани на МКЕ

Работата със съвременни специализирани геотехнически програмни продукти, базирани на метода на крайните елементи, дава възможност за един по-различен подход при оценка на устойчивостта на даден откос и определяне на свободната дължина на корена на анкера. Той беше наречен в т. 5.2. "φ, c–reduction" метод, така както е и известен в света. Смисълът на решението е да се търси потенциално разрушение, за което е налице необходима сигурност (Еd < Rd). Дължината на анкерите се определя с оглед на това коренът да се изпълни изцяло в неподвижната част от масива. Резултати от такова програмно изследване са показани на фиг. 6.4.11 б. (5) При динамични условия

Съгласно Еврокод 8 Част 5 при динамични условия свободната дължина на анкера се завишава с израза

Le = Ls (1 + 1, 5.α .S ) , където:

(6.4.7)

Le е свободната дължина на анкера при динамични условия; Ls – свободната дължина на анкера при статични условия; S – почвен коефициент (Таблица 2.2.10);

α = ag /g – сеизмичен коефициент. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

315

6.4.3. ОСОБЕНОСТ ПРИ ПРОЕКТИРАНЕТО НА АНКЕРИ

Освен носещата способност и дължината на анкерите от значение при проектирането им са изборът на наклона на анкера, разположението на корена спрямо почвените пластове, отстоянието на корена от съседни съоръжения и др. разрез a)

3 m

α = 3 до 5°

a a a

план

Фиг. 6.4.12. Разположение на анкерите в план и разрез [20] а.

Lfree

5m

чакъл

Lfixed

глинест пясък неправилно

правилно



б. пясък

преходна зона неправилно

правилно

глина

в.

чакъл

глина неправилно

правилно

Фиг. 6.4.13. Разположение на корена на анкера при многопластова среда [20]

316

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

При проектиране на анкери следва да се спазват следните правила и препоръки: – свободната дължина на анкера Lfree да е минимум 5 m (фиг. 6.4.13.); – минимална дълбочина на корена hmin - 4 m под повърхността на терена (вж. фиг. 6.4.13.); – не се препоръчва разполагането на корена на анкера в различни почвени пластове, респективно да се гарантира, че коренът е изцяло разположен в свързани, несвързани почви или скали (фиг. 6.4.13); – минималните хоризонтални рaзстояния между анкерите (без разминаване на анкерите чрез промяна в наклоните на съседни анкери) – а = 1,50 m, (фиг. 6.4.12.); – минимални разстояния между анкерите и съществуващите съоръжения с оглед предотвратяване на евентуални повреди - 3,00 m (фиг. 6.4.12 с); – наклоните на анкерите (спрямо хоризонталaта) при еднородни почви се приема ≥10°; при нехомогенни почви – най-малко от 15° до 20° (фиг. 6.4.12.). 6.4.4. ОСОБЕНОСТИ ПРИ ПРОЕКТИРАНЕТО НА КЛАСИЧЕСКИ АНКЕРИ

Класическите анкери у нас се проектират рядко. Носещата способност на този тип анкери се определя като разлика между силите от пасивен и активен земен натиск, действащи върху анкерната стена (фиг. 6.4.14 а). При анкериране за плочи носещата способност се определя на базата на същия принцип с тази особеност, че пасивният и активният земен натиск участват със своята пространствена стойност (вж. т. 3.4.).

K ппр

В полза на сигурността коефициентът на пасивен пространствен земен натиск може да се вземе: H ϕ   = 1 + 0 , 3.  .tg 2  45o +  , (6.4.8) 2 B    а активният земен натиск зад закотвящите плочи да се пренебрегне.

а.

б. в. Фиг. 6.4.14. Анкериране в: (а) стени; (б) единичен пилот; (в) козлови пилоти При анкериране на големи сили (10 000-20 000 kN) за котви се използват шлицови стени. 6.4.5. ПРИМЕРИ ПРИМЕР 1.

Проектира се анкериран фундамент. Опънната сила в анкера е Pа,k = 200 kN (фиг. 6.4.15). Почвата, в която се предвижда да е разположен коренът на анкера, е представена от средно сбит пясък със следните почвени характеристики: Почвени параметри:

Резултати от стaтично пенетриране:

γk = 20,2 kN/m3 ,

N55 = 60;

φk’ = 30o ,

qc = 12500 kPa,

t=?

0,8

B = L = 2,00 m

ck’ = 5 kN/m .

f = 350 kPa.

Фиг. 6.4.15. Схема към примера Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

317

(1) Изчислителна стойност на анкерната сила

Pd = PG,k.γ; PG,k = 100 kN; Pd = 1,35. 200 = 270 kN; γG = 1,35. (2) Носеща способност на анкера

Приети размери на корена: - свободна дължина L0 = 8,00 m; - дължина на корена Lk = 3,00 m. По “Ostermayer” характеристичната стойност на носещата способност на анкера е Ra,k = 420 kN (отчетена от графиките на Ostermayer – фиг. 6.4.5 за средно сбит пясък с диаметър на корена 200 mm).

Ra,d =Ra,k /γa = 420/1,1 = 381,8 kN. (γa =1,10 частен коефициент за носеща спсосбност за анкери – вж. Глава 1. Таблица 1.3.8). Условието: Pd = 270 kN ≤ Ra,d = 381,8 kN е изпълнено.

За приетите размери на анкера Lk = 3,00 m и Dk = 0,2 m е определена носещата способност и по формулата на Bowles (6.4.1):

Ra,k = km.π.d.Lk.(0,75γ.z.tgϕк + ck ) = 2,0.3,14.0,2.3,00.(0,75.20,2.9,50.tg30° + 5) = 253,5 kN (km = 2,0 – прието съгласно Таблица 6.4.2).

Ra,d =Ra,k /γa = 253,5/1,10 = 230,4 kN. Условието: Pd =270 ≤ Ra,d = 230,4 kN не е изпълнено. Коментар: Получените резултати показват, че няма прилично съответствие между резултатите за носещата спсосбност, получени по двата най-популярни метода. Ако бъдат изчислени резултати и по други методи, ще се установи още по-голямо несъответствие и това няма да бъде особена изненада. Това само ще подскаже, че е наложително извършване на пробни изследвания или т.нар. опитно определяне на носещата способност на анкерите. Определените по-горе резултати определят един диапазон на изменение, в който се очаква да се получи опитният резултат. Това е основанието да се приеме средна стойност за:

Ra,k = ½.(420 + 253,5) = 336,8 kN и Ra,d =Ra,k /γa = 336,8/1,10 = 306,2 kN. При тази позиция условието Pd = 270 kN ≤ Ra,d =306,2 kN е изпълнено, а и получената стойност за Ra,d може да се използва за предварително проектиране. ПРИМЕР 2.

Шлицова стена е анкерирана едноредово с инжекционни напрегнати анкери съгласно схемата на фиг. 6.4.16. Почвата е средно сбит пясък със следните почвени характеристики: γk = 20 kN/m3, φk’ = 30°, δk’ = 0o , ck’= 0 kN/m2 .

Изчислена е силата за анкерното ниво Pa,d= Адейств,d.= 58 kN/m'. Проверява се устойчивостта при така избраната (фиг. 6.4.16) анкерна укрепителна ситема. Съгласно схемата: Lo = 1,0 m, L = 5,0 m, αf = 20o, H = 4,00 m, t = 1,50 m, Da = 0,20 m; h = 5,50 m и h1 = 2,80 m. Характеристичната стойност на силата на собственото тегло на „захванатия” масив е:

Wk =

h + h1 2

.L.γ k =

5 , 50 + 2 , 80 .5 ⋅ 20 = 415 kN / m′ 2

За α = β = δ = 0° → Kagh = Kagh1 = 0,333 („по Ранкин”); Силите на земния натиск са:

E 1,k = E 1h,k = 318

h12 2

.γ k .1.K agh 1 =

2, 802 ⋅ 20.1.0, 333 = 26, 2 kN/m′ . 2 Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

E a,k =

h2 2

.γ k .1.K agh =

5,502 ⋅ 20.1.0, 333 = 100, 80 kN/m′ 2

L=5,00 m

δa

E1,k=26,2 kN/m' Aдоп,k=92,5 kN/m'

G k = 415 kN/m'

Lкорен /2 Lкорен

h=5,50

E1,k

h1=2.80

Ea,k

ϕ ' k=30

а.

E a,k =100,8 kN/m'

б. Фиг. 6.4.16. Решение по Kranz: схема на укрпването (а) и изчислителна схема (б)

На фиг. 6.4.16 б е показан приетият мобилизиран блок съгласно Кранц и силовият полигон, който се затваря от силите. Реакцията в равнината на потенциално плъзгане Qk е под наклон в гранично състояние δk = ϕk = 30°. Отчетена е необходима анкерна сила за осигуряване на равновесието Aдоп,k ≈ 92,5 kN/m'. Изчислителната стойност е:

Aдоп,d = Aдоп,k /γEp = 92,5/1,40 = 66,1 kN/m. Изчислителната стойност на анкерната сила Ad= 58 kN/m. Условието: Аd = 58,0 kN/m < Ad,доп. = 66,1 kN/m. е изпълнено, т.е. анкерната сила е по-малка от допустимата при приетата свободна дължина на анкера. ПРИМЕР 3.

Да се извърши изпитване за годност на инжекционен анкер с изпитвателно натоварване

Pp = 1,25P0, където P0 = 150 kN (приложената анкерна сила).

Фиг. 6.4.17. Изпитване за годност на инжекционен анкер

Съгласно методиката в БДС-EN1537 стъпалата на натоварване и минимални периоди за наблюдение при изпитвания за годност на анкери по метод за изпитване 3 са показани в Таблица 6.4.8. в проценти и в Таблица 6.4.9. в абсолютни стойности.

Pp = 1,25.P0 = 1,25.150 = 187,5 kN. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

319

Таблица 6.4.8. Стъпалата на натоварване в проценти и минимални периоди за наблюдение при изпитвания за годност на анкери по метод за изпитване 3

Нач.товар 10 0

Нарастване на натоварването в % от Pp за експлоатационни анкери

Стъпало 1

Стъпало 2

Стъпало 3

25 30

40 30

55 30

Стъпало 4

Стъпало 5

70 30

Стъпало 6

85 30

% от Pp Време, min

100 30

Таблица 6.4.9. Стъпалата на натоварване в kN и минимални периоди за наблюдение при изпитвания за годност на анкери по метод за изпитване 3 Нарастване на натоварването в kN

Нач.товар 18,75 0

Стъпало 1

Стъпало 2

Стъпало 3

Стъпало 4

Стъпало 5

46,875 30

75 30

103,125 30

131,25 30

159,375 30

Стъпало 6

Pp [kN] Време, min

187,5 30

Таблица 6.4.10. Резултати от изпитването Цикъл No. 1 1 1 1 1 1 1

Напрягане

Сила

MPa

4,7 11,7 18,75 25,78 32,81 39,84 46,875

18,75 46,875 75 103,125 131,25 159,375 187,5

Преместване при 0 min mm

Преместване на главата mm

1 min mm

0 0,1 0,3 0,4 0,6 0,65 0,69

0,06 0,21 0,35 0,52 0,63 0,67 0,72

0,09 0,28 0,37 0,57 0,64 0,71 0,79

Време h.min 30 60 90 120 150 180 210

Дадените в Таблица 6.4.10 резултати от изпитването показват, че анкерът е в състояние да поеме изпитвателното натоварване, като пълзенето ks е в границата от 2 mm. На фиг. 6.4.18. са показани резултатите в графичен вид. %

100 (187,5) 30min

85 (159,375) 30min

70 (131,25) 30min

55 (103,125) 30min

40 (75,0) 30min

25 (46,875) 30min

10 (18,75) t [min]

Фиг. 6.4.18. Резултат от изпитване за годност на анкера по метод за изпитване 3 Допълнителна литература (EN1537). БДС-EN1537. Изпълнение на специални геотехнически работи. Инжекционни почвени анкери (DIN 4128). (Empfehlungen des Arbeitsausschusses "Ufereinfassungen", 2004). (Geotechnical Eng, Circular 1999). Geotechnical Eng, Circular - Ground Anchors and anchored systems, 1999. (Grundbau, 2009). G. Moeller, Geotechnik Kompakt Grundbau, Bauwerk 2009.

320

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

ГЛАВА 7. ПЛОСКОСТНИ ФУНДАМЕНТИ Плоскостните фундаментни конструкции са най-разпространеният начин на фундиране. Този тип конструкции контактуват със земната основа с хоризонтална или наклонена под малък ъгъл основна плоскост. Натоварванията от връхната конструкция се предават главно чрез основната плоскост на фундамента. Клаузите в раздел 5. на БДС-EN1997-1/NА [9] се прилагат за фундаменти, които са подложени на натоварвания и въздействия от връхните конструкции, експлоатационни и климатични натоварвания и въздействия от почвени масиви, скали или от обратни насипи и/или вода. Основните принципи на [9] се прилагат за плоскостни фундаменти, включително единични, ивични, плочести, скарови и комбинации от първите няколко типа. Плоскостните фундаментни конструкции се изпълняват като зидани конструкции, бетон, стоманобетон по монолитни и сглобяеми способи. За целите на проектирането плоскостните фундаментни конструкции се подразделят на следните три основни типа: Единични фундаменти (сглобяеми или монолитни). Фундаментите по форма се изпълняват като призматични, пирамидални и стъпаловидни (фиг. 7.1.).

Фиг. 7.1. Основни типове единични фундаменти Ивични и скарови. Това са фундаментни конструкции, плоскостни по начина на предаване на натоварванията върху земната основа, при които единият размер е по-дълъг от другия (отношение на L /B > 5 (10)). Фундаментни плочи. Фундаментни конструкции, на които двата хоризонтални размера са значително по-големи от вертикалния. Комбинирани решения. Това са комбинирани конструктивни решения от единични, ивични и плочести фундаменти в зависимост от проектната ситуация.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

321

Фиг. 7.2. Фундаментни скари (а); фундаментна плоча (б); комбинирано решение (в)

7.1. ОСНОВНИ ПРИНЦИПИ ПРИ ПРОЕКТИРАНЕ 7.1.1. ОБЩО ЗА ПЛОСКОСТНИТЕ ФУНДАМЕНТИ (1) Натоварвания и въздействия •

Натоварване от собствено тегло на почвата и конструкцията

Товарите от собственото тегло на конструкциите са функция на проектните им геометрични размери, обемното тегло на материалите, от които се изграждат и от коефициентите на натоварване γG и γγ (Глава 1.). Големината на тези коефициенти е функция от конструкцията, от комбинативния метод (национално утвърден за България – DA2) и проверяваните състояния. При конструктивни елементи под вода се отчита водният подем (заедно с хидродинамичното въздействие на почвените води). NE

V Hy/x

Mx/y

ME,x/y

VE,y/x

V d = N Ed + W d,red H d = V Ed M d (x/y) = M Ed(x/y) + V Ed .hf

L (B)

Фиг. 7.1.1. Основни означения: NЕd , MЕd , VЕd – усилия от конструктивния елемент (колона, шайба); Vd , Md , Hd – редуцирани усилия (въздействия) за центъра на основната плоскост; Wd,red – редуцирано тегло на фундамента. •

Натоварване от земен натиск

При фундаментите на дълбоко вкопани части на сгради и съоръжения е необходимо в общото натоварване да се включва и натоварването от земен натиск. При конструкции, подложени на действието на земния натиск, могат да се използват познати решения по теориите на земния натиск на Coulomb, Rankine (Глава 3.). При определяне на земния натиск за по-сложни конструкции трябва да се отчетат възможните форми и размери на преместванията и деформациите, които може да настъпят при разглежданото гранично състояние. •

Натоварване от връхните конструкции

Натоварванията и въздействията, резултат от действието на връхните конструкции, са предмет на предхождащ анализ и се свеждат до определяне на комбинации от натоварвания съгласно изискванията на БДС-EN1991 [7] и БДС-EN1998 [11]. •

Сеизмични въздействия

БДС-EN1998-1 се прилага при проектирането на сгради и съоръжения в сеизмични райони. Част 5. на този стандарт установява критериите и правилата за избор на строителна площадка и земна основа за фундиране. Тя обхваща проектирането на различни системи на фундиране, подпорни съоръжения и взаимодействие почва–конструкция при сеизмични въздействия, като допълва правилата на БДСEN1997-1 [9]. 322

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(2) Геометрични данни Геометричните данни са обем от информация за размерите на фундамента, геометрията и разположението на геоложките пластове, теренното очертание и денивелации и др., свързани с проектните предпоставки. Забележка: Очаквани изменения в геометрията със стойности до 10% от допуските за геометрията и теренните нива могат изрично да не се упоменават, при условие че се контролират в периода на изпълнение. (3) Дълбочина на фундиране Дълбочината на фундиране е основен параметър на фундаментната конструкция. Избира се въз основа на: •

структурата на геоложкия разрез (формация);

•

климатичните условия (дълбочина на замръзване, проникване и влияние на повърхностните води, промяна на почвените свойства при различни движения на земната основа, сеизмични въздействия);

•

функционалните изисквания, свързани с положението на подземни части на съоръженията;

•

наличие на ефекти от човешката дейност (инсталации, които могат да предизвикат или да повлияят върху настъпване на граничните състояния).

Примерни стойности за минимални дълбочини на фундиране в зависимост от категорията на сградата, вида на геоложката формация и условията на работа са дадени в Таблица 7.1.1. Таблица 7.1.1. Примерни стойности за минимални дълбочини на фундиране Проектни условия

Минимална дълбочина на фундиране в m

Фундирания на сгради и съоръжения в изкоп

0,6-1,3

Фундиране за сгради и съоръжения в самоуплътнени насипи При почви, чувствителни към промяна на водното съдържание Сгради в сеизмични райони

0,8-1,0

При почви, склонни към втечняване при динамични въздействия

В зависимост от района и след преминаване на пластове с голямо съдържание на органични вещества

1,5-2,0

Обемно непостоянство

1/15H 1/10Н 4,0 (Seed)

За почви от група А и В За почви от група С,D,Е При доказана липса на склонност към втечняване

Забележка: Във всички случаи приетата дълбочина на фундиране трябва да удовлетворява проверката за носещата способност на почвата. Дълбочината на фундиране при наклонени терени се избира след доказване на носещата способност на отделни елементи на фундиране или чрез доказване на носещата способност на земната основа на цялата фундаментна конструкция по методите, предложени в настоящата глава. (4) Гранични състояния и проектни ситуации При проектиране се анализират граничните състояния, основно свързани със: •

загуба на обща устойчивост, загуба на носеща способност на земната основа, разрушаване при продънване или срязване на фундамента, смачкване;

•

разрушаване чрез хлъзгане;

•

комбинирано разрушаване на земната основа и конструкцията;

•

разрушаване на конструкцията вследствие на преместване на фундамента.

В процеса на проектиране се анализират възможни проектни ситуации, свързани с горните гранични състояния. Изчислителните ситуации по БДС-EN1990 [6] се класифицират, както следва: Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

323

• • • •

дълготрайни изчислителни ситуации, които се отнасят за условията на нормалната експлоатация; краткотрайни изчислителни ситуации, които се отнасят за възможни за конструкцията временни условия, напр. такива по време на изграждане или ремонти; извънредни изчислителни ситуации, в това число от пожар, взрив, удар или последствия от местно разрушаване; сеизмични изчислителни ситуации, приложими за възможни поведения на конструкцията в условия на земетресение.

Анализът на проектните ситуации освен ясните условия включва и прогноза за (очаквани) изменения в свойствата на почвите, водните нива и порния натиск в пространството и времето. При анализа на проектната ситуация следва да се отчитат редица фактори, свързани с условията на експлоатация и промяната им, натоварванията и въздействията от климатични и почвени условия, променливите нива на подземните води, наличието на агресивни среди, с които се съобразява дълготрайността и експлоатационната годност на съоръжението. (5) Изчислително натоварване на земната основа За сгради първа геотехническа категория (вж. Глава 1.), както и за подпорни съоръжения (стени) се допуска общата проверката за фундаментите да се извършва с използване на изчислителното почвено натоварване qR [13]. В тези случаи се спазват изискванията:

q av =

V k N Ek + W k,red = < qR ; A L.B

(7.1.1)

- при двоен ексцентрицитет:

V k M k,x M k,y + + < 1,5q R ; A Wx Wy

(7.1.2)

V k M k,x M k,y − − >0; A Wx Wy

(7.1.3)

q max = q min =

- при момент в едно направление:

V k M k,x + < 1, 3q R ; A Wx

(7.1.4)

V k M k,x − > 0 , където: A Wx

(7.1.5)

q max = q min =

qav , qmax , qmin са средни, минимални и максимални напрежения в основната плоскост на фундамента; Vk , Mk,x/y са характеристични стойности на усилията в основната плоскост; L, B и Wx/y са геометрични характеристики на основната плоскост (размери и съпротивителен момент); Wk,red = L.B.Df. (γb,k - γn,k) – добавка в теглото на почвената призма преди и след изпълението на фундамента. То представлява разликата между теглата на обема зает от стоамнобетон и този обем почва , който е била изместен.

При допускане (за някои комбинации натоварвания, включващи динамични въздействия) на опън в основната плоскост на фундаментите диаграмата на напреженията е триъгълна с параметри: •

за основна товарна комбинация

q max =

2.V k

Lred . B

< 1, 3 q R , където

(7.1.6)

Lred = 3.(L /2 – Mk /Vk) и при условие Lred > 3.L /4. •

за сеизмична комбинация:

Максималното ръбово напрежение се определя от формула (7.1.6) при условие

Lred > 2.(L /3). 324

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Изчислителното натоварване qR e функция на дълбочината на фундиране и размерите на фундамента и може да се определя само за единични фундаменти с изразите: за Df < 2 m

qR = qR0.[1 + k1 (B - 1)] . 0,25.(Df + 2);

(7.1.7)

за Df ≥ 2 m

qR = qR0.[1 + k1 (B - 1)] + k2.γk,m (Df - 2),

(7.1.8)

където k1 , k2 са коефициенти, дадени в Таблица 7.1.3. Стойностите за qR0 съгласно [13] са представени в Таблица 7.1.2. Таблица 7.1.2. Условно „изчислително” натоварване qRo ИЗЧИСЛИТЕЛНО НАТОВАРВАНЕ qR0 ЗА ЧАКЪЛИ, В MPa

qR0

ВИД НА ЧАКЪЛА Едър чакъл от еруптивни скали

0,6

Среден и дребен чакъл от еруптивни скали

0,5

Чакъл от седиментни скали

0,3

ИЗЧИСЛИТЕЛНО НАТОВАРВАНЕ qR0 В MPa, ЗА ПЛИОЦЕНСКИ ГЛИНИ (N2)

qR0 при показател на консистенция Ic

ВИД НА ГЛИНИТЕ 1. Глини от плиоценски произход и други подобни на тях по възраст и структура

1,0

0,5

0,25

0,325

0,225

0,15

ИЗЧИСЛИТЕЛНО НАТОВАРВАНЕ qR0 ЗА ПЯСЪЦИ, В MPa

qR0 при състояние

ВИД НА ПЯСЪКА

сбит

средно сбит

1. Едър пясък, независимо от влажността

0,50

0,35

2. Среднозърнест пясък, независимо от влажността

0,40

0,30

а) малко влажен

0,35

0,25

б) много влажен и водонаситен

0,25

0,20

а) малко влажен

0,25

0,20

б) много влажен

0,20

0,15

в) водонаситен

0,15

0,10

3. Дребнозърнест пясък

4. Прахов пясък

ИЗЧИСЛИТЕЛНО НАТОВАРВАНЕ qR0 В MPa, ЗА ГЛИНЕСТИ ПОЧВИ С КВАТЕРНЕРНА ВЪЗРАСТ ВИД НА ПОЧВИТЕ 1. Глинест пясък 2. Песъчлива глина

3. Глина

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Коефициент на порите е

qR0 при показател на консистенция Ic

1,0

0,5

0,25

0,5

0,30

0,25

0,7

0,25

0,20

0,15

0,5

0,30

0,25

0,20

0,7

0,25

0,20

0,15

1,0

0,20

0,15

0,10

0,5

0,45

0,30

0,25

0,6

0,40

0,25

0,20

0,8

0,30

0,20

0,15

1,1

0,25

0,15

0,10

325

Таблица 7.1.3. Коефициенти за редукция на условното „изчислително” натоварване qRo Вид на почвата

Чакъли и пясъци

k1 k2

0,125 2,00

Прахови пясъци, глинести пясъци и песъчливи глини 0,05 1,50

Глини 0,05 1,00

(6) Изследване за крайни гранични състояния Проектирането на конструкциите преминава през проверките по крайно гранично състояние за проектна ситуация, като се ползват изчислителни въздействия и/или ефекти с изчислителните съпротивления на материалите. Стабилитетът на конструкцията като цяло трябва да се провери и за изчислителното сеизмично въздействие. Трябва да се отчете сигурността срещу преобръщане и хлъзгане. За изследване на носещата способност1,2 трябва да бъде използвана стойност на величините, която е с неблагоприятно влияние върху проверката.

Забележка 1: Загуба на обща устойчивост (промяна на положението, хлъзгане, преобръщане или разрушения в земната основа); Забележка 2: Разрушаване на конструктивен елемент (тяло на фундамента) като стена, банкет, конзола или разрушаване на връзката между такива елементи. (6.1) Изчислителна носеща способност Носещата способност може да бъде изследвана с изразите (при пояснителна схема, представена на фиг. 7.1.2.):

Rd /A' = c'⋅Nc⋅bc⋅sc⋅ic + q'⋅Nq⋅bq⋅sq⋅iq + 0,5⋅γ'⋅B'⋅Nγ⋅bγ⋅sγ⋅iγ

(7.1.9)

или

Rd /A' = c'⋅Nc⋅bc⋅sc⋅ic.gc+ q'⋅Nq⋅bq⋅sq⋅iq .gq + 0,5⋅γ'⋅B'⋅Nγ⋅bγ⋅sγ⋅iγ .gγ* ;

(7.1.10)

∗ формула с корекция на дълбочината чрез коефициенти – gc , gq , gγ

Товарните членове Nq’ Nc и Nγ ; коефициентите за влияние на наклона на основната плоскост bq , bγ и bc; коефициентите за формата на основната плоскост sq ,sγ и sc , за наклона на главния вектор iq , ic и iγ , както и коефициентите gc , gq , gγ са пояснени в т. 3.2. Изразите са посочени и в Пример 1 към тази

глава.

Фиг. 7.1.2. Схема за определяне на размерите при изследване на носещата способност на земната основа Проверката за носещата спoсобност на почвата се извършва при спазване на следното условие:

Vd ≤ Rd = Rk /γR,v . 326

(7.1.11) Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Дълбочината на зоната на разрушение на почвата под фундамента може да се определи от построенията, показани на фиг. 7.1.3. и да се изследва с израза (7.1.12).

Δh = 0,5.B.cos (6° + ϕ'd /2).e 0,9 tg ϕ'd /sin (45° - ϕ'd /2) .

(7.1.12)

Фиг. 7.1.3. Изследване зоната на разрушение в земната основа (6.2) Носеща способност на земната основа при сеизмична комбинация на въздействията [11] Приложение F на БДС-EN1998-5 [11] може да се счита като подходящо за доказване на устойчивостта срещу нарушение на сеизмичната носеща способност на единични и ивични плоскостни фундаменти, положени в еднородна земна основа. Устойчивостта може да бъде проверена със следното неравенство, в зависимост от съпротивлението на почвата, влиянието на изчислителни усилия (NEd , VEd , MEd) на ниво горен ръб фундамент и инерционните сили в почвата: cT

(1 − e.F ) . ( β.V ) cT

(N ) ( a

 k  1 − m.F

k′

)

c M′

 −N  

(1 − f .F ) . (γ .M ) (N ) ( c

 k  1 − m.F

k′

)

 −N  

− 1 ≤ 0,

(7.1.13)

където:

N =

γ Rd N Ed , N max

V =

γ RdVEd , N max

M =

γ Rd M Ed , BN max

(7.1.14)

Nmax – гранична носеща способност на фундамента при центричен вертикален товар. Стойностите на коефициентите γRd се приемат в зависимост от вида на почвата и са дадени в Таблица 7.1.4. Таблица 7.1.4. Стойности на коефициентите γRd Средно плътни и плътни пясъци

Рохки сухи пясъци

Рохки водонаситени пясъци

Слабо чувствителни глини

Чувствителни глини

1,00

1,15

1,50

1,00

1,15

За често срещани случаи F = 0 за свързани почви. За несвързаните почви (чакъли и пясъци) стойността на F може да се пренебрегне при условия аg.S < 0,1g, където S е почвен коефициент, дефиниран в БДС-EN1998-1:2004, т. 3.2.2.2 (вж. Глава 2. - Таблица 2.2.10.). Коефициентите a, b, c, d, e, f, m. k, k’, cT, cM, c’M, β и γ във формула (7.1.13) зависят от вида на почвата и приемат стойности съгласно Таблица 7.1.5. [11] Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

327

Таблица 7.1.5. Стойности на коефициентите (Приложение F на БДС-EN1998-5, Table F.1)

a b c d e f m k k’ cT cM c’M β γ

Идеално свързани почви 0,70 1,29 2,14 1,81 0,21 0,44 0,21 1,22 1,00 2,00 2,00 1,00 2,57 1,85

Идеално несвързани почви 0,92 1,25 0,92 1,25 0,41 0,32 0,96 1,00 0,39 1,14 1,01 1,01 2,90 2,80

За идеално свързани почви или водонаситени несвързани почви носещата способност при вертикален товар Nmax се дава с израза

N max = (π + 2 )

c B , където γM

(7.1.15)

с е недренирана якост на срязване на почвата (cu) за свързани почви или цикличната недренирана якост (τcy,u) за несвързани почви; γМ – коефициент на сигурност по материал;

B – ширина на основната плоскост на фундамента. Относителната инерционна сила F на почвата се дава с израза

F =

ρ .a g .S .B

, където

(7.1.16)

ρ е обемната плътност на почвата [t/m3]; a gR – референтно максимално ускорение на земна основа тип А ( a g = γ I ⋅ a gR ); γΙ – коефициент на значимост за конструкцията; S – почвен коефициент (на профила) – Таблица 2.2.10.

*За повечето ситуации F може да се приеме равна на 0 за свързани почви. За несвързани почви F се пренебрегва, ако agR.γI .S < 0,1g. Изразът за определяне на основната носеща способност се прилага при следните ограничения: 0 < N ≤1 , V ≤1.

За идеално несвързани сухи почви или за водонаситени несвързани почви без значително нарастване на порния натиск, граничната носеща способност на фундаменти при центричен вертикален товар Nmax е

N max =

1 γ 2

 av 1 ± g 

 2 B Nγ , 

(7.1.17)

където g е земното ускорение, аv – изчислителното вертикално ускорение на земната основа, което условно може да бъде прието равно на 0,5.аgR.γI .S, а Nγ е коефициент на носеща способност във функция на изчислителния ъгъл на вътрешно триене ϕ’d (който включва коефициента на сигурност по материал γM , вж. Приложение Е на БДС-EN1998-5 [11]). Относителната инерционна сила на почвата F се дава с израза

F =

ag . g .tg ϕ' d

328

(7.1.18) Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Изразът за носеща способност за идеални несвързани сухи почви или за водонаситени несвързани почви без значително нарастване на порния натиск се прилага при спазване на следното ограничение:

(

0 < N ≤ 1 − m.F

)

(7.1.19)

(6.3) Обща устойчивост – хлъзгане

При единични фундаменти с основна плоскост над нивото на почвените води този вид разрушение трябва да се възпрепятства посредством триене (при специфични условия) или със земен натиск. При липсата на по-подробни изследвания изчислителното съпротивление на триене за фундаменти над нивото на почвените води може да се приеме, както следва:

Ffr,d = Vd .tg δ,

(7.1.20)

където δ е изчислителен ъгъл на съпротивление на триене в основната плоскост на фундамента. За бетон, излят директно в почвата δ = ϕ. Изисква се спазване на условието

Hd ≤ Rd (Ffr,d),

(7.1.21)

където Hd е хоризонталното (хлъзгащо) усилие в основната плоскост. (6.4) Проверка за тялото на фундамента

Проектирането на тялото на фундамента следва да се съобрази с общите изисквания на [9] и [10]. Анализите се извършват, като се отчитат допълнителните въздействия, предизвикани върху конструкцията от относителни хоризонтални премествания на фундаментите. При проверките на тялото нa фундамента се прилагат правилата на БДС-EN1992-1 [8]. Тялото на фундамента се изследва по нормални и наклонени сечения с изчислителни стойности на усилията и получените от тях напрежения в основната плоскост. Възможни схеми за изследване на тялото на фундамента и определяне на неговата височина са показани на фиг. 7.1.4.

Фиг. 7.1.4. Изследване на тялото на фундамента – означения

Максималната сила, която може да разруши фундамента, се определя от напреженията извън основата на пресечената пирамида (с обиколка Umax ). Вертикална сила се определя от израза

VEd,red = [L.B - 2.(4.Df / tg β + lk + bk )].qav (qmax) ,

(7.1.22)

където lk и bk са размерите на колоната. Носещата способност на бетонното сечение е

Fctm = 0,8h0,f .fctm.[2.(4.hf /tg β + lk + bk ) + 2.(lk + bk)] / 2.

(7.1.23)

Ъгълът β зависи от класа на бетона и положението на вертикалната армировка в стоманобетонното сечение. Периметрите на горната umin и долната основа umax на пирамидата на продънване се определят от Ръководство по ГЕОТЕХНИКА 329

геометрични съображeнения – размери на колоната и височина на фундамента hf . Проверката на носещата способност на бетона се извършва с израза

VEd,red ≤ Fctm .

(7.1.24)

Когато условието (7.1.24) не се удовлетворява, следва фундаментът да се провери с проектирано армиране с напречна армировка или наклонени пръти съгласно правилата на [8]. (6.5) Разрушаване на конструкцията вследствие на преместване на фундамента

В крайно гранично състояние трябва да се разгледат и влиянията на относителните вертикални и хоризонтални премествания на фундаментите, които могат да предизвикат крайни гранични състояния във връхната конструкция. При набъбващи почви, изчисленото набъбване трябва да се отрази в общите деформации (слягане) или като въздействие върху връхната конструкция. В тези случаи е удачно съвместното изследване на конструкцията и земната основа с отчитане на геометричната и/или физическа нелинейност. Прилагането на различни контактни модели по метода на крайните елементи чрез програмни продукти като ANSYS, SAP, Plaxis, Geoslope и др. при подходящ избор на параметри на моделите дават относително добри резултати. (7) Eксплоатационни гранични състояния

Преместванията на фундаментите трябва да се разглеждат като абсолютни за целия фундамент и относителни за части от цялостната конструкция. Методите, които могат да се използват за изчисляване на сляганията, предизвикани от натоварвания върху фундаментите, се свеждат до известните решения на еластичното изотропно полупространство или чрез използване на почвени модели (в съответствие с конкретните условия). Получените стойности на сляганията и завъртанията на фундамента трябва да се оценят и сравнят със съответните гранични стойности. Дълбочината на подлежащия на слягане почвен пласт (активната зона на деформациите Ha), която трябва да се вземе под внимание при изчисляване на слягането зависи от формата на фундамента, изменението на коравината на почвата по дълбочина и разстоянието между фундаментните елементи. Тази дълбочина обикновено може да се приеме като дълбочината, при която ефективното вертикално напрежение вследствие на фундаментния товар стане по-малко от 20% от ефективното напрежение от собствено тегло на почвата. (7.1) Деформации от промяна на водните нива и набъбване

В условия на наличие на почвени води е необходимо да се вземе предвид влиянието, причинено от движението на водите, които могат да предизвикат изменения в напрегнатото и деформирано състояние. В тези случаи се отчита промяната на ефективните напрежения в почвата, набъбването на материала и други ефекти, които се предизвикват от промяната на водното съдържание. За подробни указания вж. Глава 9. Ефективна мярка срещу набъбване е постигане на напрежения в зоната под фундамента, по-големи от напреженията в почвената среда, резултат от набъбване (вж. още т. 3.1.2.2.). (7.2) Слягане

Сляганията се изчисляват съгласно изложеното в Глава 3., т. 3.1.2. А. Чрез приблизителен метод

Средното слягане на фундамента приблизително може да бъде оценено, като се използва теорията на еластичността [9]:

sav = qav .B.β /E0,av

(7.1.25)

или

sav = qav .β.B.f’ /E0,av ,

(7.1.26)

където: E0,аv е осреднена стойност на модула на общи деформации в активната зона на слягане;

β – коефициент съгласно Таблица 3.1.2., изменящ се от 0,7 до 0,85; f’ – коефициент за разпределение на вертикалните напрежения в дълбочини под фундамента като функция на 2z /B и L /B ; B – ширина на фундамента; 330

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

qav – (равномерно) напрежение в основната плоскост – формула (7.1.1). Таблица 7.1.6. Отношение за приблизително определяне на активната зона на слягане Ha Форма на основната плоскост

Отношение Ha /B (d)

Кръг и квадрат

2,0

За правоъгълен фундамент

n = L /B

За ивични фундаменти

n = L /B

1÷3 3÷5 >5 ≥ 10

1,4 ÷ 2,0 1,8 ÷ 2,4 2,8 ÷ 3,0 3,0

Стойностите на коефициента f ‘(Таблица 7.1.7.) зависят от формата на фундамента и размерите на основната плоскост, изменението на коравината по дълбочина, дебелината на деформируемите пластове, коефициента на Poisson, разпределението на натоварването върху земната основа и точката, за която се изчислява слягането.

Таблица 7.1.7. Стойности за коефициента f’ 2z/B (2z/d)

кръгли фундаменти

1,1

1,4

1,8

2,4

3,2

ивични при L /B >10

0,4

0,197

0,198

0,199

0,8

0,369

0,375

0,378

0,382

0,384

0,385

0,386

1,2

0,499

0,516

0,523

0,535

0,543

0,547

0,548

0,549

правоъгълни фундаменти при отношение L/B

1,6

0,592

0,621

0,632

0,656

0,672

0,682

0,686

0,688

0,689

0,658

0,699

0,715

0,75

0,775

0,793

0,802

0,806

0,808

2,4

0,708

0,757

0,778

0,823

0,859

0,885

0,899

0,908

0,91

2,8

0,745

0,803

0,827

0,881

0,926

0,961

0,982

0,995

0,999

3,2

0,775

0,839

0,866

0,928

0,981

1,026

1,053

1,072

1,079

3,6

0,798

0,868

0,897

0,966

1,027

1,08

1,114

1,14

1,15

0,817

0,891

0,923

0,998

1,066

1,126

1,167

1,2

1,214

4,4

0,833

0,911

0,945

1,025

1,098

1,166

1,214

1,254

1,272

4,8

0,847

0,928

0,963

1,047

1,126

1,2

1,255

1,303

1,326

5,2

0,858

0,942

0,979

1,067

1,15

1,23

1,291

1,346

1,376

5,6

0,868

0,955

0,992

1,084

1,171

1,257

1,323

1,386

1,422

0,876

0,966

1,004

1,099

1,19

1,28

1,352

1,422

1,465

Ако няма добри резултати за слягане на съседни конструкции в подобни условия, изчислителният модул E0,av на деформиращите се пластове може да бъде определен от резултати от лабораторни или in-situ опити. Б. Чрез метода на послойното сумиране

Методът e изложен в т. 3.1. и се основава на постановката за линейна деформируемост на пластове с ограничена дебелина при напрежения в честия случай определени от решения в линейното изотропно полупространство. Методът на послойното сумиране позволява почвената среда да се разглежда като нехомогенна в дълбочина (съставена от пластове с различни механични свойства, каквато е и практиката). Определянето на слягането се извършва чрез израза (Hooke)

sm = β

z =Ha



z =0

σ z,i .hi , E 0,i

(7.1.27)

където:σz,i е напрежението в средна точка на i-та ламела с дебелина hi ; E0,i – осреднена стойност на модула за ламелата, определена за напрежение

σ E,i =

σ z,i 2

+ σ γ ,i .

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(7.1.28) 331

Фиг. 7.1.5. Схема за определяне на слягането по метода на послойното сумиране

Процедурата се провежда като земната основа се разделя на ламели (подпластове) с дебелина

hi ≤ 2,00 m до края на активната зона, която може да се определи от израза 0,20.σγ . ≥ σz , където

(7.1.29)

σγ e вертикалното напрежение от геоложки товар и е равно на σγ = Σγk,i .zi .

(7.1.30)

Напрежението, означено с σz е предизвиканото от фундамента вертикално напрежение в почвата. То може да се определи, като се използват известните решения в еластичното изотропно полупространство или чрез прилагане на почвени модели по метода на крайните елементи. Най-често в практиката за σz,i се използват изразите (вж. фиг. 7.1.5.):

σz,i = 4.αR.qav R

σz,i = 2.α qav

(за средна точка – т. 1 например),

(7.1.31)

( за средни точи по страните на плоскостта – например т. 2)

(7.1.32)

Забележка: Тук коефициентът αR е идентичен с коефициента α0 от точка 3.1. и се определя от

графиката на фиг. 7.1.6.

ОТНОШЕНИЕ α 0.00

0.10

0.20

0.30

0.40

0.50

= σ zi/σ m 0.60

0.70

0.80

0.90

1.00

0.00 0.50 1.00

ОТНОШЕНИЕ z/B'

1.50 2.00 2.50 3.00 3.50 4.00 4.50 5.00 5.50 6.00

L'/B' = 1,0 L'/B' = 1,5 L'/B' = 2 L'/B' =5 L'/B' =10 кръгли фундаменти

Фиг. 7.1.6. Графики за определяне на напреженията под ръбовата точка на правоъгълна плоскост, и в оста на кръгъл фундамент, натоварени с равномерно разпределен товар

332

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Определянето на напреженията по произволни вертикали става чрез суперпониране на резултати, получени от различни части от фундамента (вж. фиг. 3.1.6.). За определянето на коефициенти αΔ за товар, който е с линейно изменяща се стойност, (триъгълно разпределение) могат да се използват данните от Tаблицa 7.1.8. (вж. и фиг. 3.1.7.). От определените стойности на сляганията в почвата под точки 2 и 3 (фиг. 7.1.5.) може да се определи наклоняването на фундамента от израза

tg θ ≈ θ =

s2 − s3 . L

(7.1.33)

Този модел се прилага, когато земната основа е нееднородна. Таблица 7.1.8. Коефициенти αΔ за линейно изменящ се товар Стойности на коефициента αΔz3 за определяне на напреженията в земната основа под ъглова точка (минимум на товара) на правоъгълна плоскост с линейно изменящ се триъгълников товар

z/L B/L 0,15 0,30 0,60 1,00 1,50 2,00 3,00 6,00 10,00 20,00

0,00

0,25

0,50

1,00

1,50

2,00

3,00

5,00

0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000

0,020 0,031 0,035 0,036 0,037 0,037 0,037 0,037 0,038 0,038

0,021 0,037 0,053 0,060 0,061 0,062 0,063 0,063 0,064 0,064

0,015 0,029 0,051 0,068 0,075 0,078 0,079 0,076 0,080 0,080

0,010 0,020 0,039 0,053 0,063 0,068 0,071 0,071 0,072 0,072

0,007 0,013 0,029 0,039 0,049 0,055 0,059 0,062 0,063 0,063

0,004 0,007 0,015 0,022 0,029 0,035 0,041 0,046 0,047 0,048

0,001 0,003 0,006 0,009 0,012 0,017 0,022 0,026 0,028 0,030

Стойности на коефициента αΔz2 за определяне на напреженията в земната основа под ъглова точка (максимум на товара) на правоъгълна плоскост с линейно изменящ се триъгълников товар

z/L B/L 0,15 0,30 0,60 1,00 1,50 2,00 3,00 6,00 10,00 20,00

0,00

0,25

0,50

1,00

1,50

2,00

3,00

5,00

0,250 0,250 0,250 0,250 0,250 0,250 0,250 0,250 0,250 0,250

0,136 0,186 0,206 0,209 0,210 0,211 0,211 0,211 0,212 0,212

0,100 0,116 0,160 0,170 0,173 0,175 0,175 0,176 0,177 0,177

0,025 0,051 0,085 0,108 0,113 0,117 0,119 0,120 0,121 0,121

0,012 0,026 0,050 0,069 0,080 0,087 0,090 0,092 0,093 0,093

0,008 0,017 0,031 0,045 0,056 0,064 0,071 0,075 0,076 0,076

0,005 0,010 0,016 0,024 0,033 0,041 0,047 0,051 0,052 0,052

0,001 0,004 0,007 0,009 0,014 0,019 0,025 0,029 0,032 0,033

Забележка: Индексът (например αΔz2) означава точката, под която се търси напрежението съг-

ласно означенията на фиг. 7.1.5.

Граничните стойности на средните слягания и завъртания под различни видове фундаментни конструкции са посочени в [12] и Таблици 7.1.12. и 7.1.13. (5) Наклоняване (завъртане) на корави фундаменти

Наклоняване се получава в случаите, когато корав фундамент се завърта на определен ъгъл заедно с връхната конструкция от действието на огъващ момент в основната плоскост на фундамента или когато има неравномерни слягания вследствие на нееднородности в земната основа. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

333

а) Oпределяне на наклоняването чрез сляганията на ръбови или ъглови точки на фундамент или конструкция

Наклоняването се определя чрез сляганията на два срещуположни ръба (точки) на фундамента или на сградата (съоръжението) s 1 и s 2 , определени по метода на послойно сумиране по формула (7.1.27), в която коефициентът β от Таблица 3.1.4. се приема с реципрочната си стойност, а за получаване на напреженията σ z ,i се ползва методът на ъгловите точки; разликата между s 1 и s 2 , отнесена към разстоянието между тях L дефинира наклоняването (завъртането):

tg θ =

(s 1 − s 2 ) .

