Page 1

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

5

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

3


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

4

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.

и

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

5


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

6

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

7


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

ψ

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

8

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

w

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

9


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.

10

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

11


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

15


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:

16

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

17


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

18

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

ψ

x

Характеристични стойности

Представителни стойности

FFrep rep

γM

γF

=

=

x

=

x

Изчислителни стойности

Fd

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

x

=

=

x

<

Rd d

Носеща способност

УУССЛЛООВВИИЕ Е

Фиг. 1.2. Схема на проектиране по Еврокод 7

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

19


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

20

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

21


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

23


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

za

Фундаментни скари и общи плочи

Za ≥ 1,50.L L

za

h

Насипи

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

h

za

Изкопи

Za ≥ 2,0 m (Za ≥ 0,4h)

h - дълбочината на изкоп

za

Пътища и жп линии

Za ≥ 3,0 m - за пътища и магистрали;

Za ≥ 5,0 m - за жп

za

линии

Za ≥ 2,0 m (Za ≥ 1,5.bAh)

За тесни изкопи и тръбопроводи bAh

za

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

25


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)

H

h

1

t

Общи изкопи za

za

1

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

26

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

5

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

27


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

e=

(2.2.2)

Обемна плътност на скелета

n=

Md и γ s = ρ s .g ; Vd

V −V d ; Vd

28

(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

IC

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

29


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

1

hw

1-n

n 1-n

1

1

1

1

1

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:

30

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА


еднофазна система

n

e=

1−n

;

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

31


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

Fv

τ

τ

τ3,max τ2,max τ1,max

Δl 2

Fh Δh

τ -

-

.tgϕ =σ

+c

ϕ

c 0

Δl

σ1

0

σ2

σ3

σ

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.

τ

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.

c'

А пр

окси

а ща м ир

лин

ия

c` ϕ` + g t . τ= σ

ϕ' σ3'

σ3''

σ1' σ3'''

σ1''

σ1'''

σ

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

32

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.

F

τ

7

4

3

1

ϕ=0

2

Апроксимираща линия

τ = cu

Cu

5

3

σ

9

6

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

4

3 6

1

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

33


e pi

0

p, kPa

e=f(p)

Δp Eoed,i= tgβ i=100 Δs

Δs

крива на разтоварване

βe

s,%

i

крива на натоварване

β Δse

t

Δp

t

0

s = f(p)

pi

i

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

L

A

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

35


(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;

36

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)

<3

Глинест пясък

3

÷

10

Песъчлива глина

10

÷

30

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

37


2m

80

siGr clGr

60

50

40

30

70

90

Gr 60 °

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

sasiGr saclGr

)

70

saGr

mm

80

sagrSi sagrCl

60

63

grSi grclSi grsiCl grCl

grsasiS grsaclS sagrsiS sagrclS

до

sasiCl saCl

m

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

50

2m

saSi saclSi

Si

Si

10

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

90

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%.

40

( ъл

10

Пример

grSa

к ча на

20

20

30

siSa clSa

50

40

30

60

10 Sa

ие ан рж

до

90

80

70

0 дъ Съ

m)

100

clSi Cl

20 clSi

30 40 50 Cl

60 70 80 90 100 100

90

80

70

60

Финозърнести почви (прах и глина)

50

40

30

20

10

0

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

Ic

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

39


(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

А

B

C

D

E

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

Cu

[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”.

40

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

41


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

0

0

pi

nmp=f(p)

p,kPa

nmp,i

0,5%

0

po

p

i

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

42

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

%

cm

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)

(m)

(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.

0

po

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

43


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

α

qc

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

45


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)

CN

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

36 38 41 43

38 41 43 44

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

47


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)

48

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

4

qc, MPa

30

3

25 20 15 10

5 0

0

5

10

15

20

25

30

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

49


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

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

М

- усукващ момент

H

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

μ

0,9

μ 0,8

0,8

0,7

I p < 40%

I p < 40%

0,7 0,6

0,6

0,5

0,5 0,4 0

20

40

60

cu =cfv /σv0

0,4

80 100 120 140 160 180 200

0,0

0,1

0,2

0,3

a.

 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

51


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.

52

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

53


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

n

(2.3.2)

където SX е отклонението, което се определя по: n

sX =

 (X i i =1

− mX

)

2

n −1

.

(2.3.3)

Статистическият коефициент е

k n = t n95−1%

1

n

+ 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

n

Xi (ϕi ,°)

1 2 3 4 5 6 7 8 Σ=

mx

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°

sx

Vx

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

n

+ 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

55


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.

56

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

c'

Окръжности на Mohr, при ефективни напрежения

u

(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

57


(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

59


• 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

61


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

62

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)

P

P

z

σz r

z

z

ψ

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

2

)

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

)

2

(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.

64

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

2