(7.1.34)

б) Определяне на наклоняването с формули по модел на линейно-деформируем пласт

Наклоняването (завъртането) на фундамент от действието на огъващи моменти Ma и Mb по направление на страните a и b се определят по формулите [1]:

θL =

θB =

2 1 − ν av

E 0 , av

1 − ν av

E 0 , av

(L 2 )

;

(B 2 )

(7.1.35)

;

(7.1.36)

където ν av , E 0,av са осреднените стойности на коефициента на Поасон и модула на обща деформация на почвените пластове в активната зона; k L , k B – коефициенти, които се приемат съгласно Таблици 7.1.9. и 7.1.10. Таблица 7.1.9. Коефициент k L [13]

n = L/B 1 1,2 1,5 2 3 5 10

Коефициент ka при ma = 2H a / B 0,5

1,0

1,5

0,28 0,29 0,31 0,32 0,33 0,34 0,35

0,41 0,44 0,48 0,52 0,56 0,60 0,63

0,46 0,51 0,57 0,64 0,73 0,80 0,85

0,48 0,54 0,62 0,72 0,83 0,94 1,04

0,50 0,57 0,66 0,78 0,94 1,12 1,31

0,50 0,57 0,68 0,81 1,01 1,24 1,45

0,50 0,57 0,68 0,82 1,04 1,31 1,56

∝ 0,50 0,57 0,68 0,82 1,17 1,42 2,00

5 0,50 0,43 0,36 0,28 0,20 0,12 0,06

∞ 0,50 0,43 0,36 0,28 0,20 0,12 0,07

Таблица 7.1.10. Коефициент k B [13]

n =L / B 1 1,2 1,5 2 3 5 10

Коефициент kb при ma = 2H a /b 0,5 0,28 0,24 0,19 0,15 0,10 0,06 0,03

1,0 0,41 0,35 0,28 0,22 0,15 0,09 0,05

1,5 0,46 0,39 0,32 0,25 0,17 0,10 0,05

2 0,48 0,41 0,34 0,27 0,18 0,11 0,06

3 0,50 0,42 0,35 0,28 0,19 0,12 0,06

4 0,50 0,43 0,36 0,28 0,20 0,12 0,06

Наклоняването на кръгли, нецентрично натоварени фундаменти, се определя по формулата

tg θ ≈ θ =

2 1 − ν av

E 0,av

(d 2 )

(7.1.37)

където d e диаметърът на основната плоскост на фундамента; k – коефициент, който се приема по Таблица 7.1.11.

334

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Таблица 7.1.11. Коефициент k, [13]

ma = 2H a /d k

0,25

0,5

0,26

0,43

0,63

0,74

0,75

(6) Осреднени стойности на деформационните параметри на почвата – Е0,av , νav

Моделите, при които земната основа в границите на деформируемата зона H a се приема като условна еднородна среда, изискват работа с осреднени характеристики E 0,av , ν av на почвата. Стойностите на E 0 , av и ν av се получават като среднотежестни величини в обхвата на Н а от n броя пластове с дебелина hi по следните формули: n

E 0,av =

 σ z,i hi n

i =1

σ    E z,i0i hi  i =1

;

(7.1.38)

ν av = ν i hi / H a ,

(7.1.39)

i =1

Проверката на слягане и завъртане на фундаменти се извършва с характеристични стойности на въздействията. Получените резултати се съобразяват с изискването

sd,av ≤ sc,d.

(7.1.40)

Граничните или допустимите стойности sc,d., заложени в норматива [12] са представени тук в Таблици 7.1.12. и 7.1.13. Таблица 7.1.12. Гранични стойности на равномерните премествания на фундаментите [12] Тип на строителните конструкции и фундаментите 1. 2. 3.

4. 5. 6. 7.

9. 10.

Едропанелни безскелетни сгради: а) на ивични фундаменти б) на обща площ Сгради с носещи бетонни (стоманобетонни) стени по системата „едроразмерен кофраж” на обща плоча Сгради по системата „пакетно повдигани плочи”: а) на единични фундаменти б) на обща плоча Скелетни стоманобетонни сгради на единични фундаменти Сгради с носещи тухлени или едроблокови неармирани стени на ивични фундаменти Сгради с тухлени или едроблокови стени, армирани със стоманобетонни пояси по всички етажи и по цялата дължина на сградата Корави сгради или съоръжения на обща плоча (силози, кули и други) с височина до 100 m включително сгради със закоравени конструкции на подземните етажи Едноетажни промишлени сгради на единични фундаменти, също така и други сгради с подобна конструкция при осово разстояние на колоните: а) L = 6 m б) L = 12 m Свободно стоящи комини на обща плоча Сгради и съоръжения, в чиито конструкции не възникват допълнителни усилия от неравномерни слягания Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Вид на преместването Средно слягане

Гранична стойност на преместването в cm 5 10

Средно слягане 12 Средно слягане Максимално абсолютно слягане Средно слягане

5 10 6 6

Средно слягане 5 Средно слягане 15

Абсолютно слягане

Абсолютно слягане Максимално абсолютно слягане

6 8 15 12

335

Таблица 7.1.13. Гранични стойности на неравномерните премествания на фундаментите [12] Тип на строителните конструкции и фундаментите 1.

2. 3.

4. 5. 6. 7. 8. 9. 10.

Едропанелни безскелетни сгради на ивични фундаменти или обща плоча

Сгради с носещи бетонни (стоманобетонни) стени по системата „едроразмерен кофраж” Сгради по системата „пакетно повдигани плочи”: а) на единични фундаменти б) на обща плоча Скелетни стоманобетонни сгради на единични фундаменти Сгради с носещи тухлени или блокови неармирани стени на ивични фундаменти Сгради с тухлени или едроблокови стени, армирани със стоманобетонни пояси по всички етажи и по цялата дължина Свободностоящи комини на общи плочи Корави съоръжения на обща плоча (силози, кули и други) с височина до 100 m Сгради и съоръжения на единични фундаменти, в чиито конструкции не възникват допълнителни усилия от неравномерни слягания Мостови кранове на промишлени сгради

Вид на преместването

Гранична стойност на преместването

Относително огъване на стените Наклоняване в напречна посока Наклоняване в напречна посока Относително слягане

0,01B/H, но не повече от 0,004 0,002

Наклоняване в напречна посока

0,004

Относително слягане

0,002

Относително огъване на стените

0,001

Относително огъване на стените

0,0013

Наклоняване Наклоняване в напречна посока Относително слягане Наклоняване на крановия път Наклоняване на моста на крана

0,0007 0,004

1/2Н, но не повече от 0,004 0,01В/Н, но не повече от 0,004 0,005 0,004 0,003

7.1.2. ОСОБЕНОСТИ ПРИ ПРОЕКТИРАНЕ НА ИВИЧНИ И СКАРОВИ ФУНДАМЕНТИ

Основната разлика между единичните фундаменти и фундаментните ивици, скари и плочи се корени в разликата на коравините на фундамента и почвения масив. Изследването на тези фундаменти следва да отчита както специфичното поведение на почвения масив, така и коравината на фундамента и връхната конструкция. От тук произтича необходимостта от решаването на контактната задача. Натоварването върху земната основа може да се получи чрез моделиране на фундамента като греда върху деформируема непрекъсната среда или дискретно взаимодействащи с почвата елементи (серия от пружини с подходяща коравина и/или якост). Експлоатационната годност на ивични фундаменти и фундаментни скари изисква изследване чрез приемане на натоварването в експлоатационно гранично състояние. Разпределението на натоварването върху земната основа съответства на деформациите на фундамента и деформационното поведение на почвата. За проектни състояния със сили, действащи върху ивични фундаменти и фундаментни скари, разрезните усилия (силите и моментите) във фундамента могат да се определят, като се моделира земната основа като линейно деформируемо еластично (еласто-пластично) тяло. Реакцията на земната основа може да се изследва стъпково чрез: •

Първа стъпка – чрез коефициента на леглото (препоръчителни таблични стойности – Tаблица 7.1.14.);

•

Втора стъпка – чрез анализ на слягането при подходящо определяне (или като резултат от първа стъпка) на разпределението на напреженията в земната основа;

Когато се очаква да се развият значителни пластични и гранични деформации, следва да се прилагат методи за изследване на почвения масив, с които може да се опишат тези състояния в отделни зони или в целия масив. 336

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Огъваемият фундамент представлява значително по-голям интерес от гледна точка на основните параметри за анализ. По тази причина тук са разгледани две последователни възможности за определяне на контактните параметри: първата – с таблични стойности на коефициента на леглото и втората – с определени стойности на коефициента на леглото (стойности на пружинните константи) чрез зависимостта натоварване – слягане. За тези два случая са извършени съответните изчисления. Таблица 7.1.14 Примерни стойности на коефициенти на леглото Вид на почвата

Глини в течна консистенция (Ic <0) Глини от пластична до полутвърда консистенция (Ic = 0,5–1,25)

Коефициент на леглото Cz [kPa/m] по [2] 1000 ÷ 3000

Глини в твърда консистенция (Ic >1,25) Средно сбит пясък Сбит чакъл

5000 ÷ 20 000 50 000 ÷ 60 000 20 000 ÷ 40 000 60 000 ÷ 80 000

(1) Определяне на коефициента на леглото

Коефициентът на леглото е параметър, зависещ от установената при изпитване на почвите зависимост напрежения - деформации. В общия случай може да се определи от израза

Cz = b0 E0.[1 + (10/A)0,5 ], където:

(7.1.41)

b0 е коефициент, зависещ от вида на почвата (1,00÷1,50); E0 ≡ Еаv , както във формула (7.1.41), стойността му може да се определи от лабораторни или in-situ

изпитвания съгласно БДС-EN1997-2 [10];

A – площ на фундамента. Определянето на коефициента на леглото с in-situ изпитвания е разгледано в Глава 2. (2) Натоварвания и въздействия, товарни състояния

При анализа на тези комбинации е необходимо да се вземат предвид основните изисквания на БДС EN 1997-1:2004. Геометричните елементи при сложни пространствени конструкции се определят с отчитане на възможностите за разчленяване и очакваната технология на изпълнение. (3) Проектиране по крайни гранични състояния Проектирането на този тип конструкции трябва да се провежда с оглед крайното гранично състояние за проектна ситуация, като се ползват изчислителни въздействия и/или ефекти и при изчислителни съпротивления на материалите. Специфични правила за проверка на носещата способност, хлъзгане, преобръщане на конструкции са дадени в съответните части на [7,8 и 9]. Изчислителната носеща способност се проверява съгласно показаното по-горе и подробно изложено в Глава 3. Следва да се обърне особено внимание на оразмеряването на тялото на фундаментите в случаите на комбинации от натоварвания и въздействия, включително и сеизмични такива. При проектиране е необходимо предвиждането на проектни мерки срещу допълнителните въздействия, предизвикани в конструкцията вследствие на преместванията на фундаментите. При корав първи етаж на сградата и в зависимост от проектната ситуация изследването на носещата способност на земната основа може да се извърши чрез утвърдените методи на изследване (Fellenius, Bishop A.W, Morgenstern-Price, Spencer – Глава 3. и Глава 5.). (4) Проектиране по експлоатационни гранични състояния

Определянето на параметрите на контактните модели при този вид фундаменти е основна задача. Като първо приближение може да се счита изборът на пружинни константи с постоянна коравина. В случаите на значителни нерегулярности във формата на конструкцията разпределението на натоварването и структурата на почвения масив този подход се оказва не в полза на сигурността както по отношение на разпределението на разрезните усилия, така и по отношение на големината на сляганията в различните зони на конструкцията. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

337

7.1.3. ОСОБЕНОСТИ ПРИ ПРОЕКТИРАНЕТО НА ОБЩИ ФУНДАМЕНТИ ПЛОЧИ

При фундаментните плочи разликата между коравината на земната основа и тази на фундамента е по-малка и при анализа им следва да се отчита както коравината на фундамента, така и специфичното поведение на почвения масив. От тук отново произтича необходимостта от решаването на контактната задача, по подобие на направеното в Пример 3. Моделирането на фундамента се извършва като греда (заместваща) или плоча върху деформируема непрекъсната среда или дискретно взаимодействаща с почвата (пружинна основа – легло). Промяната на свойства на материала и коравината са част от предварителните задачи. Важно е да се отбележи, че корава конструкция над фундамента би дала по-близки резултати с тези, получавани при Винклеров модел. В случаите, в които се очаква да се развият пластични деформации, следва да се прилагат адекватни методи за изследване на почвения масив, които отчитат еласто-пластичното поведение и достигането на гранично напрегнато състояние в отделни зони или в целия масив. Натоварванията и въздействията се приемат в съответствие с общите принципи на ЕN. Специфични правила за проверка на носещата способност, хлъзгането, преобръщането на конструкции са дадени в съответните части на [9, 11 и 8]. Определянето на параметрите на контактните модели и при този вид фундаменти е основна задача. За решаването й могат да се използват както линейни, така и нелинейни – еластични, еластопластични и гранични почвени модели на ANSYS, SAP, PLAXIS, Geoslope и др. програмни продукти. Не бива да се счита, че при използване единствено на коефициента на леглото в първа итерация (Пример 3.) може надеждно да се оцени както крайното, така и експлоатационното гранично състояние.

7.2. ПРИМЕРИ ПРИМЕР 1. ЕДИНИЧЕН ФУНДАМЕНТ (1) Проектна ситуация, геометрични данни, гранични състояния

Геометричните данни са получени в съответствие с функцията и решаваната проектна ситуация и геоложките условия. Методът за проектиране, както е изяснено в Глава 1., е DA 2. (2) Геоложки условия

Анализите, предлагани в примера, са извършени с геоложки данни, представени в Таблица 7.2.1. Таблица 7.2.1. Нормативни (характеристични) физикомеханични показатели на геоложките пластове Дълбочина от - до [m]

Лаборато- Специфичрен № на плътност

Обемни плътности Обемна плътност

Обемна плътност на скелета

ρs [g/cm3]

ρn [g/cm3]

Обем на порите

Коеф. на порите

ρd [g/cm3]

0,50 ÷ 4,50

4318

2,75

2,00

1,64

0,404

0,68

4,50 ÷ 9,50

4319

2,69

1,79

1,37

0,470

0,89

ЯКОСТ НА СРЯЗВАНЕ - определени по БДС 10188-82 Пласт №

Дълбочина От - до [m]

Лабораторен №

Ъгъл на вътрешно триене ϕ°

Кoхезия c, kPa

0- 4,50

4318

повече от 4,50

4319

338

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

За пластове 1 и 2 са получени стойности на показателя на консистенция Ic >1,25, недренирана якост на срязване cu,к = 120 kPa и модул на общи деформации E0,av = 20 000 kPa при вертикално напрежение σz =150 kPa. (3) Натоварвания и въздействия, товарни състояния, комбинации

Проектните натоварвания и въздействия са резултат от предходен анализ на конструкцията и съоръжението. Те се свеждат до редуцирани въздействия (сили и моменти), приложени по горния край на фундамента. •

Собствено тегло на конструкцията

- Собственото тегло W1,k на конструктивните елементи е получено от обемното тегло на материалите с коефициент на натоварване γG = 1,35. - Собственото тегло W2,k на постоянните неконструктивни елементи – настилки, парапети, рампи на оборудване и др. също е получено от обемното тегло на материалите с коефициент на натоварване γG = 1,35. •

Експлоатационни натоварвания

- Теглото Q1,k , натоварване от обслужващ персонал и материали при коефициент γQ = 1,50; - Теглото Q2,k , натоварване от технологично оборудване и материали при коефициент

γQ = 1,50. •

Сеизмично въздействие

Определянето на интензивността на сеизмичното въздействие AEd се извършва при използване на разпоредбите на БДС-EN1998-1. Товарните комбинации за анализ и получаване на разрезните усилия в конструкцията са:

K1 = 1,35 * ΣGi,k + 1,5 * ΣQi,k (основна комбинация); K2 = 1,0 * ΣGi,k + 1,0 * ΣQi,k + АЕd (сеизмична комбинация). Системите сили, които са резултат от товарните комбинации при равнинна задача, са показани на фиг. 7.2.1.

Фиг. 7.2.1. Схеми на резултантните натоварвания и въздействия (4) Предварителни размери на основната плоскост

Проверката на напреженията в основната плоскост не е основна за БДС-EN1997-1 [9]. Меродавни са проверките за изследване на крайните и експлоатационни гранични състояния. В настоящото е предложено тя да се ползва като основна само за фундаменти на конструкции от категория А. С данните от точки (1), (2) и (3) са проверени напреженията в основната плоскост по указанията в точка 7.1.1(5) при геометрични размери на фундамента (случай 1): - дължина на фундамента L = 1,5 m; - ширина на фундамента B = 1,5 m; - дълбочина на фундиране Df = 1,0 m. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

339

Редукцията на системата сили, приложена по горния край на фундамента, се извършва за основната плоскост на фундамента. Характеристичните стойности на силите (за основно съчетание 1), редуцирани за центъра на основната плоскост, са (вж. фиг. 7.1.1.):

Wk,red = L.B.hf .(γb,k - γn,k ) = 1,5.1,5.0,5.(25 - 20) = 5,62 kN – добавка в теглата на почвената призма преди и след полагането на фундамента. Vk = NEk + Wk,red = 370 + 5,62 = 375,6 kN; Mk,x = МEk + VEk .hf = 111 + 74.0,5 = 148 kNm; Hk = VEk = 74 kN; qm =

Vk 375.6 = 166, 9kPa . = L . B 1,5 .1,5

При момент само в едно направление напреженията се проверяват по формули (7.1.2) и (7.1.3).

ба);

q max =

Vk M k ,x 375 , 6 148 = 430 kPa ; + = + L.B Wx 1, 5. 1, 5 1,52.1,5/6

q min =

375, 6 148 = -96, 2* kPa < 0 , където: − 1,5 . 1,5 (1,52 ×1,5 / 6)

(

)

NEk , MEk , VEk са характеристичните стойности на усилията в конструктивния елемент (колона, шай-

L, B и Wx/y са геометрични характеристики на основната плоскост (размери и съпротивителни моменти); Величината qR e функция на дълбочината на фундиране и размерите на фундамента и може да се определя с данни от Таблица 7.1.2. при qR0 = 325 kPa с изразите: За Df < 2 m

qR = qR0 . [1 + k1.(B - 1)].0,25.(Df + 2) = 325 [1 + 0,05 (1,5 - 1)]. 0,25.(1 + 2) = 250 kPa. От получената стойност на qR се вижда, че проверките не се изпълняват, което изисква промяна на размерите. Стойността на максималното ръбово напрежение при наличие на опън в основната плоскост се определя от израза (7.1.6). Редуцирана дължина на фундамента (размера, перпендикулярен на вектора момент):

Lred = 3 . (L /2 – MEk /NEk) = 3. (1,5 /2 – 148/375,6) =1,07 m. При спазване на условие Lred = 1,07 m

q max =

2V k

Lred . B

2.375 , 6 = 468 kPa > 1, 3 × 250 = 325 kPa . 1, 07.1, 5

При тези условия следва промяна на размерите и последващи проверки. (5) Проверки по крайни гранични състояния

С променени геометрични размери на фундамента (случай 1): - дължина на фундамента L = 2,0 m; - ширина на фундамента B = 2,0 m; - дълбочина на фундиране Df = 1,0 m са извършени проверки по крайни и експлоатационни гранични състояния.

340

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Силите в основната плскост (Vd , Md и Hd ) са:

Wd,red = L.B.hf .(γb,k - γn,k).1,35 = 2.2.0,5.(25 - 20).1,35 = 13,5 kN – добавка в теглото на почвената призма преди и след полагането на фундамента; Vd = NEd + Wd,red = 500 + 13,5 = 513,5 kN; Md = МEd + VEd .hf = 150 + 100.0,5 = 200 kNm; Hd = VEd = 100 kN . (5.1) Носеща способност на земната основа при постоянни и продължителни натоварвания

При оценка на носещата способност са използвани принципите, изложени в Раздел 11. на [9], като подходящи с оглед на доказване, че няма да настъпи загуба на носеща способност. Проектните стойности на почвените параметри са представени в точка (2) на Пример 1. Изчислителните стойности на почвените параметри са:

ϕ'd = arctg [ tg (ϕk /γϕ′) ] = arctg [ tg (25°/1,0) ] = 25°;

c’d =сk /γс′ = 15/1,0 = 15 kPa; γd = γk .γγ .=20.1,0 = 20 kN/m3 . Изследването на положението на зоната на разрушение на земната основа се определя чрез означенията на фиг. 7.1.3:

Δh = [0,5.B.cos (6 + ϕ'd /2).e 0,9 tgϕ'd] / [sin(45° - ϕ'd /2)], Δh = [0,5.2,0.cos (6° + 25°/2).e 0,9 tg25°] / [sin(45° - 25° /2)] = 2,685 m. Следователно в този случай при Df = 1,0 m и Δh следва h1 = 4,5 >Δh + Df = 1,0+2,685 = 3,685 и че разрушението на земната основа попада изцяло в пласт 1. Определянето на коефициентите за носеща способност по изрази (3.2.8–10):

Nq = eπ . tgϕ'.tg 2(45° + ϕ'd /2) = eπ . tg 25° tg2(45+25/2) = 10,61; Nc = (Nq - 1).ctg ϕ'd = (10,61 - 1).cоtg 25° = 20,6; Nγ = 2.(Nq - 1).tg ϕ'd = 2.(10,61 - 1).tg 25° = 9,00, където δ ≥ ϕ' /2 (грапава основа или при директно полагане на бетона върху земната основа), a q = Df . γd’ = 1,0.20 = 20 kPa е натоварването (геоложкият товар) над основната плоскост. Влиянието на наклона на основната плоскост на фундамента се отчита с формули (3.2.20–21). При хоризонтална плоскост (α =0°) се получава:

bq = bγ = (1 - tg α.tg ϕ'd)2 = (1 - tg 0°.tg 25°)2 = 1,0; bc = bq - (1 - bq) / (Nc .tg ϕ'd) = 1 - [(1 - 1) / (20,6.tg 25°) = 1,0. Влиянието на формата на фундамента чрез изрази (3.2.11–13) при L = B = 2,0 m:

sq = 1 + sin ϕ'd = 1 + sin 25° = 1,42 – за квадратна и кръгла форма; sγ = 0,7- за квадратна и кръгла форма; sc = (sq.Nq - 1)/(Nq - 1)= (1,42.10,61 - 1)/(10,61 - 1) = 1,47 – за правоъгълна, квадратна и кръгла

форма.

Влиянието на наклона на натоварването, причинен от хоризонтална сила Hd (формули 3.2.17-18):

L’ = L - 2eL = 2,0 – 2.200/513,5 = 1,22 m; B’ = B - 2eB = 2,0 – 2.0/513,5 = 2,00 m; A’ = 1,22.2,0 = 2,44 m2; m = mL = [2 + (L' / B' )]/[1 + (L' /B')] = [2 + (1,22/2,0)]/[1+(1,22/2,0)] = 1,62 – когато Hd действа по направление на L' . По (3.2.14-16): Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

341

iq = [1 - Hd /(Vd + A'.c'd .cоtgϕ'd)]m = [1 - 100/(513,5 + 2,84.15.ctg 25°)]1,62 = 0,74; ic = iq - (1 - iq) /(Nc .tgϕ'd ) = 0,75 - (1 - 0,75)/(20,6.tg 25°) = 0,71; iγ = [1 - Hd /(Vd + A'⋅c'd⋅ctg ϕ'd)]m+1 = [1 - 100/(513,5+2,84.15.ctg 25°)]2,62= 0,57. Проверката се извършва при спазване на условие (7.1.11):

Rk /A' = 15.20,6.1.1,47.0,71+20.10,61.1.1,42.0,74+0,5.20.2,0.9,0.1.0,7.0,57 = 617,3 kN/m2; Rk = 617,3.2,44 = 1506 kN; Rd = Rk /γR,v = 1506/1,4 = 1076 kN. Стойностите за коефициентите на носеща способност γR,v и γR,h са показани в Глава 1. Vd = 513,5 kN ≤ Rd = 1076 kN. От горния израз се вижда, че условието се удовлетворява. Проверено е и товарното състояние от случай 2 (фиг. 7.2.1). За това състояние размерите трябва да бъдат увеличени. Таблица 7.2.2. Изследване на носещата способност на земната основа Величина

L B Df hf ϕ'd,m c'd,m γd,m α

Wred = L.B.Df.(γb,d - γn,d )

Усилия в основна плоскост Vd Усилия в основна плоскост HL,d Усилия в основна плоскост ML,d

L’ = L - 2eL B’ = B - 2eB Nq = e π.tgϕ'.tg 2(45°+ ϕ'd /2) Nc = (Nq - 1).ctg ϕ'd Nγ = 2 (Nq - 1).tg ϕ'd q = Df .γd1’

мярка m m m m deg kPa kN/m3 deg kN kN kN kNm m m -

случай 2 2 2 1 0,5 25 15 20 0 13,50 813,50 250 415 0,980 2,00 10,61 20,6 8,97

случай 3 2 2 2,5 0,8 30 6,5 17,9 0 30,67 830,67 250 490 0,820 2,00 18,30 30,0 19,98

kPa

44,75

1,00 1,00 1,42 0,70 1,47

1,00 1,00 1,50 0,70 1,53

1,67 0,57 0,526 0,38 458 898 1,40 641

1,71 0,55 0,525 0,38 928 1523 1,40 1088

814 не

831 да

bq = bγ = (1 - tgα.tg ϕ'd )2 bc = bq - (1 - bq) / (Nc .tg ϕ'd ) sq = 1 + sin ϕ'd sγ

sc = (sq.Nq -1)/(Nq - 1)

m = mL = [2 + (L' / B' )]/[1 + (L' / B')] iq = [1 – H /(V + A'⋅c'd⋅ctg ϕ'd)]m ic = iq - (1 - iq )/(Nc .tg ϕ'd ) iγ = [1 – H /(V + A' . c'd . ctg ϕ'd)]m+1 Rk /A' Rk γR Rd Vd ≤ Rd

342

kPa kN kN kN

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Избрана е нова дълбочина на фундиране и височина на фундамента: - дължина на фундамента L = 2,0 m; - ширина на фундамента B = 2,0 m; - дълбочина на фундиране Df = 2,5 m и hf = 0,8 m. По данни от Таблица 7.2.1. земната основа се формира от два пласта. В случай че фундаментната конструкция се залага на по-голяма дълбочина, то тогава повърхнината на разрушение попада и в два пласта, както е показано на фиг. 7.1.2 и се доказва с условие:

Δh + Df = 2,68 + 2,50 = 5,18 > h1 = 4,50 m. Решението се доразвива с графичните параметри на фиг. 7.1.3. В случай 3 носещата способност е изследвана с осреднени характеристики на земната основа. Определянето на среднотежестните параметри на земната основа може да се проведе с използване на геометричните параметри, представени на фиг. 7.1.3, както следва: ϕ'd,m =arctg[(tg ϕk . ̅ad /γϕ′ + tg ϕk .̅ e2c/γϕ′ + tg ϕk .̅dfge2 /γϕ′ )/(adfge2)] = 30o ; c’d,m = arctg[(с’k.̅ ad /γс′ + с’k. ̅e2c/γс′ + с’k.̅dfge2 /γс′ )/(adfge2 )] = 6,5 kPa; γd,m = [γnk1 . площ А1 (γinfγsup) + γnk2 . площ А2 (γinfγsup)]/(A1 + A2)=17,9 kN/m3. В Таблица 7.2.2 (случай 3) са представени анализите за определяне на носещата способност със среднотежестни стойности на параметрите. Тези резултати дават основание размерите да се приемат за достатъчни и осигуряващи носещата способност при тази проектни ситуация. Представените различни случаи могат удобно да бъдат сравнявани помежду си. Тук се вижда влиянието както на характеристиките на земната основа, така и на размерите на фундамента и дълбочината на фундиране. (5.2) Проверка за тялото на фундамента

Проектирането на тялото на фундамента следва да се съобрази с общите изисквания на [9] и [8]. Възможни схеми за изследване на тялото на фундамента и определяне на неговата височина са показани на фиг. 7.1.4. Максималната вертикална сила VЕd е равна на

VЕd = 513,50 kN. Средното напрежение в основната плоскост от израз (7.1.1) е

qаv = VЕd /L.B = 513,5/(2,0.2,0) = 128,4 kPa. Нормална сила в основната плоскост, предизвикваща продънване на фундамента VEd,red :

VЕd,red = (L.B – площ на долната основа на пирамидата на продънване). VЕd,red = (2,0 . 2,0 – 1,4 . 1,4 ) . 128,4 = 262,1 kN. Околната повърхнина на пирамидата на продънване се определя от

umax = 1,4.4 = 5,6 m и umin = 0,4.4 = 1,6 m. Прието β = 45° (ъгъл β зависи от вида на бетона и положението на вертикалната армировка в стоманобетонното сечение). Периметрите на горната - umin и долна основа - umax на пирамидата на продънване се определят от геометрични съображения - размери на колоната и височина на фундамента hf.

fctm (C20/25 ) = 2200 kN/m2; Fctm = 0,8.(0,5 - 0,07).2200.(5,6 + 1,6)/2 = 2724 kN – формула (7.1.23); VЕd,red = 260,1 ≤ Fctm = 2724 kN – формула (7.1.24). От представения израз се вижда, че бетонът е в състояние да поеме възникващите във фундамента усилия. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

343

(6) Eксплоатационни гранични състояния

Изчисленията на сляганията не трябва да се възприемат като точни. Те дават само една приблизителна индикация за експлоатационното поведение. (6.1) Средно слягане

Методите, които могат да се използват за изчисляване на сляганията, предизвикани от натоварвания върху фундаментите, са разгледани в Глава 3. Дълбочината на активната зона на слягане може да се приеме до точката, за която ефективното вертикално напрежение вследствие на фундаментния товар стане по-малко от 20% от вертикалното ефективно напрежение от собствено тегло на почвата. Схема и означения за определяне на средното слягане са показани на фиг. 7.1.5. •

Приспособен метод на еластичността

Средните напрежения в основната плоскост по формула (7.1.1) са:

q av =

N Ek + Wk,red Vk 386 = = = 96,5 kPa . 2, 0.2, 0 L.B L.B

При стойности на Е0,av = 20 000 kPa резултатът за слягането по формула (7.1.25) е

sd,av = 96,5.2,0.0,80/20 000 = 0,772 cm ≤ sc,d = 5 cm. •

Метод на послойното сумиране

Определянето на слягането се извършва чрез израза (7.1.27) със схемата на фиг. 7.2.2.

Фиг. 7.2.2. Схема за определяне на слягането по метода на послойното сумиране

Процедурата се провежда, като основните пластове се разделят на ламели (подпластове) с дебелина hi ≤ 2,00 m до края на активната зона. Напрежението, означено с σz, е предизвиканото от фундамента вертикално напрежение в почвата. Напреженията от геоложкия товар се определят за средата на всяка ламела (подпласт – вж. фиг. 7.2.2) σγ, 1,1= γk . zi = 20.(2,5 +2,0/2) = 70 kPa; σγ, 2,1 = 20.(2,5+2,0) + 2,0/2.7,9 = 107,9 kPa; σγ, 2,2 = 20.(2,5+2,0) + 17,9.(2,0 + 2,0/2) = 143,7 kPa. Чрез използване на принципа на суперпозицията плоскостта на фундамента може да се раздели на четири равноплощни фигури, така че централната точка да се превърне в ръбова, откъдето следва: L’ = L/2 = 2,0/2 = 1,0 m; B’ = B/2 = 2,0/2 = 1,0 m; B’/ L’ = 1,0 m; 344

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

• z’1.1 = 2,0/2 = 1,0  z’ • z’2.1 = 3,00 m  z’

1.1/B’

=1  αR = 0,172  σz,1.1 = 4. 96,5. 0,172 = 66,4 kPa;

=3  αR = 0,045  σz,2.1 = 4. 96,5. 0,045 = 17,4 kPa.

2.1/B’

С определянето на напреженията в почвения масив от външно натоварване и собствено тегло на почвата се следи и критерият за достигане на активна зона на слягане. 0,2 σγ,2.1 =0,2.107,9 = 21.6 > σz,2.1 = 16,7 kPa. От горната проверка се установява, че подпластове 2.1 и 2.2 попадат в активната зона (Ha). След заместване в (7.1.27) се получава стойността на слягането под средната точка на фундамента:

sav,d = 0,70 (66,4 . 2,0+17,4 . 2,0)/20000)= 0,59 cm ≤ sc,d = 5 cm. Слягането е по-малко от граничното. (6.2) Наклоняване (завъртане) на фундамента

Наклоняването на фундамента може да определи с израза (7.1.34) и при стойности на Мk = 75 kNm и коефициент на Poisson νav = 0,3, e равно на:

tg θ = (1 - νаv2).kL.Mk / [E0,av .(L/2)3], tg θ ≈ θ = (1 - 0,32).0,48.153/[20000 . (2,0/2)3] = 0,0033 > Cθ = 0,002. Проверката за наклоняването на фундамента е извършена с граничните стойностите Cθ (Таблица 7.1.13.) или чрез определени по техническо задание експлоатационни параметри. В случая проверката за относителни деформации (наклоняване на фундамента) не е удовлетворена. •

Наклоняване на фундамента, метод на послойното сумиране

Чрез използване на метода на послойното сумиране се определят напреженията под ръбовите точки 2 и 3 (фиг. 7.2.2) на фундамента. Решенията за определяне на напреженията от собствено тегло на почвата σγ и дълбочината на активната зона на слягане са проведени. За това решение е необходимо да се определят само напреженията от външен товар σz,i (формула 7.1.30). С натоварванията на фиг. 7.2.2 се определят напреженията в основната плоскост чрез изрази (7.1.1)–(7.1.3), както следва с променени размери: - дължина на фундамента L = 2,5 m; - ширина на фундамента B = 2,5 m; - дълбочина на фундиране Df = 2,5 m и hf = 0,8 m.

q av =

395 = 63 kPa ; 2,5.2,5

q max = q min =

(N Еk - G k,red ) + M k,x L.B

395 153 + = 122 kPa ; 2 2,5 . 2,5 2,5 . 2,5 / 6

(N Еk -

G k ,red ) M k ,x 395 153 − = = 4, 4 kPa > 0 * ; L.B Wx 2,5 . 2,5 2,52 . 2,5 / 6

Определят се напреженията в дълбочина на почвенaта основа под ръбова точка 2. L’ = L = 2,5 m; •

B’ = B/2= 2,5/2=1,25 m;

L’/ B’= 2;

B’/ L’= 0,5.

z’1.1 = 2,0/2 = 1,0m  z’1.1/B’ =0,8 и z’1.1/L’ =0,4  равномерно разпределеното напрежение σmin = 4,4 kPa и αR = 0,22 (фиг. 7.1.6.); за линейно изменящото се напрежение: (σmax - σmin) = 118 kPa  αΔ = 0,17 (Tаблица 7.1.8.)  σz,2,1.1 = 2.(4,4.0,22 + 118.0,17) = 42 kPa;

•

z’2.1 = 2,0 + 2,0/2 = 3,0m  z’2.1 /B’ =2,4 и z’2.1 /L’ = 1,2  за равномерно разпределеното напрежение αR = 0,095 (фиг. 7.1.6.); за линейно изменящото се напрежение:

αΔ = 0,06  σz,2,1.1 = 2.(4,4.0,095 + 118.0,06)= 15 kPa. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

345

Слягането под точка 2, определено по формула (7.1.27) е

smax, 2 = 0,80 (42.2,0 + 15.2,0)/20 000)= 0,456 cm. Определят се напреженията в дълбочина на почвения масив под ръбова точкa 3.

z’1.1 = 2,0/2 = 1,0 m  z’1.1/B’ =0,8 и z’1.1 /L’ =0,4 

•

равномерно разпределеното напрежение σmin - αR = 0,22 (отчетено от фиг. 7.1.6.); за линейно изменящото се напрежение: при αΔ = 0,028 (Tаблица 7.1.8.)  σz,3,1.1 = 2.(4,4 . 0,22 + 118 . 0,028) = 8,54 kPa.

z’2.1 = 2,0 + 2,0/2 = 3,0m  z’2.1 /B’ =2,4 и z’2.1 /L’ =1,2 

•

равномерно разпределеното напрежение σmin  αR = 0,095; за линейно изменящото се напрежение: (σmax - σmin)  αΔ = 0,032  σz,3,2.1 = 2.(4,4.0,095 + 118.0,032) = 8,4 kPa. След заместване в (7.1.27) се получава стойността на слягането под ръбовата точка 3 на фундамента:

smin,3 = 0,80.[ (8,54. 2,0+8,4 . 2,0) / 20000 ] = 0,135 cm; наклоняването на фундамента от израз (7.1.32) е равно на

s max,2 − s min,3

0, 456 - 0,135 = 0, 00128 < Cθ = 0,002 rad. L 250 За определянето на наклоняването естествено е възможно и използването на други методи, както беше споменато в точка 7.1.1(7).

tgθ ≈ θ =

ПРИМЕР 2. ДВОЙКА ФУНДАМЕНТИ

Геометричните данни са получени в съответствие с функцията, решаваната проектна ситуация и геоложките условия. Проектните натоварвания и въздействия са резултат от предходен анализ на конструкцията и съоръжението. Те се свеждат до редуцирани пространствени системи от сили и моменти, приложени по горния край на фундамента. В този пример са приложени част от процедурите, ползвани за Пример 1. •

Собствено тегло на конструкцията

Собственото тегла W1,k на конструктивните елементи е получено от обемното тегло на материалите при коефициент на натоварване γG =1,35 (γG,fav = 1,0). •

Експлоатационни натоварвания

Теглото Q1,k е натоварване от обслужващ персонал и материали при коефициент γQ =1,50. •

Хоризонтални натоварвания от вятър

Натоварванията от вятър W1,k се определят по специфичните правила на БДС-EN1991-1-4/NA и коефициент на натоварване γQ = 1,5. Товарните комбинации за анализ и получаване на разрезните усилия в конструкцията са:

K1 = 1,0 * ΣGi,k + 1,5 * ΣQi,k+ 1,5 * ΣWi,k (постоянни и временни – основно съчетание); K2 = 1,0 * ΣGi,k + 1,0 * ΣQi,k + 1,0 * ΣWi,k – (характеристично съчетание). Схема на натоварванията на вертикална рамка за изследване на поведението на фундаментите е показана на фиг. 7.2.3. След редукция на системата сили са получени стойности на силите по горен край на фундамента от двете товарни съчетания K1 и K2 , представени в Таблица 7.2.3. Таблица 7.2.3. Усилия в основната плоскост на фундамента Съчетание

K1 K2

346

Нормална сила V, в kN 460 307

Напречна сила H в kN 112 74

Огъващ момент M в kNm 200 132 Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

С данните от точки (1), (2) и (3) на Пример 1. са извършени проверки по крайни и експлоатационни гранични състояния, при геометрични размери на фундамента съгласно схемата на фиг. 7.2.3., в това число: - разстояние между фундаментите Lос = 4,0 m; - дължина на фундамента L = 2,0 m; - ширина на фундамента B = 2,0 m; - дълбочина на фундиране Df = 1,5 m.

Фиг. 7.2.3. Схема на конструкцията и натоварването (1) Носеща способност на земната основа при постоянни и продължителни въздействия

Изследвана е носещата способност на земната основа при самостоятелно разглеждан фундамент с данните, представени в Таблица 7.2.4. Тази проверка отново се предшества от проверка на дълбочината на зоната от земната основа, в която се развива разрушението по израза (7.1.12) и означенията от фиг. 7.2.3. (Случай 1 без свързваща между фундаментите греда):

ϕ'd = arctg [ tg(ϕk /γϕ′) ]= arctg [tg (25°/1,0)] = 25°;

c’d =сk /γс′ = 15/1,0 = 15 kPa; γd =γk.γγ.γG,stb = 20 . 1,0 = 20 kN/m3; Δh = [0,5.B .cos(6° + ϕ'd /2).e 0,9.tg ϕ'd] / [sin(45° - ϕ'd /2)], Δh = [0,5.2,0.cos(6° + 25°/2).e 0,9.tg 25] / [sin(45° -25° /2)] = 2,68 m. Следователно в този случай при Df = 1,5 m и Δh следва h1 = 4,5 m < Δh + Df = 1,5+2,68 = 4,18 m, следователно разрушението на земната основа се развива изцяло в пласт 1. Изследването на случай 1 е представено в Таблица 7.2.4. От това решение е видно, че проверката за носеща способност се удовлетворява. Анализът продължава с изследване на слягането и на промяната на работа на конструкцията след изграждане на свързваща (между двата фундамента) греда. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

347

Таблица 7.2.4. Изследване на носещата способност на земната основа под отделно стоящ фундамент Величина

мярка m m m m deg kPa kN/m3 deg Wred = L.B.Df .(γb,d - γn,d ) kN Усилия в основна плоскост Vd kN Усилия в основна плоскост HL,d kN Усилия в основна плоскост ML,d kNm L’ = L - 2eL m B’ = B - 2eB m Nq = e π.tgϕ'.tg 2(45°+ ϕ'd /2) Nc = (Nq - 1).ctg ϕ'd Nγ = 2 (Nq - 1).tg ϕ'd

L B Df hf ϕ'd,m c'd,m γd,m α

q = Df .γd1’

случай 1 2 2 1,5 0,8 25 15 20 0 0,00 460 112 200 1,130 2,00 10,61 20,6 8,97

случай 2 2 2 1,5 0,5 25 15 20 0 0,00 477 86 112 1,530 2,00 10,61 20,6 8,97

1,00 1,00 1,42 0,70 1,47

1,64 0,68 0,646 0,48 661 1495 1,40 1068

1,57 0,78 0,753 0,60 769 2353 1,40 1681

460 да

477 да

kPa

bq = bγ = (1 - tgα.tg ϕ'd )2 bc = bq - (1 - bq) / (Nc .tg ϕ'd ) sq = 1 + sin ϕ'd sγ sc = (sq.Nq -1)/(Nq - 1) m = mL = [2 + (L' / B' )]/[1 + (L' / B')] iq = [1 – Hd /(Vd + A'⋅c'd⋅ctg ϕ'd)]m ic = iq - (1 - iq )/(Nc .tg ϕ'd ) iγ = [1 – Hd /(Vd + A' . c'd . ctg ϕ'd)]m+1 R /A' R γR Rd

Vd < Rd

Vd =

kPa kN kN kN

(2) Средно слягане

Методите, които могат да се използват за изчисляване на сляганията, предизвикани от натоварвания върху фундаментите, са разгледани в т. 7.1.1(7). Дълбочината на активната зона на слягане се определя от условието (7.1.28). Средните напрежения в основната плоскост по формула (7.1.1) са:

q av =

V k (N Ek - G k,red ) = = 307/2,0.2,0 = 76,8 kPa. A L.B

При стойности на Е0,av = 20 000 kPa, резултатът за слягането по формула (7.1.25) е

sd,av = 76,8.2,0.0,80 / 20 000 = 0,61 cm ≤ sc,d = 5 cm. (3) Наклоняване на фундамента

Наклоняването на фундамента при стойности на коефициент на Poisson νm = 0.3 се определя по изрази (7.1.34) и e равно на:

tg θ = (1 - νav2 ).kL.Mk / [E0,av.(L / 2)3]; tg θ = (1 - 0,32). 0,48.132/[ 20 000.(2,0/2)3 ] = 0,0029 > Cθ = 0,002. Проверката за наклоняването също не се удовлетворява. 348

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

От резултатите за проверки по крайни и експлоатационни гранични състояния се установи, че са необходими известни промени в схемата на работа на конструкцията. Решението е свързване на двата фундамента с фундаментна греда (случай 2), която може да се развие както в рамките на височината на фундамента, така и над фундаментите. При приетата схема за разполагане на фундаментната греда с коравина, съответстваща на размерите, са получени нови усилия във фундаментите (Tаблица 7.2.5.). Таблица 7.2.5. Усилия по горен ръб на фундамента Съчетание

K1 K2

Нормална сила N, в kN 477 331

Напречна сила V в kN 86 64

Огъвен момент M в kNm 112 79

Чрез тези усилия отново се проверява носещата способност на земната основа съгласно т. 7.1.1(6). Резултатите от това изследване са показани като случай 2 в Таблица 7.2.4. (4) Средно слягане

Средните напрежения в основната плоскост по формула (7.1.1) са:

q av =

331 V k N Ek + W k,red = 82,8 kPa. = = 2, 0.2, 0 A L.B

При стойности на Е0,av = 20 000 kPa, резултатът за слягането по формула (7.1.25) е:

sd,av =82,8 . 2,0 . 0,80/20000 = 0,66 cm ≤ sc,d = 5 cm. (5) Наклоняване на фундамента

За определянето на наклоняването на фундамента е използван изразът (7.1.34). Наклоняването на фундамента при стойности на коефициент на Poisson νav = 0,3, e равно на:

tg θ = (1- νav2).kL.Mk / [Eav.(L / 2)3 ]; tg θ = (1 - 0,32). 0,48 . 79 /[ 20 000 . (2,0/2)3 ] = 0,0017 < Cθ = 0,002. От свързването на двата фундамента, ясно се вижда ефектът върху носещата способност на земната основа и върху наклоняването на фундамента. Това решение може да се доразвие чрез изследване на контактната задача, което ще даде възможност за отчитане на коравината на цялата система. ПРИМЕР 3. ИВИЧЕН ФУНДАМЕНТ

Върху еднородна земна основа с геоложки профил, даден в точка Пример 2. и схема на натоварване, показано на фиг. 7.2.4. е решена задача за определяне на сляганията под ивичен фундамент, която служи за анализ на контактните параметри на системата.

Фиг. 7.2.4. Схема на ивичен фундамент и натоварване Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

349

За определяне на коефициента на леглото се приемат размери на фундамента:

L = 15,8 m; B = 1,4; Df = 2,5 m и hf = 0,8 m и от Таблица 7.1.14. е отчетена стойността на коефициента на леглото Cz = 48 000 kPa/m. (1) Изследване на контактната реакция на земната основа

За изследването на задачата е разработен изчислителен дискретен модел. Дефинирането на модела в конкретния случай изисква да се определят стъпката на мрежата (20 cm в хоризонтално направление и 40 cm във вертикално) и контактните параметри. Моделът състaвен по МКЕ е изследван с програмен продукт (SAP2000). При линейна постановка на контакта и константни стойности на пружинните константи (K = Cz . площ на крайния елемент = kN/m) същите са определени:

Kz = 48 000.0,20.1,4 = 13 400 kN/m. Следва анализ, който позволява да се определи контактната реакция на модела. Също така са получени характеристичните усилията в пружинните опори, от които е определена диаграмата на напреженията в основната плоскост на ивицата. Резултатите са представени на фиг. 7.2.5. Разстояние от левия край на ивицата [m]

Напрежения в основната плоскост [kPa]

0.8

1.6

2.4

3.2

4.8

5.6

6.4

7.2

8.8

9.6

10.4

11.2

12.8

13.6

14.4

15.2

0 25 50 75 100 125 150 175 200 225 250 275 300 325 350 375 400

Фиг. 7.2.5. Схема на изчислителен модел, разпределение на напреженията и моментова диаграма в линеен контактен (Winkler) модел със стойности на константите на пружинните опори K = 13 400 kN/m.

На фиг. 7.2.5. е показана и моментовата диаграма със стойности за фундаментната ивица. Получените стойности на контактните напрежения се използват за получаване на слягането за най-голямото, средното и най-малкото контактно напрежение. При приетите стойности на Е0,аv , за определяне на слягането с условие L’ /B’ ≥ 10 (за точки - среди на подпластовете 1.1, 2.1 и 2.2 от фиг. 7.2.4.), следва да се изчислят напреженията в дълбочина на масива. Напрежения от геоложки товар

σγ, 1.1 = γk .zi = 20 . (2,5 +2,0/2) = 70 kPa; σγ, 2.1 = 20.(2,5+2,0) +2,0/2 . 17,9 = 107,9 kPa ; σγ, 2.2 = 20.(2,5+2,0) + 17,9 . (2,0 + 2,0/2) = 143,7 kPa ; σγ, 2.3 = 20.(2,5+2,0) + 17,9 . (2,0 + 2,0 + 2,0/2) = 179,5 kPa. 350

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Използването на принципа на суперпозицията позволява плоскостта на фундамента да се разчлени на четири фигури със запазване на условието L’/B’ ≥ 10 (дълъг фундамент), така че централната точка да се превърне в ръбова. Напреженията са приети за опростяване като равномерно разпределени в отделни зони. Това изследване се провежда с характеристични стойности на натоварвания и съчетанията им. При приемането на дълга ивица се определят сляганията в земната основа под ивицата. При средни напрежения в плоскостта qаv = 144 kPa

B’ = B /2 = 1,4/2 = 0,7 m; z’1.1 = 1 m  z’1.1 /B’ = 1,428  αR = 0,165 (графика на фиг. 7.1.6.)  σz,1.1 = 4.144.0,165 = 95 kPa. z’2.1 /B’ = 3/0,7 = 4,29  αR = 0,072 (графика на фиг. 7.1.6.)  σz,2.1 = 4. 144 . 0,072 = 41,5 kPa. z’2.2 /B’ = 5/0,7 = 7,14  αR = 0,045 (графика на фиг. 7.1.6.)  σz,2.2 = 4. 144 . 0,045 = 25,9 kPa. Следи се и критерият за достигане на активна зона на слягане. 0,2.σ, 2.2 = 0,2.143,7 = 28,7 > σz,2.2 = 25,9 kPa. Установява се, че подпластове 1.1, 2.1 и 2.2 попадат в активната зона (Ha). След заместване в (7.1.27) се получава стойността на слягането под точка с напрежение qav = 144 kPa

sаv,d = 0,80.[ (95.2,0 + 41,5.2,0 + 25,9.2,0) / 20 000]= 1,299 cm. Решението продължава с определяне на сляганията в зоните на основната плоскост с максимални и минимални напрежения. При максимални напрежения в плоскостта qmax = 340 kPa

B’ = B /2 = 1,4/2 = 0,7 m; z’1.1 = 1,0 m  z’1.1 /B’ = 1,42  αR = 0,165 (графика на фиг. 7.1.6.)  σz, 1.1 = 4. 340 . 0,165 = 224,4 kPa z’2.1 /B’ = 3/0,7 = 4,29  αR = 0,072 (графика на фиг. 7.1.6.)  σz, 2.1 = 4. 340.0,072 = 97.9 kPa. z’1.1 /B’ = 5/0,7 = 7,14  αR = 0,042 (графика на фиг. 7.1.6.)  σz, 2.2 = 4. 340.0,042 = 57,1 kPa. z’1.1 /B’ = 7/0,7 = 10  αR = 0,03 (графика на фиг. 7.1.6.)  σz, 2.3 = 4. 340.0,03 = 40,8 kPa. Следи се и критерият за достигане на активна зона на слягане (7.1.28). 0,2 σγ,2.3 = 0,2 . 179,5 = 35,9 < σz,2.3 = 40,8 kPa, След тази проверка се установява, че не се достига активната зона на слягане. Напрежението от геоложки, товар за края на подпласт 2.3 (дебелина от 2,0 m) е:

σγ, 2.3 = 20,0.(2,5 + 2,0) + 17,9.(2,0 + 2,0 + 2,0) = 197,4 kPa; 0,2.σγ ,2.3” = 0,2.197,4 = 39,48 ≈ σz,2.3 = 40,8 kPa – приемаме достигане на активна зона. От горната проверка се установява, че подпластове 1.1, 2.1, 2.2 и 2.3 попадат в активната зона (Ha). След заместване в (7.1.27) се получава стойността на слягането в зона с напрежение qav = 340 kPa:

smax,d = 0,80.[ 224.2,0 + 97,9.2,0 + 57,1.2,0 + 40,8.2,0)/20 000 ] = 3,36 cm. При минимални напрежения в зони от плоскостта qmin = 54 kPa

B’ = B/2= 1,4/2 = 0,7 m;  z’1.1/B’ = 1,428  αR = 0,165 (графика на фиг. 7.1.5.)  σz,1.1 = 4. 54.0,165 = 35,6 kPa. z’2.1/B’= 3/0,7 = 4,28  αR = 0,072 (графика на фиг. 7.1.5.)  σz,2.1 = 4. 54.0,072 = 15,6 kPa. Следи се и критерият за достигане на активна зона на слягане. 0,2 σγ, 2.1 =0,2.107,9 = 21,6 > σz,2.1 = 15,6 kPa, От горната проверка се установява, че подпластове 1.1 и 2.1 попадат в активната зона (Ha). След заместване в (7.1.27) се получава стойността на слягането под точка с напрежение qmin = 54 kPa:

smin,d = 0,80 (35,6.2,0 + 15,6. 2,0)/20000) = 0,41 cm. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

351

Така се получават прецизираните стойности, константите на пружинните опори Kz в зависимост от големината на напреженията от първото решение.

Kmax= 340.0,2.1,4 / 0,0336 = 2833 kN/m; Kav= 144.0,2.1,4 / 0,0129 = 3126 kN/m; Kmin= 54.0,2.1,4 / 0,0041 = 3688 kN/m. Стойностите на тези константи са значително по-малки от първоначално приетите. С повторно преизчисляване на модела на взаимодействие с отчитане на промяната на коравината на пружинните опори за различните зони се получават резултати, представени на фиг. 7.2.6. При сравнение на резултатите от фиг. 7.2.5 и фиг. 7.2.6. се вижда, че стойностите на контактните напрежения намаляват и се изравняват пиковете в диаграмата. Не така обаче стои въпросът с големината на моментите. При второто решение моментовата диаграма е с по-високи стойности на моментите в междуколонните зони. В някои проектни ситуации в основната плоскост може да се получи отлепване на ивицата. Това може да се посочи като основен недостатък на Винклеровия модел – поемането на опън с пружинните опори. Разстояние от левия край на ивицата [m ]

Напрежения в основната плоскост [kPa]

0.8

1.6

2.4

3.2

4.8

5.6

6.4

7.2

8.8

9.6

10.4

11.2

12.8

13.6

14.4

15.2

0 25 50 75 100 125 150 175 200 225 250 275 300 325 350 375 400

Фиг. 7.2.6. Разпределение на напреженията и моментова диаграма (характеристични стойности) в линеен контактен модел (Winkler) със стойности на константите Kmin–Kmax = 2833–3688 kN/m.

В случаите на голям дисбаланс в разположението на натоварванията е възможно да се получи и опън в контактните елементи или промяна на посоката на пружинните реакции. В тези случаи е подходящо да се промени типът на контактните елементи. Решението може да се проведе чрез еластопластични дискретни елементи или почвен модел (Geoslope, PLAXIS, модели Mohr-Coulomb, Cam-clay и др.). (2) Носеща способност на земната основа

При оценката са използвани принципите в Раздел 11. на БДС-EN1997-1 [9], като подходящи с оглед на доказване, че няма да настъпи загуба на носеща способност на земната основа. И това решение се предхожда от решение на контактната задача със съчетание на натоварванията, съответстващи на крайното гранично състояние. Получените стойности на контактната реакция за изчислителни стойности на ивицата с това съчетание е показана на фиг. 7.2.7.

352

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Разстояние от левия край на ивицата [m ]

Напрежения в основната плоскост [kPa]

0.8

1.6

2.4

3.2

4.8

5.6

6.4

7.2

8.8

9.6

10.4

11.2

12.8

13.6

14.4

15.2

0 25 50 75 100 125 150 175 200 225 250 275 300 325 350 375 400

Фиг. 7.2.7. Разпределение на контактната реакция (изчислителни стойности) по линеен контактен модел (Winkler) със стойности на константите на леглото: Kmin–Kmax = 2833–3688 kN/m

Определяне на коефициентите за носеща способност за разглеждания случай е представено в Tаблица 7.2.6. Двата случая засягат различните стойности на напреженията qav и qmax в различни части на фундаментната ивица. Таблица 7.2.6. Носеща способност на фундаментна ивица (случай 1 за qav и случай 2 за qmax ) ВЕЛИЧИНА

Мярка m m m m deg kPa kN/m3 deg

Случай 1 15,8 1,4 2,5 0,8 25 15 20 0

Случай 2 15,8 1,4 2,5 0,4 25 15 20 0

164

345

m m -

15,8 1,4 10,61 20,6 9,0

q = Df .γd1’

kPa

R /A' = c'.Nc .sc + γ’.Df.Nq .sq + 0,5.γ'⋅B'⋅Nγ .sγ R γR Vd /A Vd /A < Rd /A

kPa

916 1,40 654 172 да

916 1,40 654 350 да

L B Df hf ϕ'd,m c'd,m γd,m α

Нормални напрежения в основната плоскост Vd /А

L’ = L B’ = B - 2eB Nq = e π.tgϕ'.tg 2(45°+ ϕ'd /2) Nc = (Nq - 1).ctg ϕ'd Nγ = 2 (Nq - 1).tg ϕ'd

kN kN

7.3. ФУНДАМЕНТИ ПОД ДИНАМИЧНИ ТОВАРИ В тази част под понятието „фундаменти под динамични товари” се разбират всички фундаментни конструкции, поемащи и предаващи върху земната основа натоварвания, предизвикани от работа на машини с циклично и импулсно действие. Поради липсата на национално приложение за определяне на национални параметри тук са използвани концепциите на „Норми за проектиране на фундаменти, подложени на динамични товари от машини” – 1986 [16]. Фундаментите на конструкции, подложени на трептения или динамични товари трябва да бъдат проектирани така, че да са изпълнени основните постановки, дефинирани в критериите за крайно и експлоатационно гранично състояние. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

353

При проектирането на този вид фундаменти е необходимо да се обърне сериозно внимание на параметрите на трептенията и да се вземат предпазни мерки с цел избягване на резонанс. Трептения, причинени от земетресения, трябва да се разглеждат съгласно БДС-EN1998-5 [11]. 7.3.1. ОСНОВНИ ИЗИСКВАНИЯ ПРИ ПРОЕКТИРАНЕ

Фундаментните конструкции, поемащи динамични натоварвания от машини, се проектират при спазване на основните изисквания на граничните състояния (крайни и експлоатационни). Изходни данни при проектирането на тези фундаменти са: •

работни характеристики на машините – маси, амплитуди, честоти, фази и приложни точки на динамичните натоварвания;

•

характеристики на земната основа и тяхната промяна;

•

геометрични данни, допуски и изменения;

•

специални изисквания за параметрите на експлоатация - допустими амплитуди на трептенията, големина на равномерните и неравномерни слягания, влияния върху съседни съоръжения;

•

показатели за икономичност и устойчивост на влиянието на процесите на корозия, на пожар и аварийни натоварвания.

При проектирането е необходимо да се търсят проектни решения, които в общия случай са в състояние да намаляват ефектите на динамичното въздействие (пасивно виброгасене). 7.3.2. ВЪЗДЕЙСТВИЯ, ПРОЕКТНИ СЪСТОЯНИЯ, КОМБИНАЦИИ И СЕРИИ

В геотехническото проектиране трябва да бъдат включени детайлните спецификации на следните проектни състояния: • натоварванията и въздействията, техните комбинации и случаи на натоварване; • общо описание на земната основа, върху която ще бъде разположена конструкцията; • обхват на изчислителния модел – разположението и класификацията на различните зони от почва, скала и елементи от конструкцията, които се включват в изчислителния модел; • чувствителността на конструкцията към различни ефекти на въздействията; • въздействието на новата конструкция върху съществуващите съоръжения, инсталации и околна среда. Натоварванията и въздействията се третират със спазване на общите условия на БДС-EN1990. Те се свеждат до редуцирани пространствени системи от сили и моменти (или характеристики на трептенията), приложени по горния край на фундамента. 7.3.3. ОСНОВНИ ПАРАМЕТРИ НА ВЗАИМОДЕЙСТВИЕ НА ФУНДАМЕНТ И ЗЕМНА ОСНОВА

Определянето на коефициента на леглото при равномерен натиск се извършва по формула (7.1.41). Коефициентите на леглото при неравномерен натиск могат да се определят от изразите: • при неравномерен натиск – Cϕ = 2,0.Cz ; • при равномерно срязване – Cf = 0,7.Cz ;

(7.3.1)

• при неравномерно срязване – Cψ = Cz . Чрез коефициентите на леглото могат да се определят пружинните константи за равнинен случай на взаимодействие: • равномерен натиск – K = Сz . А; • неравномерен натиск – Kϕ = Сϕ . А;

(7.3.2)

• равномерно срязване – Kf = Сf . А; • неравномерно срязване – Kψ =Сψ . Iψ . 354

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(1) Определяне на амплитудите на собствени трептения на земната основа

Приблизително амплитудата на вертикалните (хоризонтални) трептения на земната основа (As) може да се определи от израза  

Аs = А 0 

(

 δ 1 + (δ − 1) 

) (δ

δ2 −1 2

)

  , 3δ  

(7.3.3)

където:

А0 са амплитудите на собствени или принудени трептения на фундамента под машина; δ = r /r0 , където:

(7.3.4)

r e разстояние от оста на фундамента до разглежданата зона; r0 – приведен радиус на фундамента, който се дефинира като r0 =

A . (A – площ на основната плоскост на фундамента) π

(7.3.5)

(2) Амплитуди на принудени трептения при машини с импулсно действие

Машини с импулсно действие предизвикват амплитуди на принудени трептения, които могат да се определят по формула

A0 =

(1 + ε ) .v .m 0 (1 + 1, 67ξ ) .λ.m

, където:

(7.3.6)

ε е коефициент за възстановяване на скоростта;

v – скорост на движение на подвижната част [m/s]; m0 – маса на падащата част [kg]; ξ – коефициент на относително затихване. Величината λ е кръгова честота на вертикални свободни трептения на фундамента, които могат да се определят от израза

λ=

C z .A.103 m

(7.3.7)

където:

Cz е коефициент на леглото по формула (7.1.41) или Tаблица 7.1.14. [MPa/m]; А – площ на фундамента [m2]; m – сумарна маса на фундамента, засипката и машината в [t]. За решаването на израз (7.3.6) е необходимо да се определи коефициентът на относително затихване ξ. В случаите, в които нямаме емпирични данни за тези коефициенти, те могат да се получат по формули (7.3.8) и (7.3.11). За установени вертикални хармонични трептения

ξz =

0, 07

pd,av

(7.3.8)

Средното проектно напрежение под фундамента се определя с израза

σd,av = Pz /A ,

(7.3.9),

където:

Pz = P’z + Wf,k + Wbf , а Wf,k – теглото на фундамента, Wbf,k – тегло на обратната засипка. P’z = μ. ΣQi ,

(7.3.10)

където ΣQi е сумата от теглата на всички ротори, а μ – коефициент, отчитащ оборотите на машините. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

355

За неустановени вертикални хармонични трептения

ξ z = 0, 20

E0 , C z .σ d,av

(7.3.11)

където Е0 е модулът на общи деформации, съответстващ на напреженията в почвения масив. (3) Амплитуди на принудени трептения при машини с ротационно действие

Определянето на амплитудата на хоризонталните трептения в горния край на масивни фундаменти се определя от израза:

Az =

P'z Kz

1 2

  ω 2  1 −    + 4ξz   λz    

ω     λz 

(7.3.12)

където Kz = K, както във формула (7.8.2), ω = 0,105.n (кръгова честота в s-1), където n са оборотите на машината. Собствената кръгова честота на вертикалните трептения на фундамента е равна на

λz =

K z .103 m

(7.3.13)

където m e масата на системата в [t], a ξz e коефициент на относително затихване, определен по формула (7.3.8). 7.3.4. ГРАНИЧНИ СЪСТОЯНИЯ

Основните елементи на проверките и при този тип фундаменти се съобразяват с двете групи гранични състояния. Проверките по крайно гранично състояние трябва да включват всички възможни механизми на разрушение на земната основа, хлъзгане, преобръщане, втечняване и деформации в земната основа, които предизвикват голяма промяна на проектните параметри. Елементите на изследването за експлоатационно гранично състояние включват слягания, честоти, амплитуди на трептенията и др. (1) Проверката по крайно гранично състояние е във вида

σd,av < Rd = Rk /1,4,

(7.3.14)

където Rd e вертикалното напрежение при достигане на граничната носеща способност на земната основа, σd,av се определя по израза (7.3.9). При вертикално натоварване на фундамента формула (7.3.14) може да се трансформира във вида:

σd,av .A < R k /1,4,

(7.3.15)

където силата Rk се определя по формулата R k /A = (π + 2)⋅cu,k⋅bc⋅sc⋅ic + γk .Df .

(7.3.16)

Символите в тази формула съответстват на общоприетите – вж. по-горе формули (7.1.9). (2) Проверка по експлоатационно гранично състояние

Проверката по експлоатационно гранично състояние по отношение на амплитудите на трептенията е в следния вид:

Аz <Ault ,

(7.3.17)

където Аz е амплитудата на трептенията на фундамента, а Ault е граничната амплитуда за този вид машина. Тази проверка за съчетание на постоянни натоварвания може да се съпътства и от проверка по точка 7.1.1(7).

356

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

ПРИМЕР. МАШИНЕН ФУНДАМЕНТ

Предмет на анализ е фундамент на електрически двигател със следните параметри: работни обороти n = 1500; маса на ротора m’ = 500 kg, маса на цялата машина mm = 1500 kg. Кръговата честота на машината е равна на ω = 0,105.1500 = 157,5 s-1. Размерите на фундамента са приети:

L = 2,5; В = 2,5; Df =1,5 m и височина на фундамента hf = 1,2 m. Геоложките условия и характеристиките на пластовете са представените в Таблица 7.2.1., от които е получен и коефициентът на леглото (7.1.41):

Cz = 1,20.20 000.[1 + (10/6,25)0,5] = 54 357 kPa/m. Пружинната константата Kz = 54 358.6,25 = 339 738 kN/m =339,7 MN/m. на:

Масата на системата m и кръговата честота на вертикалните трептения на фундамента са равни

m = mf + mm+ mbf = 2,5.2,5.1,2.2,5.1,0 + 1,5 + 2,5.2,5.0,2.2,0 = 22,75 t; λz =

K z .103 339 , 7.106 = 3864 s-1. = m 22 , 75

Вертикалното натоварване на движещите се части и статичните сили в основната плоскост са:

Pz = m.g = 22,75.1,0.9,81 = 223,20 kN  σk,m = 223,20 / 6,25 = 35,7 kPa; P’z = 0,2.5,00= 1,00 kN = 0,001 MN. Коефициентът на относително затихване при установени вертикални хармонични трептения е:

ξz =

0 , 07

σ k ,m

0 , 07 35 , 7

= 0,012.

Съгласно формула (7.3.12) се определят амплитудите на вертикалните трептения, както следва:

Az =

0 , 001 1 = 2,94. 10-6 2 339 , 7  2 2  157 , 5   157 , 5  1 −   + 4.0 , 012     3864    3864  

m = 0,0029 mm.

(1) Проверка по крайно гранично състояние:

Проверката по крайно гранично състояние с вертикално натоварване на фундамента по формули (7.3.14–16) може да се трансформира във вида:

σd,av = 49,5 < Rd,m /A = (π + 2).cu,k .bc .sc .ic + γk .Df ; σd,av = [(π +2).120.1,0.1,47.1,0 + 20.1,5] / (2,5.2,5.1,4) = 107,1 kPa. (2) Проверка по експлоатационно гранично състояние

Проверката по експлоатационно гранично състояние по отношение на амплитудите на трептенията е в следния вид: За разглеждания фундамент и машина амплитудите са:

Аz = 0,0029 mm < Ault = 0,1 mm. С цел илюстрация на влиянието на масата на фундамента като пасивно виброгасене е решен втори пример, в който са коригирани само размерите на фундамента. Размерите са редуцирани до L = 2,0 m, В = 2,0 m, Df = 1,5 m и височина на фундамента hf = 1,0 m. Характеристиките на почвения масив са представени в Таблица 7.2.1., от които е получен коефициент на леглото, по Таблица 7.1.14.:

Cz = 1,20.20 000.[1 + (10/4,0)0,5] = 61 947 kPa/m. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

357

Пружинната константа е Kz = 61 947.4,0 = 247 788 kN/m = 247,8 MN/m. Масата на системата m и кръговата честота на свободните вертикални трептения на системата са равни на:

m = mf + mm+ mbf = 2,0.2,0.1,0.2,5.1,0 + 1,5 + 2,0.2,0.0,2.2,0 = 13,1 t; λz =

247 , 8.106 = 4349 s-1. 13 , 1

Вертикалното натоварване на движещите се части и статичните сили в основната плоскост и коефициентът на относително затихване са:

Pz = 13,1.1,0.9,81 = 128,51 kN  σk,av= 128,51/4,00 = 32,13 kPa; P’z = 0,2.5,00 = 1,00 kN = 0,001 MN. Коефициентът на относително затихване е

ξz =

0 , 07

σ k ,av

0 , 07 32 , 13

= 0,0123.

Определят се амплитудите на вертикалните трептения, както следва:

Az =

0 , 001 247 , 8

1 2

  157 , 5   157 , 5  1 −    + 4.0 , 0123  4349  4349      

= 4. 10-6 m = 0,004 mm. 2

Проверка по крайно гранично състояние беше демонстрирана по-горе. Този пример цели оценка на влиянието на масите върху параметри на експлоатационното гранично състояние. Проверката по отношение на амплитудите на трептенията е

Аz = 0,004 mm < Ault = 0,1 mm. С разглеждане на примерите може да се оцени важността на масата на фундаментната конструкция по отношение на големината на амплитудите на трептенията и необходимите и ефективни мерки за пасивно виброгасене.

7.4. ПРЕУСТРОЙСТВО И ВЪЗСТАНОВЯВАНЕ НА ФУНДАМЕНТИ 7.4.1. ОСНОВНИ ПРИНЦИПИ

Основните принципи при възстановяване на фундаментни конструкции се градят на основните изисквания, които целят предотвратяване и развитие на граничните състояния. При реконструкцията на фундаментните конструкции се следват същите основни правила за изследване, на които се подлагат и предложените в тази глава примери. Анализът на проектните ситуации се подчинява на споменатите условия на експлоатация и натоварване, като се взема под внимание състоянието на съществуващите конструктивни елементи и техният остатъчен експлоатационен ресурс. 7.4.2. ОСНОВНИ РЕШЕНИЯ ПРИ РЕКОНСТРУКЦИЯ НА ФУНДАМЕНТИ

Намирането на подходящи за проектната ситуация решения произтича от детайлен анализ на причините за възникване на граничните състояния. Обичайно установяването на причините е свързано с поредица от процедури по обследване, качествени и количествени анализи и критерии. В най-общи линии в качествен аспект възстановяването се свързва с мероприятия, целящи предотвратяването на гранични състояния, както е показано на фиг. 7.4.1. В особени случаи, при които фундаментите са физически недостъпни и е невъзможно да се прилагат схемите от фиг. 7.4.1., е възможно да се търсят решения чрез промяна на схемата на натоварване посредством реконструкция на връхната конструкция. В тези случаи пренасянето на натоварванията от една зона в друга е едно рационално решение. 358 Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Предпоставките, данните, изчисленията и резултатите от проверките за сигурност и експлоатационна годност се документират в геотехнически доклад. Степента на детайлизиране на геотехническия доклад може да варира в широки граници в зависимост от типа на проектираните обекти.

Фиг. 7.4.1. Принципни схеми при реконструкция на фундаменти 7.4.3. ПРОЕКТИРАНЕ ПО КРАЙНИ ГРАНИЧНИ СЪСТОЯНИЯ

Проектирането на този тип конструкции трябва да се провежда с оглед крайното гранично състояние за проектна ситуация, като се ползват изчислителни въздействия и/или ефекти и при изчислителни съпротивления на материалите. Стабилитетът на конструкцията като цяло трябва да се провери за изчислителното сеизмично въздействие. Специфични правила за проверка на носещата способност срещу хлъзгане и преобръщане на конструкцията са дадени в съответните части на [9], [11] и [8]. При проектиране на усилващите конструкции особено внимание се отделя на връзката между новите и съществуващите елементи. При възможност за изследване трябва да се отчита разликата в напрегнатото и деформирано състояние на почвения масив в зони под и встрани от съществуващия фундамент. Могат да бъдат отчетени чрез анализ на контактно взаимодействие и елементите на промяната на напрегнато и деформирано състояние на почвения масив. Тук следва да се обърне особено внимание на оразмеряването на тялото на фундаментите. Изследването засяга основните зони на контакт нов–съществуващ елемент. Предпочитани в тези случаи могат да бъдат предварително напрегнати елементи за поемане на разрезните усилия в контакта. При комбинации от натоварвания и въздействия, включително и сеизмични, рационално е различното третиране на товарни състояния с постоянен и временен характер. Решаването на тези случаи се извършва чрез подходящо оразмеряване и конструиране на чувствителни в конструктивно отношение елементи и др. Всички разгледани в настоящата глава решения за настъпване на крайните гранични състояния са приложими и тук. 7.4.4. ПРОЕКТИРАНЕ ПО ЕКСПЛОАТАЦИОННИ ГРАНИЧНИ СЪСТОЯНИЯ Методите, които могат да се използват за изчисляване на сляганията, се свеждат до вече демонстрираните подходи и/или други споменати алтернативни методи. Получените стойности на сляганията и завъртанията на фундамента трябва да се оценят и сравнят със съответните гранични стойности. Дебелината на развиващия слягане почвен пласт (активната зона на слягане - Ha), трябва да се оценява в контекста на съществуващите и променени условия. Тя зависи от формата на фундамента, изменението на коравината на почвата по дълбочина и разстоянието между фундаментните елементи. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

359

ПРИМЕР. УСИЛВАНЕ НА ЕДИНИЧЕН ФУНДАМЕНТ С ДОЛИВКИ

В разглеждания пример се предлага фундаментна конструкция на единичен плоскостен фундамент, с положение на основната плоскост в пласт 1 от показания в Tаблица 7.2.1 геоложки разрез. Геометричните данни на съществуващия фундамент са следните: - дължина на фундамента L = 1,2 m; - ширина на фундамента B = 1,2 m; - дълбочина на фундиране Df = 0,8 m. (1) Крайно гранично състояние – носеща способност на земната основа

След изследване на носещата способност на земната основа при тази задача за крайно гранично състояние са получени резултати, представени в Таблица 7.4.1. Случай едно представя изследване на носещата способност при ексцентрично натоварен фундамент в съществуващо състояние. След анализа се установява, че се достига носеща способност на земната основа. От това следва необходимостта от увеличаване на размерите на фундамента (L, B). След тази промяна само на размера L е изследван случай 2, като размерите са увеличени едностранно (несиметрично) и е определена носещата способност. Този пример е по-общият и до известна степен представя по-често срещаната възможност. Начинът на промяна на размерите на основната плоскост е показан на фиг. 7.4.2.

Фиг. 7.4.2. Схема на натоварването и начин на усилване на единичен фундамент

При това решение е необходимо надеждно да се обезпечи и конструира детайлът за връзка на старата и нова част на фундаментната конструкция. (2) Проверка по експлоатационно гранично състояние

Изследването на експлоатационното гранично състояние и в тази задача може да се провежда с вече демонстрираните решения. Всички останали проверки, приложими за проектната ситуация и вида на конструктивното решение, могат се отнесат към вече разгледаните примери.

360

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Таблица 7.4.1. Носеща способност на земната основа при съществуващо състояние и след реконструкция Величина

мярка m m m m deg kPa kN/m3 deg Wred = L.B.Df.(γb,d - γn,d ) kN Усилия в основна плоскост Vd kN Усилия в основна плоскост HL,d kN Усилия в основна плоскост ML,d kNm L’ = L - 2eL m B’ = B - 2eB m Nq = e π.tgϕ'.tg 2(45°+ ϕ'd /2) Nc = (Nq - 1).ctg ϕ'd Nγ = 2 (Nq - 1).tg ϕ'd

L B Df hf ϕ'd,m c'd,m γd,m α

q = Df.γd1’

kPa

bq = bγ = (1 - tgα.tg ϕ'd )2 bc = bq - (1 - bq) / (Nc .tg ϕ'd ) sq = 1 + sin ϕ'd sγ sc = (sq .Nq -1)/(Nq - 1) m = mL = [2 + (L' /B' )]/[1 + (L' /B')] iq = [1 - Hd /(Vd + A'⋅c'd⋅ctg ϕ'd)]m ic = iq - (1 - iq )/(Nc .tg ϕ'd ) iγ = [1 – Hd /(Vd + A' . c'd . ctg ϕ'd)]m+1 Rk /A' Rk γm Rd

Vd < Rd

Vd =

kPa kN kN kN

случай 1 1,2 1,2 0,8 0,6 25 15 20 0 5,83 486 55 131 0,661 1,20 10,61 20,6 8,97

случай 2 2 1,2 0,8 0,6 25 15 20 0 9,72 490 55 61 1,751 1,20 10,61 20,6 8,97

1,00 1,00 1,42 0,70 1,47

1,64 0,83 0,812 0,73 623 494 1,40 353

1,41 0,86 0,850 0,75 651 1368 1,40 977

486 не

490 да

7.5. ПЛОСКОСТНИ ФУНДАМЕНТНИ КОНСТРУКЦИИ ПРИ СПЕЦИФИЧНИ УСЛОВИЯ НА СТРОИТЕЛСТВО Тук се разглеждат някои особености при проектиране на фундаменти, останали извън обсега на изложеното до тук. 7.5.1. ЕДИНИЧНИ ПЛОСКОСТНИ ФУНДАМЕНТНИ КОНСТРУКЦИИ С НАКЛОН НА ОСНОВНАТА ПЛОСКОСТ

В проектни ситуации, при които се налага да бъдат поемани големи хоризонтални сили за подобряване на условията на работа на фундаментните конструкции, обичайно се подбират наклонени основни плоскости. Това конструктивно мероприятие подобрява работата единствено на контактната плоскост фундамент – земна основа и променя напрегнатото и деформирано състояние на земната основа. Това състояние (наклоняване на фундаментната плоскост) влошава като правило съпротивителните възможности на почвата (намалява носещата спсосбност), от което следва, че именно тази проверка е определяща. Иначе се проверява и възможността за плитко хлъзгане по равнината на основната плоскост, което гранично равновесие се осигурява чрез наклоняване на основната плоскост, като наклоняването не трябва да надвишава наклон 1/4. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

361

ПРИМЕР

Решаването на този пример има за цел да представи разликата между проверките на плитко плъзгане и носеща способност на земната основа при наклонена основна плоскост на фундамента. Решението на примера е проведено с почвени характеристики, както в пример 1. в т. 7.2. Изчислителната схема е представена на фиг. 7.5.1. Изследването на носещата способност на земната основа може да се проверява и чрез методите, разгледани в Глава 4.

Фиг. 7.5.1. Схема и натоварване на единичен фундамент с наклонена основна плоскост

Усилията, предавани от връхната конструкция по горния край на фундамента, са представени в Таблица 7.5.1. Таблица 7.5.1. Усилия по горен край на фундамента Съчетание K1

Нормална сила NEd, в kN 12

Напречна сила VEd в kN 300

Момент MEd в kNm 1350

Чрез тези усилия отново се проверява носещата способност на земната основа – съгласно т. 7.1.1(6) и проверка на плитко плъзгане по формула (7.1.21). Резултатите от това изследване са показани като случай 2 в Таблица 7.5.2. Таблица 7.5.2. Изследване на носещата способност на земната основа и плитко плъзгане на фундамента

носеща способност плитко плъзгана земната основа не

Величина

мярка

L B Df hf ϕ'd,m c'd,m γd,m α Wred = L.B.Df .(γb,d - γn,d ) Усилия в основна плоскост Vd Усилия в основна плоскост HL,d Усилия в основна плоскост ML,d L’ = L - 2eL B’ = B - 2eB Nq = e π.tgϕ'.tg 2(45°+ ϕ'd /2) Nc = (Nq - 1).ctg ϕ'd Nγ = 2 (Nq - 1).tg ϕ'd

m m m m deg kPa kN/m3 deg kN kN kN kNm m m -

6 4 2 1 25 15 20 7 162,00 602 300 1650 0,518 4,00 10,61 20,6 8,97

kPa

40 0,89 0,88

q = Df .γd1’ bq = bγ = (1 - tgα.tg ϕ'd )2 bc = bq - (1 - bq) / (Nc .tg ϕ'd )

362

формула (7.1.9)

формула (7.2.21) *усилията са редуцирани за наклонената основна плоскост

634 -224 1650

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Таблица 7.5.2. - продължение

sq = 1 + sin ϕ'd sγ sc = (sq.Nq - 1)/(Nq - 1) m = mL = [2 + (L' / B' )]/[1 + (L' / B')] iq = [1 - H /(V + A'⋅c'd⋅ctg ϕ'd)]m ic = iq - (1 - iq )/(Nc .tg ϕ'd ) iγ = [1 - H /(V + A' . c'd . ctg ϕ'd)]m+1 Rk /A' Rk γR Rd Vd Vd < Rd

1,42 0,70 1,47

kPa kN kN kN

1,89 0,33 0,255 0,14 307 637 1,40 455 602 не

296 224 да

7.5.2. ЕДИНИЧНИ ПЛОСКОСТНИ ФУНДАМЕНТНИ КОНСТРУКЦИИ, НАТОВАРЕНИ С ДВОЕН НЕЦЕНТРИЧЕН НАТИСК

Изследването на единични плоскостни фундаменти при двоен нецентричен натиск е задача, която често се налага при свободно стоящи (кулообразни) съоръжения, натоварени с големи хоризонтални сили. При такива ситуации е възможна и необходимостта от изследване на вида и разпределението на напреженията в основната плоскост. Тази проверка може да се извърши при приемане на хипотезата за равнинност на сеченията, която е добре защитена при значителна разлика в коравините на фундамента и почвения масив. При такива случаи решението за напреженията може да се развие с използване на номограмата, представена на фиг. 7.5.2.

Фиг. 7.5.2. Номограма за определяне на напреженията при двоен нецентричен натиск (AREA 1980) Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

363

Таблица 7.5.3. Основни случай за напреженията в основната плоскост при двоен ексцентрицитет с изключване на опъна

ПРИМЕР

Да се направи проверка за напреженията в основната плоскост с изключване на опъна за фундамента от фиг. 7.5.3. Размерите на основната плоскост са L = 2 m и B = 1,6 m. Вертикалната компонента на товара е V = 300 kN, а редуцираните за центъра огъващи моменти ML = 60 kNm MB = 120 kNm водят до ексцентрицитети: eL = 0,2 m и eB = 0,4 m. Изчислителното почвено натоварване, получено с помощта на Таблица 7.1.3 и формула (7.1.7) е qR = 300 kN/m2. V=300 kN

n=1,47

eB=0,2m

B = 1,6 m

eL=0,4m

j=0,78

qmax = 336,9 kPa

L =2 m

Фиг. 7.5.3. Натоварване и схема към примера

Използва се подходът при редуциране на диаграмата при двоен нецентричен натиск съгласно изложеното на фиг. 7.5.2. Последователността на работа е следната: (1) Определят се отношенията на ексцентрицитетите eL/L и eB/B:

eL 0, 2 = = 0,1 ; 2 L

eB 0, 4 = = 0, 25 . B 1, 6

(2) Определя се случаят на натоварване по местоположението им на номограмата

За разглежданата задача, това е случай III. (фиг. 7.5.2 – II и IV квадрант) (3) Отчита се коефициентът K от номограмата

Конкретно за случай III е отчетено K = 3,6. С тази стойност се пресмята qmax по формулата от Таблица. 7.5.3.

q max =

K.V 3,6.300 = = 337.5 kN / m2 , B .L 1, 6.2

което се сравнява с максимално допустимото qR = 300 kN/m2;

1,5.qR = 1,5.300 = 450 kN/m2 ; qmax < 1,3.qR , следователно проверката е удовлетворена. 364

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(4) За получаване на нулевата линия (при необходимост) се използват формулите за конкретния случай, дадени в таблицата към номограмата

За отчетения случай III следва да се реши системата уравнения:

f =

g =

(

L. 1 + 2.r + 3.r 2

(

4. 1 + r + r 2

(

)

n. 1 + r + r 2 + r 3

(

4. 1 + r + r

)

Основните неизвестни са r и n, а f и g са функции на eL и eB , като: 2 1, 6 B - 0, 2 = 0, 8 , - 0, 4 = 0, 4 ; g = − eB = 2 2 2 2 Ако се разгледа системата, може да се установи, че първото уравнение е квадратно относно r. За улеснение е даден изразът за положителния корен, изразен чрез f, g, и L:

f =

r =

− eL =

( −12f

2f − L +

+ 12fL − 2L2

3L − 4f

) = −0 , 4 +

2, 8

3, 52

= 0 , 5272 .

След получаване на r от второто уравнение се получава и стойността на n : 0, 4 =

(

n. 1 + 0 , 527 + 0 , 5272 + 0 , 5273

(

4. 1 + 0 , 527 + 0 , 527

)

) , откъдето следва n = 1, 47987.

j = r .n = 1, 4798. 0,52720 = 0, 78019 . Може да бъде изчислена и точната стойност на максималното напрежение

q max =

(

6.V

L.n. 1 + r + r

)

(

6.300

2.1.4798. 1 + 0,5272 + 0,52722

)

= 336, 90 kPa.

Забележка: За случая на общи фундаменти плочи при отчитане на деформативността на конструкцията са приложими модели с нелинейни пружини, при които поемането на опън е изключено от работната им диаграма. За съжаление приложимостта на такива решения е ограничено до нелинейни динамични анализи и с много условности до линейния спектрален анализ.

Допълнителна литература

(Woods, 1977). Woods, R. D., Lumped parameter models, dynamical methods in soil and rock mechanics, proceedings, Karlsuhe, 1977 (Hansen, 1970). Hansen, B. J., A revised and extended formula for bearing capacity Bulletin No.28, Danish Geotechnical Institute, Copenhagen, pp5-11, 1970 (Meyerhof, 1951). Meyerhof, G., The ultimate bearing capacity of foundations Geotechnique v2 no.4, Zurich, vol 1 pp 440-45, 1951. (Peck 1974). Peck, R., B. Hanson, W. E. & Thornburn, T H Foundation engineering Pub: John Wiley, New York (1974). (Skempton, 1951). Skempton, A. W., The bearing capacity of clays Proc Building Research Congress, vol.1, pp.180-189, 1951. (Terzaghi & Peck, 1967). Terzaghi, K. & R. Peck, Soil mechanics in engineering practice 3nd Ed Pub. John Wiley& Sons, 1967. (Vesič, 1975). Vesič, A. S., Bearing capacity of shallow foundations. In Foundation Engineering Handbook, Ed. Winterkorn, H F and Fang, H Y. Pub: Van Nostrand Reinhold Co., 1975.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

365

ГЛАВА 8. ПИЛОТНИ И КЛАДЕНЧОВИ ФУНДАМЕНТИ Фундаментите по видове основно се подразделят на плитко и дълбоко заложени. Като дълбоко заложени фундаменти, на първо място, се разглеждат пилотните. Те могат да бъдат от всякакви, забити или излети по различни технологии елементи в почвената основа. На второ място, това са кладенчовите фундаменти, формирани от единични или в съчетание кладенци и също изпълнявани по различни системи и технологии. Има и други варианти на дълбоко фундиране, но то се счита за следствие на основните два. От гледна точка на геотехническите условия две са съображенията да се проектират дълбоко заложени фундаменти: първото е, че здравите почвени пластове се намират на голяма дълбочина и второто – неопределящо, че нивото на почвените води е високо. От конструктивна гледна точка дълбоки фундаменти се проектират, когато конструкцията свежда големи товари в почвата и когато тя е чувствителна към деформации.

8.1. ПИЛОТНИ ФУНДАМЕНТИ Пилотите са призматични или цилиндрични тела – основно от дърво, стоманобетон и стомана – забити или излети (за стоманобетонните) в дълбочина на почвената основа. Пилотните фундаменти представляват компактна група пилоти, обединени с обща плоча. Плочата се нарича надпилотна или ростверкова. Предназначението на ростверка е да преразпредели товарите (фиг. 8.1.1.) от конструкцията върху пилотите като сили, които пилотите и земната основа могат да понесат. Rc,k

R s,k

R b,k б. a. Фиг. 8.1.1. Схема на пилотен фундамент (а) и схема към принципа за определяне на носещата способност (б)

366

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Пилотите са два основни типа – забивни и изливни, развити в различни по технология и материал на изпълнение, преимуществено от стоманобетон. Свой дял имат и т.нар. смесен тип – набивни пилоти или пилоти „набивно-изливен тип”. Стоманобетонните забивни пилоти са с размери на напречното сечение от 25/25 до 45/45 (през 5 cm). Дължината им е до 15–16 m и при необходимост могат да се наставят. Носещата способност на забивните пилоти достига до 1000 kN и обикновено са номенклатурно производство. Изливните пилоти са стоманобетонни и се изпълняват на място в предварително изготвен сондаж. Диаметрите на пилотите са от 15-25 cm (микропилоти) до обикновено 150 cm. Максималните размери са от порядъка на 3,00 m в диаметър и дължина достигаща до и над 100 m. Когато са изпълнени самостоятелно като шлицови секции и представляват самостоятелен фундамент, се наричат барети (baretes ). Изливните пилоти се изпълняват по технологии, приложими за различна почвена основа и дълбочина. Известни са системи за изпълнение, които използват обсадни тръби или не, както и такива, които използват укрепващи суспензии. Изпълнението на отвора (сондажа) се извършва с шнекове – дълги и къси (фиг. 8.1.2.) и режещи кошове. Това може да стане и по методите на хидроизкопаването с използване на суспензии и с единични или батерия режещи сондажни глави.

Фиг. 8.1.2. Три съвременни машини за изпълнение на изливни пилоти. Къс шнек (винт), дълъг шнек (система CFA) и шлицова машина 8.1.1. МЕТОД НА ПРОЕКТИРАНЕ И КОМБИНАТИВЕН МЕТОД. ГРАНИЧНИ СЪСТОЯНИЯ В Глава 1. беше изложена възприетата общата схема за проектиране съгласно Еврокод 7, чрез БДС EN1997-1:2004. Методът на проектиране е „методът на граничните състояния”, реализиран чрез комбинативен метод DA2 – т.е. по схемата: „ A1” +„M” + „R2” (вж. т.1.3.). Тук, при проектирането на пилотни фундаменти, групите крайни гранични състояния са: •

EQU гранични състояния

Когато се разглежда граничното състояние чрез изследване на статично равновесие или възможността за общо преместване на конструкцията или земната основа (EQU), се проверява условието

Edst,d  ≤ Estb,d + Rs,d (Rs,d – сила вследствие на съпротивлението при триене) или дестабилизиращото въздействие Edst,d да е по-малко от стабилизиращото - Estb,d . •

STR и GEO гранични състояния

Когато се разглежда гранично състояние на разрушаване или недопустими деформации на земната основа (STR и GEO), се проверява условието

Fd ≤ Rd ,

(8.1.1)

т.е. въздействието Fd да е по-малко от съответната якост, носеща способност или от предизвикващото недопустими деформации въздействие – общо означени като Rd . Забележка: В Fd може да не се включва теглото на пилота при пренебрегване на ефекта от напреженията от геоложки товар, когато разликата е очевидно малка. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

367

При проектирането трябва да се докаже, че е невъзможно да бъдат превишени следните гранични състояния [9]: - загуба на носеща способност на натиск или опън на единичен пилот; - загуба на носеща способност на натиск или опън на пилотния фундамент като цяло; - опасни за връхната конструкция строителни и експлоатационни състояния, причинени от премествания на пилотните фундаменти. Като гранични състояния се разглеждат и възможностите за: • Разрушаване вследствие на загуба на обща устойчивост на фундаменти. (Проверките за загуба на обща устойчивост трябва да разглеждат както повърхнините на разрушение, минаващи под пилотите, така и тези, пресичащи пилотите). • Цялостно компрометиране на конструкцията вследствие на глобално разрушение, обхващащо масива с конструкцията. Често при проектирането на загубата на носеща способност на натиск и опън се свързва с нарастване на деформациите, т.е. „носещата способност се определя в зависимост от чувствителността на конструкцията на деформации”. 8.1.2. НОСЕЩА СПОСОБНОСТ НА ПИЛОТИ 8.1.2.1. Носеща способност за натискова сила Носещата способност на единичен пилот е най-важната или опорната величина при проектиране на пилотни фундаменти. Характеристичната носеща способност на единични пилоти на натиск се определя по три начина: чрез изчисление (на база на установени свойства на почвената основа), чрез пробно статично и чрез пробно динамично натоварване. В Еврокод 7 за основни се считат методите с пробно изпитване, докато изчислителният се разглежда като алтернативен. При използване на изчислителен метод (или определяне на носещата способност чрез формули и таблици) се ползват резултати за свойствата на почвите, като това се извършва на принципа „носещата способност е равна на съпротивлението на почвената основа при навлизане на пилота в нея”. Това съпротивление се представя от: •

върхово съпротивление (сила на върховото съпротивление):

Rb,k = Ab ⋅ qb,k и •

(8.1.2)

странично съпротивление (сила на страничното съпротивление):

R s,k =

i A s,i ⋅ q sk,i

(8.1.3)

или характеристичната стойност на носещата способност при натоварване на натиск на пилота се определя по израза:

Rc,k = A b ⋅ q b,k +

i A s,i ⋅ q sk,i , където:

(8.1.4)

Rb,k и Rs,k са характеристичните стойности, съответно на силата на върховото и силата на страничното съпротивление; Аb е площта на напречното сечение на пилота; As,i = u . hi е околната повърхнина на пилота в обхвата на i-тия почвен пласт (u – периметър на сечението; hi – височина на i-тия пласт). Характеристичните стойности на върховото qb,k и на страничното qs,k съпротивление за забивни пилоти могат да се определят по редица „земномеханични зависимости”, включително и таблично чрез НППФ/93 (вж. нататък [14]). По-надеждно това може да стане чрез пенетрационни изследвания с динамични (DPT) или статични (CPT) пенетрометри (вж. и Глава 2.). Изчисленията за носеща способност се провеждат с данни от един или повече геоложки профили, избрани като характерни за площадката на обекта. Окончателно характеристичните стойности на Rb,k и Rs,k се определят чрез корекции с корелационните коефициенти ξ по формулата: 368

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Rc,k =R b,k +R s,k =

 (Rc,m ) (Rc,m )min R b,cal +R s,cal Rc,cal mean = =Min  ; ξ ξ ξ3 ξ4 

  . 

(8.1.5)

В тази формула (Rc,m)mean e средната стойност от резултатите за отделните изчисления по профили за носеща способност, a (Rc,m)min e минималната стойност от тези резултати. Корелационните коефициенти ξi зависят от броя на изчислените профили или проведени опити (пробно натоварване) и се отчитат от Таблици 8.1.1-A, 8.1.1-Б и 8.1.1-В в зависимост от метода на определяне на характеристичната стойност на носещата способност. Таблица 8.1.1-А. Корелационни коефициенти ξ за определяне на носеща способност чрез резултати от пробни статични натоварване на пилоти (n – брой на изпитаните пилоти)

ξ за n = ξ1 ξ2

1 1,40 1,40

2 1,30 1,20

3 1,20 1,05

4 1,10 1,00

≥5 1,00 1,00

Таблица 8.1.1-Б. Корелационни коефициенти ξ за определяне на носеща способност чрез резултати от изпитвания на земната основа (чрез изчисление)

ξ за n = ξ3 ξ4

1 1,40 1,40

2 1,35 1,27

3 1,33 1,23

4 1,31 1,20

5 1,29 1,15

7 1,27 1,12

10 1,25 1,08

Таблица 8.1.1-В. Корелационни коефициенти ξ за определяне на носеща способност чрез резултати от пробно динамично натоварване на пилоти

ξ за n = ξ5 ξ6

≥2 1,60 1,50

≥5 1,50 1,35

≥ 10 1,45 1,30

≥ 15 1,42 1,25

≥ 20 1,40 1,25

Изчислителната стойност на носещата способност на пилота на натиск Rc,d се получава или чрез корекция на пълната характеристична носеща способност (Rc,k), т.е.:

Rc,d = Rc,k / γt , където Rc,k = Rb,k + Rs,k ,

(8.1.6а)

или като сума от изчислителните стойности на носимоспособностите:

Rc,d = Rb,d + Rs,d ,

(8.1.6б)

като за всяко изчисление Rb,d и Rs,d се получават от:

Rb,d = Rb,k / γb и

(8.1.7а)

Rs,d = Rs,k / γs .

(8.1.7б)

Частните коефициенти от горните формули за втори комбинативен метод на проектиране (DA2) и за всички видове пилоти – забивни, изливни и CFA пилоти имат следните стойности за “R2” (Таблица 8.1.2.): Таблица 8.1.2. Частни коефициенти за носеща способност (γR) Носеща способност За върхово съпротивление За странично съпротивление Пълна/комбинирана (натиск) При опънати пилоти

Символ

γb γs γt γs,t

Стойност 1,10 1,10 1,10 1,15

(1) Отразяване на негативното (отрицателно) триене При пилотни фундаменти, преминаващи през насипи, пропадъчни почви и силно деформируеми почвени пластове или прослойки (торф, тини и др.), както и при протичане на консолидационни процеси в по-долни пластове, е възможно след изпълнение на пилотния фундамент да се получат слягания и улягания в тези и по-горни пластове, които „увисват” върху пилотите и ги товарят. Това е известно като „негативно триене”, т.е. странично натоварване от почвата върху пилота, насочено надолу. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

369

Негативното триене следва да се отрази като активно въздействие върху пилота чрез неговата околна повърхнина в зоната на възможно проявление на допълнителни деформации. Това натоварване се определя на принципа на страничното съпротивление и при определяне на носещата способност на пилотите се взема с отрицателен знак. (2) Носеща способност в сеизмични условия При фундиране в сеизмични райони се изисква: • навлизане на пилотите в здравия носещ почвен пласт min 4,00 m (с изключение на скали); • анулиране на страничното съпротивление до дълбочина L0 = 4/αc ; (за αс вж. формула (8.1.33); • корекцията на коефициентите на странично и върхово съпротивление. Тези корекции се извършват с коефициенти γ*m съгласно Таблица 8.1.3. Таблица 8.1.3. Стойности на коефициентите γ*m [1] Степен на сеизмичност (по MШК)

VII

VIII

Чакъли Пясъци плътни и ср. плътни с е < 0,75 до средновлажни е < 0,75 водонаситени Глинести почви с Iс > 0,75 Iс = 0,75–0,50 Iс = 0,50–0,25 Iс < 0,25

1,00 0,95 0,90 0,95 0,90 0,85 0,75

1,00 0,85 0,80 0,90 0,85 0,80 0,70

1,00 0,75 0,70 0,85 0,80 0,75 0,60

Характеристичната стойност на носещата способност на пилоти в условия на сеизмичност се определя с: n

R c,k = γ *m A b ⋅ q b,k + u  γ *m ⋅ hi ⋅ q sk,i

(8.1.8)

i =1

(за пластове в зоната след дълбочина 4/αc ). При тези условия се допуска силата/въздействието в най-натоварения (ъглов) пилот (Fc,d)max да бъде надвишена с 30%, т.е.:

(Fc,d)max < 1,3.Rс,d ,

(8.1.9)

като изчислителната стойност на носещата способност е:

Rс,d = Rk / γt .

(8.1.10)

Таблица 8.1.4. Характеристични стойности на върховото съпротивление на забивни пилоти –

qb,k (MРa)

Дълбочина Пясъци със средна плътност на залягане на пилотния ЧакълесЕдроСредноДребно- Праховръх (m) ти зърнести зърнести зърнести ви Глинести почви с показател на консистенция Ic 3 4 5 7 10 15 20 25 30 35

370

≥ 1,00 7,50 8,30 8,80 9,70 10,50 11,70 12,60 13,40 14,20 15,00

0,90 6,60/4,00* 6,80/5,10 7,00/6,20 7,30/6,90 7,70/7,30 8,20/7,50 8,50 9,00 9,50 10,00

0,80 3,00 3,80 4,00 4,30 5,00 5,60 6,20 6,80 7,40 8,00

0,70 3,10/2,00* 3,20/2,50 3,40/2,80 3,70/3,30 4,00/8,50 4,40/4,00 4,80/4,50 5,20 5,60 6,00

0,60 2,00/1,20* 2,10/1,60 2,20/2,00 2,40/2,20 2,60/2,40 2,90 3,20 3,50 3,80 4,10

0,50 1,10 1,25 1,30 1,40 1,50 1,65 1,80 1,95 2,10 2,25

0,40 0,60 0,70 0,80 0,85 0,90 1,00 1,10 1,20 1,30 1,40

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

8.1.2.2. Допълнителни методи за определяне на носещата способност на натиснати пилоти (1) Метод на НППФ/93 за забивни пилоти Определянето на носещата способност по НППФ/93 [14] запазва принципната структура на формулата за носещата способност (8.1.1). Върховото и страничното съпротивление се определят таблично (Таблици 8.1.4. и 8.1.5.) като функция на вида на почвата и геометрията на пилота. Стойностите използвани в [13] са възприети и в Националното приложение [12]. Таблица 8.1.5. Характеристични стойности на страничното съпротивление на почвата по околната повърхнина на забивните пилоти – qs,k (kPa)

Прахови

Глинести почви с показател на 0,7 0,6 0,5 0,4 23 15 12 8 30 21 17 12 35 25 20 14 38 27 22 16 40 29 24 17 42 31 25 18 44 33 26 19 46 34 27 19 51 38 28 20 56 41 30 20 61 44 32 20 66 47 34 21 70 50 36 22

≥0,8 35 42 48 53 56 58 62 65 72 79 86 93 100

1,0 2,0 3,0 4,0 5,0 6,0 7,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0

Дребнозърнести

Средна дълбочина на залягане на почвения пласт под нивото на терена (m)

Едро- и среднозърнести

Пясъци със средна плътност

консистенция Ic 0,3 0,2 0,1 4 4 3 7 5 4 8 7 6 9 8 7 10 8 7 10 8 7 10 8 7 10 8 7 11 8 7 1,2 8 7 12 8 7 12 9 8 13 9 8

0,0 2 4 5 5 6 6 6 6 6 6 6 7 7

1. В стойностите за qb,k , дадени като дроб, числителят се отнася за пясъци, а знаменателят – за глини.

Забележки:

2. Стойностите за qb,k съгласно таблицата се прилагат, при услови че дълбочината на навлизане на пилотния връх в здравия почвен пласт е не по-малка от 3,0 m. Определянето на двата параметъра се извършва в зависимост от нивото на върховете на пилотите (чрез zb) и нивата на средните точки на пластовете (zi ), през които преминават пилотите - и двете дълбочини се измерват спрямо нивото на терена (вж. фиг. 8.1.3.).

Fc,d

ПРИМЕР 1.

2,00

3.10

q sk,i

2,80

5.30

1 НВ

2,50

1,50

Вариантно решение за определяне на носещата способност на забивен пилот с дължина L = 11,0 m и сечение 35/35 cm (Ab = 0,1225 m2; u = 1,4 m). Геоложките условия са представени от две почвени разновидности, срещащи се на различна дълбочина, с мощност и средни свойства, показани в Таблица 8.1.6.

zi zb

2,00

q b,k Фиг. 8.1.3. Изчислителна схема към Пример 1. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

371

Таблица 8.1.6. Свойства на почвите – характеристични/нормативни (осреднени) стойности Почва 1. Глина 2. Глинест пясък 3. Пясък едрозърнест

γk , kN/m3 19,0 18,3 18,6

еk

Ip,k

Ic,k

ϕk ,

0,88 0,94 0,65

24 6 -

0,44 0,54 -

17 24 32

ck , kPa 21 10 4

E0,k ,

kPa 10000 12000 32000

Носещата способност се определя на базата на емпирични данни от Таблици 8.1.4. и 8.1.5. НППФ/93-[14] и основната формула (8.1.1). Резултатът е представен в Tаблица 8.1.7. За определяне на страничното и върховото съпротивление са използвани характеристичните (нормативните) стойности на коефициента на порите еk и на показателя на консистенция Ic,k. Важна бележка: Съгласно изложеното в Глава 1. и възприетия комбинативен метод DА2, коефициентите γМ = 1,0 за всички свойства на почвите. Тогава Ic,k = Ic,d ; ec,k = ec,d и т.н. Таблица 8.1.7. Изчисляване на носещата способност т., i 1. 2. 3. 4.

zi , m

Ick,i

3,25 5,40 8,35 10,90 zb=11,90

qsk,i ,

0,44 0,44 0,54 -

kPa 18 20 29 67

qb,k , kPa

5200

qb,k . Ab , kN

Rb = 637,0

Δhi ,

m 2,50 2,80 3,00 2,00

u.Δhi.qsk,i , kN

63,0 78,4 121,8 187,6 Rs = 450,8

Чрез Таблица 8.1.7. са изчислени: Rb = 637,0 kN; Rs = 450,8 kN. (Не са направени корекции за почвени води и др. съгласно НППФ/93). Изчислението за носещата способност е за един профил. Характеристичните стойности на съставките на носещата способност са: •

сила на върховото съпротивление

Rb,k = Rb / ξ3 = 637/1,4 = 455 kN (ξ3 = 1,4 за един профил на изчисление съгласно Табли-

ца 8.1.1-Б); •

сила на страничното съпротивление

Rs,k = Rs / ξ4 = 450,8/1,4 = 322 kN (ξ4 = 1,4 ); Rc,k = 455+322 = 777 kN. Изчислителната стойност на носещата способност

Rc,d = Rb,k / γb + Rs,k / γs = 455/1,1+322/1,1 = 706 kN или Rc,d = Rc,k / γt = 777/1,1 = 706 kN. При проектирането на пилотни фундаменти за всички гранични състояния трябва да се спазва изискването (8.1.1):

Fc,d ≤ Rc,d , в случая Fc,d ≤ 706 kN, т.е. „силата в пилота (въздействието) да бъде по-малка от силата на носещата способност на пилота”. ПРИМЕР 2. В условията на ПРИМЕР 1. да се определи носещата способност на единичен пилот при IX степен на сеизмичност. Геометрични параметри: • напречно сечение: Аb = 0,1225 m2; I = 0,00125 m4; • материал: бетон C20/25 с начален еластичен модул Eb = 30000 MPa. 372

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

От Таблица 8.1.10. за глинести почви с Ic,d = 0,44-0,55 е отчетено k = 4200 kPa/m2. Приведената ширина (диаметър) на пилота е:

D = 1, 5.D + 0 , 5 = 1, 025 съгласно [14]. αc =

k .D = 0 , 649 (вж. формула (8.1.33) E bI

Изключва се от изчисленията дължината от пилота в зоната на ростверка:

L0 = 4 / αc = 4/0,649 ≈ 6,20 m. Резултатите от изчисленията са показани в Таблица 8.1.8. и са съобразени с показаното в Таблица 8.1.7. Таблица 8.1.8. Изчисляване на носещата способност в условия на IX степен на сеизмичност т. 1 2 3 4 *

zi ,m 3,25 5,40 8,35 10,90 zb = 11,90

Ic,d

γ *m . qsk,i ,

0,44 0,44 0,54 -

kPa 0 0 0,75.29 0,75.67

γ *m . qb,k , kPa

qb,k . Ab , kN

Δhi ,

u.Δhi.qsk,i ,

2,50 2,80

0 0 67,0 140,7 Rs = 207,7

2,20* 0,75.5200

Rb = 477,7

2,00

стойността отразява само частта след изключената дължина L0 , Δh*= (2,5 + 2,8 + 3,1) – L0 = 8,3 – 6,2 = 2,20 m

За един профил на изчисление

Rb,k = Rb / ξ3 = 477,7/1,4 = 341,2 kN (ξ3 = 1,4 за един профил на изчисление); Rs,k = Rs / ξ4 = 207,7/1,4 = 148,3 kN (ξ4 = 1,4); Rc,k = 341,2 + 148,3 = 489,5 kN. Изчислителна стойност на носещата способност:

Rc,d = Rb,k / γb + Rs,k / γs = 341,2/1,1 + 148,3/1,1 = 445 kN или Rc,d = Rc,k / γt = 489,5/1,1 = 445 kN. За най-натоварения (ъглов) пилот се допуска претоварване от 30%, т.е.

(Fc,d)max = 1,3.Rc,d = 1,3.445 = 578,5 kN. (2) Метод на DIN за определяне на носещата способност за изливни пилоти ЕК7.

Методът (DIN 4014/DIN1054:2005) се предлага за изливни пилоти във вариант на изискванията на

Съгласно DIN носещата способност на пилотите Rc,k(s) фиг. 8.1.4. и приоритетно приетата формула:

се определя по стандартната схема от

Rc,k(s) = Rb,k(s) + Rs,k(s)

(8.1.11)

с тази разлика, че носещата способност на пилота Rc,k вече се определя като функция на прието преместване (или слягане) s на пилота. На фиг. 8.1.4 а е показан изливен пилот, за който:

d е диаметърът на пилота, u – периметърът на сечението и L – дължината на пилота, hi – дебелината на пласта, през който преминава пилотът.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

373

Приема се, че силата на страничното съпротивление Rs,k(s) нараства до определено преместване ssg , след което остава постояннa (фиг. 8.1.4 б). Стойността на Rs,k(s) е както и по-горе: n

R s,k (s) = u ⋅  q sk,i ⋅ hi

(8.1.12)

i =1

R c,k

Rc,k

Ssg S=0.02D

s,k

S=0.03D

R s,k q

Rc,k(S)

s,k Rb,k(S)

q b,k

R b,k

Rs,k(S) S=0.1D

а. б. Фиг. 8.1.4. Схема на пилота (а) и принцип за определяне на носещата способност по DIN (б) Стойността на силата на върховото съпротивление Rb,k(s) е също във функция на вертикалното преместване на пилота и е нарастваща функция (вж. нататък). Определя се като

Rb,k(s) = qb,k . Ab .

(8.1.13)

Процедурата за определяне на носещата способност е следната Първоначално се изчисляват три различни сили на върховото съпротивление Rb,k(s) за три характерни вертикални премествания s на пилота (фиг. 8.1.4 б): s = 0,02D; s = 0,03D и s = 0,10D. За целта се използват резултатите от статични пенетрационни изследвания CPT за върховото съпротивление на конуса qc,k или получени косвено, чрез динамични SPT. За стойността на qc,k се прима осреднената стойност от пенетрацията за пласта под петата на пилота с дебелина 5D. За приетата (и определена чрез пенетрация) стойност на qc,k за върха, от Tаблица 8.1.9. се отчитат стойностите за върхово (qb,k) съпротивление на пилота в зависимост от горните три премествания. Таблица 8.1.9. Върхово съпротивление за изливни пилоти qb,k [MPa] в зависимост от qc,k (CPT) за несвързани почви и в зависимост от недренираната стойност на кохезията cu,k (за свързани почви) Слягане s, cm 0,02D 0,03D 0,10D

Несвързани почви с qc,k , kPa qc,k = 10 qc,k = 15 qc,k = 20 qc,k = 25 0,70 1,05 1,40 1,75 0,90 1,35 1,80 2,25 2,00 3,00 3,50 4,00

Свързани почви cu,k , kРа cu,k = 0,10 cu,k = 0,20 0,35 0,90 0,45 1,10 0,90 1,50

Таблица 8.1.10. Странично съпротивление за изливни пилоти qs,k [MPa] в зависимост от qc,k (CPT) за несвързани почви и в зависимост от недренираната стойност на кохезията cu,k (за свързани почви) Несвързани почви с qc,k , MPa qc,k = 5 qc,k = 10 qc,k = 15 0,00 0,040 0,080 0,120

qc,k = 0

Свързани почви cu,k , МРа cu,k = 0,100 cu,k = 0,200 0,025 0,040 0,060

cu,k = 0,025

Важна бележка. Допуска се за определяне на qc,k (CPT) при несвързани почви да се използват връзките с N30 (SPT) от Таблица 8.1.11. 374

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Таблица 8.1.11. Връзки между qc,k и N30 (qc,k = k.N30) Вид почва Дребен до среден или глинест пясък Едър пясък и пясък с малко чакъл Зачакълен пясък Чакъл с малко пясък и чакъл

k = qc,k /N30 , MPa

0,3 0,5 0,5 0,8

до до до до

0,4 0,6 1,0 1,0

Таблица 8.1.11-A. Корелация между qc,k и N60 според [23] Вид почва Прахова Дребен до среден или глинест пясък Едър пясък и пясък с малко чакъл Чакъл с малко пясък и чакъл

k60 = qc,k /N60 , MPa

0,1 0,3 0,5 0,8

до до до до

0,2 0,4 0,7 1,0

Важна бележка: В таблица 8.1.11-А дадените стойности се отнасят за N60 , а не за коригираното

(N1)60 .

Втората стъпка включва изчисляване на силата на страничното съпротивление Rs,k(s). За целта се ползва Таблица 8.1.10. След изчисляване на Rs,k(s) се определя това преместване ssg , при което се получава максимална стойност на страничното съпротивление. Използва се емпиричната формула

ssg = 0,5.Rs,k(s) + 0,5 ≤ 3,0 cm (съгласно [4]/DIN/),

(8.1.14)

където Rs,k(s) е в MN;

ssg се получава в cm; ако се получи ssg > 3,0 се приема ssg = 3,0 cm. След това преместване страничното съпротивление Rs,k(s) остава постоянно (не нараства). Стойността му се определя по формула (8.1.12). Втората зависимост от графиката на фиг. 8.1.5 б се получава в резултат от изчисленият за Rb,k(s) за трите опорни нива на слягане – 0,01D, 0,03D и 0,10D (ползва се Таблица 8.1.9). Третата зависимост (крива) от фиг. 8.1.5 б, тази за носещата способност Rc,k(s), представлява сума от другите две (формула (8.1.11). Приема се, че носещата способност достига своя максимум при слягане равно на 0,10D. ПРИМЕР 3. Определя се носещата способност на изливен пилот (изпълняван с обсадна тръба), преминаващ глина с дебелина 5,00 m и навлизащ 6,00 m в пясъци. Диаметърът на пилота е D = 62 cm, дължината му е L = 11,00 m. Площта на напречното сечение на пилота е приета за Ab = 0,30 m2, с периметър u = 1,95 m. Резултатите от сондирането установяват сравнително еднороден почвен пласт от глина с дебелина 5,00 m и пясъци с различна плътност, залягащи под глината. Проучването отделя две разновидности пясък – среднозърнест пясък, средно сбит, с мощност 3,00 m и едър пясък, средно сбит, с мощност, поголяма от 8,00 m. Определени са следните осреднени характеристични стойности на преминатите при сондирането почви: Таблица 8.1.12. Свойства на почвите, получени на база пенетрационни тестове (SPT) Дълбочина zi , m 0-1,50 – отнема се 1,50- 6,50 6,50-9,50 9,50 – 12,50

Вид Насип Глина Среднозърнест пясък Едрозърнест пясък

Мощност, m 1,50 5,00 3,00 3,00

cuk,i ,

MPa 0,100 -

qck,i ,

MPa 10,50 17,00

В Таблица 8.1.13. са показани изчисления за изменение на върховото съпротивление qb,k, MРa в зависимост от вертикалното преместване (слягането на пилота). Изчисленията са извършени с използването на Таблица 8.1.9. за последния пласт с qc,k = 17 kPa. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

375

Таблица 8.1.13. Изменение на върховото съпротивление qb,k(s) и силата на върховото съпротивление Rb,k(s), в зависимост от слягането s

qb,k(s), MPa

s , cm

Слягане 0,02D 0,03D 0,10D

1,24 1,86 6,20

Rb,k(s) = qb,k(s) . Ab , MN

1,19 1,53 3,20

0,357 0,459 0,960

В Таблица 8.1.14. са показани изчисления за страничното съпротивление по пластове и за цялата дължина от пилота, като стойностите за qsk,i в MPa са определени чрез Таблица 8.1.10. Таблица 8.1.14. Максимални стойности на страничното съпротивление qsk,i и силата на страничното съпротивление Rsk,i (s) Пласт, i 1. Глина 2. Среден пясък 3. Едър пясък

Дебелина hi , m 5,00 3,00 3,00

Rsk,i(s) = u.hi.qsk,i ,

qsk,i ,

Показател за пласта cu,k = 0,100 МРа qc,k = 10,50 МРа qc,k = 17,00 МРа

MPa 0,040 0,084 0,120

МN 0,390 0,491 0,702

Сила на страничното съпротивление: R s,k (s) = u ⋅  q sk,i ⋅ hi i =1

Rs,k(s) = 1,583 MN

Слягането, при което се достига максималната стойност на Rs,k(s), се определя съгласно формула (8.1.14):

ssg = 0,5.Rs,k(s) + 0,5 = 0,5.1,58 + 0,5 = 1,29 cm ≤ 3,0 cm. 0

0,02D=1,24 Ssg=1,29 0,03D=1,86

3 R c,k [MN]

0,357 1,583 0,459

1,878 1,948 2,042

3 4 5 6

0,10D=6,2

0,960

1,583

2,543

s [cm]

Фиг. 8.1.5. Резултати за носещата способност. Сумарна диаграма Получените резултати са нанесени на фиг. 8.1.5. От зависимостта Rс,k(s) се определят двете характерни стойности за носещата способност: • максималната R’c,k = 2,54 MN; • съответстващата на гранично слягане (прието s = 2 cm) R’’c,k = 2,11 MN. Съгласно ЕК-7 изчислителната стойност на носещата способност на пилота е:

R’c,d = R’c,k / γt = 2,54 / 1,1 = 2,31 MN; R”c,d = R’’c,k / γt = 2,11 / 1,1 = 1,92 MN. 376

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(3) Метод на FHWA/1999 за CFA пилоти В (Circular No 8) е посочен методът на FHWA. Принципът за определяне на носещата способност се запазва, както е в предишните два метода. Съгласно него: •

За свързани (глинести) почви: - страничното съпротивление се определя съгласно α - метода, или:

q s,k = α .с u,k , където:

(8.1.15)

cu,k е недренирана стойност на кохезията (или якостта на срязване) за глините за нивото zi; α – адхезионен фактор, определя се спрямо cu,k: α = 0,45 за cu,k = 150 kPa; α = 0,55 за cu,k = 250 kPa. Между тези две стойности коефициентът α се определя чрез линейна интерполация. - върхово съпротивление – определя се съгласно N - метода:

q b,k = N' c .c u,k = 9.c u,k . •

(8.1.16)

За несвързани почви (пясъци): - страничното съпротивление се определя съгласно β - метода:

q s,k = β ⋅ σ ' γ ; (но qs ≤ 200 kPa);

(8.1.17)

σ'γ – ефективни напрежения от собственото тегло на почвата за съответното ниво; β = K0.tg ϕ, където:

(8.1.18)

- при N60 < 15  β = N60 / 15.(1,5 - 0,235.z - при N60 > 15  β = (1,5 - 0,235.z

0,5

);

(8.1.18а)

0,5

(8.1.18б)

- K0 е коефициентът на страничен/земен натиск в покой. - върхово съпротивление – определя се чрез резултати от SPT (метод на Reiss):

qb,k = 60.N60 , но qb,k ≤ 4300 kPa.

(8.1.19)

Важна бележка: N60 е некоригираната стойност за дълбочина и ниво води (вж. Глава 2.). Забележка: В (О’Neil, 1999) при изчисленията за носеща способност (Rs,k) по метода на FHWA, се препоръчва изключването на първите 1,50 m, както и частта на пилота при петата с височина 1,0D. На същото място Reiss препоръчва същия метод въобще за изливни пилоти. (4) Алтернативни методи за определяне на носещата способност на пилоти Предлаганите методи са залегнали в други нормативи и се предлагат като алтернативни към ЕК7. Те са леки за употреба и са базирани на най-популярните полеви изследвания – SPT и CPT. (4.1) (FHWA, 1999) – AUKI & VELLOSO Препоръките са на базата на множество опити, проведени от авторите. • Върхово съпротивление

q b,k = 100

K .N 1(60) , kPa; F1

(8.1.20)

• Странично съпротивление

q s,k = 100

αK .N 1(60) , kPa. F2

(8.1.21)

Долните две таблици (8.1.15. и 8.1.16.), както и нормализираните стойности (N1)60 , са базата за изчисляване на qb,k и qs,k . Таблица 8.1.15. Таблица за стойностите на F1 и F2 за различни видове пилоти Тип пилоти Пилоти „Франки” Стоманени пилоти Забивни стоманобетонни пилоти Изливни стоманобетонни пилоти Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

2,50 1,75 1,75 3,0÷3,5

5,00 3,50 3,50 6,0÷7,0 377

Таблица 8.1.16. Таблица за K и α според вида на почвата Вид почва Пясък Прахов пясък Глинест прахов пясък Глинест пясък Прахово-глинест пясък Прах Песъчлив пясък Глинест прахов пясък Прахова глина Прахово-песъчлива глина Глина Песъчлива глина Песъчлива прахова глина Прахово-песъчлива глина Прахова глина

К 10,0 8,0 7,0 6,0 5,0 4,0 5,5 4,5 2,3 2,5 2,0 3,5 3,3 3,0 2,2

0,014 0,020 0,024 0,030 0,028 0,030 0,022 0,028 0,034 0,030 0,060 0,024 0,030 0,028 0,040

(4.2). Метод на Мeyerhoff [15] с използване на резултати от SPT Методът е за несвързани почви. Методът се основава на измерени SPT резултати за N30 в дълбочина на почвената основа. Предварително се коригират полевите резултати за N30 в (N1)60 (вж. Глава 2.) за ефективните стойности на напреженията от геоложки товар на ниво zi. – σ’γ. А. За забивни пилоти •

•

зачакълен пясък и пясък:

qb,k = 40.(L/D).N1(60) , но qb,k < 400.N1(60) ;

(8.1.22а)

qs,k = 2.N1(60) [kPa].

(8.1.22б)

пясък с прах и прахов пясък:

qb,k = 20.(L/D).N1(60) , но qb,k < 300.N1(60) ;

(8.1.22в)

qs,k = 2.N1(60) [kPa].

(8.1.22г)

Б. За изливни пилоти •

•

зачакълен пясък и пясък:

qb,k =13(L/D).N1(60) , но qb,k < 300.N1(60) ;

(8.1.23а)

qs,k = N1(60) [kPa].

(8.1.23б)

пясък с прах и прахов пясък:

qb,k =13(L/D).N1(60) , но qb,k < 300.N1(60) ;

(8.1.23в)

qs,k = N1(60) [kPa].

(8.1.23г)

При определяне на върховото съпротивление се вземат средни SPT резултати за зоната 8D над и 3D под петата на пилота. (При тези препоръки според Meyerhoff коефициентът на сигурност следва да се приеме най-малко

Fs = 4,0, което означава необходимост от предварителна корекция преди използване на правилата на ЕК-7). (4.3) Ориентировъчни стойности за странично и върхово съпротивление на база CPT

За ориентировъчни изчисления могат да се използват следните зависимости за върхово и странично съпротивление при известни стойности за върховото съпротивление qc,k , определено чрез CPT – Begeman:

qb,k = kb . qc,k ;

(8.1.24)

qs,k = ks . qc,k ,

(8.1.25)

където kb и ks са преводни коефициенти. Определят се от Таблица 8.1.17. 378 Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Таблица 8.1.17. Стойности за коефициентите kb и ks Почви Свързани Несвързани Прахови

kb за пилоти Забивен тип Изливен тип 0,600 0,375 0,375 0,150 0,400 0,200

ks за пилоти Забивен тип Изливен тип 0,0075 0,0150 0,0035 0,0045 0,0040 0,0070

Забележка: Резултатите за qc,k се приемат като средни за пласт от -1D до +1D за нивото, за което се провеждат изчисленията. (5) Метод на пробното статично натоварване Опитното определяне на носещата способност чрез пробно статично натоварване се счита найнадеждно решение за определяне на носещата способност на пилотите Rc,k . Това задължително се извършва при отговорни фундирания и за обекти с голямо количество пилоти (като правило 1% от пилотите се тестват). Основният резултат от опита за пробно статично натоварване е зависимостта s = f(R) (натоварване – слягане). Процедурите за провеждане на опитите са различни (по различни автори и нормативи). Различни са и ползваните методи за определяне на носещата способност Rc,k (Ru). При пробните изпитвания за носещата способност се приема силата, при която вертикалните деформации все още са затихващи. 100

5 10

300

500

R c,k

700

900

На то ва рв ан е Стъпало

R,kN Δs

>5.Δs

Разтоварване 20

б. s, mm Фиг. 8.1.6. Опитна постановка (а) и резултати от опита (б)

За носеща способност (съгласно фиг.8.1.6 б) може да се приеме стойността за Rc,k,, за която слягането за следващото стъпало на натоварване е 5 пъти по-голямо от слягането, получено в предишното. Обикновено натоварването става на равни стъпала (стъпки). (Като втора възможност за носеща

способност може да се приеме товарът, съответстващ на пресечната точка на, апроксимирани в линии или техните тангенти, двата участъка на зависимостта „натоварване – слягане”). 8.1.2.2. Носеща способност на пилот за опънна сила

При знакопроменливи въздействия с голяма амплитуда в пилотите се получават опънни сили, които те и фундаментът като цяло трябва да понесат. В тези случаи носещата способност се определя или опитно (за важни обекти), или чрез изчисления (на база свойства на почвената основа). И в двата случая се изисква

Ft,d ≤ Rt,d ,

(8.1.26)

т.е. изчислителната стойност на опънното въздействие Ft,d не следва да надвишава носещата способност на пилота на опън Rt,d. Характеристичната стойност на носещата способност, определена по аналитичен път, се получава по формулата

Rt,k =

A s,i .q sk,i +W p,k , където:  i=1

(8.1.27)

Wp,k е собствено тегло на пилота; Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

379

qsk,i – странично съпротивление на почвата в i-тия пласт около пилот, натоварен на опън; As,i – околна повърхнина на пилота в зоната на i-тия пласт. Нататък се спазва схемата, изложена за пилоти на натискова сила. Определя се характеристичната стойност на носещата способност, като се използват корелационните коефициенти ξ (Таблица 8.1.18.).

(

 Rt,cal

Rt,k = Min   

)mean (Rt,cal )min 

ξ3

;

 

ξ4

, където

(8.1.28а)

(Rt,cal)mean e средноаритметичната стойност на отделните изчислени носимоспособности (по профили), а (Rt,cal)min e минималната стойност. Таблица 8.1.18-А. Корелационни коефициенти ξ, при определяне на носещата способност на опън чрез изчисление Изчислени профили, n

За средната стойност - ξ3

1,40

1,35

1,30

За минимална стойност - ξ4

1,40

1,27

1,10

При условие че за определянето на носещата способност се използват данни от пробни изпитвания, за определяне на Rt,k се използва аналогична на (8.1.28а) формула

(

 Rt,m

Rt,k = Min   

)mean (Rt,m )min 

ξ1

;

ξ2

 

(8.1.28б)

Таблица 8.1.18-Б. Корелационни коефициенти ξ при определяне на носещата способност на опън чрез пробни статични натоварвания Изпитани пилоти, n

За средната стойност - ξ1

1,40

1,30

1,20

За минимална стойност - ξ2

1,40

1,20

1,10

Изчислителната стойност на носещата способност се получава по установения в ЕК-7 начин като

Rt,d =

Rt,k . γ s,t

(8.1.29)

Коефициентът на носеща способност е γs,t = 1,15. Rt

............ .. .

. . ... . . . ... . ... . .. ... .. .. . . . .. . .. . . .. .. . . .

. .. . . .. . . ....... . . . . .. ... .. . . . . .. .. 2 . .. 3 .. .. .. . . ... .. .. ..

. .... .. ... .. .. . .. .. . ... ... .

HB L

.. . .. .... ... . . qs .. . W .. . ... ... .

Rt . . .. . .. . .... . .. ... . ... .. . . . .... ... .. . . . .. . . .. . . .. . . . . .. .

2 3

. .... .. ... .. .. . .. .. . ... ....

.. . .. .... ... . . .. . W .. . ... ... .

. ... . ... ... ... . ... . .. ... . ... .. . . . .. . . .. . . .. . .. . .. .

а. б. в. г. Фиг. 8.1.7. Възможни механизми за разрушение при натоварване на опън

При проверки за опънни сили трябва да се вземат предвид различните механизми на разрушение при натоварване на опън (фиг. 8.1.7.): •

изтръгване на пилотите от земната основа (фиг. 8.1.7 а);

•

изтръгване на пилотния фундамент като блок пилоти (изчислителната схема е както показаната на фиг. 8.1.7 в).

380

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Може да се направят и изчисления за форма на конично изтръгване (фиг. 8.1.7 б), което е вероятно, особено за пилоти с уширение. При група пилоти или пилотен фундамент, натоварени на опън, носещата способност на фундамента се определя на базата на теглото на блока почва-пилоти (фиг. 8.1.7 в) и на страничното съпротивление около фиктивния блок. Възможна е и изчислителна схема, отчитаща възможността за конично изтръгване и на целия фундамент (фиг. 8.1.7 г). В НППФ/93 [14] максималната опънна сила, която пилотът може да понесе, е

Rt,k = γ d,i ⋅

γ M .u .hi .q sk,i  i

, където

(8.1.30)

γd,i = 0,60 за горните 4,00 m и γd = 0,80 за следващите дълбочини до върха на пилота; γM – коефициент на сигурност по материал, приемащ стойности между 0,90 и 1,00. Очевидно е, че носещите способности, получени по формула (8.1.30), винаги са по-ниски от тези, получени по (8.1.27). С това изискването за „поне равностойна сигурност” е изпълнено и методиката, предложена в НППФ/93, не нарушава принципите на ЕК-7. При единични пилоти с уширения носещата способност на опън се определя на базата на схемата от фиг. 8.1.7 б. Нейната стойност се определя от теглото на пилота и теглото на почвения конус, описан по начина, показан на същата фигура. (Тук не трябва да се забравя и влиянието на почвените води). 8.1.2.3. Носеща способност на пилоти, натоварени с хоризонтална сила Изискванията в проектните изчисления за поемане на хоризонтални сили от пилотите е свързано с изпълнение на условието

Fh,d ≤ Rh,d , където:

(8.1.31)

Fh,d е изчислителната стойност на хоризонталната сила върху пилота; Rh,d –изчислителната стойност на носещата способност на пилота, натоварен с хоризонтална сила (или максимална стойност на силата, която пилотът може да понесе). За определяне на носещата способност се разглеждат два механизма на разрушение: •

за къси пилоти – завъртане или недопустимо преместване на главата;

•

за дълги пилоти – якостно разрушение вследствие на огъване и също недопустимо преместване на главата на пилота.

За определяне на силата, която предизвиква съответни премествания, се използват решения по крайни елементи или с използване на т.нар. земно-реактивни методи. Във всички случаи обаче трябва да се определя максималното преместване в главата на пилота, което конструкцията може да понесе. Ако няма други изследвания или съображения за пилотни фундаменти, се счита, че преместване в главата на пилота от 15 mm е максималното допустимо. Носещата способност на пилоти за хоризонтална сила може да се дефинира и като сила, предизвикваща гранично преместване на върха му. Този подход ще бъде показан по-долу. Забележка: При определяне на носещата способност за хоризонтална сила за пилотни фундаменти изчисленията следва да се извършват по МКЕ или също по пружинно-реактивните методи, но с редукция за съпротивителните възможности на почвата пред пилотите след челния ред. (Тази редукция може да е 1,0-0,6-0,4 съответно за челен, втори, трети и следващи редове). (1) Земно-реактивен метод за определяне на преместванията на пилотната глава Преместването на пилотната глава при натоварване от хоризонтална сила и момент може да се определи, като се използва земно-реактивният метод за решение на взаимодействие „конструкция земна основа”. При такъв подход околната почва се замества с линейно нарастваща в дълбочина коравина на пружинните опори (или въобще на леглото). Линейното закоравяване се изразява с нарастващия в дълбочина коефициент на леглото

k(z) = k . z,

(8.1.32)

където коефициентът k, в зависимост от етапа на проектиране или от важността на обекта, се опРъководство по ГЕОТЕХНИКА 381

ределя експериментално или се отчита от Таблица 8.1.19. Изчисленията за пилота се провеждат за приведена дълбочина на забиване L = α c .L , като αc се определя по формулата

αc

k .D . E bI

(8.1.33)

За изливни пилоти над D800 приведената ширина на пилотите е D = D + 1, 0 [m] , а за всички ос-

танали D = 1, 5D + 0 , 5 [m] ; k – отчита се от Tаблица 8.1.19, в зависимост от почвите и типа на пилота за зоната с дълбочина 8÷10D под дъното на ростверка; EbI – огъвателна коравина на пилота [kN.m2]. Таблица 8.1.19. Стойности за коефициента на пропорционалност k, kN/m4 Забивни пилоти 650-2500

Вид на основата и параметри Глини и песъчливи глини с Ic = 0,0 – 0,25; Глини и песъчливи глини с Ic = 0,25 – 0,50; Глинести пясъци с Ic = 0,0 – 1,00; Прахови пясъци с е = 0,60 – 0,80 Глини и песъчливи глини с Ic = 0,75 – 1,00; Глинести пясъци с Ic >1,00; Пясъци дребни с е = 0,60 – 0,75; Пясъци среднозърнести с е = 0,55 – 0,70 Глини и песъчливи глини с Ic >1,00; Пясъци едри с е = 0,55-0,70 Пясъци чакълести с е = 0,55 – 0,70; Чакъл и валуни с пясъчен пълнител

2500-5000

Изливни пилоти 500-2000 2000-4000

5000-8000

4000-8000

8000-13000

6000-10000

10000-20000

Забележка: За плътни пясъци стойностите се завишават с 30%.

При изчислителна схема от фиг. 8.1.8. хоризонталното преместване х0 [m] и завъртането ψ0 [rad] на пилота за натоварване, приложено на ниво дъно ростверк (L0 = 0), са:

х0 = δHH.H0 + δHM.M0;

(8.1.34)

ψ0 = δMH.H0 + δMM.M0;

(8.1.35)

където Hо и Mо са силата и моментът в главата на пилота.

α.L

0,5 1,0 1,1 1,2 1,3 1,4 1,5 1,6 1,8 2,0 2,2 2,4 2,6 2,8 3,0 3,5 >4,0

А0

72,004 18,030 14,916 12,552 10,717 9,266 8,101 7,154 5,730 4,737 4,032 3,526 3,163 2,905 3,727 2,502 2,441

В0

192,026 24,106 18,160 14,041 11,103 8,954 7,394 6,129 4,456 3,418 2,756 2,327 2,048 1,869 1,758 1,641 1,621

С0

576,243 36,486 25,123 17,944 13,235 10,050 7,838 6,268 4,299 3,213 2,591 2,227 2,013 1,889 1,818 1,757 1,751

Фиг. 8.1.8. Изчислителна схема и таблица за величините Ао, Во и Со

Единичните премествания и завъртания за нивото на терена (от единична сила H0 = 1 и момент

М0 = 1) се определят по изразите: 382

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

δHH =

A0 3

αc .E b .I

(8.1.36)

δMH = δHM =

δMM =

;

αc .E b .I

C0 αc .E b .I

;

(8.1.37) (8.1.38)

Величините А0, В0 и С0 се определят по таблицата от фиг. 8.1.8. При пилоти (от пилотна група), запънати в ростверка, следва първоначално да се изчисли запъващият момент в главата на всеки пилот. Това става при предпоставка, че ростверкът не се завърта, т.е. ψ0 = 0, и изразяване на M0 от формула (8.1.35)

М зап = М 0 = −

δMH ⋅ H (за нисък ростверк). δMM

(8.1.39)

Приема се, че външният момент, приложен върху пилотната група (Mx,d, My,d), се разлага на вертикални сили (Fi ), които действат върху отделните единични пилоти. За този случай преместването е   

x 0 =  δ HH −

2 δ HM δ MM

  .H .  

(8.1.40)

(2) Носеща спoсобност на пилот за хоризонтална сила

Както беше отбелязано, носещата способност на вертикален пилот за хоризонтална сила може да се дефинира чрез ограничаване на преместването на главата на пилота. Това става чрез изложеното решение, като xo = Δlim се приеме като лимитиращо и се замести заедно с полагането H = Rh,k във формула (8.1.40). Полученият израз е, както следва: 1

Rh,k = δHH

δ2 − HM δMM

⋅ Δlim .

(8.1.41)

Вторият аспект на носещата способност на пилот, натоварен с хоризонтална сила, е силата, при която пилотът, като конструктивен елемент, се разрушава якостно. Такова изследване лесно може да бъде направено с използване на популярни програмни продукти, по модели на база „земно-реактивен метод”. Целта е да бъдат получени гранични (обвивни) диаграми на разрезните усилия, за които да бъде извършено съответното оразмеряване. ПРИМЕР 4.

Да се изчисли преместването и завъртането на пилот с диаметър D = 90 cm (сечение D90) и дължина L = 12,0 m в еднородна почва – пясък среднозърнест (е = 0,60), средно сбит. Силата Н0 = 150 kN и моментът М0 = 80 kNm са приложени на нивото на терена. От Таблица 8.1.19. за пясък среднозърнест с е = 0.60, е отчетено:

k = 5400 kN/m4. Геометричните характеристики са, както следва:

D = 1,0+ D = 1,90 m;

I = 0,05.D 4 = 0,033 m4; Eb = 30 000 MPa; EbI = 990 000 kN.m2. Определя се стойността на „еластичната константа” αc (8.1.33):

αc = 5

k .D 5400.1, 9 =5 = 0, 401 . EI 990 000

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

383

За L = αc .L = 0, 401.12, 0 = 4, 81 m , от фиг. 8.1.8. се отчитат:

А0 = 2,441; B0 = 1,621; C0 = 1,751. Изчисляват се единичните премествания (формули 8.1.36-38):

δHH = δHM = δMM =

A0 3

αc .E b I B0 2

αc .E b I C0 αc .E .I

= = =

2, 441 0, 4013.990 000 1, 621 0, 4012.990 000

= 0, 0000382 ; = 0, 0000102 ;

1, 751 = 0, 0000044 . 0, 401.990 000

Преместването и завъртането на пилотната глава на нивото на терена са изчислени съответно съгласно формули (8.1.34) и (8.1.35):

х0 = δHH.H0 + δHM.M0 = 0,0065 m; ψ0 = δMH.H0 + δMM.M0 = 0,00188 rad (0,107°). При същите условия, ако пилотът е от пилотен фундамент и е запънат в ростверка, запъващият момент за сила Н = 150 kN е

М зап = М 0 = −

δMH 0, 0000102 ⋅H = ⋅ 150 = -348 kNm , δMM 0, 0000044

а преместването на главата е

  

x 0 =  δHH −

2 δHM δMM

  H = 0, 00001456.150 = 0, 0022 m .  

Характеристичната стойност на носещата способност при хоризонтално въздействие за максимално преместване Δlim = 0,01 m e (формула 8.1.41) 1

Rh,k =

δHH

δ2 − HM δMM

⋅ Δlim =

0, 01 0, 00001022 0, 0000382 0, 0000044

= 687, 3 kN .

Изчислителната стойност е

Rh,d = Rh,k / γR = 687,3 / 1,1 = 624 kN. 8.1.3. ПРОЦЕДУРА ЗА ПРОЕКТИРАНЕ НА ПИЛОТНИ ФУНДАМЕНТИ

Последователността на проектните изчисления може да бъде обобщена в следния ред: (1) Въздействия Характеристичните (Fk) или нормативните стойности на въздействията (натоварванията) се регламентират в БДС-EN1991:2002 също и в БДС-EN1997-1:2004, и се уточняват в националните приложения. Продукт на конструкцията и на тези въздействия са товарите върху фундаментите, представяни нататък като разрезни усилия в разглеждана точка на преход между конструкция и фундамент. Частните коефициенти за въздействията (γF) се приемат съгласно Таблици 1.1 и 1.3. – Глава 1. (2) Почвени параметри

Изчислителните (cd , ϕd и т.н.) стойности на почвените свойства се определят с помощта на частни коефициенти за характеристиките на материала (γМ), така както е показано в Глава 1. Съгласно DA2 всички частни коефициенти за свойствата на почвите са равни на единица (вж. Таблици 1.2. и 1.4. – Глава 1.).

384

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(3) Геометрични данни Изчислителните (аd) стойности на геометричните данни се определят, като се добавят допуските Δа или по:

аd = аnom ± Δа. (Oтклонението Δа се приема така, че да е в полза на сигурността). (4) Избор на типа на пилота и неговите размери

Типът на пилотите се избира, като се съобразява с: - почвената основа и условията на почвените води на площадката, наличие на препятствия в земната основа; - товарите, които пилотът и пилотният фундамент трябва да поемат; - възможността за контрол и проверка на целостта на изпълнения пилот; - изисквания за допустимите отклонения от проекта, в рамките на който пилотите могат да бъдат изпълнени; - възможността за промяна в режима на почвените води; - необходимостта от пренасяне и транспортиране на забивните пилоти; - влиянието на строителството на пилоти върху съседни сгради; - слягането на пилота и пилотните фундаменти; - традиции в региона и др.

Тук е добре да се знае, че по принцип забивните пилоти са с по-голяма носеща способност от тези от изливен тип при равни други условия. От друга страна, изливният тип пилоти има несравнимо поголяма възможна максимална носимоспособност поради практическата им неограниченост в размерите – например дължина L = 90 m и диаметър D = 320 cm. (5) Носеща способност на пилотите

Носещата способност се определя в зависимост от конструктивните характеристики на обекта, големината на въздействията, които следва да се поемат от пилотните фундаменти, от очаквания брой пилоти, от типа на пилота, от категорията на строежа, от съществуващия риск, от особеността на почвената основа. Определят се:

•

носещата способност при вертикално натоварване на натиск Rc,d;

•

носещата способност при вертикално натоварване на опън Rt,d;

•

носещата способност при хоризонтално натоварване Rh,d.

Тази информация е изходна за проектирането и обединява всички рискове, свързани с проектирането. (6) Брой и разпределение на пилотите в пилотната група

Броят на пилотите се определя въз основа на въздействията (натоварването) и техните особености. Пилотите в един пилотен фундамент се разпределят в компактна група със спазване на минимални осови разстояния между тях, както и от оста на последния до края на ростверковата плоча. Осовите разстояния се приемат в зависимост от диаметъра или размера на сечението на пилота и от дължината на пилотите. За забивни пилоти тези разстояния са 105÷135 cm, а за изливните пилоти обикновено се приема (3÷4)D. Отбелязваме, че нарушаването на осовите разстояния води до намаляване на носещата способност на пилотите. Отразява се чрез намаляване на страничното съпротивление, което например може да стане с формулата

k 3D = 0,1 + 0, 3.

b , D

(8.1.42)

където b е осовото разстояние между пилотите; D – диаметърът на пилота. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

385

(7) Натоварване на пилотите в пилотната група

Натоварването на пилотите в пилотната група зависи от възприетия модел на изследване на пространствената пилотна рамка, „потопена” в еластична среда. Опростените методи приемат, че връзката между пилотите и ростверка е ставна и че липсва контакт между основата и ростверковата плоча, т.е. товарите се предават чрез плочата директно и само върху пилотите. При този модел вертикалните сили в отделните пилоти от пилотната група са:

Fi =

Vd,C n

M dx,C

yi

⋅ yi +

M dy,C

⋅ x i , където:

xi

(8.1.43)

yi и xi са разстоянията между центъра на i-тия пилот и центъра на пилотната група; n е броят на пилотите в пилотната група; Vd,C , Mdx,C и Mdy,C са редуцираната нормална сила и огъващте моменти за центъра на пилотната

група (т. C).

MEd

NEd VEd

M d,c

Hd,c x1 1

Vd,c C

Fi hp

Ph,i

Fh,i

x3 2

β Pv,i = Fi

B L 2 3 1 1 б. а. Фиг. 8.1.9. Натоварване на пилотите в група – изчислителна схема (а) и поемане на хоризонталната сила при наклонен пилот (б)

Видно е, че Fi зависи от разстоянието между центъра на пилота и центъра на пилотната група, означено с xi (yi). При това xi (фиг. 8.1.9 а) има положителна стойност, когато разстоянието се мери по посока на действие на момента (обратното важи за отрицателните знаци). Определянето на силите (и моментите) в пилотите при точни изчислителни модели е невъзможно да бъде извършено без помощта на подходящ софтуер. В зависимост от типа на софтуера взаимодействието между пилотната рамка и почвата може да се моделира отново по „земно-реактивния” метод. Подобно решение е приемливо както по отношение на силите в пилотите, така и по отношение на разрезните усилия в тях. За статическото решение се използват програми като SAP, Tower, Robot Structural и пр. Третата възможност е да се определят силите и моментите в пилотната рамка на базата на програми, работещи по метода на крайните елементи, като се отчита материалната и геометричната нелинейност. Тези решения са най-точни, но изискват специализиран софтуер като Plaxis, GeoStudio и ANSYS. (8) За големите ексцентрицитети в натоварването

Има случаи, при които ексцентрицитетът в натоварването е голям. Ако той е постоянен, равномерно натоварване на пилотите в групата (каквато е целта при проектиране) може да се постигне чрез изместване на групата по посока на ексцентрицитета. Преместването трябва да бъде толкова, че остатъчният момент да бъде малък. Когато моментите са знакопроменливи, също може да се намери такова конструктивно изместване (по посока на по-големия ексцентрицитет), че пилотният фундамент да бъде натоварен по386

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

благоприятно. В този случай регулирането на силите може да стане и чрез увеличаване на разстоянията между пилотите по посока на действие на момента. Казаното тук важи в случаите, когато имаме най-опростения модел за ставна връзка пилот-ростверк и липса на контакт между плочата и почвата. Когато решаваме задачата за силите в пилотите по втория и третия модел (споменати погоре), се оказва, че големите ексцентрицитети не са така „опасни” поради факта, че пространствената пилотна рамка се опира в почвата, моментите се гасят бързо и силите в пилотите съвсем не са тези, както получените по горната формула (8.1.43). Всъщност, при по-точно отчитане поведението на пилотната рамка, поемането на моментите (пък и на хоризонталните сили) в действителност се оказва не така проблемно. В заключение и във връзка с натоварването на пилотите и влиянието на ексцентрицитетите върху това отбелязваме, че при работа със земно-реактивния метод коравините на контактните пружини (по повърхността на ростверковата плоча) се подбират така, че не повече от 20% от товарите да изтичат директно чрез контакта „плоча-почва”. Това „предписание” (препоръка) се отнася само за „чистите” пилотни фундаменти. (9) Поемане на хоризонталната сила в ростверка

Хоризонталните сили в ростверка се поемат по принцип от вертикалните и от наклонени пилоти. Във всеки фундамент следва да има поне два вертикални пилота, а всички останали да са симетрично наклонени спрямо директрисата на хоризонталната сила. Казаното важи основно за забивен тип пилоти, поради това че не всяка машина може да изпълнява наклонени изливни пилоти. Поемането на хоризонталната сила се решава чрез ограничението за хоризонталното преместване

δ (фиг. 8.1.9 б) на ростверка, което е 1-2 cm. При тези изчисления ефектът от наклонените пилоти (ка-

то допълнителен ефект) е значителен, което личи от формулата за остатъчната хоризонтална сила

Fh,i =

VC −

 Ph, i n

, където Ph,i = Fi .tg βi .

(8.1.44)

Именно за тази остатъчна сила Fh,i се изисква да не предизвика премествания на ростверка, поголеми от допустимите (например 1,5 cm). С приближение се приема, че след отчитане на приноса на наклонените пилоти, всички разпределят равномерно остатъчната сила като вертикални елементи. Т.е. изчислението на хоризонталното преместване се извършва по формулите за вертикален пилот. При много големи хоризонтални сили проектното решение трябва или може да включва и използване на анкери. (10) Слягане на пилотен фундамент

Сляганията на пилотните фундаменти по принцип са малки. Независимо от това, при чувствителните на деформации конструкции, следва да бъдат изчислени сляганията на фундаментите и при необходимост да бъдат ограничени. Сляганията се изчисляват на базата на схемата от фиг. 8.1.10 a (приема се фиктивен плосък фундамент чрез ъгъл на влияние ϕav / 4 ) за средни напрежения при върха на пилотите от характеристични товари. При изчисленията е необходимо да се приемат:

α=

ϕav 4

, където ϕav =

 hi ϕi  hi

(8.1.45)

Изчисляването на слягането се извършва в обхвата на активната зона по формулата

s0 = β

z =H a

 E 0,iz,i hi ,

(8.1.46)

при спазване на процедурата, изложена в Глава 3. т. 1.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

387

ϕav

a V Ed

ϕav

qav

0,2

σγ Ha

B’

σz

L’

B’

а. б. Фиг. 8.1.10. Изчислителна схема за определяне на слягането (а) и якостни проверки за ростверка – примерна изчислителна схема (б) L’

(11) Якостни проверки за ростверка

Ростверкът (надпилотната плоча) се проверява на продънване и срязване по схемата от фиг. 8.1.10 б. Проверката се извършва за сила на продънване

VEd,red = VEd - ΣFi ,

(8.1.47)

като Fi е сумата от силите в пилотите под основата на пирамидата на продънване. Напреженията на срязване се проверяват за призматичното сечениe на контура на колоната, както и за сечение по ръба на колоната (сечение 1-1 на фиг. 8.1.10 б). Проверката на продънване (вж. БДС-EN1992-1-1: 6.4.4(2) се прави за пирамидално сечение за основен критичен периметър (u1), ограничен в зоната до 2,0d от ръба на колоната. Задължително се проверява критичен периметър, съответстващ на разрушение между пилотите и колоната, показано на фиг. 8.1.10 б, ако той попада в зоната 2,0d. Изчислява се напрежението при срязване

vEd = VEd,red / (u.d) , където:

(8.1.48)

VEd,red е редуцираната сила на продънване; u е критичният периметър; d е полезната височина на сечението на ростверка. От проверките на огъване за характерни сечения на ростверка се определя и необходимата надлъжна армировка. 8.1.4. ОСНОВЕН ПРИМЕР. Изчисления по геотехническата част при проектирането на пилотен фундамент

В примера се определят основните параметри на пилотен фундамент при следното натоварване (за основна изчислителна комбинация – “1,35Gk +1,5Qk ”). 388

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Таблица 8.1.20. Компоненти на въздействието Изчислителни Характеристични стойности стойности Vd = 16400 kN Vk = 12900 kN Hd,x = 1520 kN Hk,x = 1070 kN Hd,y = 1240 kN Hk,y = 910 kN Md,x = 1590 kNm Mk,x = 1120 kNm Md,y = 2220 kNm Mk,y = 1530 kNm

Пилотното фундиране се изпълнява от ниво 6,00 m спрямо терена (ниво основна плоскост ростверк -8,00 m). С 3 сондажа и земно-механични проучвания e установенa геоложката картина, показана на фиг. 8.1.11. Земната основа се представя до дълбочина 30 m от почвени разновидности, включващи пясъци и глини с различни включения и различни мощности и свойства. В Таблица 8.1.21. са показани установените чрез проучването свойства. Таблица 8.1.21. Свойства на почвените пластове – характеристични стойности Наименование

Мощност МС1 m 1,50 3,00 5,00 3,00 5,00 1,00 >8,00

Насип Чакъл, заглинен Прахов пясък Прахова глина Прах. пес. глина Дребен пясък Среден сбит пясък

0,00 -2,00

Мощност МС2 m 2,00 4,00 3,00 5,00 1,00 2,00 >8,00

Mc 1

-5 ,00

-6,00 -8,00 -10 ,00 -12 ,00

Насип

-24,00

0,00 -2,00

Прахов пясък

НПВ -8,00 Прахова глина

Обемно тегло

cu,k

qc,k

Eb,k

ϕk

сk

kN/m3 15,00 18,90 17,3/8,2 8,9 9,10 8,9 9,4

kPa 88 135 -

МPa 21,0 4,5 6,7 8,4 6,3 14,5

kPa 45000 10000 9000 14000 16000 24000

° 37 26 19 21 29 33

kPa 8 6 17 18 2 3

γk

Mc 2

Чакъл

Прахово-песъчлива глина

-19,00 -20 ,00

Мощност МС3 m 2,00 5,00 2,00 4,00 2,00 4,00 >7,00

Насип

-6,00 -9,00 -13,00

Прахов пясък Прахова глина Прахово-песъчлива глина

-20 ,00

Среден пясък средно сбит с прослойки от едър пясък

-30,00

Mc 3

Чакъл

-1 8,00 Дребен пясък

0,00 -2,00

Чакъл

-7,00 -9,00 -12,00

-30,00

Прахов пясък Прахова глина Прахово-песъчлива глина

-1 7,00 Дребен пясък

Дребен пясък Среден пясък средно сбит с прослойки от едър пясък

Насип

-21,00 Среден пясък средно сбит с прослойки от едър пясък

-30,00

Фиг. 8.1.11. Резултати от проучването чрез 3 броя МС (1) Съображения за пилотно фундиране

Сградата е 18 етажна, скелетно-безгредова конструкция, административна. Изискваната дълбочина на фундиране е 1/10 от височината й или около 6,00 m. Тази дълбочина е достатъчна за едно подземно ниво. Фундирането с обща плоча попада в основа, представена от прахови почви – прахов пясък и прахова глина. Праховата глина е под ниво почвени води. Мощността ѐ е средно 4 m и е в средно пластична консистенция. Пластът над нея – прахов пясък с дебелина средно 3,50 m също е неподходящ за фундиране на подобна сграда. Неговото изчислително натоварване е преценено на около 150–175 kPa. Общите модули на деформация на тези два пласта са малки, а тези пластове ще проявят най-големи слягания. Приблизителните изчисления за слягане на сградата, фундирана на обща плоча, показва Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

389

очаквано слягане над 20 cm, което се преценява за недопустимо. Последното съображение за избор на пилотно фундиране е свързано с възможността за втечняване на пласта, представен от прахов пясък, непосредствено под фундаментната плоча. Предвид значимостта на сградата е избрано „чисто” пилотно фундиране. Конкурентен вариант е смесено фундиране от типа „pile-raft”. (2) Избор на размери и носеща способност на пилота

Приема се фундиране с пилоти D880 (D = 88 cm; u = 2,76 m; Ab = 0,608 m2; I = 0,03 m4), изпълнявани от ниво -7,00 m и работещи от ниво -8,00 m спрямо нивото на терена (фиг. 8.1.12 а и б). Пилотът навлиза 3÷4 m в пясъка (min 2D) и под петата му остават > 4,00 m здрав пласт (min 4÷5D). Пилотите се изпълняват с обсаждане. Характеристичната стойност на носещата способност на пилота се изчислява за данните от трите сондажа. За целта е избран методът на DIN за изливни пилоти. Изчисленията са направени по аналогия с пример 1., данните от изчисленията са показани в следващите таблици. (2.1) Изчисления с данни от МС1 Таблица 8.1.22. Данни за МС1 Наименование

Мощност МС1

Обемно тегло

cu,k

qc,k

Насип Чакъл, заглинен Прахов пясък Прахова глина Прах. пес. глина Дребен пясък Среден сбит пясък

m 1,50 3,00 5,00 3,00 5,00 1,00 > 8,00

kN/m3 15,00 18,90 17,3/8,2 8,9 9,10 8,9 9,4

kPa 63 130 -

МPa 20,2 5,9 4,6 7,4 7,3 16,0

γk

В следващите таблици са показани изчисленията за определяне на носещата способност. Mc 2

0,00

Y 380

330

-9,00

Прахов пясък

Прахова глина

-13,00 140

Прахово-песъчлива глина

180

Среден пясък средно сбит с прослойки от едър пясък

-24,00

-1 8,00 Дребен пясък -20 ,00

5 240

-8 ,00

2 240

-6,00 ниво настилка -7 ,5 0

7 140

140

Vd Md,y C Hd,x

-30,00

а.

б.

Фиг. 8.1.12. Приети параметри на пилотния фундамент (а) и разположение на пилотите в пилотната група (б)

390

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Таблица 8.1.23. Изменение на върховото съпротивление qb,k(s) и силата на върховото съпротивление Rb,k(s) в зависимост от слягането

s , cm

Слягане 0,02D 0,03D 0,10D s = 3,00 cm

1,76 2,64 8,80 3,00

Rb,k(s) = qb,k(s) . Ab , MN

qb,k(s) , MPa 1,12 1,44 3,10 -

0,680 0,874 1,880 (R’ b,k ) 0,933 (R’’b,k )

Забележка: Изчисленията са направени съгласно Таблица 8.1.9. Максималната стойност Rs,k(s) се достига при слягане:

ss,g = 0,5.Rs,k(s) + 0,5 = 0,5.2,809 + 0,5 = 1,905 cm ≤ 3,0 cm. Допуска се слягане на пилота s = 3,00 сm или s = 0,034D. За това слягане върховото съпротивление е (Таблица 8.1.23. – пропорционално получено) R’’b,k = 0,933 MN. Таблица 8.1.24. Максимални стойности на страничното съпротивление qsk,i и силата на страничното съпротивление Rsk,i Пласт, i

Дебелина Показател за qsk,i , hi , m MPa пласта Прахов пясък 2,00 qc,k = 5,9 MРа 0,047 Прахова глина 2,00 cu,k = 63 kРа 0,032 Прах. пес. глина 7,00 cu,k = 130 kРа 0,046 Дребен пясък 1,00 qc,k = 7,3 MPа 0,058 Среден сбит пясък 4,00 qc,k =16,00 MРа 0,120 Сила на страничното съпротивление Rs,k(s) =

Rsk,i = u.hi .qsk,i , МN 0,259 0,176 0,889 0,160 1,325 2,809

Забележка: Стойностите за qsk,i [Mpa] са определени от Таблица 8.1.10. Получени за профила на МС1:

• максимална носеща способност R’c,k = Rs,k(s) + R’b,k = 4,69 MN; • за гранично слягане на пилота от s = 3 cm, R”c,k = Rs,k(s) + R’’b,k = 3,74 MN. (2.2) Изчисления с данни от МС2 Таблица 8.1.25. Данни за МС2 Наименование

Мощност МС1

Обемно тегло

cu,k

qc,k

m 2,00 4,00 3,00 5,00 1,00 2,00 > 8,00

kN/m3 15,00 18,90 17,3/8,2 8,9 9,10 8,9 9,4

kPa 92 105 -

МPa 23,0 4,5 6,8 13,5

Насип Чакъл, заглинен Прахов пясък Прахова глина Прах. пес. глина Дребен пясък Среден сбит пясък

γk

Таблица 8.1.26. Изменение на върховото съпротивление qb,k(s) и силата на върховото съпротивление Rb,k(s) в зависимост от слягането Слягане 0,02D 0,03D 0,10D s = 3,00 cm

s , cm 1,76 2,64 8,80 3,00

qb,k(s) , MPa 0,95 1,22 2,70

Rb,k(s) = qb,k(s) . Ab , MN 0,577 0,741 1,639 (R’ b,k ) 0,793 (R’’b,k )

Забележка. Изчисленията в таблицата са направени по аналогия с тези, отразени в Tабли-

ца 8.1.23.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

391

Таблица 8.1.27. Максимални стойности на страничното съпротивление qsk,i и силата на страничното съпротивление Rsk,i Пласт, i

Rsk,i = u.hi .qsk,i ,

Дебелина Показател за qsk,i , hi , m MPa пласта Прахов пясък 1,00 qc,k = 4,5 МРа 0,036 Прахова глина 4,00 cu,k = 92 kРа 0,039 Прах. пес. глина 5,00 cu,k = 105 kРа 0,041 Дребен пясък 2,00 qc,k = 6,8 МРа 0,054 Среден сбит пясък 4,00 qc,k = 13,5 МРа 0,108 Сила на страничното съпротивление Rs,k(s)

МN 0,099 0,431 0,566 0,298 1,192 2,586

ss,g = 0,5.Rs,k(s) + 0,5 = 0,5.2,586 + 0,5 = 1,793 cm ≤ 3,0 cm За допускано слягане на пилота s = 3,00 сm (прието) или s = 0,034D, върховото съпротивление

R’’b,k = 0,793 MN.

Получени за профила на МС2:

• максимална носеща способност R’c,k = 1,639 + 2,586 = 4,22 MN; • съответстваща на граничното слягане от s = 3 cm, R”c,k = 3,38 MN. (2.3) Изчисления с данни от МС3 Таблица 8.1.28. Данни за МС3 Наименование

Насип Чакъл, заглинен Прахов пясък Прахова глина Прах. пес. глина Дребен пясък Среден сбит пясък

Мощност МС1

Обемно тегло

cu,k

qc,k

m 2,00 5,00 2,00 4,00 2,00 4,00 >7,00

kN/m3 15,00 18,90 17,3/8,2 8,9 9,10 8,9 9,4

kPa 109 170 -

МPa 19,8 3,1 4,8 15,0

γk

Таблица 8.1.29. Изменение на върховото съпротивление qb,k(s) и силата на върховото съпротивление Rb,k(s) в зависимост от слягането Слягане 0,02D 0,03D 0,10D s = 3,00 cm

s , cm

qb,k(s) , MPa

Rb,k(s) = qb,k(s) . Ab , MN

1,76 2,64 8,80 3,00

1,05 1,35 3,00

0,638 0,820 1,824 0,877

Таблица 8.1.30. Максимални стойности на страничното съпротивление qsk,i и силата на страничното съпротивление Rsk,i Пласт, i

Дебелина Показател за qsk,i , hi , m MPa пласта Прахов пясък 1,00 qc,k = 3,1 МРа 0,025 Прахова глина 3,00 cu,k =109 kРа 0,041 Прах. пес. глина 5,00 cu,k =170 kРа 0,054 Дребен пясък 4,00 qc,k = 4,8 МРа 0,038 Среден сбит пясък 3,00 qc,k =15,0 МРа 0,120 Сила на страничното съпротивление Rs,k (s)

Rsk,i = u.hi .qsk,i , МN 0,069 0,339 0,745 0,419 0,994 2,566

ss,g =0,5.Rs,k(s) + 0,5 = 0,5.2,566 + 0,5 = 1,783 cm ≤ 3,0 cm За допускано слягане на пилота s = 3,00 cm или s = 0,034D, върховото съпротивление e R’’b,k = 0,877 MN. 392

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Получени са за профила на МС3:

• максимална носеща способност R’c,k = 1,824 + 2,566 = 4,39 MN; • за гранично слягане от s = 3 cm, R”c,k = 0,877 + 2,566 = 3,44 MN.

(2.4) Резюме на резултатите от изчисленията по трите сондажни профила

Основните резултати от изчисленията са показани в Таблица 8.1.31. Таблица 8.1.31. Резултати от изчисленията по трите геоложки профила (МС1, МС2 и МС3) Профил

R’b,k , MN

R’’b,k , MN

Rs,k , MN

ssg , cm

R’c,k , MN

R”c,k, MN

1,880 1,639 1,824

0,933 0,793 0,877

2,809 2,586 2,566

1,905 1,793 1,783

4,689 4,225 4,390

3,742 3,379 3,443

МС1 МС2 МС3

Окончателно характеристичните стойности на Rb,k и Rs,k се определят чрез корекции с корелационните коефициенти ξ по формулa (8.1.5):

(

 Rc ,m

Rc ,k = Min 

)mean (Rc ,m )min 

; .   ξ3 ξ4   От получените резултати се определят: • средноаритметичната стойност на резултатите от трите профила за носеща способност:

(R’c,m)mean = 1/3.(4689 + 4225 + 4390) = 4435 kN. • минималната стойност от изчислената носеща способност:

(R’c,m)min = 4225 kN.

(

 R' c,m

R' c,k = Min   

)mean (R' c,m )min 

ξ3

;

ξ4

 

 4435 4225  = Min  ; ;  1, 33 1, 23 

R' c,k = Min 3334; 3435 = 3334 kN . Корелационните коефициенти ξ са отчетени от Таблица 8.1.1-Б за случай на изчислителен метод и за брой на изчислените профили n = 3. Отчетени са ξ3 = 1,33 и ξ4 = 1,23. Изчислителната носеща способност на пилота на натиск Rc,d, се получава oт (8.1.6а):

R’c,d = Rc,k / γt = 3334 / 1,1 = 3031 kN. Съгласно DA2 γt = 1,1. По аналогичен начин се определя носещата способност на пилота в експлоатационни условия (за прието слягане s=3,00 cm):

(R’’c,m)mean = 1/3.(3742 + 3379 + 3443) = 3521 kN. (R’’c,m)min = 3379 kN.  3521 3379  ;  = Min ( 2647; 2747 ) = 2647 kN ;  1, 33 1, 23 

R'' c,k = Min 

R’’c,d = 2647 / 1,1 = 2406 kN (γt=1,1). (3) Брой и разпределение на пилотите

Предварително броят на пилотите се избира по:

n≈

Vd 16400 = 1,1. = 5, 95 ; приемат се 7 броя пилоти. Rc,d 3031

(със завишение от 10% за теглото на ростверка) Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

393

Пилотите се подреждат в компактна група съгласно фиг. 8.1.12 б, при осово разстояние между пилотите 3,0D = 2,70 m и до края на ростверка 0,30 m. (4) Изчислително натоварване на пилотите

Пилотите са запънати в ростверковата плоча. При това условие пилотната рамка следва да бъде изследвана в среда от крайни елементи или да бъде използван земно-реактивен модел за решение на пилотни рамки в земна среда. Приблизително решение Натоварването на пилотната група (за центъра й) е:

Vd = 16400 kN, Hx,d = 1520 kN, Hy,d = 1240 kN, Mx,d = 1590 kNm, My,d = 2220 kNm. Силата на теглото на ростверка е:

Wf,k = 6.(1/2(3,8.3,3).1,8.25) = 1693 kN; Wf,d = γG .Wf,k = 1,35.1693 = 2285,6 kN; Vd + Wf,d = 16400 + 2285,6 = 18686 kN. Забележка: Пилотите се изпълняват като изливни, с отнемане на почвата в сондажите. Поради това, теглото им се пренебрегва (Wp,i = 0). Използването на приблизителната формула (8.1.43) (ставна връзка между пилотите и ростверка) M y,d V + Wf,d M x,d Fi,d = d yi ± n xi , ± n

yi  i

xi  i

за определяне на силите в пилотите, дава следните резултати: 7

xi  i

= 2.2,82 + 4.1,42 = 23,52 m2;

yi  i

= 4.2,42 = 23,04 m2;

18686 1590 2220 + yi + x i = 2669 + 69, 4.y i + 93,5.x i . 7 23, 04 23,52 Получени са изчислителни сили в пилотите по номера:

Fd,i =

Пилот, i xi , m

1 +1,40

2 -1,40

3 +2,80

4 0,0

5 -2,80

6 +1,40

7 -1,40

yi , m

+2,40

0,0

-2,40

Fd,i , kN

2966,5

2704,7

2930,8

2669,0

2407,2

2633,3

2371,5

Максималното натоварване на пилот е F1,d = 2903,0 kN, която стойност e по-малка от изчислителната носеща способност Rc,d = 3031,0 kN, което означава, че е спазено изискването за носещата способност на пилотите, т.е.

Fmax= F1,d = 2903,0 kN < Rc,d = 3031,0 kN. Забележка: Трябва да се има предвид, че използваната формула е приблизителна, а не точно решение. Точното решение на пилотната рамка в еластична среда ще даде значително по-равномерно натоварване на пилотите и ще бъде изпълнено условието за носещата способност на максимално натоварения от тях. (5) Преместване на пилотния ростверк (поемане на хоризонталното натоварване)

Точното решение може да бъде направено само ако пилотният фундамент се изчисли като рамка в еластична среда. Тук се представя решението съгласно препоръките на ПППФ/93, като се отчита запъването на пилота в ростверка. 394

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Изследването е за основна комбинация „1,35Gk +1,5Qk ”, за която: сумарните изчислителна хоризонтална сила и огъващ момент са:

H d = H x,d 2 + H y,d 2 = 1520 2 + 1240 2 = 1961 kN ; M d = M x,d 2 +M y,d 2 = 1590 2 + 2220 2 = 2731 kN . Приема се, че единичният пилот поема 1/7 от натоварването. Т.е. всеки пилот в експлоатационно състояние е натоварен с

Fh,d = (1/7).1961 = 280 kN. Геометрични параметри: D = 0,88 m; I = 0,03 m4; Eb = 30 000 MPa. За почвите от горните 10D = 8,80 m от пилота се приема, съгласно Tаблица 8.1.19., коефицент

k = 5000 kPa/m2.

Изчисляват се:

D = 1 + 0, 88 = 1, 88 m ; α=5

k .D 5000.1, 88 =5 = 0, 401 . E b .I 30000000.0, 03

За α.L = L’ = 0,401.16 = 6,42 m е отчетено:

А0 = 2,441; В0 = 1,621; С0 = 1,751. δ HH =

A0 2, 441 = = 0, 000042 ; 3 α .E b I 0, 401 .30000000.0, 03

δ HM =

B0 1, 621 = = 0, 0000112 ; 2 α .E b I 0, 401 .30000000.0, 03

δ MM =

C0 1, 751 = = 0, 00000485 . α .E b I 0, 401.30000000.0, 03

Приема се запъващият момент:

Mo = −

δMH 0, 0000112 ⋅ H o (= Fh,d ) = − ⋅ 280 = -646 kNm. δMM 0, 00000485

Преместванията в главата на пилота са:

x 0 = δ HH .H 0 + δ HM .M 0 = 0, 000042.280 - 0, 0000112.646 = 0, 00452 m (Без отчитане на запъването на пилота в ростверка, преместването е x0 = 0,0118 m, а завъртането

ψ 0 = δ MH .H 0 = 0, 0000112.280 = 0, 00314. )

Преместването на ростверка (което е равно на преместването на пилотните глави) и завъртането на главата на пилота са по-малки от граничните, т.е.

Δx = xo = 0,00452 m < 0,01 m (гранично преместване); По отношение на носещата способност на фундамента за хоризонтална сила проверката е следната: при гранично преместване 0,01 m, носещата способност на пилотния фундамент е /вж. формула (8.1.41)/:

Rh,k = n ⋅

Δlim  δMH   δHH − δHM .  δMM  

=7×

0, 01 0, 00001122 0, 000042 0, 00000485

= 4338 kN .

(n е броят на пилотите в групата, в случая няма наклонени)

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

395

Изчислителната стойност на носещата способност е:

Rh,d =

Rh,k

γR

4338 = 3615 kN . 1, 2

Hd = 1961 kN < Rh,d = 3615 kN. Без отчитане на запъването: Δ 0, 01 Rh,k = n. lim = 7. = 1667 kN ; ( δHH ) 0, 000042

Rh,d =

Rh,k

γR

1667 = 1389 kN ; 1, 2

Fd = 1961 kN > Rh,d = 1389 kN. Забележка: В показаните проверки не са отчетени страничното съпротивлене от земен натиск и съдействието на подовите стоманобетонни настилки. (6) Проверка за експлоатационно състояние (проверка на слягането)

Счита се, че поради близките стойности на обемното тегло на двата материала – бетон и почва, деформации под върховете на пилотите ще бъдат проявени само от натоварването от връхната конструкция. Освен това се приема, че влияние върху средните вертикални деформации или върху слягането, няма да окажат огъващите моменти и хоризонталните сили върху ростверка на фундамента. При тези условия слягането се изчислява за харатеристичната стойност на вертикалния товар Vk, към което е добавено теглото на ростверка Wf,k:

q av =

N k + Wf,k Ab

12900 + 1693 = 235 kPa . 62, 2

За определяне на слягането, пилотният фундамент се приема (съгласно ПППФ-96) за фиктивен плосък фундамент с кръгла основна плоскост. Дълбочината на „фундиране” е 18,00 m; фиктивният фундамент е с диаметър на основната плоскост (вж. фиг. 8.1.13. и фиг. 8.1.10 а)

Dd = 6,0 + 2.16,0.tg 5,3° = 8,9 m, като ϕav / 4 = 5,3°. На фиг. 8.1.13. е показана изчислителната схема за определяне на слягането s на фиктивния плосък фундамент. Площта на основната плоскост на кръглия фиктивен фундамент е:

Аb =π . 8,92 / 4 = 62,2 m2. Изчисленията на слягането са извършени съгласно т. 3.1., като резултатите са показани в Tаблица 8.1.32: Таблица 8.1.32. Резултати от изчисленията за слягането т.

z, m

α,°

σz , kPa

σγ , kPa

1 2 3 4 5 6

1,5 4,5 7,5 10,5 13,5 16,5

0,97 0,64 0,36 0,22 0,13 0,10

227,9 150,4 84,6 51,7 30,6 23,5

202,5 230,7 258,9 287,1 315,3 343,3

0,2σγ , kPa

hi , m

40,5 3,00 46,1 3,00 51,8 3,00 57,4 3,00 63,1 3,00 68,6 3,00 Сумарно слягане:

E0 , kPa 24000 26400 28800 31200 s =

s, m

0,0199 0,0120 0,0062 0,0035 0,042 m

В горната таблица z e разстоянието от нивото на върховете на пилотите до средната точка на iтата ламела, а вертикалното напрежение σz е определено по σz = p.αo (вж. Глава 3.). Общите модули на деформация са определени с използване на SPT изследвания, което е направено в съответствие с изложеното в Глава 2. 396

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

-6,00 Кота настилка

4,00

Прахова глина γ '= 8,9 kN/m3

5,00

НВ

Прахова песъчлива глина γ '= 9,1 kN/m3

γ '= 8,9 kN/m3

ϕav / 4 16,00

5 ,3 °

Прахов пясък γ = 17,3 / 8,2 kN/m3

2,00

1,00

1,80

0,30

Vk =12900 kN Wf,k =1693 kN

σ γ = 105,6 kPa

Дребен пясък

qav=235 kPa

3,00 3,00

0,2σ γ

3,00

Прието Ha=12.00 m

σz

Среден пясък

γ '= 9,4 kN/m3

0,2σ γ =σ z

3,00

σ γ =188,4 kPa

4,00

8,90

Фиг. 8.1.13. Изчислителна схема за определяне на слягането на пилотния фундамент

Получено е слягане s < slim (4,2 cm < 8 cm), което може да бъде прието за максимално възможно (в рамките на точността на използвания метод). Забележка: По–горе беше прието гранично слягане на пилота 3 cm. Отбелязваме, че това е преместване/слягане на единичен пилот, а не на пилотния фундамент, който сляга 4,2 cm. Допълнителна литература

(DIN 1054). DIN 1054/2005. Baugrund. Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau. (Circular No 8). Design and construction CFA piles-Circular No 8, 2007. (O’Neil, 1999). O’Neil, L. Rees. Drilled Shafts. FHWA1999. (Bowles, 1997). Bowles, J. Foundation analysis and design, 1997, San Francisco, International Editian. (Tomlinson, 2007). Tomlinson, M. Pile design and construction practice, 6th Ed. Taylor and Francis group, London, 2007.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

397

8.2. ФУНДИРАНЕ С КЛАДЕНЦИ Кладенците – като фундаменти, представляват цилиндрични или с друга форма тела от стоманобетон, изпълнени в почвената основа (фиг. 8.2.1.). Използват се за тежки фундирания и когато здравите пластове са на по-голяма дълбочина. Изпълнението на кладенци над 15,0 m се счита за нецелесъобразно.

N Ed .

2R 2r

. . ..

нв . . .. .

.. . ..

. .

W σ а. б. Фиг. 8.2.1. Кладенчов фундамент (а) и различни конструкции на ножове (б) В тази точка се разглеждат само кладенци, използвани за фундаменти. 8.2.1. ТЕХНОЛОГИЧНИ ВЪПРОСИ

На фиг. 8.2.1 а е показан напречен разрез на кладенчов фундамент с кръгло напречно сечение. Основните му части са цилиндрично тяло, завършващо с нож – нож на кладенеца и две плочи. Преходна плоча, която по подобие на ростверковата при пилотите, поема товарите от конструкцията и ги предава върху кладенеца и дънна плоча – разпределяща това натоварване в земната основа. Долната част на кладенеца - ножът на кладенеца (фиг. 8.2.1 б) е с дебелина min 30 cm и се изпълнява скосена (под ъгъл α), за да „реже” по-добре почвата при навлизане. Ъгълът на скосяване зависи от „якостта” на почвата, през която ще преминава кладенецът и е в границите от 30° (за слаби почви) до 70° (за здрави почви). Ширината на ножа b в основата е 0,20÷0,60 m. В зависимост от избраните стойности за b, α и дебелината на кладенеца δ, се изчислява и височината на ножа hn . В практиката се използват различни конструкции ножове, като показаните на фиг. 8.2.1 б. Кладенците за фундиране се изпълняват с диаметри – от технологичните 2,50 m до 20 и повече метри (не само за фундаменти). Дебелината на стените им се изчислява с оглед на технологията и техниката на тяхното спускане, но се приема не по-малка от 20 cm. Технологията на изпълнение на един кладенец се свързва с необходимостта кладенчовото тяло (без дънната и преходната полоча) да бъде спуснато – „вкарано в почвата”. Това може да стане под действие на собственото му тегло или принудително (натиснато с използване на анкери или претоварено). Когато кладенчовото тяло се спуска в почвата под действие на собственото му тегло, дебелината на стените му следва да бъде такава, че тялото да може да навлиза в почвата, преодолявайки нейното съпротивление. Самото навлизане е възможно само при едновременното подкопаване (освобождаване на пространство – фиг. 8.2.2 а) на кладенеца. При това кладенците се изпълняват на 2 до 4 секции, което се отчита при тяхното технологично проектиране. .

секция секция

.. . . . .. ...... . .... .

.... . . .. ...... . .

. ..... .. . .

. . .. ..... . .... .. . ...... ...

.... .

.. .. . . .. ...... НВ . ..... . . ... ..... .

.... . . ...... . .. .

...... . . . . НВ ...... .... .... . . ..

Суспензия .. .. . . ....... . .

.. .. . . ....... . .

... ... . ....... . .

.... . . ..... .. . . .

. . . .. . . ........ . .

. . .. . . ........ . .

а. б. в. г. Фиг. 8.2.2. Технология на спускане на кладенци (а) и мерки за намаляване на страничното съпротивление (б,в,г) 398

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Контролът на потъването е важен технологичен елемент. Воденето на кладенеца става със съответна схема на подкопаване, с помощта на неравномерно претоварване, с използването на анкери, направляващи скелета и др. Дебелината на стените на кладенците, когато те се спускат, зависи от страничното съпротивление по стените на кладенчовото тяло. За да бъде намалено това съпротивление (фиг. 8.2.2 в), стените могат да бъдат скосени (1:20) или настъпалени, да бъде изпълнен зъб навън (8–12 cm) на кладенчовия нож или да се използват глинести суспензии по начина, по който това е показано на фиг. 8.2.2 г. За същите цели се използват добавки в състава на контурния бетон (полиетилен на гранули и др. подобни), листови покрития или външни обмазки (епоксидна смола и пр.). Съпротивлението може да бъде намалено (а оттам и дебелината на кладенчовото тяло) чрез вибриране, чрез воден подмив или чрез др. специализирани прийоми. Нататък се разглежда геотехническата страна на проектирането на кладенчови фундаменти. 8.2.2. ПРОЕКТИРАНЕ НА КЛАДЕНЧОВИ ФУНДАМЕНТИ

Кладенците се проектират в строителни и експлоатационни условия и ситуации, като се отчитат следните въздействия (фиг. 8.2.1.), които представляват: –

товари от конструкцията;

–

собствено тегло на кладенеца;

–

натоварване от земен натиск (активен и/или земен натиск в покой), вкл. вследствие на полезни товари;

–

натоварване от укрепителни суспензии (ако се използват);

–

натоварване от почвени води;

–

странични сили – съпротивление вследствие на триене по стените на тялото;

–

реакция на почвата върху ножа на кладенеца при спускане;

–

земна реакция под дънната плоча;

–

други.

8.2.2.1. Изчисления за строителни състояния (ситуации)

Проектните изследвания в условията на строителството се извършват за определени ситуации, в които попада конструкцията на кладенеца в процеса на неговото спускане в почвата.

. .. ...... .

2R 2r

. .

. . .. . .... . ..

R s ,k

. .

R s,k

h .. .... ... . .... ........ .... . . . .... . .

.... . ..... ..

. ... ..... .

. .

.... .

z=0.65h

.... .

.. . . . .

2R 2r

.... . ... .... .

Rs,k

Rs,k. h

a. б. в. Фиг. 8.2.3. Изчислителни схеми за спускане (а), за откъсване на кладенчовото тяло (б) и за проверка на воден подем (в) (1) Условие за спускане на кладенчовото тяло

Условието „подкопаното кладенчово тяло да потъва под действие на силата на собственото си тегло” (фиг. 8.2.3 а) се представя с

Wd ≥ Rs,k / γR ,

(8.2.1)

при което: - изчислителната сила на собствено тегло Wd се определя на базата на обема на кладенчовото тяло, при частен коефициент за собствено тегло γG,stb = 0,90 и с отчитане на строителните допуски (ad ); Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

399

- страничното съпротивление Rs,k (максимална сила на триене – носеща спoсобност) се определя в зависимост от почвите, през които преминава кладенецът, по израза n

R s,k = u . α i .q sk,i .hi , където

(8.2.2)

i =1

u e периметърът на кладенеца; hi – дебелината на i-тия пласт, през който преминава кладенецът; qsk,i – страничното съпротивление по стената на кладенеца за i-тия почвен пласт;

αi = 0,70 при разрохкване на почвата от отстъпа на ножа; αi = 1,0 за зоната на ножа и за нож без отстъп. Коефициентът за носеща способност на странично съпротивление се приема γR = 0,8÷0,9, а приетата дебелина на стената се закръглява на 5 cm. Забележка: При изчисляване на теглото на кладенеца се взема предвид водният подем от почве-

ните води.

(2) Проверка за откъсване на кладенеца

При проектиране се предвижда ситуация, при която част от кладенчовото тяло увисва (фиг. 8.2.3 б). Това може да стане при подкопан кладенец, в момент, когато почвата зад стените се свлича във вътрешността. Тогава той увисва с височина, която се приема 0,65h. Изисква се:

Zd ≤ Nt,Rd , където

(8.2.3)

Nt,Rd е носещата способност на армировката на опън. Силата на увисване (фиг. 8.2.3 б) е:

Zd = γG .2.π.R.δ .0,65h.

(8.2.4)

(3) Проверка срещу изплуване UPL състояние

Предполага се, че кладенецът е с изпълнена дънна плоча. Проверява се условието

Ed,dst ≤ Ed,stb + Rs,d .

(8.2.5)

В случая дестабилизиращо е действието на водния подем, т.е.:

Ed,dst = γG,dst .Uk = γG,dst .γw .hw , където

(8.2.6a)

γw е обемното тегло на водата; hw – дълбочината под нивото на почвените води (вж. фиг. 8.2.3 в). Стабилизиращо е въздействията на собственото тегло на кладенеца и съпротивлението (носещата способност) на мобилизираното околно триене:

Ed,stb = (Wk + Wp,k).γG,stb , където

(8.2.6б)

Wp е теглото на дънната плоча; hw – дълбочината под нивото на ПВ (- - - -), Rs,d = Rs,k / γR ,

(8.2.6в)

където коефициентът за носещата способност се приема γR = 2,0, а Rs,k се определя по формула (8.2.2). Тази проверка се прави за кладенци, които не са навлезли поне 1,0D в глини. (4) Напрежения в кладенчовото тяло (4.1) От равномерно натоварване

Проверяват се напреженията в кладенчовото тяло от ососиметрично натоварване от земен натиск и хидростатичен натиск (от почвени води). Изисква се натисковата сила NЕd във всеки един пръстен (избран условно с височина 1–2 m) за всяко ниво (фиг. 8.2.4 а) да удовлетворява

NEd ≤ NRd . 400

(8.2.7) Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

.... .

.... . . ... ..

. .. ...... .

p. w

. .

. .... . . .. .

p...a....

. .. . .

... . .

Ep Ea

p. a + pw

pa + pw .

B B a. б. Фиг. 8.2.4. Изчислителна схема при равномерно (а) и неравномерно (б) натоварване

Оразмеряването се извършва съгласно изискванията на Еврокод 2, а проверката може да е меродавна само при тънкостенни кладенци. (4.2) От неравномерно натоварване

Неравномерно натоварване в равнината на условно приети пръстени по нива (фиг. 8.2.4 б) може да се получи, когато кладенчовото тяло потъва неравномерно или се подкопава неравномерно. При тези условия на подкопаване се получава момент, в който кладенецът е подпрян в една точка. В стремежа кладенчовото тяло да се завърти – той се опира в почвата и тя го натоварва чрез своята реакция (фиг. 8.2.4 б). За една четвъртина от пръстена се приема, че изменението на земния натиск pa се извършва по израза

p = p A (1 + ω' sin α ) , където:

ω=

pB ; ω’ = ω - 1 pA

(8.2.8а) (8.2.8б,в)

pA и pB – са опорните стойности на натоварването (фиг. 8.2.4 б) като: –

при липса на външен отстъп се работи с pА = p0 , т.е. земен натиск в покой и pB / pA = 1,30;

–

при наличие на външен отстъп се работи с активен земен натиск;

–

при използване на укрепителни суспензии натоварването е от суспензията ps и се приема pB / pA = 1,15.

При направените предпоставки разрезните усилия в характерните точки А и B се изчисляват по:

MA,d = –0,1488.pА,d.Rax2.ω’ ; MB,d =

+0,1366.pА,d.Rax2.ω’

;

(8.2.9а) (8.2.9б)

NA,d = pА,d.Rax.(1 + 0,7854ω’ );

(8.2.10а)

NB,d = pА,d.Rax.(1 + 0,5ω’ );

(8.2.10б)

VA,d = VB,d = 0.

(8.2.11)

Посочените формули са за предварителни изследвания, в тях с Rax е означен радиусът до оста на стените (на средната повърхнина). Окончателните проектни изчисления се извършват със специализирани програми. (5) Изчисления за кладенчовия нож

Проверяват се три специфични състояния, като изчисленията се извършват за линеен метър от тялото, без да се отчита пръстеновидното действие.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

401

W’

pa + pw H

п.

R’s,n

пер

пе р

b m

а. Първо състояние

pa + pw

п.

R’s,n

W’

hн

V1 V2 R m

б. Второ състояние

в. Трето състояние

Фиг. 8.2.5. Три строителни състояния на кладенчовия нож (5.1) Първо строително състояние

Изпълнена е първа секция на кладенеца и за кофраж на ножа се използва уплътнена почва (фиг. 8.2.5 а). Силата на теглото за линеен метър вертикална ивица от кладенеца е W’. Тя предизвиква земна реакция в контакта „нож-почва'', за която може да се запише: От условията за равновесие следват изразите за силите V1 и V2 :

V1 = W ' ⋅

b b+

; V2 = W ' ⋅

1 1 +

; H = V2.tg (α - β).

(8.2.12)

(Реакцията върху наклонената част на ножа R е под ъгъл β (ъгъл на триене) спрямо нормалата). 1-1.

Проверката при това състояние е свързана с поемането на усилията за опасното сечение на ножа (5.2) Второ строително състояние

Кладенчовото тяло е достигнало половината дълбочина (фиг. 8.2.5 б), изградено е изцяло и ножът е забит в почвата на дълбочина 1,0 m (или поне hn ). Върху ножа отвън действа натоварването от земен и хидростатичен натиск рa и рw . Силите на земната реакция за линеен метър са:

V = V1 + V2 = W’ - R’s , като:

W' =

π .D

⋅W

(8.2.13)

(W е цялото тегло на кладенеца). Силата на страничното съпротивление (триене) е

R’s = 0,5.Σqs,i.hi .

(8.2.14)

Неизвестните V1, V2 и H се определят както по-горе (8.2.12), а силата на триене в контура на ножа е

R' s,n =

R' s ⋅ hn . 0,5.h

(8.2.15)

Тези четири сили предизвикват разрезни усилия в сечение 1-1, които се поемат от бетона и армировката. (5.3) Трето строително състояние

Кладенецът е спуснат до проектна кота (фиг. 8.2.5 в) и е подкопан. Натоварен е отвън само със земен и хидростатичен натиск и странично съпротивление. Силата на триене в областта на ножа се приема:

R' s,n = 0, 9.W ' ⋅

hn . h

Разрезните усилия за сечение 1-1 се поемат от бетона и армировката. 402 Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(8.2.16)

8.2.2.2. Експлоатационни състояния (1) Проверка на напреженията в основната плоскост

Проверката не е регламентирана в ЕК-7. Тя може да се използва само за определяне на първоначалните размери на кладенеца (диаметъра на кладенеца). Изчисленията се правят с характеристични товари за фиктивен плосък фундамент (фиг. 8.2.6 а), като се използва условието

qav,k ≤ qR – за стойности на qR вж. Таблица 7.1.3. и формула (7.1.8), където: q av,k =

Vk ϕ   π . R + h.tg av  4  

, където:

(8.2.17)

α = ϕav / 4 (вж. фиг. 8.2.6 a). (2) Проверка на носещата способност

Носещата способност се проверява чрез изискването

Vd < Rv,d , като Rv,d = Rv,k / γR . Изчислителната стойност на силата на носещата способност (Rv,d) се определя: - при Df / D ≤ 2,0 изчислението е както за плоски фундаменти; - при Df / D ≥ 2,0 изчислението е както за дълбоки фундаменти – например по Березанцев или Meyerhof [1] (вж. Глава 3. т. 2.).

(Df е дълбочината на фундиране) Забележка: Препоръчват се изчисления на Rd по двата метода, като за меродавен резултат се приема по-малкият. Частните коефициенти за носещата способност γR са както при плоски фундаменти. NEk

NEk

2R 2r α

HB . .

. . .

. .

2R 2r

. .

. ... . ..... .. ..

Wk q av

q av Ha

σz

0,2

σγ

h2 h3

а. б. Фиг. 8.2.6. Изчислителни схеми за проверка на напреженията в основната плоскост (а) и за изчисляване на деформациите (слягането) (б) (3) Слягане на кладенчови фундаменти

Слягането на почвата под кладенчови фундаменти се извършва по схемата, изложена в предишната точка за пилотни фундаменти, свеждаща се до метода на послойното сумиране на деформациите за приета активната зона на слягане. И тук кладенчовият фундамент се привежда до условен плосък (кръгъл), с диаметър (фиг. 8.2.6 б):

D = d + 2.H.tg α, където

(8.2.18)

α = ϕav / 4 (вж. т. 8.1.3(10) – Слягане на пилотен фундамент) Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

403

Напреженията, за които се търсят деформациите, се получават само въз основа на теглото на кладенеца и полезния товар. ПРИМЕР

Да се направят геотехническите изчисления за кладенчов фундамент на стълб на мост при следните данни: Натоварване Таблица 8.2.1. Редуцирани въздействия (конструктивни товари) за оста в прехода стълбфундамент Комбинация

Gk + Qk 1,35.Gk + 1,5.Qk

N NEk = 29650 kN NEd = 41500 kN

M MEk = 5650 kNm MEd = 7500 kNm

V VEk = 4200 kN VEd = 5100 kN

Геоложки условия

ва:

До дълбочината на проучване (20,0 m) са установени три почвени пласта със съответните свойстТаблица 8.2.2. Характеристични свойства на почвите Пласт

1. Прахово-песъчлива глина 2. Среден средно сбит пясък 3. Едър ср. сбит пясък с чакъл

kN/m3

γk’

ϕk o

kPa

18,4 -

8,7 8,8 9,2

0,95 0,78 0,72

0,42 -

14 32 35

16 3 2

8000 28000 38000

125 300 350

γk

cк

qRo

На фиг. 8.2.7. е показан напречен разрез на кладенеца с приети размери заедно с данните от геоложкия разрез. Прието е навлизане на кладенеца с 2,00 m във втори пласт – среден пясък. Прието е също: •

външен диаметър на кладенеца D = 7,20 m (получен на базата на предварителни изчисления за проверка на носещата способност на почвата, подобни на показаните тук и по-долу);

•

височина на кладенеца h = 12,00 m;

•

височина на кладенчовия нож hn = 2,00 m (избрана при съображение за необходима дебелина на дънната плоча);

•

дебелина на кладенеца δ = 1,10 m (на база предварителни изчисления, подобни на показаните по-долу);

•

параметри на ножа m = 0,40 m, b = 0,80 m, наклон β = 68°; външен отстъп δ' = 10 cm.

Технологични условия за проектните изчисления: Изчисленията нататък се провеждат при технологично изискване за изпълнение на изкопа за кладенеца. Отнемането на почвата е с грайферен багер с твърдо стебло. Работи се под вода (от НПВ надолу), като в крайните етапи на работа се извършва водочерпене, с което се поддържа денивелация на водата «вън-вътре» от 4,00 m. А. Строителни състояния (1) Проверка за потъване на кладенеца (EQU гранично състояние)

Технологично се предвижда при изпълнението на кладенеца да се спазват две изисквания: максимално понижение на водата „вътре” – 11,50 m, т.е. ножът е задължително под вода и второ – максималната денивелация на водата „вътре-вън” е 4,00 m. При тези условия са проверени два варианта на кладенеца: Монолитен – класическо изпълнение с дебелина на стената δk = 1,10 m и изпълнение с използване на глинена суспензия и дебелина на стената δk =0,50 m. И в двата варианта външният диаметър на кладенеца е D = 7,20 m. 404

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(0,00)

(-7,50)

500 НПВ

γ=18,4 kN/m3; γ'=8,7 kN/m3;

НПВ(in)

0,0

8,00

24,0

40,0

56,0

72,0

83,4

90,6

97.8

104,9

200

ϕk =14;ck =16 kPa; Ic=0,42. Ka=0,61; Ko=0,76

28,3(21,0)

0 0,00

103,9(77,0)

48,0

141,6(104,9)

79,8 1

111,9*

108,5 67,8

40,0 2

12 117,5* 3 75,2

20,0

повече от 700

(-13,50)

qk =27,6 kPa

400

1200

Праховопесъчлива глина

600

150

(-1,50)

110 qk

740

W(in)

60,0

174,4(129,2) 109,6(79,4)

3 120,3(89,1)

po,d(po,k )

Среднозърнест средно сбит пясък

γ'=8,8 kN/m3;

ϕk =32; ck =3 kPa

Едър сбит пясък с чакъл 15%

γ'=9,2 kN/m3;

ϕk =35; ck =2 kPa

Фиг. 8.2.7. Избрани размери с натоварване от земен и хидростатичен натиск. (в скоби са показани характеристичните стойности на земния натиск)

Изисква се спазване на условието (8.2.1) – Wd ≥ Rs,d . •

Вариант „класически” с δk = 1,10 m

Wk = π.(5,00 + 1,10).1,10.(10.25 + 2.15) = 5899,6 kN. Wd = γG,stb .Wk = 0,90.5899,5 = 5309,5 kN.

γ’b =15 kN/m3 - обемното тегло на бетона под вода. (Тук средният диаметър е 6,10 m и само ножът (hn = 2,00 m) е под нивото на водите); n

R s,k = u . α i .hi .q sk,i ; i =1

Rs,k = π.(5,00 + 2,20).[(3,00.11 + 3,00.14 + 2,00.17 + 2.20).0,7 + 2,00.48]; Rs,k = 4528,4 kN. При γR = 0,85 (прието)

Rs,d = Rs,k / γR = 4528,4 / 0,85 = 5207,7 kN. Забележка: Стойностите за qsk,i са приети по Таблица 8.1.4. (за пилоти), в зависимост от вида на почвата – прахова глина с Ic = 0,42 и среднозърнест средно сбит пясък.

За разрохкване на почвата от отстъпа на ножа се приема α = 0,70; за зоната на ножа α = 1,00. Условието: Wd ≥ Rs,d  5309,5 > 5207,7 kN е изпълнено.

•

Вариант „с бентонит” с δk = 0,50 m

Условията за изпълнение са същите – отстъп в ножа и денивелация на водите – max 4,00 m. В този втори вариант странично съпротивление има само в зоната на ножа (hn = 1,00 m)

Wd = γG .Wk = 0,90.π.(7,20 - 0,60).0,50.(6,00.25 + 6,00.15) = 2238,2 kN. (Тук средният диаметър е 6,70 m и само ножът (hn = 1,00 m) е под нивото на водите); Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

405

Rs,d = Rs,k/γR = u  α i .hi .q sk,i / γ R = π.7,20.1,00.1,0.48 / 0,8 = 1356,5 kN. i =1

γR = 0,80 (прието); за зоната на ножа α = 1,00. Условието: Wd ≥ Rs,d  2238,2 > 1356,5 kN е изпълнено. По-надолу за разработка се приема масивният «класически вариант». (2) Проверка на напреженията в кладенчовото тяло

Проверките за напреженията в кладенчовото тяло се правят за прието разделяне на цилиндричното тяло на независими пръстени, като всеки един от тях изпитва различно натоварване в процеса на спускане на кладенеца. Тук се изследва състоянието „спуснат кладенец на проектна кота”, което състояние може да не е меродавно за всички пръстени. Натоварването върху кладенчовото тяло е от земен и от хидростатичен натиск (2.1) Натоварване от земен натиск (постоянен товар - Gk)

За ниво (-1,50) m, от което започва кладенецът, натоварването от собствено тегло на почвата е:

qk = γk.h = 1,50.18,4 = 27,6 kPa; qd = γG.qk =1,35.27,6 = 37,3 kPa. Забележка: EQU състоянието изисква изчислителни стойности на почвените параметри съгласно Таблица 8.2.2. и Таблица 1.2. в Глава 1.

За двата почвени пласта коефициентите на активен земен натиск са:

Ka,k = tg 2(45° - ϕk / 2); Kak,1 = tg 2(45° - 14°/2) = 0,61; Kak,2 = tg 2(45° - 32°/2) = 0,31. Забележка: При отстъп в ножа натоварването в строително състояние е от активен земен натиск, а само в зоната на ножа е от земен натиск в покой. За интервал 0-1 (фиг. 8.2.7.):

(

)

0 p a,d = γ G . q k .K ak,1 − 2.c k,1 K ak,1 ; 0 p a,d = 1,35.(27,6.0,61 - 2.16. 0, 61 ) = 1,35.(16,8 - 25,0) = -11,1 kPa (пренебрегва се);

(

)

1 p a,d = γ G . γ k,1 .h1 .K ak,1 + q k .K ak,1 − 2c k,1 K ak,1 ; 1 p a,d = 1,35.(18,4.6,0.0,61 + 16,8 - 25,0) = 79,8 kPa.

За интервал 1-2:

p1’a,d = p1a,d = 79,8 kPa; 2 p a,d = γ G . ( γ k,1 .h1 + γ ' k,1 .h2 ) K ak,1 + q k .K ak,1 − 2c k,1 K ak,1  ;





2 p a,d = 1,35[(18,4.6,0 + 4,0.8,7).0,61 + 16,8 - 25,0] = 108,5 kPa.

За интервал 2-3: 2' p a,d = γ G . ( γ k,1 .h1 + γ ' k,1 .h2 ) K ak,2 + q k .K ak,2 − 2c k,2 K ak,2  ;





2' p a,d = 1,35[(18,4.6,0+4,0.8,7).0,31+27,6.0,31-2.3 0, 31 ] = 67,8 kPa;

3 p a,d = γ G . ( γ k,1 .h1 + γ ' k,1 .h2 + γ ' k,2 .h3 ) K ak,2 + q k .K ak,2 − 2c k,2 K ak,2  =





= 1,35.[(18,4.6,0 + 4,0.8,7+2,0.8,8).0,31 + 27,6.0,31 + 2.1,8. 0, 31 ] = 75,20 kPa.

406

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(2.2) От хидростатичен натиск

Прието е частично водочерпене за поддържане на денивелация между водните нива вън-вътре равна на max. 4,00 m. При тези условия опорните стойности на диаграмата от хидростатичен натиск са: „вън” – pw,d = hw .γw = 6,00.10 = 60 kPa; „вътре” – pw,d = h’w .γw = 2,00.10 = 20 kPa. Получените диаграми на земен и хидростатичен натиск са показани на фиг. 8.2.7. (2.3) Напрежения в кладенчовото тяло от равномерно натоварване

Съгласно натоварването, показано на фиг. 8.2.7. са направени изчисления за нормалните сили по пръстени с височина 1,00 m по формулата

N A = NB = pa,d

p a,d .D ax

, където 2 – натоварване за оста на пръстените (фиг. 8.2.7.);

Dax – среден диаметър на кладенеца (Dax = 6,10 m). (2.4) Неравномерно натоварване

Състоянието се свързва с възможно наклоняване на кладенеца в процеса на потъване. Разрезните усилия в двете характерни точки (фиг. 8.2.8.) са:

MA = -0,1488.Pa,d.Rax2.ω’ ;

MB = +0,1366.pa,d.Rax2.ω’ ;

NA = pa,d.Rax.(1-0,7854ω’ );

NB = pa,d.Rax.(1 + 0,5ω’ );

VA = VB = 0, Nb

Pa+Pb

Mb Pa

Na Фиг. 8.2.8. Изчислителна схема за определяне на лимитиращите разрезни усилия където ω =

pB ; ω’ = ω - 1,0, прието ω = 1,25; Rax = 3,05 m – среден радиус на кладенеца. pA

Резултатите от направените изчисления са показани в Таблица 8.2.3. Таблица 8.2.3. Строително състояние – оразмерителни усилия за кладенчовото тяло Пръстен I II III IV V VI VII VIII IX X XI XII

pA,d kPa

0 8,0 24,0 40,0 56,0 72,0 83,4 90,6 97,8 104,2 111,9* 117,5*

pw,d kPa

0 0 0 0 0 0 5 15 25 35 40 40

NAa=NBa kN

0 24,4 73,2 122,0 170,8 219,6 254,4 276,3 298,3 317,8 341,3 358,4

NAw=NBw kN

0 0 0 0 0 0 15,2 45,8 76,2 106,8 122,0 122,0

kNm

0 2,8 8,3 13,8 19,4 24,9 28.9 31,3 33,8 36,1 38,7 40,7

0 2,3 9,0 15,0 21,1 27,1 31,5 34,1 36,8 39,3 42,2 44,3

0 29,2 87,6 146,0 204,3 262,7 304,3 330,6 356,9 380,2 408,3 428,7

0 27,4 82,3 137,2 192,1 247,1 286,2 310,9 335,6 357,5 384,0 403,2

* Средни напрежения от земен натиск в покой. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

407

Означения в таблицата:

pA,d – средно напрежение от земен натиск за пръстена; pw,d – средно напрежение от хидростатичен натиск за пръстена; NAa – нормална сила за пръстена от равномерно натоварване от земен натиск; NAw – нормална сила за пръстена от хидростатичен натиск; NA , MA – разрезни усилия от неравномерно натоварване от земен натиск. Забележка: Пълните усилия се получават след сумиране с единичното състояние «хидростатичен

натиск».

(3) Проверка на кладенчовото тяло «на откъсване». Сила на откъсване

Приема се, че кладенчовото тяло е в проектно състояние и е подкопано. Вследствие на възможно обрушване на почвата – кладенецът увисва. Получава се опънна сила, за която се предвижда съответно армиране. Приема се големината на опънната сила:

Zd = 0,65.Wd = 0,65.γG .Wk = 0,65.1,35.Wk = 5176,9 kN, където Wk =π.(5 + 1,10).1,10.(10.25 + 2.15) = 5899,6 kN; (4) Разрезни усилия в ножа на кладенеца

Определят се разрезните усилия в ножа на кладенеца в условията на три характерни строителни състояния. Кладенецът се изпълнява на секции – 3 x 4,00 m. (4.1) Първо строително състояние

Изпълнена е първата секция с височина 4,00 m и кладенецът е на повърхността. Приети са следните параметри на ножа: височина hn = 2,00 m, банкет b = 0,40 m и m = 0,80 m; αn = 68°. Приема се ъгъл на триене между ножа и «кофриращата почва» β = ϕ = ϕd = ϕk /γϕ = 28°/1,00 = 28° (кофрирането е в изкуствено оформен завършек на почвата от първи пласт, получен с уплътнен по повърхността едър пясък с малко глина, за който е прието γϕ = 28°). Теглото на линеен метър от кладенеца е:

Wk’ = 1,00.1,10.4,00.25 = 110 kN/m; Wd’ = 1,35.110 = 148,5 kN/m. Съгласно фиг. 8.2.9 а

V1,d +V2,d = Wd’  pz.0,40.1 + 0,5(pz.0,80)=148,5 kPa  pz = 185,6 kPa. Равнодействащите сили на приетата реакция на почвата са:

V1,d = 0,40.185,6=74,2 kN/m; V2,d = 1/2(185,6.0,80)=74,2 kN/m. Хоризонталната компонента на силата на реакцията на почвата R e:

Hd = V2,d .tg (αn - β ) = 74,2.tg (68° - 28°) = 62,3 kN/m. Оразмерителните усилия за сечение 1-1 са:

N1-1 = Wd’ =148,50 kN/m; V1-1 = Hd = 62,30 kN/m; M1-1 = 74,2.0,30 - 72,2.0,37 + 62,3.(2/3).2,0 = 78,6 kNm/m. (4.2) Второ строително състояние

Кладенецът е изграден изцяло, потънал е наполовина и ножът му е забит в почвата. Ножът е на ниво (-7,50 m). Изчислителната схема е показана на фиг. 8.2.9 б. Натоварването в обхвата на ножа е от земен натиск в покой (вж. фиг. 8.2.7.). 408

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Коефициентите на земен натиск в покой за двата пласта са:

Kоk,1 = 1 – sin ϕk = 1 – sin 14° = 0,76; ϕd = arctg [tg (ϕk /γϕ) ] = 14°; (γϕ = 1,0) → Kоd,1 = 0,76;

Kоk,2 = 1 – sin ϕk = 1 – sin 32° = 0,47; → Kоd,2 = 0,47. На фиг. 8.2.7. е показана диаграмата на земен натиск в покой, като опорните стойности са: за интервал 0-1 (фиг. 8.2.7.): 0 p0,d = γ G . (q k .K 0k,1 ) = 1,35.(27,6.0,76) = 28,3 kPa;

1 p0,d = γ G . ( γ k,1 .q k .K 0k,1 + q k .K 0k,1 ) ; 1 p0,d = 1,35.(18,4.6,0.0,76 + 27,6.0,76) = 141,6 kPa;

за интервал 1-2: 1' 1 p0,d = p0,d = 141, 6 kPa; 2 p0,d = γ G . ( γ k,1 .h1 + γ ' k,1 .h2 ) .K 0k,1 + q k .K 0k,1  ; 2 p0,d = 1,35[(18,4.6,0 + 4,0.8,7).0,76 + 27,6.0,76] = 174,4 kPa;

за интервал 2-3: 2' p0,d = γ G . ( γ k,1 .h1 + γ ' k,1 .h2 ) .K 0k,2 + q k .K 0k,2  ; 2' p0,d = 1,35[(18,4.6,0 + 4,0.8,7).0,47 + 27,6.0,47] = 109,6 kPa;

3 p0,d = γ G . ( γ k,1 .h1 + γ ' k,1 .h2 + γ ' k,2 .h3 ) .K 0k,2 + q k .K 0k,2  ; 3 p0,d = 1,35.[(18,4.6,0+4,0.8,7+2,0.8,8).0,47+27,6.0,47] = 120,3 kPa.

Нивото на ножа в това строително състояние е (-7,50 m) (фиг. 8.2.7.). В случая (като по-неблагоприятно) се приема коефициент на въздействие от земен натиск в покой γG,fav = 1,00. В този случай в обхвата на ножа (фиг. 8.2.9 б) напреженията от земен натиск в покой са съответно: a a p0,d = γ G,fav .p0,k = 1,0.77,0 = 77,00 kPa; (za = -4,00 m)

b b p0,d = γ G,fav .p0,k = 1,0.104,9 = 104,9 kPa; (zb = -7,50 m) 110

W'd

200

V2 R

125

σm

E"o V2

104,9

σm V1

109,6

E'o

Rs,n

E"o

40 14

Rs,n

8 =6 90

200

E'o

125

77,0

200

125

110

W'd

110

120,3

а. Първо състояние б. Второ състояние в. Трето състояние Фиг. 8.2.9. Изчислителни схеми за трите строителни състояния на ножа на кладенеца Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

409

•

Силите от земен натиск в обхвата на ножа са: 1 2 E 0,d =77,0.2,00=144,0 kN/m; E 0,d =0,5.(104,9-77,0).2 = 27,9 kN/m.

•

Съпротивителна сила. За (1/2)H или за потъналата половина на кладенеца, силата на съпротивлението по стената на кладенеца за линеен метър е: n

R’ s,k = u  α i .hi .q s,i = [(2,00.10 + 2,00.14).0,7 + 2,00.16] = 65,6 kN; 1

R’s,d = γG .R’s,k = 1,35.65,6 = 88,6 kN/m. (вж. и т. (1) от същия пример – за глина с Ic = 0,42 са отчетени: qsk,1 = 10 kPa; qsk,2 = 14 kPa и

qsk,3 = 16 kPa).

Забележка: В случая съпротивлението R’s,k има смисъл на въздействие по отношение на търсените разрезни усилия за сечение 1-1, затова и изчислителната му стойност се получава с частния коефициент за неблагоприятни постоянни въздействия γG =1,35.

Приема се, че силата на страничното съпротивление в обхвата на ножа е: R' 88, 6 R' sn,d = s,d .hn = .2, 0 = 29,5 kN / m. 0,5.h 6 Определя се и втора стойност за силата на странично съпротивление в ножа, като следствие от действието на земен натиск (вж. фиг. 8.2.7.):

R’sn,d = E0,d .tg ϕd = 0,5.(103,9 + 141,6).2,00.tg (14°) = 61,2 kN/m. Нататък се приема максималната стойност за R’n,d , т.е.

R’sn,d = max (29,5 ; 61,2) = 61,2 kN/m. •

Собственото тегло на кладенеца за линеен метър е

W’d = γG .W’k = 1,35.(1,10.12,00.25) = 445,5 kN/m. •

Максималната стойност на земната реакция (фиг. 8.2.9 б) се определя от условието ΣV = 0, т.е.:

V1,d + V2,d = (W’d - R’s,d); pz .0,40.1 + 0,5.pz .0,50.1 = (445,5 - 61,2)  pz = 591,2 kPa. •

Силите V и H :

V1,d = 0,40.591,2 = 236,5 kN/m; V2,d = 0,5.0,50.591,2 = 147,8 kN/m; Hd = V2.tg (α - β) = 147,8.tg (68° - 9,3°) = 243,1 kN/m. •

Оразмерителни усилия за сечение 1-1:

N1-1 = V1,d + V2,d - R’sn,d = 236,5 + 147,8 – 61,2 = 323,1 kN/m; 1 2 V1-1 = Hd - E 0,d – E 0,d = 243,3 – 144,0 – 37,9 = 61,40 kN/m;

M1-1 = 243,1.(0,75+(2/3).1,25) + 61,2.0,50 + 236,5.0,30 - 147,8.0,07 - 7,9.(2/3).2 - 144,00.1,00 = 281,7 kNm/m. (4.3) Трето строително състояние

Състоянието се характеризира с това, че кладенецът е достигнал проектна кота (-13,50 m) и е подкопан. Изчислителната схема за състоянието е показана на фиг. 8.2.9 в. За изследваното състояние, като по-неблагоприятно за теглото на кладенеца, се приема:

W’d = γG,fav.W’k = 1,00.[1,10.(6,00.25 + 6,00.15) = 264,00 kN/m. (Нивата на водата „вътре” и „вън” съвпадат, отчита се воден подем – т.е. по-неблагоприятното състояние). 410

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Съпротивителната сила в зоната на ножа се приема:

R' sn,d = •

W' d 264, 00 ⋅ hn = ⋅ 2, 0 = 44, 00 kN / m. 12 h

Сили от земен натиск (фиг. 8.2.7.): a p0,d = 109,6 kPa;

a p0,d = 120,30 kPa; 1 E 0,d = 109,6.2,00 = 219,20 kN; 2 E 0,d = 0,5.(120,3 - 109,6).2,0 = 10,7 kN.

•

Оразмерителни усилия за сечение 1-1:

N1-1 = незначителна – кладенецът е увиснал чрез страничното съпротивление (W’d = R’s,d); 1 2 V1-1 = E 0,d – E 0,d + Wd = 219,2 + 10,7 + 80,00 = 309,9 kN/m;

M1-1 = 10,70.(2/3).2,00 + 219,2.1,00 + 80,00.1,00 = 313,5 kNm/m. В изчисленията е взета предвид и силата на водата PW = 80 kN (предпоставка за понижено ниво до кота -11,50). Като по-неблагоприятна се оценява ситуацията, дефинирана като трето строително състояние, при което кладенецът е потънал до кота (-11,50 m) и е подкопан. Проверката за това състояние се извършва по аналогичен начин. (5) Проверка за воден подем (UPL състояние)

Проверява се състоянието „изпълнена само дънна плоча”. Изчислителната схема е показана на фиг. 8.2.10.

NEk

Wp,k

Rs,d

НПВ

Wk НПВ

500 740 600

600

НПВ

Wp,d

НПВ 500 740

Wb,k

pav Ud

qav U

a. б. Фиг. 8.2.10. Изчислителни схеми за воден подем (а) и за проверка на напреженията (б) •

тегло на кладенеца (за UPL състояние - γG,stb = 0,9)

Wd = γG .Wk = 0,90.π.(5 + 1,10).1,10.12,00.25 = 5688,7 kN; •

тегло на дънната плоча

Wp,d = γG .Wp,k = 0,90.(π.52/4).2,00.25 = 883,00 kN; •

сила на страничното съпротивление:

Rs,k = 4528,4 kN (вж. по-горе т. (1) от същия пример); Rs,d = Rs,k /γR. = 4528,4 / 2,0 = 2264,2 kN (за кладенци се приема γR = 2,00, като коефициент на съпротивление по стените на кладенеца, когато той е подложен на воден подем); Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

411

•

вертикалната компонента

Vd = Wd + Wp,d - Rs,d = 5688,7 + 883,00 – 2264,2 = 4307,5 kN; •

силата на водния подем е

Wd = Wk = (π.7,42/4).7,00.10,0 = 3009,1 kN (Предвижда се ситуация, при която e настъпило по-

вишение на почвените води с 1,00 m).

Условието: Vd ≥ Wd  4307,5 > 3009,10 kN e изпълнено. Б. Експлоатационни състояния (1) Проверка на средните напрежения в основната плоскост

Проверката се извършва с характеристични стойности на товарите: Комбинация Gk + Qk

•

NEk = 29650 kN

MEk = 5650 kNm

VEk = 4200 kN

тегло на кладенеца (без вода вътре)

Wk = π.(5 + 1,10).1,10.12,00.25 = 6320,80 kN; •

дънна плоча (hb = 2,00 m)

Wb,k = π.R2.hb.γb = π.2,502.2,00.25 = 981,0 kN; •

преходна плоча (hp = 2,00 m)

Wp,k =π.R2.hp .γp = π.2,502.2,00.25 = 981,0 kN; •

сила на водния подем

Uk =π.R2.hW.γw =π.3,72.6,00.10 = 2579,2 kN; Vk = NEk + Wk + Wb,k + Wp,k - Uk ; Vk = 29650 + 6320,8 + 981,0 + 981,0 - 2579,2 = 35354 kN. (Влиянието на огъващия момент и V-силата не се отчита.) Поради наличие на значително по-слаба почва в зоната от 0,00 до 11,50 m фиктивната основна плоскост отчита „съдействие” само за втори пласт, т.е. „приведеният” радиус е:

Rb = 3,70 + 2.tg (32°/4) = 3,98 m;

q av =

Vk 35354 = = 710, 8 kPa . Ab π .3, 982

Изчислителното натоварване в основната плоскост е (приблизително решение):

qRb = qRo .[1 + k1.(B – 1,0)] + k2 .γav .(Df – 2,0); qRb = 300.[1 + 0,125.(6,55 – 1,0)] + 2.14,1.(13,5 – 2,0) = 832,4 kPa. Условието: qav < qRb  710,8 < 832,4 kPa е изпълнено. (2) Проверка на носещата способност на кладенчовия фундамент

Проверката на носещата способност се извършва при следните условия: Фундаментът е кръгъл, дълбоко заложен при: •

дълбочина на фундиране Df = 13,50 m;

•

диаметър на кладенеца D = 7,20 + 2.0,10 = 7,40 m;

•

фундаментът попада и навлиза на 2,00 m в среднозърнест средно сбит пясък с ϕd = 32o; cd = 3,0 kPa и γd = 8,80 kN/m3;

•

товари/въздействия на ниво преход “колона-фундамент”: Комбинация „1,35Gk+1,5Qk ”

412

NEd = 41500 kN

MEd = 7500 kN

VEd = 5100 kN

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

•

средното обемно тегло по дълбочината на фундиране е

γt,k = (7,50.18,4 + 4,00.8,7 + 2,00.8,8)/13,50 = 14,10 kN/m3. •

теглото на кладенеца (без вода „вътре”)

Wd = Wk.γG = 1,35.[π.(5 + 1,10).1,10.12,00.25] = 8533,1 kN; •

дънна плоча (hb = 2,00 m)

Wb,d = 1,35.(π.R 2.hb.γb,k ) = π.(2,502.2,00.25) = 1324,4 kN; •

преходна плоча (hp =2,00 m)

Wp,d = 1,35.(π.R 2.hp .γp,k ) = π.(2,502.2,00.25) = 1324,4 kN; •

сила на водния подем (благоприятно действие)

Ud = γG,fav.π.R 2.hW.γw = 1,0.π.3,72.6,00.10 = 2579,2 kN. Получените редуцирани усилия за основната плоскост са:

Vd = NEd + Wd + Wb,d + Wp,d – Ud ; Vd = 41500 + 8533,1 + 1324,4 + 1324,4 - 2579,2 = 50101,3 kN. Мd = МEd + VEd.Df = 7500 + 5100.13,00 = 73800 kNm. Hd = VEd = 5100 kN. (2.1) Решение на Бринч Хансен (EK-7 и DIN 1054)

Кладенецът е с отношение Df /D = 13,50/7,40 = 1,82. Носещата способност (вж. Глава 3. т. 2.) тук може се изчисли по формулата

Rv,k = A' . (c .N c .s c .i c + q'.N q .s q .i q + 0,5.γ .B'.N γ .s γ .i γ ) ;

(8.2.19)

Приемат се приведени размери на основната плоскост (като равноплощен квадрат):

B = L = Ab = π .3, 7 2 = 6,55 m ; •

ексцентрицитет в основната плоскост

eb = •

M d 73800 = = 1, 47 m ; 50101 Vd

редуцирани размери на основната плоскост

B’ = B - 2.eb = 6,55 - 2,0.1,47 = 3,61 m; L’ = L = 6,55 m. A’ = B’.L’ = 3,61.6,55 = 23,65 m2. Коефициенти за:

•

носеща способност: ϕ′   N q = e π tan ϕ ′ tan 2  45 +  = e π tan 32,0° .tan 2 ( 45 + 32/2 ) = 23, 30 ; 2  N c = (N q − 1) .cot ϕ ′ = ( 23, 30 - 1 ) .cot 32° = 35, 70 ;

N γ = 2 (N q − 1) tan ϕ ′ = 2 ( 23 , 30 − 1) tan 32° = 27, 80 ; •

форма основната плоскост на фундамента:

s q = 1 + sin ϕ ′ = 1 + sin 32° = 1, 53 ;

sγ = 0,7 ; s c = ( s q .N q − 1) / (N q − 1) = (1,53.23, 30 - 1) / ( 23, 3 - 1) = 1,55 ; •

наклон на натоварването (влияние на хоризонтална сила Hd ):

i c = i q − (1 − i q ) / (N c tan ϕ ) = 0,80 - (1 - 0,80)/(35,7.tan 32°) = 0,79; Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

413

i q = 1 − 0, 7.H d / (V d +A'.c .cot ϕ' )  = (1 - 0,7.5100/50145)3 = 0,80; 3

i γ = 1 − H d / (Vd + A'.c.cot ϕ ′ )  = (1 - 5100/50145)3 = 0,72. Изчисляват се отделните членове във формула (8.2.19):

c .N c .s c .i c = 3,0.35,7.1,55.0,79 = 131,1 kPa;

q'.N q .s q .i q = (14,1.13,5).23,3.1,53.0,80 = 5428,6 kPa; 0,5.γ .B'.N γ .s γ .i γ = 0,5.8,8.3,61.27,8.0,7.0,72 = 222,6 kPa.

Rv,k = 23,65.(131,1 + 5428,6 + 222,6 ) = 136749 kN. Изчислителната носеща способност е:

Rv,d = Rv,k /γR,v = 136794 / 1,40 = 97710 kN; (γR,v = 1,40 съгласно Таблица 1.5. в Глава 1.)

Vd = 50101 kN; Условието: Rv,d ≥ Vd  97710 ≥ 50101 kN e изпълнено. (3) Проверка на деформациите

Проверката на слягането на фундамента се извършва на базата на условен плосък фундамент (тук с кръгла основна плоскост). Схемата на решението е изложена в Глава 3. и е същата, както това е показано в Пример 8.1.4 т. (6). Във всички случаи се изисква ограничаване на деформациите съгласно Националните приложения или се извършва цялостно решение на „констукцията със земната основа”, при което деформациите се отразяват в съответни разрезни усилия в конструкцията. Допълнителна литература

(Bowles, 1997). Bowles, J., Foundation analysis and design, 1997, San Francisco, International Editian.

8.3. ФУНДИРАНЕ В ОТКРИТИ ВОДИ При проектиране на редица съоръжения (мостове, кейове, нефтени платформи, тунели, вятърни генератори и др.) се налага фундиране в открити води (езера, реки, морета, океани). То е свързано с някои особености, които следва да се имат предвид от проектанта. 8.3.1. ПОДХОДИ И ОСБЕНОСТИ ПРИ ФУНДИРАНЕ В ОТКРИТИ ВОДИ

При фундиране в открити води се разглеждат варианти като: •

ограждане посредством временни съоръжения (диги, единични или двойни шпунтови стени или други конструкции) и осушаване на зоната на фундиране;

•

бетониране под вода;

•

фундиране в открити води чрез предварително изготвени фундаментни конструкции (плаващи кесони);

•

фундиране чрез въздушни кесони.

Независимо от избрания вариант на изпълнение на основите, целесъобразността и верността на приетата фундаментна конструкция трябва да бъде доказана с изчисления както в експлоатационно, така и в монтажно състояние. Различни варианти на фундиране в открити води са показани на фиг. 8.3.1. Изискванията при проектирането на едно съоръжение в открити води, не се различава съществено от тези при съоръжения, построени на сушата. Правят се проверките за хлъзгане, срещу преобръщане, разрушение на почвата и се определя слягането. Съществуват някои особености, които следва да бъдат взети предвид, особено при проектиране на конструкции в морски басейни: 414

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

•

Хоризонталните сили при строителни конструкции, разположени в морето, са значително поголеми, за разлика от съоръженията, изградени на суша.

•

Високо разположените приложни точки на силите, по височина на водната повърхност (напр. вълни) предизвиква големи моменти в конструкцията, а в някои случаи и неравномерни натоварвания на почвата.

•

Вертикалните статични товари при повечето конструкции в открити води, вследствие на подемната сила, са относително малки. Намаляването на ефективните вертикални товари в процеса на изграждане и големите хоризонтални натоварвания водят до това, че при строежа в открити води устойчивостта срещу плъзгане често се явява решаваща при проектирането.

•

Съоръженията в открити води и по-специално в морето, са изложени на екстремни натоварвания (напр. от максимална амплитуда на вълната или земетресение, на натоварвания от вълни и вятър с различни направления на действие).

1. С шпунтово укрепване

3. С плаващи кесони

6. С двойна шпунтова стена

2. Със земни насипи (плоско)

4. С кесони

7. Със земни насипи (пилотно)

5. С Кладенец

8. С изкуствен остров

9. Варианти за комбинирано фундиране Фиг. 8.3.1. Фундиране в открити води – варианти на решение [23] Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

415

8.3.2. ФУНДИРАНЕ В ОТКРИТИ ВОДИ ЧРЕЗ ОГРАЖДАНЕ И ОСУШАВАНЕ НА ЗОНАТА НА ФУНДИРАНЕ

При проектирането и изпълнението на ограждащата конструкция се създава водоплътно съоръжение, което да позволи последващото изпомпване на водата, изсушаване на изкопа и изграждане на фундаментите на сухо. Най-често в инженерната практика като ограждащи конструкции се използват земни насипи, единични и двойни шпунтови стени или комбинирано. 8.3.2.1. Земни насипи

Земнонасипно ограждане се използва при спокойни води с малка скорост на течението.

>1.00 m (4 1:2

)

1:2(3 )

НВ

>0.70 m

Принципни размери на насипната конструкция са показани на фиг. 8.3.2. При изграждането на насипите да се спазват изискванията, посочени в т. 4.1.3.

Фиг. 8.3.2. Земнонасипно ограждане, примерни размери 8.3.2.2. Шпунтови конструкции

Шпунтовите оградни конструкции са едни от най-често прилаганите системи при фундиране в открити води. Те са в състояние да осигурят желаната водоплътност на системата, като в същото време технологията им на изпълнение позволява многократното им използване. Съществуват два подхода при изграждане на водозащитни стени от шпунтови профили – с единични шпунтови стени и с двойни шпунтови стени. Ограждане с шпунтови стени се използва при дълбочини, по големи от 4–5 m. (1) Единични шпунтови стени

Използването на единични шпунтови стени за изграждане на водоплътна система и последващо изсушаване на изкопа е метод, аналогичен на укрепването на строителни изкопи с шпунтови профили (вж. Глава 6. т. 3.). Забиването на шпунтовите профили става със стандартни вибратори, чрез пригодени за целта плавателни съдове. Статическата схема е както при шпунтови стени за строителни изкопи, но тук преобладаващото натоварване е от хидростатичен натиск. Стабилитет се осигурява от забитата част на стената и мобилизирания пасивен земен натиск. (2) Двойни шпунтови стени

Двойните шпунтови стени, използвани за ограждане на изкопи в открити води, позволяват реализираното на земни диги, които предпазват изкопа от навлизане на външните води. Дигите се оформят или във вид на цилиндри (фиг. 8.3.3 а) или като правоъгълници с два реда успоредни шпунтови стени (фиг. 8.3.4). Създадените диги работят като гравитационни съоръжения. Стабилитетът им се осигурява от критерия за обща устойчивост. При цилиндрични шпунтови диги диаметърът им се определя от условието (Минков, 1965) (вж. фиг. 8.3.3 б):

D = 1, 33 ⋅ h ⋅

γw , където: γf

(8.3.1)

γw е обемното тегло на водата; γf – обемното тегло на почвата в цилиндъра.

416

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

H- h 2

h/ 3

б.

а. Фиг. 8.3.3. Двойни шпунтови стени – цилиндрични

При изпълнение на правоъгълни шпунтови диги разстоянието между стените се определя от условието (фиг. 8.3.4 б) срещу преобръщане на дигата около точката на завъртане, с израза

B =η ⋅h ⋅

γw , където: 3γf

(8.3.2)

γw е обемното тегло на водата; γf – обемното тегло на почвата в цилиндъра; η – коефициент на модела (приема се в границите 1,20–1,30). Оразмеряването на шпунтовите профили, при правоъгълни диги, за максималния огъващ момент се извършва по схемата на фиг. 8.3.4 в. От същата фигура се определя и силата в разпонките, свързващи двата успоредни реда профили. δ1

Анкер

B/ 2

Анкер

δ2 S

б. а. Фиг. 8.3.4. Двойни шпунтови стени – правоъгълни

в.

В някои случаи, при несвързани, дребнозърнести почви и малка скорост на водния приток, съществува опасност от разуплътняване на земната основа под бъдещия фундамент по време на водочерпенето, независимо от изпълнените оградни конструкции. В тези случаи изкопаването се извършва под вода, а изкопът се отводнява едва след полагане на бетонна възглавница, чрез бетониране под вода. Дебелината на бетонната възглавница се определя от условието за поемане на подемната сила, след отводняването на изкопа. 8.3.3. ФУНДИРАНЕ В ОТКРИТИ ВОДИ ЧРЕЗ БЕТОНИРАНЕ ПОД ВОДА

Фундиране в открити води налага в нередки случаи бетониране на фундаментната конструкция под вода. При непосредствено полагане на бетона под вода част от цимента се измива, което силно влошава качествата на бетонната смес. Този процес се влияе изключително много от скоростта на движение на водата. Правило е бетонирането под вода да се извършва само в спокойни води, при строго определена технологична последователност. Задължително бетонирането се извършва без прекъсване. Изискванията към бетонната смес за подвижност се постига чрез увеличаване на количеството на цимента (300–400 kg/m3) и специален подбор на инертните материали: •

едър добавачен материал от речен чакъл;

•

трошен камък – не повече от 20% от състава на едрия добавъчен материал;

•

едрина на чакъла 5-60 mm, но не повече от половината от светлото разстояние между армировъчните пръти при стоманобетонен фундамент; Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

417

•

пясък – 45 до 50 % от количеството на инертните материали.

Водоциментовото отношение е приблизително 0,8. Консистенцията, определена с конуса на Абрамс, е 14–18 cm. Подвижността и плътността на бетонната смес, може да се подобри, с използване на химически добавки. При бетониране на плитки изкопи под вода полагането на бетоновата смес става последователно от единия ъгъл на изкопа съгласно схемата на фиг. 8.3.5 а. При бетониране под вода в изкопи с поголеми дълбочини се използват потопяеми (контракторни) стоманени тръби (фиг. 8.3.5 б). Бетонът се излива в тръбата, като тя постепенно се повдига. Задължително, с цел да се осигури непрекъснатост на процеса, тръбата остава потопена в излетия бетон на дълбочина минимум 80 cm. Важно условие за правилно провеждане на подводното бетониране е интензивността на бетониране да се съобрази с времето за свързване на бетона. Оптималната интензивност на бетониране е в границите 0,3–0,4 m3/m2h при средна скорост на повдигане на тръбата 0,3–0,4 m/h. Друг метод за бетониране под вода е т.нар. разделно бетониране или бетониране със скелетен бетон. Същността на метода се състои в следното: •

едрият добавъчен материал се насипва в строителния изкоп (представлява около 60-65% от общата бетонна маса и едрината на зърната е в граници 20–130 mm);

•

през предварително оставени тръби (φ50–60 mm, разположени шахматно през 1,5–3,0 m) се нагнетява цименто-пясъчен разтвор (1 част цимент, 1-2 части пясък с едрина на зърната десет пъти по-малка от най-едрите чакъли и водо-циментно отношение 0,8–0,9) с известно количество (0,3–0,5 % от теглото на цимента) пластификатори за увеличаване на подвижността на бетонната смес.

•

бетонът се инжектира през всички тръби едновременно;

•

при пластове с голяма дебелина насипването на чакъла се извършва успоредно с инжектирането на разтвора. бе т

он

~3,0

Ниво на почвените води

0,80-1,0

Шпунт 0,3

а. б. Фиг. 8.3.5. Бетониране под вода: (а) плитки изкопи; (б) дълбоки изкопи

в.

8.3.4. ФУНДИРАНЕ В ОТКРИТИ ВОДИ ЧРЕЗ ПЛАВАЩИ КЕСОНИ

Плаващите кесони представляват плаващи стоманобетонни „сандъци”. Изготвят се на сушата и се изтеглят до строителната площадка и там се спускат (фиг. 8.3.6. и 8.3.7.). След потапянето му вътрешността на кесона се запълва с пясък или бетон. Известно затруднение при фундирането с плаващи кесони е необходимостта от предварителна подготовка на дъното на водоема на мястото, където трябва да бъде монтиран стоманобетонният кесон. Подготовката на основата (дъното) може да се осъществи по различни начини, в зависимост от дълбочината, състоянието на дъното, положението на строителната площадка и необходимата прецизност. Най-често дъното се почиства и заскалява, така че кесонът ляга върху предварително положена и подравнена основа. При скална основа най-целесъобразно е да бъде положена подложка от камък – късове, не по-големи от 10 cm. При потапянето на конструкции на по-голяма дълбочина се препоръчва полагане на основен (подложен, изравнителен) бетон или дъното да бъде инжектирано. 418

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Фиг. 8.3.6. Изграждане на плаващи кесони

Плаващите кесони обикновено са изработени от стоманобетон, стомана или са произведени като комбинирана конструкция. Използването на предварително напрегнат бетон се прилага в краен случай, за плаващи кесони по време на транспортирането, когато би могло да се изиска тънка обвивка nа стената. Строителството на плаващите кесони се извършва на сушата. Оразмеряването на кесона се извършва така, че да е в състояние да поеме усилията в строително, монтажно и експлоатационно състояние. На фиг. 8.3.7. са показани изчислителните схеми за различните строителни състояния.

A P0

M H

W E

W E0

N H

E' 0

A P1 P' 0

Фиг. 8.3.7. Изчислителни (последователно, а,б,в,г,д) схеми при плаващи кесони (Vogt, 2003)

В строително състояние кесонната конструкция е натоварена от собствено тегло и взаимодейства с почвената основа на сушата (фиг. 8.3.7 а). По време на транспортирането, в плаващо състояние, върху стената на кесона действа воден натиск W, а върху основата му – воден подем А - взаимодействието е с водата (фиг. 8.3.7 б). След поставяне на кесона в проектно положение (върху скалната основа), при частичното му запълване с пясък, въздействията върху кесона са вследствие на хидростатични напрежения (pw), земен натиск от пълнежа (pa), като взаимодействието е с подготвената основа на дъното на водоема (фиг. 8.3.7 в). Следващото изчислително състояние се свързва със запълнен до горе кесон и натоварен с експлоатационни товари (на фиг. 8.3.7,г). Последното изчислително състояние се различава от предишното с това, че хидростатичният натиск (вътре-вън) се уравновесява поради филтрация на вода през стените на кесона (фиг. 8.3.7,д). За определяне на хоризонталния натиск (pa(z)) от пълнежния материал в отделните клетки на кесона могат да се използват формулите на Кьонен (Минков 1965) 

σ z = γ h0 1 − e  

−

z h0

z −   + p0 e h0 , където:  

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

(8.3.3)

419

σz е вертикалното напрежение в насипа на дълбочина z;

р 0 – вертикален полезен товар на повърхността на насипа; h0 =

F , където u .ξa .f

(8.3.4)

F е напречното сечение на клетката; u – периметър на клетката; f – коефициентът на триене между стените на клетката и насипа. Хоризонталният натиск pa(z) на дълбочина z под повърхността на насипния материал се определя тогава от израза 

p a ( z ) = σ h = p z .tg 2  45 − 

ϕ . 2 

(8.3.5)

Допълнителна литература

(Минков, 1965). Минков, В. Фундиране. Техника, 1965. (Bowles, 1996). J. E. Bowles. Foundation analysis and design, San Francisco, 1996. (Vogt, 2003). Vogt N. Grtundbau und Bodenmechanik Sudienunterlagen, 2003.

420

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

ГЛАВА 9. ФУНДИРАНЕ В СЛАБИ И ОСОБЕНИ ПОЧВИ. ЗАЗДРАВЯВАНЕ НА ПОЧВЕНАТА ОСНОВА 9.1. ФУНДИРАНЕ В СЛАБИ ПОЧВИ 9.1.1. ОСОБЕНОСТИ НА СЛАБИТЕ ПОЧВИ Понятието слаби почви е условно и е свързано не само със свойствата им, но и с конструктивните особености на съоръженията, които се изграждат в тях, а и с товарите, които ще трябва да понесат. Така например една почва, ако бъде подложена на сравнително малко натоварване, може да има необходимата носеща способност и да има малки деформации, т.е. за това натоварване тя няма да е слаба, но същата почва, подложена на по-голямо натоварване, може да покаже недопустими деформации или нейната носеща способност да се окаже недостатъчна, т.е. в този случай тя става слаба. В този раздел под слаба почва се разбира такава, която и за най-малките натоварвания няма необходимата носеща способност или получава деформации, които са недопустими за експлоатацията на построените върху нея сгради или съоръжения. 9.1.1.1. Видове слаби почви Характерни представители на слабите почви са: различни разновидности на торфа, тини, органични почви или почви с органични примеси, водонаситен льос, глини в течна и течнопластична консистенция и др. Торфът се образува в резултат на натрупване и разлагане на блатна растителност в условия на преовлажняване и недостатъчен достъп на кислород. При малка степен на разлагане той има влакнеста структура, с повече или по-малко запазени растителни остатъци; с увеличаване на степента на разлагане се превръща в аморфна пластична маса. Когато той е покрит с други геоложки отложения, се нарича погребан торф. За погребания торф са характерни по-голяма степен на разлагане и наличие на повече минерални частици. Тините са съвременни неуплътнени, силно хидратирани глинести утайки в начален стадий на формиране. Образват се във водна среда при наличие на микробиологични процеси. По произход биват морски, езерни, блатни и алувиални. Характерна за тините е коагулационната им структура, която е резултат на водна среда, наситена с лесноразтворими соли, оказващи коагулационно действие на глинестите частици. 9.1.1.2. Вземане на ненарушени проби, транспорт и съхранение В повечето случаи такива почви са напълно водонаситени и са в течна консистенция. Когато има възможност, по-добре е да се използват шурфове, от които да се вадят проби с възможно най-големи размери. Пробите веднага се поставят в подходящи, херметически затварящи се съдове. Вземането на проби от сондажи трябва да става след внимателно почистване на сондажния забой. Грунтоносът се забива в слабата почва чрез натиск (без удари или вибрации). Използват се грунтоноси, Ръководство по ГЕОТЕХНИКА 421

които се зареждат с метални, пластмасови или парафинирани картонени гилзи, в които остават чак до използването на пробата в лабораторията. Транспортирането също трябва да е внимателно, понеже може лесно да бъде нарушена структурата на слабите почви под въздействието на сътресения и вибрации. Пробите трябва да се съхраняват в специални помещения (не повече от 20 дни преди тестване) с повишена влажност на въздуха (над 90%) и постоянна температура, близка до тази, при която са се намирали в естествено състояние. 9.1.1.3. Физични свойства Специфичната плътност на торфа се колебае в границите от 1,70 до 2,30 g/cm3. При тините тя зависи главно от минералния състав и съдържанието на органични примеси. За нашите черноморски тини специфичната плътност се колебае в границите от 2,40 до 2,77 g/cm3. Обемната плътност на черноморските тини се колебае в границите от 1,20 до 1,70 g/cm3. Обемната плътност на торфа е в границите от 0,70 до 1,20 g/cm3, като горната граница се отнася за погребан торф с глинести примеси. Водното съдържание и коефициентът на порите на слабите почви се колебаят в широки граници. За споменатите вече почви водното съдържание е в границите от 50 до 200% за тините и от 150 до 500% за торфа. Консистенцията на слабите почви обикновено е течна или течнопластична. Въпреки това те запазват формата си, т. е. намират се в скрито течно състояние. Преминаването им в течно състояние става при нарушаване на структурните им връзки под действието на статични товари, превишаващи структурната им якост, или при динамично натоварване (сеизмични явления, взривове, забиване на пилоти и др.). Определянето на границата на протичане на такива почви трябва да става върху проби със запазено естествено водно съдържание. Изсъхването или даже частичното загубване на естествената влага довежда до големи грешки при определянето й. Съдържанието на органични примеси при слабите почви се променя в широки граници от 12% до повече от 60% (при торфа). Количеството на органичните примеси при тините се увеличава с нарастване на глинестата компонента. 9.1.1.4. Деформационни свойства Характерна за слабите почви е голямата им деформируемост. Изследването на деформационните свойства на такива почви се извършва главно с помощта на компресионни апарати и в по-редки случаи с триосови апарати. Компресионните апарати, които се използват за слаби почви, трябва да са попрецизни и конструирани така, че изпитването на почвата да става в самия режещ пръстен. Установено е (Киров 1980), че деформационният им модул на тините се изменя до 10 пъти в зависимост от вертикалния товар и върху стойността му съществено влияе начинът на натоварването на изпитвания образец. Като правило компресионните изследвания трябва да се доближават максимално до очакваните в натура процеси на натоварване. Слабите почви са със силно изразените реологични свойства (Абелев 1974) на слабите почви, което означава много бавно затихване на деформациите. Ориентировъчни стойности на компресионните модули (на различни видове слаби почви) са дадени в Таблица 9.1.1. 9.1.1.5. Якостни свойства Освен с голямата си деформируемост слабите почви се характеризират и с изключително ниската си якост на срязване. Определянето на якостните характеристики на тези почви е трудно. За изпитването на слаби почви се използват апарати за плоскостно срязване или триосови апарати. При определянето в плоскостния апарат на якостните характеристики на слаби почви, се препоръчва неконсолидираното бързо срязване. Най-подходящите вертикални товари са 0,01; 0,04 и 0,07 МРа. Общото времетраене на срязване на един образец трябва да бъде от 3 до 6 минути, а подаването на срязващото напрежение да става на стъпала, равни на 5% от вертикалния товар. Всяко следващо стъпало на срязващото напрежение може да става след достигане на условно затихване на хоризонталната деформация 0,005 mm за 1 секунда (Киров, 1980). Като критерий на разрушение се препоръчва относителна деформация за пробата от 5%. 422

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

В триосов апарат се препоръчва опитите да бъдат извършени при затворена система (недренирано изпитване) и натоварването да става с така подбрана скорост, че разрушаването на образеца да настъпва за не повече от 5-6 минути при налягане в камерата 0,01; 0,04 и 0,07 МРа (Киров 1980). Определената якост на срязване по описаната методика за плоскостно и триосово срязване отговаря на случаите на бързо натоварване на земната основа, при което слабите почви, от които тя е изградена, се разрушават, без да успеят да се консолидират. Консолидирано-дренирано изпитване в триосовия или бавно срязване в плоскостния апарат може да се прилагат само в случаите, когато се моделира бавно натоварване на земната основа, изградена от слаби почви, които успяват да се консолидират. В такива случаи трябва да се вземат под внимание и условията за филтриране на изтласкваната под действието на натоварването течност, изпълваща порите на почвата. Ориентировъчни стойности за ъгъла на вътрешно триене и кохезия, получени при бързо неконсолидирано срязване, са дадени в Tаблица 9.1.1. 9.1.1.6. Филтрационни свойства Слабите почви обикновено са с много ниска водопропускливост. Характерно за тях (особено за торфа) е изменението на водопропускливостта им в различни направления. Това свойство е особено важно при решаването на проблемите на консолидацията им. Определянето на филтрационните свойства на слабите почви може да се извърши в компресионен апарат. Опитите с наши слаби почви показват, че филтрацията започва след преодоляването на началния градиент на напора. Филтрационните характеристики (начален градиент и коефициент на филтрация) на слабите почви трябва винаги да се определят в зависимост от вертикалните проектни товари. Ориентировъчни стойности за коефициента на филтрация и на началния градиент на напора са дадени в Таблица 9.1.1. Таблица 9.1.1. Типични якостно-деформационни и филтрационни параметри за слаби почви

Е0 , MPa

(при верт. товар)

Вид почва Торф Песъчлива тиня

0,5

1,5

Глинеста тиня

3,0

Начален градиент на напора

ϕ, °

c, kPa

Коеф. на филтрация kf, cm/s

8 – 12 10 – 15

10,0 5,0

1,5.10-6 2,2.10-6

0,4 0,1

5 – 10

10,0

2,5.10-7

0,8

i0 ,

9.1.2. МЕТОДИ ЗА ФУНДИРАНЕ В СЛАБИ ПОЧВИ Обикновено директното фундиране в слаби почви е невъзможно. То се осъществява след заздравяването (консолидацията) им или с помощта на други мероприятия като: направа на пясъчна възглавница или предаване на товарите върху по-здрави пластове чрез дълбоко заложени фундаменти. 9.1.2.1. Пясъчна възглавница Пясъчните възглавници се правят от едрозърнест и дребнозърнест пясък с не повече от 15% съдържание на прах и глина. Те намаляват напрежението върху слабия пласт и преразпределят седлообразното или равномерното натоварване в основната равнина на коравите фундаменти в камбановидно натоварване на повърхността на слабите почви. Пясъчната възглавница осигурява по-добри условия за филтрация на изтласкваната от порите на слабата почва вода (в процеса на консолидацията). Същевременно възглавницата не допуска изнасянето на фини частици от слабите почви, т. е. играе ролята на обратен филтър, който възпрепятства възникването на механична суфозия. Всичко това съдейства за запазването на структурата и устойчивостта на слабите почви. Изчислителното натоварване върху пясъчната възглавница се приема по Таблица 9.1.2.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

423

Таблица 9.1.2. Изчислително натоварване за пясъци като пясъчни възглавници Относителна плътност на уплътнения пясък

Условно изчислително натоварване

qR,s , MPa

за едрозърнест пясък 0,30 0,20

≥ 2/3 1/3 ÷ 2/3

за среднозърнест пясък 0,25 0,20

Пясъците трябва да бъдат уплътнени до обемната плътност на скелета ρd , дадена в Таблица 9.1.3. в зависимост от коефициента на разнозърненост Uc. Таблица 9.1.3. Изисквана плътност на скелета

ρd,

g/cm3 1,55 1,60 1,65

<3 3÷6 >6

Минималната дебелина (височината) на пясъчната възглавница се определя от условието (фиг. 9.1.1.)

σav + γav (t + hs) ≤ qR,z ,

(9.1.1)

където qR,z е изчислителното натоварване на слабия пласт на дълбочина z = t + hs , което се определя съгласно Глава 3.;

t – дълбочината на фундиране, мерена от основната плоскост на фундамента; hs – височината (дебелината) на пясъчната възглавница; γav – осредненото обемно тегло за пясъка и засипката; σav – средното натоварване на слабия пласт от фундамента; σ av =

B .L.q R,s

( B + 2.tg β .hs ).( L + 2.tg β .hs )

(9.1.2)

където L и B са размерите на фундамента;

β - ъгълът на уширение на пясъчната възглавница спрямо фундамента, който се приема равен на ъгъла на вътрешното триене на пясъка ϕ, средно β = 30° ÷ 35°. Пример 1. Търси се необходимата минимална дебелина на пясъчна възглавница от среднозърнест сбит пясък с ρ = 1,8 g/cm3 под единичен фундамент, натоварен центрично с вертикална сила F = 1,5 MN при следните данни за слабата почва: ρn = 1,7 g/cm3, ρs = 2,7 g/cm3, wn = 32 %, wL = 37 %, wp = 17 %. Обемната плътност на засипката ρ = 1,8 g/cm3.

σ = qR,s

B' = B + 2.hs.tgβ Фиг. 9.1.1. Оразмеряване на пясъчна възглавница: 1 - единичен фундамент; 2 – пясъчна възглавница; 3 – обратна засипка; 4 - слаб пласт 424 Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

I p = 37 − 17 = 20% Ic =

. 37 - 32 = 0, 25 20

Почвата е мекопластична глина.

Коефициентът на порите

2, 7  32  1+ - 1 = 1,1 . 1, 7  100 

За глина с e = 1,1 и Ic = 0,25: qR0 = 0,1 Mpa (от Таблица 7.1.2.). За среднозърнест сбит пясък по Таблица 9.1.2.: qR,s = 0,25 MPa. Прието: L = B = 2,5 m, hs = 1,5 m (вж. фиг. 9.1.1.);

F 1, 5 = = 0 , 24 < q R,s = 0, 25 MPa. B .L 2 , 5.2 , 5 По формула (9.1.2) за β = 30° и tg β = 0,58 се получава

σ av =

2,5.2,5

( 2,5 + 2.0,58.1,5 )( 2,5 + 2.0,58.1,5 )

⋅ 0, 24 = 0, 083 MPa ;

за

B ' = B + 2.hs .tg β = 2,5 + 2.1,5.0,58 = 4, 24 m ; 

 4, 24 - 1     + 1, 0.0, 018 ( 3,5 - 2 ) = 0,143 MPa ; 1  

q R,z = 0,1 1 + 0, 05  

qR,z =0,143 MPa. Тогава по формула (9.1.1) се получава 0,083 + 0,018(2+1,5) = 0,146 ≈ qR,z =0,143 МРа. Следователно дебелината на пясъчната възглавница е правилно избрана hs = 1,5 m. 9.1.2.2. Временно претоварване на земната основа

Приложението на този метод е целесъобразно, когато дебелината на слабия пласт е не повече от 4 до 6 m. Ускоряването на консолидацията се получава чрез временно претоварване q > p, което е експлоатационно натоварване. Натоварването q трябва да осигури необходимата степен на консолидация на земната основа за прието време: tq < tp , което е времето за консолидация от експлоатационното натоварване. При това слягането от действието на експлоатационното натоварване, приложено след снемането на временното претоварване, трябва да бъде по-малко от граничното за проектираното съоръжение - slim. При този метод обикновено се търси да се определи временното претоварване q при прието време tq или обратно – да се намери времето tq при прието q. Решението е приблизително и се базира на едномерната задача на филтрационната теория на консолидацията на еднороден водонаситен глинест пласт от мигновено приложено равномерно разпределено натоварване. От действието на експлоатационното натоварване слягането би се развивало по крива 1 на фиг. 9.1.2. За да не се получат в процеса на експлоатацията недопустими слягания, необходимо е земната основа да е консолидирала така, че да слегне:

s p = s ∞ , p − s lim .

(9.1.3)

За времето tq под действие на претоварването q ще се получи слягане sq разпределено във времето по линия 2 на фиг. 9.1.2. Претоварването q ще даде необходимия ефект, ако е изпълнено условието

sq = s p .

(9.1.4)

По такъв начин прилагането на допълнителното натоварване ще съкрати срока на консолидацията с времето tp - tq. При достигане на проектното слягане sq допълнителното натоварване се отстранява. Необходимото временно претоварване q може да бъде определено приблизително по следния начин: - приема се времето tq , Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

425

- изчислява се факторът на времето за приетото tq по формулата

Tv =

cv tq ; H2

(9.1.5)

- с така намереното Tv се изчислява отговарящото му Uq (по споменатата вече теория на едномерната задача на филтрационната консолидацията на еднороден водонаситен глинест пласт от мигновено приложено равномерно разпределено натоварване); - по формули (9.1.3) и (9.1.4) се определя sq ; - определя се крайното слягане, съответстващо на търсеното претоварване по формулата:

s ∞,q =

sq ; Uq

(9.1.6)

- по определеното s∞,q от компресионната крива на слягане се определя големината на търсеното претоварване. Измерванията на деформациите на изпълнени обекти свидетелстват за ефективността на метода на претоварването и показват, че той намалява и деформациите от пълзене (Киров 1980), (Марченко 1976). При прилагането на метода в практиката е необходимо големината и темповете на претоварването да се определят по такъв начин, че да не нарушат общата устойчивост на земната основа. Връзката между степента на консолидация, слягането и устойчивостта на слабата земна основа е подробно разработена в (Киров 1980). Пример 2.

Да се определи претоварването q, необходимо за ускоряването на консолидацията на пласт глинеста тиня с дебелина H = 4,5 m, коефициент на консолидация сv = 0,2 cm2/min и компресионна крива, дадена на фиг. 9.1.3. Консолидацията да се извърши за tq = 10 месеца, за експлоатационно натоварване p = 0,1 MPa и гранично слягане за проектираното съоръжение slim = 4 cm. Филтрацията е възможна само в посока нагоре.

tq =10 месеца ≈ 4,32.105 min. 0

0,1 q=0,165 0,2

p, MPa

10 s=11,1

Фиг. 9.1.2. Консолидационни криви (а) при временно претоварване (1 - без претоварване; 2 - с претоварване)

s,%

Фиг. 9.1.3. Компресионна крива

По формула (9.1.5) се получава

Tv =

cv 0, 2 4, 32 = 0, 427. ⋅tq = 2 H 450 2

За Tv = 0,427 отчитаме Uq = 0,72. От дадената компресионна крива на фиг. 9.1.3. за p = 0,1 MPa отчитаме относително слягане

s = 8,9 %. Изчислява се крайното слягане от действието на товари р. По формула (9.1.3):

s ∞ , p = s .H = 0, 089.450 = 40 cm ; 426

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

По формула (9.1.4) определяме

s p = s q = s ∞ , p − s lim = 40 - 4 = 36 cm . По формула (9.1.6) изчисляваме

s ∞ ,q =

sq 36 = = 50 cm . U q 0, 72

Относителното слягане е

50 ⋅ 100 = 11,1 % . 450

По дадената на фиг. 9.1.3. компресиоинна крива за s = 11,1 % отчитаме търсената стойност на претоварването

q = 0,165 MPa. 9.1.2.3 Конструктивни и строителни мероприятия при фундиране в слаби почви

При проектирането на съоръженията върху слаба земна основа се прилагат следните конструктивни и строителни мероприятия: а) използване на ивични фундаменти, фундаментни скари или общи фундаментни плочи; б) повишаване на общата пространствена коравина на сградите и съоръженията; в) увеличаване на огъваемостта на съоръжението чрез прилагане на поддаваеми или статически определени конструкции; г) разделяне на съоръжението на отделни части чрез фуги; д) предвиждане на резерви в габаритите за изправяне или подравняване на конструкцията на съоръжението или технологическото оборудване в него (мостови кранове, асансьори, поточни линии и др.) при повишени деформации на земната основа; е) регулиране на скоростта на строителството (натоварване на земната основа) в зависимост от консолидацията на слабите почви; ж) възможно по-късно замонолитване на съединенията на сглобяемите конструкции, така че да се увеличи срокът за консолидация на почвите при понижена коравина на съоръжението, което съответно довежда до намаляване на допълнителните усилия в конструкцията от неравномерните слягания. Допълнителна литература

(Абелев, 1973). Абелев М. Ю. Слабые водонасыщенные глинестые грунты как основания сооружений. Москва, Стройиздат, 1973. (Абелев, 1974). Абелев, М. Ю., Б. Киров. Изследване на релаксацията на напреженията при компресия на погребан торф и песъчлива тиня. Сп. Пътища кн. 10, стр. 16-17, 1974. (Киров, 1974). Киров, Б. Изследвания върху водопропускливостта на няколко вида слаби водонаситени почви. Сп. Хидротехника и мелиорации кн. 9, стр. 25-27, 1974. (Киров, 1980). Киров, Б. Глава I. Физико-механични свойства на слабите почви. В Дингозов Г., Т. Етимов и Б. Киров. Фундиране в слаби почви. София, Техника, стр. 5–50, 1980. (Марченко, 1976). Марченко, А. С. Морские портовые сооружения на слабых грунтах. Москва, Транспорт, 1976. (Kirov, 1977). Kirov, B., Research on permeability of certain kinds of weak water-saturated soils. CORPS OF ENGINEERS, U.S. ARMY, Gold Regions Research and Engineering Laboratory, Hanover, New Hampshire, February 1977:TL 587. (Stefanoff, 1977). Stefanoff, G., B. Kirov. Schearfestigkeit von Slamboben. Proc. V Danube European Conference on Soil Mechanics and Foundation Engineering, Bratislava, pp. 367-375, 1977.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

427

9.2. ФУНДИРАНЕ В ПРОПАДЪЧНИ ПОЧВИ 9.2.1. ОБЩИ ПОЛОЖЕНИЯ

Проектирането на фундаментите на сгради и съоръжения в пропадъчни почви се извършва въз основа на анализ на способността им допълнително да пропадат при намокряне при въздействието на външни и вътрешни (от собствено им тегло) товари. Съгласно [13] отчитането на деформациите от пропадане е задължително, когато обемът на макропорите е nm > 1%. При площадки с I тип земна основа по пропадъчност (пропадането от собствено тегло не превишава 5 cm) трябва да се отчита изменението на слягането вследствие на локално заливане на пропадъчната основа, а при площадки с II тип земна основа по пропадъчност (пропадането от собствено тегло е по-голямо от 5 cm) освен това и пропадане под действие на собственото тегло на почвата. В случаите, когато е невъзможно локално или интензивно заливане отгоре или повишаване на нивото на почвените води, земната основа в пропадъчни почви се проектира, както при обикновени непропадъчни почви. За определянето на предварителните размери на фундаментите на сгради и съоръжения при пропадъчна земна основа се използват условните изчислителни натоварвания qR0 , дадени в Tаблица 9.2.1 [13]. Допуска се така определените размерите да се приемат за окончателни при сгради и съоръжения III категория, при които няма мокри технологични процеси. Таблица 9.2.1. Изчислително натоварване qR0 [MPa] за пропадъчни почви

qR0 , МPa Вид на почвите

за естествени за уплътнени почви почви при обемна плътност на скелета ρd , g/cm3 1,35 1,55 1,60 1,70

1. Глинест пясък

0,15

0,18

0,20

0,25

2. Песъчлива глина и глина

0,18

0,20

0,25

0,30

Забележка: За междинни стойности на ρd qR0 се определя чрез линейна интерполация.

В случаите, когато е възможно заливане на пропадъчната почва (местно заливане на земната основа от аварийни води, предизвикващо пропадане на ограничена площ, интензивно заливане на земната основа на площ със значителни размери, обхващащо цялата пропадъчна мощност, повишаване на нивото на почвените води, бавно повишаване на водното съдържание на пропадъчните пластове, предизвикано от нарушаване на естествените хидрогеоложки условия и др.), трябва да се предвидят мероприятия, гарантиращи експлоатационната годност на сградите и съоръженията при настъпване на възможното пропадане. Тези мероприятия се подразделят на групи, както следва: • Отстраняване на пропадъчните свойства на почвите посредством повърхностно уплътняване, полагане на уплътнени на пластове почвени или цименто-почвени подложки, силикатизация и др.; • Предпазване на земната основа от заливане (правилно разположение на обектите и подходящо вертикално планиране на строителната площадка, за да се осигури бързо отвеждане вън от нея на повърхностните води, направа на водоплътни екрани под сградите, полагане на тръбопроводите в корита и кожуси, осигуряване на контрол за откриване на течове и др.); • Конструктивни мерки: прилагане на конструкции, нечувствителни към неравномерни слягания; увеличаване на коравината на подземната част на сградата (съоръжението); увеличаване на дълбочината на фундиране; преминаване на пропадъчния пласт с дълбоко фундиране и др. Отстраняването или намаляването на пропадъчните свойства на почвата от земната основа се предвижда в границите на:

• пропадъчната зона или на част от нея чрез уплътняване с тежки трамбовки или направа на почвени подложки и др.; 428

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

• цялата мощност на пропадъчния пласт посредством дълбочинно уплътняване с почвени пилоти, предварително заливане и други видове заздравяване. При уплътняването с тежки трамбовки трябва да се постигне: • за пропадъчна земна основа от I тип – отстраняване на пропадъчността на почвите в границите на зоната на пропадане или в част от нея; • за пропадъчна земна основа от II тип – отстраняване на пропадъчността на почвите в границите на зоната на пропадане или в част от нея и създаване на екран под цялата сграда или съоръжение. Забележка: Уплътняването с тежки трамбовки е приложимо при почви със степен на водонасищане Sr < 0,7 и плътност, не по-голяма от 1,6 g/cm3.

Почвените подложки от уплътнена насипна, местна почва заменят част от пропадъчната почва и се прилагат в случаите, когато не е възможно уплътняването с тежки трамбовки (приложението им представлява опасност за близко разположени съседни сгради и съоръжения, или почвите са със степен на водонасищане Sr > 0,7), или е необходимо повишаване на плътността и якостта в горната част от пропадъчния масив. Обемната плътност на скелета на почвата ρd , на почвените подложки от местна почва или тази в границите на уплътнения в естествено състояние пласт трябва да бъде не по-малка от плътността, при която се изключва пропадането на почвата. Средната обемна плътност на скелета за всеки пласт трябва да бъде ρd,av > ρds , където ρds е стандартната плътност, определена лабораторно по БДС 3214. Не по-малко от 90% от резултатите на контролните проби трябва да бъдат по-високи от 0,98ρds. В случаите, когато е невъзможно изграждането на подложки от уплътнена с тежки трамбовки естествена почва или от уплътнена насипна льосова почва, може да се изпълни цименто–льосова възглавница (подложка). Проектът за изграждането на цименто–лосьова възглавница трябва да включва: • количеството и класа на цимента, който ще се вложи във възглавницата; • оптималното водно съдържание и съответната стандартна плътност на льоса при полагането му във възглавницата; • дебелината на възглавницата; • технологията за изпълнение и др. Б. Водозащитни мероприятия:

• Сградите и съоръженията с мокри технологични процеси трябва да се разполагат в най-ниските части на терена или на места с осигурено оттичане на повърхностните води, така че те да не влияят на съседни сгради или съоръжения. • Обратните насипи трябва да се изпълняват от уплътнявани на пластове недрениращи почви. • Тротоарите да са водоплътни и с наклон най-малко 3%. • Вътрешните тръбопроводи в сутерените да са открити, а когато това е невъзможно, да се изпълняват под пода на сутерена във водоплътни кожуси или корита. • Монтаж на сигнални инсталации за откриване на дефекти (утечки) в канализацията и водопроводите. Забележка: Водозащитните мероприятия са задължителни при льос от II тип по пропадъчност, а в останалите случаи се прилагат при необходимост. В. Конструктивни мерки:

• Преминаване на попадъчните пластове (или на част от тях) с прилагането на специални типове дълбоко заложени фундаменти (пилоти, шлицови стени и др.). • Намаляване на чувствителността на конструкцията на сградите и съоръженията към деформациите на земната основа с увеличаване на якостта и пространствената коравина на конструкцията чрез:  проектирането на етажни стоманобетонни пояси;  разделянето на сградите и съоръженията с деформационни фуги;  оразмеряване на конструктивните елементи на сградите и съоръженията с усилията, получени от предполагаемите премествания на фундаментите; Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

429

 увеличаване на коравината на подземната част на сградата (проектиране на общи фундаментни плочи или скари, свързани кораво със стените в сутерена);  увеличаване на размерите на основната плоскост на фундаментите или увеличаване на дълбочината на фундиране с цел намаляване на натоварването върху земната основа;  усилване на анкерирането и замонолитването на сглобяемите елементи в конструкциите на сградите и съоръженията. 9.2.2. ПРОВЕРКИ ПО ЕКСПЛОАТАЦИОННИ ГРАНИЧНИ СЪСТОЯНИЯ

Количествена характеристика на пропадъчността е относителното пропадане δp или обемът на макропорите nmp. Зависимостта δp = f(p), получена от опитното изследване (вж. Глава 2), дава диаграмата на пропадъчност (фиг. 9.2.1 а). Напрежението, при което δp = 1%, се нарича начално напрежение на пропадане p0. Определянето на зоната на пропадане зависи от типа на земната основа. На фиг. 9.2.1. са показани случаи при цялостно и частично намокряне на пропадъчна земна основа.

б. в. г. д. e. а. Фиг. 9.2.1. Диаграма на пропадъчност δp = f(p) – (а); изчислителни схеми за пропадане при цялостно намокряне на земната основа: 1,2,3 – диаграми на σγ , (σγ +σz), p0; (б) – пропадане само от външен товар (І тип земна основа); (в),(г) – пропадане от външен товар и собствено тегло на почвата (ІІ тип); (д) – пропадане само от собствено тегло почва (ІІ тип); изчислителнa схемa за пропадане при частично намокряне на земната основа (е) Проверките по деформации на земната основа са най-важната част от проектирането на фундаменти и съоръжения върху пропадъчни почви и се провеждат в следната последователност (вж. нататък примера): •

Чрез компресионни опити (вж. Глава 2.) се получават диаграмите на пропадъчност δp = f(p) и началното напрежение на пропадане p0 за пластовете от земната основа;

•

Определя се дълбочината Hp , за която се очакват деформации на пропадане в земната основа – приема се най-голямото разстояние от основната плоскост на фундамента до нивото на почвените води или до непропадъчен пласт, но не по-малко от дълбочината на активната зона Ha на слягане;

•

Получават се диаграмите на напреженията σγ , σz в земната основа, като за σz се ползват методите от точки 3.1.1. и 3.1.2.;

•

В рамките на дълбочината Hp се уточняват зоните на пропадане в зависимост от възможността за цялостно или частично намокряне и от изпълнението на условието σ γ + σ z > p 0 ;

•

Зоните на пропадане се разделят на пластове с дебелина hi ≤ 2 m и за средните точки на пластовете, в зависимост от стойността на сумарното напрежение рi = σ γ ,i + σ z ,i , се отчита относителното пропадане δ p,i от диаграмата на пропадъчност;

•

Изчислява се слягането от пропадане по формулата

sp =

δ p,i .hi .k m ,  i

(9.2.1)

430

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

където n e броят на пластовете до дълбочината Н p ; k m – корекционен коефициент, който в зависимост от широчината на фундамента b приема стойностите: k m =1,5 – при b ≤ 2 m и дълбочина на пропадъчните пластове до 1,5B; k m =1,0 – при B ≤ 2 m и дълбочина на пропадъчните пластове над 1,5B; k m =1,0 – при B > 2 m независимо от дълбочината на пропадъчните пластове; •

За получаване на окончателното слягане е необходимо към стойността на слягането от пропадане да се добави слягането от уплътняване, определено по методите за непропадъчни почви и така получената стойност трябва да бъде по-малка от съответната s lim по Таблици 7.1.12 и 7.1.13;

•

При неравномерно намокряне изчислителната схема е в аналогия с показаната схема на фиг. 9.2.1 е. В този случай освен пропадането под центъра на фундамента, изчислено за дебелината hp , трябва да се изчислява и наклоняването на фундаментите или конструкциите чрез пропаданията на два срещуположни ръба на фундамент.

Пример

Да се определи слягането вследствие на пропадане на фундамент с размери на основната плоскост

L = 2,5 m, B = 2,0 m, дълбочина на фундиране Df = 2,0 m и характеристична стойност на натоварване pk = 150 kPa в състояние на водонасищане на земната основа, изградена от два пропадъчни пласта (льос), съгласно схема на фиг. 9.2.2 а. Диаграмите δ p = f ( p ) за пластовете 1 и 2, получени от компресионни опити, са дадени на същата фигура (б), като началното напрежение на пропадане за пласт 1 е р0 = 52 kPa, а за пласт 2 – р0 = 65 kPa.

a. б. Фиг. 9.2.2. Изчислителна схема (а) и диаграми на пропадачност δ p = f ( p ) (б) към примера Дълбочината Hp = 8 m, мерена от основната плоскост на фундамента, е до непропадъчния пласт. На фиг. 9.2.2,а са дадени диаграмите на напреженията от геоложки товар и от натоварване на фундамента – σγ , σz със стойностите им в точки 1, 2, 3 и 4, които са средни за пластове с дебелина hi = 2 m в границите на Hp . В Таблица 9.2.2. за същите точки са изчислени сумарните напрежения ( σ γ + σ z ) и от графиките на фиг. 9.2.2 б са отчетени стойностите на δ p . Таблица 9.2.2. Резултати към примера

№ точка 1 2 3 4

( σγ + σz )

δp

MPa 0,162 0,128 0,149 0,180

% 2,75 2,40 1,85 2,25

Например за т. 2 данните в Tаблица 9.2.2. са получени по следния начин:

σ γ = 5 m. 19 kN/m3 = 95 kPa; за отношениe (L / 2 ) / (B / 2 ) = 1,25 и z / (B / 2 ) = 3 от диаграмите на Steinbrenner на фиг. 3.1.3.

е отчетено α 0 = 0 , 055 ;

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

431

σ z = 4. 0,055. 150 kPa = 33 kPa; σ z + σ γ = 128 kPa



от диаграмата δ p = f ( p ) за пласт 1 на фиг. 9.2.2. е отчетено δ p = 2,40%.

За слягането на фундамента вследствие на пропадане по формула (9.2.1) при k m =1,0, се получава:

s p =1,0. 2 .(2,40 + 2,75 + 1,85 + 2,25)/100 = 0,185 m = 18,5 сm.

9.3. ФУНДИРАНЕ В НАБЪБВАЩИ ПОЧВИ 9.3.1. ОБЩИ ПОЛОЖЕНИЯ

При фундирането на сгради и съоръжения в набъбващи почви следва да се отчита фактът, че при навлажняване на земната основа тези почви набъбват, а след това при намаляване на навлажняването (изсъхване) се наблюдава обратният процес – свиване или съсъхване. При проектирането на сгради и съоръженията, фундирани в набъбващи почви, земната основа се изследва и за допълнителни деформации от набъбване δн и свиване δсв на почвите. Когато така изчислените деформации (с отчитане на набъбване или свиване) са по-големи от гранично допустимите, е необходимо да се предвидят водозащитни и конструктивни мероприятия, аналогични на тези при пропадъчните почви (вж. т. 9.2.). Водозащитните мерки трябва да предпазват или да ограничават намокрянето или изсъхването на земната основа. Конструктивните мерки трябва да премахват или да ограничават влиянието на набъбването и свиването на земната основа върху конструкцията на сградите и съоръженията.

Проектът за фундиране в набъбващи почви трябва да предвижда и: • изпълнение на компенсираща пясъчна подложка; • изпълнение на специален водоплътен вертикален екран (при сгради без избени помещения (вж. фиг. 9.3.1.); •

пълна или частична замяна на набъбващия пласт;

•

пълно или частично преминаване на фундаментите през набъбващите пластове.

2,50

3 40

100

5 4

100

30 60

Фиг. 9.3.1. Водоплътен екран за предпазване от набъбване и свиване при сгради без избени помещения: 1 - носеща стена; 2 - ивичен фундамент; 3 - водоплътна настилка; 4 - обратна засипка; 5 водоплътен екран; 6 – пясък (Алексиев 1975) Компенсиращите пясъчни подложки се изпълняват в набъбващия пласт, непосредствено под фундамента (фиг. 9.3.2.). Компенсиращата пясъчна подложка:

• намалява активната зона на набъбване; • формира уплътнено пясъчно ядро под фундамента, по двете страни на което при набъбване на основата се изтласква пясъкът встрани и нагоре; 432

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

• намалява напрежението на набъбване вследствие на доуплътняване на пясъка. Контактното напрежение между подложката и набъбващата почва не трябва да бъде по-малко от 0,1 МРа. Обемната плътност на скелета на пясъчната компенсираща подложка не трябва да бъде помалка от 1,6 g/cm3 [13]. Съгласно (РПОЗС 1978), компенсиращата пясъчна подложка (фиг. 9.3.2.), може да бъде конструирана с помощта на данните, посочени в Таблица 9.3.1. 3

hп

α c

Bп

Фиг. 9.3.2. Компенсираща пясъчна подложка; 1 – фундамент ; 2 – пясъчна компенсираща подложка; 3 – обратна засипка (РПОЗС 1978) Таблица 9.3.1. Размери на компенсиращи пясъчни подложки

Широчина на ивичния фундамент 2B, m

Широчина на подложката Bп , m

Височина на подложката hп , m

0,5 ÷ 0,7

4,8B

2,4B

75 ÷ 90

0,7 ÷ 1,0

4,0B

2,3B

75 ÷ 90

1,0 ÷ 1,2

3,6B

2,2B

75 ÷ 90

Ъгъл

α,°

Забележка: 2B ≤ 1,2 m 9.3.2. ДЕФОРМАЦИИ НА НАБЪБВАЩИ ПОЧВИ

Основната информация (вж. и Глава 2.) за проектни изчисления на набъбването на този вид почви е диаграмата на набъбване δн = f(p), от която се и определя напрежение на набъбване pH (фиг. 9.3.3 а).

а. Фиг. 9.3.3. Диаграма на набъбване (а) и изчислителни схеми за повдигане на фундамент вследствие на набъбване на земната основа от инфилтрация на вода (б)

Набъбващите почви [13] са глинести почви, които при намокряне увеличават обема си, като относителното им набъбване при условия на свободно набъбване е δH повече от 4%, или напрежението на набъбване pH е по-голямо от сумарното почвено напрежение от външно товари и собствено тегло на почвата. От деформациите на набъбване при намокряне и свиване при изсъхване на земната основа произРъководство по ГЕОТЕХНИКА

433

тича повдигане или слягане на фундаментите. Повдигането на фундаментите при набъбване на земната основа се изследва при предпоставката, че слягането от външни товари е приключило. Изследването се извършва в следната последователност: •

Определя се дълбочината на зоната на набъбване Н н , като в случай на инфилтрация на вода това e дълбочината до ненабъбващ пласт; в случай на екраниране на повърхността се ползват опитни данни или се приема Н н = 5 m;

•

Дълбочината Н н се разделя на n броя пластове с дебелина hi

≤2

m и за средната точка на

всеки пласт i се намира пълното вертикално напрежение pi = σ γ ,i + σ z,i + σ ad,i (фиг. 9.3.3), където σ γ ,i е геоложкият товар за дълбочината z i от основната плоскост на фундамента до средната точка на пласта; σ z,i – напрежението от натоварването на фундамента; σ ad,i – до-

пълнителното напрежение от теглото γ на ненамокрените части на почвения масив, встрани и

около намокрената площ – определя се по формулата σ ad,i = mн .γ . ( z i + d ) , където mH е кое-

фициент, който се отчита от Таблица 9.3.2. в зависимост от дължината Lw и ширината Bw на намокрената площ и дълбочината zi . Таблица 9.3.2. Таблица за коефициента mH

(d + z ) /Bw 0,5 1,0 2,0 3,0 4,0 5,0

Коефициент mH при отношение Lw /Bw 1,0 2,0 3,0 4,0 5,0 0 0 0 0 0 0,58 0,50 0,43 0,36 0,29 0,81 0,70 0,61 0,50 0,40 0,94 0,82 0,71 0,59 0,47 1,02 0,89 0,77 0,64 0,53 1,07 0,94 0,82 0,69 0,77

•

В рамките на дълбочината HH се уточняват зоните на набъбване – за тях е валидно условието p = σ γ + σ z + σ ad < pH (вж. фиг. 9.3.3.);

•

За средната точка на всеки пласт i от зоните на набъбване се определя относителното набъбване δ н,i по следния начин: – когато набъбването е предизвикано от инфилтрация на вода, δ н,i се отчита от опитната диаграма на набъбване δ н = f ( p ) за стойността на пълното напрежение pi; – когато набъбването е предизвикано от екраниране на повърхността на земната основа, δ н,i се определя по формула δн=k.(wk - wo )/(1 - eo ), в която wo и eo са начални стойности на величините, wk e крайната стойност на водното съдържание, k – емпиричен коефициент (приблизително равен на 2 [1]); w k се отчита от опитната диаграма w н = f ( p ) за стойността на напре-

(

)

жението pk,i = γw zw − z i + 2 pi / γ s,i , където γw е обемното тегло на водата, zw – разстоянието от фундаментната плоскост до нивото на почвената вода, z i – разстоянието от фундаментната плоскост до средната точка на пласта, γ s,i – специфичното тегло на почвата; •

Изчислява се повдигането при набъбване със следния израз:

sн =

s н,i = δ н,i .hi .mi ,  i i

(9.3.1)

където s н,i e набъбването на елементарен пласт i ; mi e коефициент, който приема стойностите:

mi = 0,8 при пълно напрежение pi = 50 kPa; mi = 0,6 – при pi = 300 kPa; за междинни стойности на pi се интерполира;

434

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

•

Проверява се условието s н ≤ s н,гр , където s н,гр е съответната гранична стойност – за максимално или средно повдигане на фундаментите s н,гр се приема 25% от стойността на съответното гранично слягане по Таблица 7.1.12, а граничната стойност на относителното завъртане вследствие на набъбване се приема 50% от стойността на граничното завъртане вследствие на слягане по Таблица 7.1.13.

Слягането вследствие на свиване на почвата се определя по аналогичен начин, както повдигането вследствие на набъбване на почвата – чрез сумиране на свиването на отделни пластове с дебелина hi ≤ 2 m до дълбочината на свиване Н св , по формулата

s св =

 i

s св,i =

δсв,i .hi .mсв,i ,  i

(9.3.2)

където s св,i е слягането вследствие на свиване на елементарен пласт i ; δсв,i – относителното линейно свиване на пласт i, което се отчита от опитната зависимост δсв = f(p) за стойността на пълното вертикално напрежение в средната точка на пласта pi = σ γ ,i + σ z,i ; mсв,i – коефициент, който приема стойността 1,30. Дълбочината на зоната на свиване се установява опитно или се приема Н св = 4 ÷ 5m . Слягането от свиване на почвата се добавя към слягането от външни товари и получената стойност трябва да бъде по-малка от съответното гранично слягане съгласно Таблица 7.1.12. Пример 1.

Да се изчисли повдигането на фундамент под колона на сграда с размери в план l = 30 m и b = 15 m при набъбване на земната основа вследствие на инфилтрация на вода. Размерите на фундамента са L = 3,5 m, B = 2,0 m, дълбочина на фундиране Df = 2,5 m и характеристична стойност на натоварване p = 200 kPa. Земната основа до дълбочина 10 m под фундамента е изградена от набъбваща глина с напрежение на набъбване pH = 350 MPa. Заливната повърхност на земната основа обхваща цялата площ на сградата. Изчислителната схема и диаграмата на набъбване на почвата са дадени на фиг. 9.3.4.

б. а. Фиг. 9.3.4. Изчислителна схема (a) и диаграма на набъбване δ н =f(p) (б) – към пример 1 Земната основа под фундамента до ненабъбващия пласт е разделена на 5 пласта с дебелина 2,0 m, за средните точки на които се определят напреженията σ γ , σ z , σ ad , относителното набъбване δ н и повдигането на пласта s н,i . Резултатите са поместени в Таблица 9.3.3. Например за т. 4, те са получени по следния начин:

σ γ = 7,0 m. 19,5 kN/m3 = 136,5 kPa. За отношениe (а / 2 ) / ( b / 2 ) =1,75 и z / ( b / 2 ) =7 от диаграмите на Steinbrenner на фиг. 3.1.3. е отчетено α 0 = 0,016;

σ z = 4. 0,016. 200 kPa = 12,8 kPa; Lw / B w = L /B = 2,0; (d + z ) / B w = (2,5 + 7,0)/ 15 = 0,633  mн = 0,133; Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

435

σ ad = mнγ ( z i + d ) = 0,133. 18,0 (7,0 + 2,5) = 22,7 kPa;

р = 136,5 + 12,8 + 22,7 = 172,0 kPa;

m = 0,8 – (0,8 – 0,6)(172 – 50)/(300 – 50) = 0,70; за р = 172,0 kPa от диаграмата на фиг. 3.1.22. е отчетено δ н = 1,40 %; по формула (9.3.1) е получено s н,i = 1,40%. 2 m. 0,70 / 100 = 0,02 m. Таблица 9.3.3. Резултати към пример 1

№ точка

z m

σγ

σz

kPa

1 2 3 4 5

1,0 3,0 5,0 7,0 9,0

19,5 58,5 97,5 136,5 175,5

156,0 52,0 28,0 12,8 8,0

σ ad

mн 0 0 0 0,133 0,266

kPa

0 0 0 22,7 55,1

175,5 110,5 125,5 172,0 238,6

sн =

0,70 0,75 0,74 0,70 0,65

δн % 1,35 2,13 1,90 1,40 0,75

s н,i m 0,019 0,032 0,028 0,020 0,010

 s н,i = 0,11 m = 11cm

Пример 2.

Да се изчисли слягането на фундамента от Пример 1. вследствие на съсъхване на почвата от атмосферни въздействия. Опитната зависимост δсв = f(p) е дадена в табличен вид в Таблица 9.3.4. Таблица 9.3.4. Зависимост δсв = f(p) към Пример 2

p (MPa) δсв (%)

0,1 1,0

0,2 2,5

0,3 4,0

Приема се Н св = 4 m, като се разглеждат подпластове 1 и 2 от фиг. 9.3.4. и Таблица 9.3.3. За точка 1 от Таблица 9.3.4. за p = 175,5 kPa се отчита δсв = 2,13 %; а за точка 2 – за p = 110,5 kPa, δсв = 1,16 %. По формула (9.3.2) се изчислява слягането при свиване

s св = (2,13 % + 1,16 %)/100. 2 m. 1,3 = 0,085 m = 8,5 cm. Допълнителна литература

(РПОЗС, 1978). Руководство по проектированию оснований зданий и сооружений. Москва, Стройиздат, 1978. (Алексиев, 1975). Алексиев, А., И. Кръстилов, А. Харизанов. Повреди на жилищни сгради, фундирани в набъбващи почви. Годишник на ВИАС, т. XXVI, св. 4, София, Техника, 1975 – 76.

9.4. ЗАЗДРАВЯВАНЕ НА ЗЕМНАТА ОСНОВА Заздравяването на земната основа се прилага в случаите, когато изграждащите я почви не притежават необходимите за проектираните съоръжения деформационни и якостни характеристики – основата няма необходимата носеща способност или очакваните деформации (слягане и наклоняване) са поголеми от допустимите за експлоатацията на проектираните съоръжения. Заздравяването на почвите от земната основа може да бъде постигнато чрез уплътняване или чрез изкуствено заякчаване по химичен или физикохимичен път. На фиг. 9.4.1. е показана приложимостта на различните начини на заздравяване в зависимост от зърнометричния състав на почвата (Mitchell 1981).

436

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Пясък

Чакъл

Прах

Глина

Виброуплътняване Взривно уплътняване Със суспензии Инжектиране с химически разтвори Струйно инжектиране Претоварване Уплътняване с тежки трамбовки Електрохимично заздравяване Армиране на почвата Термично заздравяавне Почвени и други смеси 10

2,0

0,1

0,063

0,01

0,005

0,001

0,0001

Размер на почвените частици, mm

Фиг. 9.4.1. Методи за заздравяване на почвите в зависимост от зърнометричния състав (Mitchell 1981)

9.4.1. УПЛЪТНЯВАНЕ НА ПОЧВИТЕ

С механичното уплътняване на почвите се постига приближаване на отделните почвени частици една към друга, при което се намалява обемът на порите и се подобряват механичните им характеристики (намалява тяхната деформируемост и водопроницаемост, а се повишава якостта им). 9.4.1.1. Повърхностно уплътняване

Повърхностното уплътняване се извършва с помощта на различни обикновени или вибрационни валяци (гладки, шиповидни, пневматични), вибрационни уплътнителни плочи и трамбовки. То е приложимо главно при льсовите и несвързаните почви, а при използването на трамбовки на такова уплътнение може да бъдат подложени и свързани почви със степен на водонасищане Sr < 0,7. Когато се подменя част от естествената земна основа със същата почва, но уплътнена - уплътнението на новата основа се извършва на пластове с дебелина, която зависи от машините за уплътнение и вида на уплътняваната почва. Ориентировъчната дебелина на уплътняване за някои видове машини е дадена в Таблица 9.4.1., а уплътняването е при оптимално водно съдържание (Глава 2.) за почвата. Таблица 9.4.1. Ориентировъчна дебелина на уплътняваните пластовете за някои видове машини Дебелина на уплътнявания слой, m Пневматични трамбовки 0,10 ÷ 0,20 гладки 0,10 ÷ 0,25 Валяци шиповидни 0,20 ÷ 0,35 вибрационни 0,40 ÷ 1,20 Виброплочи 0,20 ÷ 0,60 с маса 2÷3 t 1,50 ÷ 2,00 Трамбовки с маса 4,5÷5 t 2,50 ÷ 3,00 с маса до 10 t 5,50 ÷ 6,00 За уточняването на степента и технологията на уплътняване се изпълнява опитен участък, след което се изготвя така нареченият „Почвен проект”, в който се регламентира технологията и контролът на изпълнението на уплътнителните работи. При уплътняване без подмяна на почвата се използват различни уплътнителни машини, които са с ограничен повърхностен ефект. Уплътняването с тежки трамбовки е сравнително добро решение, но и неговият ефект е около 1,5–2,0 диаметъра на трамбовката. Вид уплътняваща машина

Тежките трамбовки са с маса 1,5–10 t и доста повече (до 40 t) и се пускат от височина 3–10 до 20 (40) m. За уплътнителни операции се използват специализирани или въобще кранове с подходяща стрела и товароподемност. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА 437

na 8 10 12 n, броя

100 200 300

а.

б.

2 1

400 s, mm

Фиг. 9.4.2. Стоманобетонна трамбовка с форма на пресечен конус (a) и резултати от пробно уплътняване с тежка трамбовка (б); 1 - общо понижение на терена; 2 - понижение за n -тия удар; a - отказ; na - брой на ударите, при които е достигнат отказът

Дебелината на уплътнения пласт зависи от размерите на трамбовката, височината на падане и от броя на паданията (ударите). С увеличаването на броя на ударите, нанасяни на едно и също място (следа), тя нараства до определена граница. След достигането на тази граница последвалите удари само изместват така уплътнената зона в посока надолу (понижават уплътняваната повърхност). Така полученото, от един удар, понижение на уплътняваната повърхност е приблизително постоянна величина и се нарича отказ. При достигането на споменатия отказ почвата е максимално уплътнена и по– нататъшното нанасяне на удари е неефективно и разрушава повърхностния слой на уплътняваната почва. Регистрирането (измерването) на отказа се измерва с нивелир и лата от технически компетентно лице. Отказът и броят на ударите на трамбовката на едно и също място (следа) са предмет на „Почвения проект” и се определят на по-горе споменатия опитен участък. Резултати от такова уплътняване направено на опитен участък, са показани на фиг. 9.4.2б (Крутов 1974). На опитния участък дълбочината на уплътнената зона се установява с помощта (изкопаването) на шурф, в който се определя обемната плътност на различна дълбочина. Долната граница на достатъчно уплътнената зона е там, където уплътнената почва притежава предписаната в „Почвения проект” плътност. 9.4.2. ДЪЛБОЧИННО УПЛЪТНЯВАНЕ 9.4.2.1. Земни пилоти

Земна основа, изградена от слаби водонаситени или льосови почви (вж. т. 9.1. и 9.2.), може да бъде уплътнена в дълбочина със земни пилоти, представляващи вертикални цилиндрични отвори (сондажи), изпълнени по различни технологии и запълнени с уплътнена почва — пясък, трошен камък или местна почва. Класическите изпълнения на дълбочинно уплътняване използва инвентарна тръба с разтварящ или „губещ се” връх (фиг. 9.4.3.). Разтварящият се връх се държи затворен чрез надянат на него стоманен пръстен („губещ се пръстен”), а при другия вариант тръбата е затворена отдолу с бетонов „губещ се връх”. След достигане на проектната дълбочина при повдигане на тръбата „губещият се пръстен”, или съответно „губещият се връх” остава на дъното на отвора. Запълването на освобождаваното от тръбата пространство (отвора) става на пластове с трамбоване. Така се получава почвен (ако материалът е местна почва) или чакълест (с чакъл) или льосов (с льос) пилот. Използваната почва трябва да бъде овлажнената до оптимално водно съдържание и да се уплътнява на пластове с дебелина не повече от 50 cm. Трамбовките, с които се изпълнява уплътняването, са с маса 0,25–0,50 t и се пускат от 2–3 m височина. При слабите водонаситени почви за запълването на пилотните (сондажни) пространства се използува мокър (овлажнен в разтворобъркачка) пясък и се получават пясъчни пилоти. Уплътняването на пясъка се осъществява по метода „пилот в пилот”, който представлява изпълнението на няколко пилота в един и същи отвор, т. е. във вече запълнения с пясък отвор се повтаря неколкократно забиването на затворената тръба и запълването ѐ отново с пясък. Обикновено се препоръчва изпълнението на процедурата „пилот в пилот” да продължава до момента, в който затворената тръба не може да проникне на дълбочина, по-голяма от 2/3 от пълната (първоначалната) дълбочината на пясъчния пилот.

438

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

a 2

в. a. б. Фиг. 9.4.3. Технология с „губещ се пръстен” и „губещ се връх” за направа на земни пилоти (а) тръба с „губещ се връх”: 1 - стоманена тръба; 2 - дървен (бетонов) връх; (б) тръба с „губещ се пръстен”: 3 - отворен връх; 4 - затворен връх; 5 - стоманен пръстен; 6 – шарнири (в) разположение в план на земните пилоти: 1 - земен пилот; 2 - разстояние между пилотите В план земните пилоти се разполагат шахматно и на еднакво разстояние a един от друг (фиг. 9.4.3 в). Отношението на напречното сечение на земните пилоти Ар към площта на уплътнявания масив се определя по формулата

Ap =

е n − eγ 1 + en

ρd,γ − ρd,n ρd,γ

, където:

(9.4.1)

ρd,n и en са обемната плътност на скелета и коефициентът на порите в естествено състояние на

почвата;

ρd,γ и eγ – обемната плътност на скелета и коефициентът на порите след уплътняване. Броят n на земните пилоти, необходими за уплътняването на земна основа с площ A, се определя по формулата

A p .A , ω

(9.4.2)

където ω е средното сечение (площ) на един земен пилот. Разстоянието a между пилотите ще е

a = 0, 95.d

ρd,γ ρd,γ − ρd,n

(9.4.3)

където d е средният диаметър на земните пилоти. В практиката е прието разстоянието a между пясъчните пилоти да се приема 2–3 m. 9.4.2.2. Вертикални пясъчни дренажи

Ако изградените отвори, по един от описаните в т. 9.4.2.1. начини, запълним с пясък, без да го уплътняваме (т.е. еднократно без изграждане на „пилот в пилот”), ще получим така наречените вертикални пясъчни дренажи. Оразмеряването на вертикалните пясъчни дренажи, т.е. определянето на диаметъра, дълбочината и разстоянията между тях, както и на размера на товарите и времето на действието им върху участъка от слабата земна основа с изградени в нея вертикални пясъчни дренажи, е обяснено в Глава 3., т. 3.1.3, където е решен и числен пример. Дренажите трябва да са свързани (хидравлично) с пясъчна дренираща подложка (пясъчна възглавница с дебелина около 0,6–0,8 m), която да осигурява оттичането на водата, изтласквана от слабата земна основа (фиг. 9.4.4.) По същия начин и не по-малко ефективно от пясъчните дренажи действат намерилите място в строителната практика (за пръв път използвани през 1939 г., при изграждането на летището в Стокхолм - Швеция) картонени дренажни ленти. Напречното сечение на такива дренажи е показано на фиг. 9.4.5а и б. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

439

Състоят се от два или три пласта картон с общо напречно сечение 3 x 100 mm. Технологията на слепването им е такава, че се образуват множество надлъжни каналчета, с площ на напречното сечение около 3 mm2.

Фиг. 9.4.4. Вертикални пясъчни дренажи и пясъчна възглавница: 1 – слаба водонаситена почва; 2 - пясъчна дренираща подложка; 3 – консолидиращо натоварване, създавано от насип; 4 - вертикален пясъчен дренаж; 5 – здрава земна основа

(а) трислоен картон;

1 а.

3 mm

100mm

(в) геодрен;

б.

3 mm

в.

4 3 mm

(б) двуслоен картон; 1 - картон; 2 - надлъжни каналчета; 3 - пластмасова сърцевина; 4 – геотекстил.

Фиг. 9.4.5. Напречно сечение на картонени дренажи и геодрен (в) с част от машината за полагане

Лентите се произвеждат с дължина до 400 m и се доставят на обекта пакетирани, навити на макари. Полагането на лентата до проектната дълбочина (20 m и повече) става с натиск (до 400 kN) с помощта на специални машини. След забиването на лентата до проектната дълбочина машината се изтегля вертикално нагоре (по лентата), срязва я и се премества (хоризонтално) до следващата позиция за полагането на следващата лента. По-нова технология на производство (разновидност на картонените дренажи) са така наречените геодрени (фиг. 9.4.5 в). Сърцевината им е пластмасова и има жлебове, които заедно с геотекстилното покритие образуват около 60 каналчета с общо напречно сечение около 2,2 cm2. За полагане на геодрените се използват същите като за картонените дренажи, машини. В съвременната строителна практика тези машини (фиг. 9.4.5.) са с много висока производителност. За условията на мекопластична глина дренаж с дълбочина 10 m заедно с преместването на машината се прави за около две минути. Отделните производители на геодрени дават в проспектите си информация за това на какъв диаметър пясъчен вертикален дренаж е еквивалентна (по дрениращ ефект) предлаганата геодрена. Този диаметър е приблизително 18÷20 cm. 9.4.2.3. Пилоти от трошен камък, изпълнени с вибронабиване

Тези пилоти представляват вертикални колони от трошен камък с диаметър 60–80 cm, изпълнени със специално оборудване, което създава чрез вибронабиване отвори в земната основа, които впоследствие запълва със силно уплътнен с вибрации трошен камък. Машината, показана на фиг. 9.4.6., позволява и инжектирането на циментов разтвор в каменните или чакълестите пилоти. 440

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Фиг. 9.4.6. Пилоти от трошен камък, изпълнени с вибронабиване 9.4.3. ИЗКУСТВЕНО ЗАЯКЧАВАНЕ НА ПОЧВИТЕ

Докато при разгледаното в т. 9.4.1. и 9.4.2. механично уплътняване на почвите заздравяването се постига чрез приближаване на отделните почвени частици една към друга, при изкуственото заякчаване на почвите твърдите частици не променят позициите си, а изкуствено вкараните между тях химични вещества създават здрави връзки, които значително подобряват техните якостни и деформационни свойства и намаляват водопропускливостта им. Това проникване на различни химични вещества в почвата се осъществява по различни технологии – от повърхността (смесване, пропиване) или в дълбочина чрез инжектиране (нагнетяване). 9.4.3.1. Повърхностно заякчаване

Повърхностното заякчаване на строителните почви се прилага най-често при земното платно (основата) на пътища, летищни писти и железници. Може да бъде изпълнено в ненарушено състояние на почвата чрез пропиване (импрегниране) и в нарушено състояние чрез механично смесване с неорганични свързващи вещества (цимент, вар, пепел от ТЕЦ и др.) или органични (битуми, катрани, високомолекулярни смоли и др.) с последващо уплътняване на обработената по този начин почва. Полученият материал се нарича циментопочва, варопочва или друга заздравена почва (Евстатиев 1984). У нас е натрупан богат опит в заздравяването на льосови почви, глинести пясъци и преовлаженени глини при високо ниво на почвените води. 9.4.3.2. Дълбочинно заякчаване

При дълбочинното заякчаване съответните разтвори на химични вещества се вкарват в порите на ненарушената структура на почвения масив чрез инжектиране или в част от масива (наподобяваща отделни или свързани помежду си сондажни колони) струйно се впръсква и механично се смесва с почвата – така вече добилото популярност название Jet Grouting. В последно време широко се използват различни технологии „смесване на място” (Mixed in Place-MIP), базирани на технологията на шнековото сондиране (фиг. 9.4.7 а). Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

441

а. б. Фиг. 9.4.7. Технология „смесване на място (Mixed in Place-MIP)” (а) и технология „Soilcrete” („струйно циментиране”) (б) Сравнително нова е (фиг. 9.4.7 б) „технологията със струйна циментация” (ТСЦ), базираща се на комбинация от споменатите две технологии (Jet Grouting и Mixed in Place), добила популярност под названието Soilcrete (Соилкрит). Тази технология може да се използва за укрепване на стените на изкопи, подобряване на механичните свойства на почвата под съществуващи фундаменти, създаване на вертикални и хоризонтални водоплътни прегради. Допълнителна литература

(Mitchell, 1981). Mittchell, J. K. Soil Improvement – State-of-the-Art Report. Proc. X ICSMFE, Stockholm, 1981. (Крутов, 1974). Крутов, В. И., В. Г. Галицкий, А. А. Мусаелян и др. Уплотнение просадочных грунтов. Москва, Стройиздат, 1974. (Евстатиев, 1984). Евстатиев, Д. Формиране на якостта на циментопочвите. София, Издателство на БАН, 1984.

442

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

ГЛАВА 10. КОНТРОЛ И МОНИТОРИНГ Проектирането и изграждането на фундаментните конструкции и съоръжения от почви е един малък етап от общия процес на строителство. Наред с проучването, проектирането и строителството изискват обследване и наблюдение. Основната цел на контрола и мониторинга позволява да се съберат достатъчно in-situ данни както за процесите, свързани с изграждането на съоръженията, така и да се оцени поведението на конструкцията в условия на експлоатация. Тук следва да се обърне внимание на особеното значение на тези данни. Те могат да служат за обективна оценка във времето на предприеманите решения, както и да послужат за допълване и корекции на нормативната база. Контролът и мониторинга, в общия смисъл, могат да се разделят на три елемента: • контрол по време на проучване и проектиране; • мониторинг по време на строителство; • наблюдение (мониторинг) по време на експлоатация. Обемът и обхватът на мониторинговите дейности следва да се конкретизират още на проектна фаза и да се отразяват в мониторингови програми. Планът трябва да уточни вида, качеството и честотата на провеждания надзор, които трябва да съответстват на: • степента на достоверност на предпоставките за проектиране; • сложността на почвените условия и условията на натоварване, и промяната им във времето; • възможността за осъществяване на проектни изменения или корекционни мерки по време на строителството; • възможния риск от авария по време на строителството и експлоатацията; Планът за надзор, включен в геотехническия доклад, трябва да формулира приемливите граници за резултатите, които ще бъдат получени чрез надзора. Резултатите от наблюденията най-често се оценяват количествено – на база стойности и интервали, които се съпоставят с приетите допустими граници на изменение. Качествената оценка се използва при наблюдението на обекти с по-ниска значимост, както и за контрол по време на строителството и проверката (и приемането) на проекта и почвените условия. В ЕК-7 се препоръчва при проектирането (особено на по-значимите геотехнически категории 2 и 3) да се предвижда план за действие при извънредни ситуации. Макар и да не е изчерпателно разгледан, този подход предвижда още при проектирането да се остави възможност за увеличаване на носимоспособността, промяна в конфигурацията на конструкцията, които мерки да бъдат предприемани на база данните от мониторинга (наблюдението) по време на експлоатация. Нататък за Геотехническа категория се приема съкращението ГК. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

443

10.1. ПЛАН ЗА МОНИТОРИНГ Строителните работи трябва да бъдат инспектирани непрекъснато и резултатите от проверките трябва да бъдат документирани. Общият вид на контролираните параметри е представен в Таблица 10.1.1. Таблица 10.1.1. Общи категории - контрол и мониторинг ГК

Обхват на контрола Програмата за надзор се ограничава само до визуална инспекция; проверка за качествата на елементите и отклоненията от проектните предвиждания; оценка за изпълнението на конструкциите. Изискват се измервания за характеристиките на земната основа или такива за поведението на конструкциите. Уточнява се обемът на характерните елементи на контрол. Изискват се допълнителни измервания на всеки важен етап от строителството. Полеви проучвания и изпитвания на земната основа.

Детайлни елементи Съответствие на земната основа с проучванията; свойства на материали и промяна на състоянието им по време на строителство; изпълнение на фундаментните конструкции – геометрия, материали. Съответствие на земната основа с проучванията; свойства на материалите и промяна на състоянието им по време на строителството; изпълнение на фундаментните конструкции – геометрия, материали. Определяне на класификационните характеристики, якостта и деформируемостта; може да се извърши вземане и изпитване на представителни почвени проби. Проучвания и детайлни изследвания на земната основа или насипите, които могат да имат важно значение за проекта. Индиректните данни за геотехнически свойства на земната основа (например от забиване на пилоти) трябва да се документират и използват при интерпретацията и оценката на почвените условия.

Документирането на контролираните параметри обхващат следните основни елементи: • последователност на работите – план за работа (параметри на документирането) и обем на проучванията в зависимост от геотехническата категория на строежа; • особености на земната основа и почвените води – съответствие на строежа и особеностите на геоложката формация; • качество на материалите и очаквана промяна на техните контролирани показатели; • отклонения от проекта и анализ на допустимостта им; • непредвидени събития, появили се преди началото на строителството. • резултати от измервания и тяхната интерпретация; • екзекутивни чертежи; • наблюдения за състоянието на елементите на околната среда и състояние на инфраструктурни елементи; Документите за временните работи трябва също да се съхраняват. Прекъсванията на работите и възобновяването им трябва да се протоколират. Резултатите от инспекцията и от контрола се предоставят на проектанта преди вземане на решение за някои изменения. Съхранението на мониторинговите документи се извършва в зависимост от отговорността на строежа и действащата нормативна база. 10.1.1. ОЦЕНКА НА ПРОЕКТА Пригодността на строителните технологии и последователността на изпълнението се рецензират съобразно почвените условия, опита в областта и отговорността на конструкциите и съоръженията. Проектът се оценява и на базата на резултатите от инспекцията и контрола. Оценката на проекта трябва да включва внимателен преглед на условия, които могат да възникнат по време на строителството и включват: • географски особености като климат, морфология, стратиграфия, тектоника и др.; • състоянието на геоложката формация и почвените води, състав и промяна; • очаквани въздействията върху конструкцията – климатични, сеизмични, антропогенни; • въздействия и промени в елементите на околната среда – валежи, наводнения, високи и приливни вълни тектонски процеси, карст, свлачища и срутища и др. Проверка на почвените условия 444

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Описанията и геотехническите свойства на почвите и скалите, в които е фундирана или върху които е разположена конструкцията, се проверяват по време на строителството. Индиректните данни за геотехническите свойства на земната основа трябва да се документират и използват при интерпретацията и оценката на почвените условия. Трябва да се провери дали основните положения, приети при проектирането, са подходящи за геотехническите особености на действителната (разкрита на място) земна основа и конструкцията. Почвени води Нивата на почвените води, техният химически състав и порният натиск, установени по време на изпълнението, съответно се проверяват и сравняват с приетите в проекта. По-подробни проверки се извършват за площадки, за които се знае или се очаква, значителна променливост на вида и водопропускливостта на земната основа. За геотехническа категория 1 проверките се основават на документиран предишен опит в района или чрез индиректни сведения. За геотехнически категории 2 и 3 се извършват директни наблюдения за състоянието на почвените води и се оценява тяхното влияние върху метода на строителство или изпълнението на конструкцията. Характеристиките на движение на почвените води и режимът на порния натиск могат да се получат чрез полево оборудване, като е за предпочитане то да се инсталира преди започване на строителството. В някои случаи е възможно инсталирането на пиезометри на големи разстояния от площадката, като част от системата за контрол. Ако по време на строителството възникнат промени в нивото на водите, които могат да повлияят на изпълнението на конструкцията, те трябва да се контролират до завършване на строителството или докато отслабне негативният ефект. За конструкции под нивото на почвените води, които са застрашени от изплуване (UPL състояния), нивото може да бъде контролирано, докато теглото на конструкцията стане достатъчно голямо. Когато част от постоянните или временните конструкции могат да бъдат подложени на значително химично влияние, трябва да се извърши химичен анализ. Влиянието от строителните дейности (включително процеси като отводняване, инжектиране на разтвори или прокопаване на тунел) върху режима на почвените води се оценява. Това влияние се отчита и когато отводнителните работи могат да предизвикат негативни ефекти (слягания) върху съседни сгради и съоръжения. Трябва да се провери дали основните положения, приети при проектирането, са подходящи за особеностите на почвените води, разкрити при строителството. 10.1.2. ПРОВЕРКИ ПРИ СТРОИТЕЛСТВОТО Условията на строителната площадка се проверяват за съответствие с приетите в проекта и уточнените в геотехническия доклад проектни решения и метод на строителство. Отклонения от решенията и методите за строителство, приети в проекта и утвърдени в доклада за геотехническо проектиране, трябва да бъдат ясно обсъдени и допълнени. Принципите, възприети в проекта, трябва да бъдат проверени с оглед приложимостта им за реализация и последователност на строителството. По време на строителството се контролират също качествата и характеристиките на вложените материали, технологията на изпълнение, както и конкретните допуски и изисквания за отделните етапи на изпълнение. Информация за тях може да бъде намерена в придружаващите стандарти, разглеждащи изпълнението на конкретната група геотехнически елементи. 10.1.3. НАБЛЮДЕНИЕ ПО ВРЕМЕ НА ЕКСПЛОАТАЦИЯ (МОНИТОРИНГ) Наблюдение по време на експлоатация се прилага с цел: • проверка на валидността на прогнозите за изпълнението, направени по време на проектирането; • осигуряване на изпълнението и завършването на конструкцията съгласно изискванията; • програмата за мониторинг трябва да съответства на геотехническия доклад. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

445

Наблюдението може да включва проследяването във времето на много и различни величини и показатели, имащи значение за оценка на състоянието на земната основа и конструкцията. Докато броят, разположението и вида на наблюдаваните точки и параметри зависи от особеностите на всеки геотехнически обект, ЕК-7 предписва следните общи групи наблюдавани показатели (параметри): • деформации на земната основа, предизвикани от конструкцията (относителни и абсолютни); • стойности на въздействията (проследяване на реализираните спрямо проектните стойности); • контактните напрежения между земната основа и конструкцията (напрежения в основната плоскост на фундаментите); • порен натиск; • усилия и премествания (в смисъл на обобщено преместване – хоризонтални, вертикални и завъртания) в носещите елементи на самата конструкция. При мониторинга се извършва документиране на действителното изпълнение на конструкциите с цел събиране на база данни. За конструкции, които може да имат неблагоприятно въздействие върху почвените условия или състоянието на почвените води, програмата за мониторинг трябва да отчете възможността за изтичане на води или за изменения във филтрационния поток. Такъв тип конструкции са: • подпорни конструкции при водни басейни – хидротехнически съоръжения, подпорни конструкции на инфраструктурни елементи; • конструкции, проектирани за контрол на филтрацията; • тунели; • големи подземни конструкции; • дълбоки сутерени; • откоси и земно-насипни подпорни конструкции; • заздравяване на земната основа. Всички споменати до тук дейности имат за цел осигуряване на поддръжка на конструкциите, а тя от своя страна, на експлоатационната им годност. Спецификациите за поддръжката осигуряват информация за: • критични елементи на конструкцията, които изискват редовно инспектиране; • скрити работи без проектна видимост на конструкцията преди тяхното изпълнение; • честота на инспектирането. Продължителността на мониторинга след строителството може да се промени в резултат на наблюденията, извършени по време на самото строителството. За конструкции, които могат да въздействат неблагоприятно върху значителни части на околната среда или чието разрушаване може да доведе до повишени рискове за имуществото или живота, може да се изисква мониторинг за повече от десет години след завършването на строителството или през целия експлоатационен период на конструкцията.

10.2. КОНТРОЛ И МОНИТОРИНГ ПРИ РАЗЛИЧНИ ФУНДАМЕНТНИ КОНСТРУКЦИИ И ЗЕМНИ СЪОРЪЖЕНИЯ 10.2.1. ПЛОСКОСТНИ ФУНДАМЕНТНИ КОНСТРУКЦИИ Планът за надзор трябва да формулира приемливите граници за резултатите, които ще бъдат получени чрез надзора. Планът трябва да уточни вида, качеството и честотата на провеждания надзор, които трябва да съответстват на: • степента на достоверност на предпоставките за проектиране; • сложността на почвените условия и условията на натоварване; • възможния риск от авария по време на строителството; • възможността за осъществяване на проектни изменения или корекционни мерки по време на строителството. В общ план следеното и видът на параметрите са представени в Tаблица 10.2.1.

446

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

Таблица 10.2.1. Обем дейности при фундаментни конструкции

ГК

Обхват на контрола върху проектирането

Обхват на мониторинига при строителството

Описание на елементите на геоложката формация. Условия на площадката - литоложки, климатични, хидроложки, хидрогеоложки и др. Пълнота и достоверност на резултатите от геоложкото проучване, лабораторни и полеви изпивания (класификационни показатели). Приложимост на подбраната технология за конкретните геоложки условия. Пълнота на проектните анализи по отношение на проектна ситуация и избраната технология на строителство. Обемът и обхватът се диктуват от геотехническата категория и функционалните изисквания.

Съответствие на параметрите на основата за фундиране – визуална оценка. Почвени води. Геометрия на елементите. Достигнати при строителството проектни параметри и качество на материали. Съответствие на параметрите на основата за фундиране, визуална оценка, допълнителни изследвания – лабораторни и полеви. Почвени води – измерване на важни параметри, дебити, скорости, кoеф. на филтрация, химични показатели и др. Геометрия на елементите. Достигнати при строителството проектни параметри и качество на материали. Контрол на деформации на земната основа. Показатели за дълготрайност. Съответствие на параметрите на основата за фундиране визуална оценка, допълнителни изследвания – лабораторни и полеви. Почвени води – измерване на важни параметри, дебити, скорости, коеф. на филтрация, химични показатели и др. Геометрия на елементите. Достигнати при строителството проектни показатели и качество на материалите. Промяна на свойствата на земната основа от протичане на строителните процеси. Контрол на деформации на земната основа. Показатели за дълготрайност.

Полеви проучвания и изпитвания на земната основа само за трета категория.

Наблюдение по време на експлоатация (мониторинг) Външни белези за настъпване на граничните състояния.

Външни белези за настъпване на граничните състояния. Изграждане на реперна система и измерване на деформации.

Външни белези за настъпване на граничните състояния. Изграждане на реперна система и измерване на деформации. Проучвания и детайлни изследвания на земната основа, фундаментните конструкции или насипите тела. Събиране на директни и индиректни данни за геотехническите свойства на основата и фундаментите, които се интерпретират в контекста на конкретната геотехническа задача.

10.2.2. ПИЛОТИ И ПИЛОТНИ ФУНДАМЕНТНИ КОНСТРУКЦИИ Планът за надзор при пилотните конструкции произтича от сложните проектни и технологичностроителни условия. Той трябва да формулира приемливите граници от технико–икономическа гледна точка за получаваните чрез надзора резултатите. Планът трябва да уточни вида, качеството и честотата на провеждания надзор. В Таблица 10.2.2. са показани в общ вид обхвата на надзора и монторинга в случай на пилотно фундиране. Протоколът за всеки пилот включва аспектите на строителството, отбелязани в действащите стандарти: • БДС-EN 1536:1999 – за изливни пилоти; • БДС-EN 12699:2000 – за забивни; • БДС-EN 14199 – за микро пилоти. Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

447

Таблица 10.2.2. Дейности и обем при пилотните конструкции ГК

Обхват на контрола при проектиране Описание на елементите на геоложката формация. Условия на площадката литоложки, климатични, хидроложки, хидрогеоложки и др. Пълнота и достоверност на резултатите от геоложкото проучване, лабораторни и полеви изпивания (класификационни показатели). Пълнота на проектните анализи по отношение на проектна ситуация и избраната технология на строителство - извършените пробни статически изпитвания. емпирични или аналитични изчислителни методи; от изпитвания с пробни динамични натоварвания; наблюдаваното изпълнение на подобен пилотен фундамент. Aналогия с полеви методи за изпитване на земната основа. Основни изисквания към пилотите - разположението и наклоняването на всеки пилот, включително допустимите отклонения на местоположението; напречно сечение на пилота; армировката; дължина на пилота; брой на пилотите; изисквана носеща способност на пилота; кота на върха на пилота, изискваното съпротивление на проникване; последователност на изпълнение; допустими премествания; някои други ограничения върху дейностите по изпълнението на пилотите. Обемът се диктува от геотехническата категория и функционалните изисквания. Полеви проучвания и изпитвания на земната основа само за трета категория.

Обхват на мониторинга при строителство Съответствие на параметрите на основата за фундиране –визуална оценка. Почвени води. Геометрия на елементите. Достигнати при строителството проектни параметри и качество на материали. Съответствие на параметрите на основата за фундиране- визуална оценка, допълнителни изследвания – лабораторни и полеви. почвени води – измерване на важни параметри, дебити, скорости, коеф. на филтрация, химични показатели и др. Геометрия на елементите. Достигнати при строителството проектни параметри и качество на материали. Контрол на деформации на земната основа. Показатели за дълготрайност. Съответствие на параметрите на основата за фундиране- визуална оценка, допълнителни изследвания лабораторни и полеви; Почвени води – измерване на важни параметри, дебити, скорости, коеф. на филтрация, химични показатели и др.; За всички пробни изпитвания се изготвя писмен доклад. Докладът трябва да включва: - описание на площадката; почвените условия в съответствие с изследванията на земната основа; - вида на пилотите; - описание на изпълнението на пилотите и срещани проблеми по време на работата; - описание на натоварващата и измерителната апаратура; - документация за калибриране на уредите за измерване; - протоколите за изпълнението на изпитваните пилоти; фотографски записи на елемента; - резултати от изпитването; - графики за преместванията във времето на всеки приложен товар, когато се използва процедура за стъпаловидно натоварване; - измерванията за натоварване-преместване; - причини за някои отклонения от горните изисквания. Геометрия на елементите. Вид на пилотите – разположението, напречно сечение на пилота; за пилоти, бетонирани на място, данни за армировката; дължина на пилота; постигнат показател за носеща способност; кота на върха на пилота; установени несъответствия; качества на материалите и операции при изпълнението им (обсаждане, вибриране, заваряване и др.). Постигнати при строителството проектни показатели и качество на материалите. Промяна на свойствата на земната основа от протичане на строителните процеси. Контрол на деформации на земната основа; Показатели за дълготрайност.

Наблюдение по време на експлоатация (мониторинг) Външни белези за настъпване на граничните състояния.

Външни белези за настъпване на граничните състояния. Изграждане на реперна геодезична система и измерване на деформации.

Представената информация в тези стандарти като изисквания и предписания, може да бъде в следния ред от контролирани параметри: 448

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

• • • • • • •

•

• • • • •

номер на елемента; оборудване за изпълнението; напречно сечение и дължина на пилота; дата и час на изпълнението (включително прекъсвания по време на строителния процес); бетонна смес, количество на използвания бетон и метод на полагане; обемно тегло, pH, вискозитет по Marsh и съдържание на фини фракции в бентонитова суспензия (когато се използва); за сондажни пилоти или шлицови стени с непрекъснато изпълнение или други инжекционни пилоти количествата и наляганията при изпомпване на бетонния разтвор или бетон, размери, стъпка на завъртане и проникване за един оборот (ход); за забивни пилоти стойността на измервания на съпротивлението при забиване, като например тегло и височина на падане или енергийна мощност на чука, честота и брой на ударите наймалко за последните 0,25 m от проникването; мощността на вибраторите (където са използвани); усукващият момент, приложен на сондажния мотор (където е използван) за сондажни пилоти пластовете, срещани при сондажите и състоянието на основата, ако изпълнението на пилотния връх е критично; препятствия, срещани при изпълнението на пилотите; отклонения от местоположението и направлението и работните коти.

Ако мониторингът на площадката или проверката на протоколите установят отклонения относно качеството на изпълнените пилоти, трябва да се извършат допълнителни проучвания за определяне на действителното им състояние и необходимостта от заздравителни мерки. Изпитвания за целостта на пилотите се прилагат, когато качеството е зависимо от процедурите за изпълнение. Като допълнителни показатели за обща оценка на пилотите могат да послужат и причинените дефекти от изпълнение на пилотните елементи. Дефекти като недостатъчно качество на бетона и дебелината на бетоновото покритие, които могат да повлияят на дългосрочната работа на пилота, могат да се контролират вибрационни опити или изваждане на сондажна ядка. 10.2.3. ШЛИЦОВИ СТЕНИ, АНКЕРИ И КОМБИНИРАНИ КОНСТРУКЦИИ Планът за надзор при шлицови стени, анкери и комбинирани конструкции е зависим от посложните проектни и строителни условия. Той трябва да формулира приемливите граници от техникоикономическа гледна точка за получаваните чрез надзора резултати. Планът трябва да уточни вида, качеството и честотата на провеждания надзор. В общ план следеното и видът на параметрите са представени в Таблица 10.2.3. Протоколът за всеки елемент може да включва аспектите на строителството отбелязани в действащите стандарти: • БДС-EN 1538 – шлицови и шпунтови стени – изливни и сглобяеми. • БДС-EN 12063:2003 – шпунтови стени. От съдържанието на тези стандарти може да се обобщи следната задължителна информация в съдържанието на протоколите: • • • • • • •

номер на елемента; оборудване за изпълнението; напречно сечение и дължина; дата и час на изпълнението (включително прекъсвания по време на строителния процес); бетонна смес, количество на използвания бетон и метод на полагане; обемно тегло, pH, вискозитет по Marsh и съдържание на фини фракции в бентонитната суспензия (когато такава се използва); за шлицови стени с непрекъснато изпълнение или други инжекционни анкери количеството и наляганието при изпомпване на бетонния разтвор или бетон, размери, стъпка на завъртане и проникване за един оборот (ход); Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

449

Таблица 10.2.3. Обем дейности при шлицови стени, анкери и комбинирани конструкции ГК

Обхват на контрола при проектиране Описание на елементите на геоложката формация.

Условия на площадката – литоложки, климатични, хидроложки, хидрогеоложки и др. Пълнота и достоверност на резултатите от геоложкото проучване, лабораторни и полеви изпивания (класификационни показатели).

Пълнота на проектните анализи по отношение на проектна ситуация и избраната технология на строителство – извършените пробни изпитвания. Емпирични или аналитични изчислителни методи; от изпитвания с пробни натоварвания; наблюдаваното изпълнение на подобни елементи.

Аналогия с полеви методи за изпитване на земната основа. Основни изисквания към елементите – разположение и положение на всеки елемент, включително допустимите отклонения на местоположението; напречно сечение; армировка; дължина; брой и последователност на изпълнението; изисквана носеща способност; кота на върха; допустими премествания; някои други ограничения върху дейностите по изпълнението на пилотите.

Обемът се диктува от геотехническата категория и функционалните изисквания.

Полеви проучвания и изпитвания на земната основа могат да се препоръчат само за трета категория.

450

Обхват на мониторинга при строителство Съответствие на параметрите на основата–визуална оценка. Почвени води. Геометрия на елементите. Постигнати при строителството проектни параметри и качество на материалите. Съответствие на параметрите на основата – визуална оценка, допълнителни изследвания – лабораторни и полеви. Почвени води – измерване на важни параметри, дебити, скорости, коеф. на филтрация, химични показатели и др. Геометрия на елементите. Достигнати при строителството Проектни параметри и качество на материалите. Контрол на деформации на земната основа. Показатели за дълготрайност в зависимост от периода на експлоатация. Съответствие на параметрите на основата за фундиране- визуална оценка, допълнителни изследвания – лабораторни и полеви. Почвени води – измерване на важни параметри, дебити, скорости, коеф. на филтрация, химични показатели и др. За всички пробни изпитвания се изготвя писмен доклад. Докладът трябва да включва: - описание на площадката; - почвените условия в съответствие с изследванията на земната основа; - вида на елементите; описание на изпълнението и специфични проблеми по време на работата; - описание на натоварващата и измерителната апаратура; - документация за калибриране на уредите за измерване; протоколите за изпълнението на изпитваните пилоти; - фотографски записи на елемента; - резултати от изпитването; графики за преместванията във времето на всеки приложен товар, когато се използва процедура и резултати от изпитванията; - измерванията за натоварване-преместване; причини за някои отклонения от горните изисквания. Геометрия на елементите. Вид на елементите –разположение, напречно сечение; бетониране на място, данни за армировката; дължина; постигнат показател за носеща способност; установени несъответствия; качества на материалите и операции при изпълнението им (обсаждане, панцеровки, вибриране, заваряване и др.).

Наблюдение по време на експлоатация (мониторинг) Външни белези за настъпване на граничните състояния.

Постигнати при строителството проектни показатели и качество на материалите. Промяна на свойствата на земната основа от протичане на строителните процеси. Контрол на деформации на земната основа. Показатели за дълготрайност.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

• • • •

усукващият момент, приложен на сондажния мотор (където е използван); за изливни системи пластовете, срещани при сондажите и състоянието на основата; препятствия, срещани по време на изпълнението; отклонения от местоположението и направлението и от работните коти.

Мониторингът на площадката или проверката на протоколите установяват отклонения относно качеството на изпълнените елементи, допълнителни проучвания за определяне на действителното състояние и необходимостта от оздравителни мерки. Изпитвания за целостта на пилотите се прилагат, когато качеството е зависимо от процедурите за изпълнение. Като допълнителни показатели за обща оценка могат да послужат и причинените дефекти от изпълнение на елементи. Дефекти като недостатъчно качество на бетона и дебелината на бетонното покритие, които могат да повлияят на дългосрочната работа на елемента, могат да се контролират вибрационни опити или изваждане на сондажна ядка. 10.2.4. ЗЕМНО-НАСИПНИ СЪОРЪЖЕНИЯ Тази част от контрола и мониторинга обхващат случаите, където съоръженията се изграждат от скални и почвени материали или се заздравява естествената земна основа. Случаите, които са предмет на третиране, са: • насипи, възглавници под фундаменти, почвени и композитни подложки; • обратни насипи при изкопи и подпорни конструкции; • общи насипища включително почвени хидронамиви, озеленителни, шумозащитни, прахозащитни депони и насипища от изкопани материали и депа от кариерни и др. материали; • насипи за малки язовирни стени и инфраструктурни елементи – обратни засипки за подземни комуникации и земни съоръжения на транспортната инфраструктура. Проектните процедури за геотехнически работи и техният контрол се подчиняват на общите правила с оглед използването на насип, отводняване, заздравяване и усилване, инжектиране и др. Насипът, отводнената, заздравена или усилена земна основа трябва да е в състояние да издържи въздействията, възникващи от неговата функция и неговата околната среда. Тези основни изисквания трябва също да са удовлетворени за земната основа, върху която насипът е положен. Когато се изгражда проектиран насип, задоволителните качества на насипа зависят от няколко елемента: • подходящи качества на обработените материали, • задоволителни инженерни свойства след уплътняване. • транспортирането, полагането и технологичните процеси съпътстващи изграждането на насипа (те трябва да бъдат разглеждани в проектирането); Критериите за определяне на насипните материали като подходящи за използване се базират на възможностите за достигане на гранични състояния, дълготрайност и експлоатационна годност след уплътняване. Тези критерии отчитат предназначението на насипа и изискванията на всяка конструкция, която ще бъде разположена върху него.

Таблица 10.2.4. Обем дейности при земно-насипни съоръжения ГК

Обхват на контрола при проектиране

Обхват на мониторинга при строителство

Описание на елементите на геоложката формация.

Съответствие на параметрите на основата – визуална оценка.

Условия на площадката – литоложки, климатични, хидроложки, хидрогеоложки и др.

Почвени води.

Пълнота и достоверност на резултатите от геоложкото проучване, лабораРъководство по ГЕОТЕХНИКА

Геометрия на елементите.

Наблюдение по време на експлоатация (мониторинг) Външни белези за настъпване на граничните състояния.

Достигнати при строителството проектни параметри и качество на материали. 451

торни и полеви изпивания (класификационни показатели). Критерии за приемливост на ползваните материали: - якост на смачкване;

Почвени води – измерване на важни параметри, дебити, скорости, кoеф. на филтрация, химични показатели и др.

- уплътняемост;

Геометрия на елементите.

- водопропускливост;

Достигнати при строителството проектни параметри и качество на материали.

- зърнометрия;

- пластичност. Носеща способност на земната основа под насипа. Съдържание на органични примеси. Химическа агресивност. Влияния от замърсяване. Водоразтворимост. Склонност към обемни изменения (набъбващи глини и пропадащи почви).

Съответствие на параметрите на основата визуална оценка, допълнителни изследвания лабораторни и полеви. Почвени води – измерване на важни параметри, дебити, скорости, коеф. на филтрация, химични показатели и др. За всички пробни изпитвания се изготвя писмен доклад.

Съпротивление срещу изветряване.

Докладът трябва да включва: описание на площадката; почвените условия в съответствие с изследванията на земната основа; вида на съоръжението; описание на изпълнението и проблеми по време на работата; описание на натоварващата и измерителната апаратура; документация за калибриране на уредите за измерване; протоколите за изпълнението на изпитваните пилоти; фотографски записи; резултати от изпитването; графики за регистрацията на параметрите; измерванията за натоварванепреместване; причини за някои отклонения от горните изисквания.

Възможността за циментация, която се получава след полагане (например при доменни шлаки). Ако материалите в тяхното естествено състояние не са подходящи за насип, може да се приложи едно от решенията: - регулиране на водното съдържание; смесване с неорганични материали;

или други

- промиване, раздробяване, пресяване или промиване. Пълнота на проектните анализи по отношение на проектна ситуация и избраната технология на строителство - извършените пробни изпитвания. Емпирични или аналитични изчислителни методи; последователност на изпълнение; допустими отклонения; някои други ограничения върху дейностите по изпълнението. Обемът се диктува от геотехническата категория и функционалните изисквания. Полеви проучвания и изпитвания на земната основа само за трета категория. Критериите за уплътняване се определят за всяка зона или пласт от насипа в зависимост от неговото предназначение и изискванията за изпълнението му. Опитни участъци. При заздравяване или усилване на земната основа се извършва геотех-

452

Външни белези за настъпване на граничните състояния. Изграждане на контролни система и измерване на деформации.

Контрол на деформации на земната основа. Показатели за дълготрайност.

Податливост на ниски температури и замръзване. Влияние на изкопаването, транспортирането и полагането.

Съответствие на параметрите на земната основа - визуална оценка, допълнителни изследвания – лабораторни и полеви.

Геометрия на елементите. Постигнати при строителството проектни показатели и качества на материалите. Промяна на свойствата на земната основа и насипните материали от протичане на строителните процеси. Критерии за приемливост на ползваните материали: - зърнометрия; - якост на смачкване; - уплътняемост; - водопропускливост; - пластичност;

Външни белези за настъпване на граничните състояния. Изграждане на реперна система и измерване на деформации. Проучвания и детайлни изследвания на земната основа, фундаментните конструкции или насипните тела. Събиране на директни и индиректни данни за геотехнически свойства на основата и съоръженията, които се интерпретацията в контекста на тяхната функция. Възможно е проектът и изпълнениeто да не отразят достоверно прогнозното поведение на материалите и съоръженията. В тези случаи се прилагат коригиращи решения.

- якост на земната основа под насипа; - съдържание на органични примеси; - химическа агресивност; - влияния от замърсяване; - водоразтворимост; - податливост към обемни изменения (набъбващи глини и пропадащи почви); - податливост на ниски температури и замръзване; съпротивление срещу изветряване; - влияние на изкопаването, транспортираРъководство по ГЕОТЕХНИКА

ническо проучване с цел определяне на първоначалните почвени условия. Методът за заздравяване на земната основа за конкретна ситуация трябва да бъде проектиран при отчитане на следните фактори: - дебелина на почвените пластове и свойства на почвите в земната основа и насипните материали; големина на хидростатичния натиск в различните пластове; - вид, размери и разположение на конструкцията, положена върху земната основа;. - предотвратяване на повреди в близкостоящи конструкции или инсталации;

нето и полагането; - възможност за циментация, която се получава след полагане (например при доменни шлаки). Показатели за дълготрайност. При изпълнение на заздравяването се пробва методът за заздравяване на земната основа за конкретна ситуация. Проверяват се следните фактори: - дебелина на почвените пластове и свойства на почвите в земната основа и насипните материали; - големина на хидростатичния натиск в различните пластове; - вид, размери и разположение на конструкцията, положена върху земната основа;.

- вид аздравяване – постоянно или временно;

- предотвратяване на повреди в близко стоящи конструкции или инсталации;

- очаквани деформации в земната основа и последователност на строителството;

- вид заздравяване – постоянно или временно;

- влияния върху околната среда - замърсяване с токсични субстанции или промени в нивото на почвените води; - дългосрочно влошаване на материалите. - ефективността от заздравяването на земната основа.

- очаквани деформации, земната основа и последователността на строителството; - влияния върху околната среда - замърсяване с токсични субстанции или промени в нивото на почвените води; - дългосрочно влошаване на качествата на материалите.

Полеви проучвания и изпитвания на земната основа само за трета категория.

Насипът и модифицираната земна основа се проверяват или изпитват, за да се потвърди, че насипният материал, начинът на полагане и свойствата му съответстват на спецификацията и осигуряват надеждна дълготрайна експлоатация. Планът за надзор трябва да формулира приемливите граници, да позволява надеждно ползване на резултатите и да изисква добри технико-икономически показатели на дейностите, които ще бъдат реализирани чрез надзора и мониторинга.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

453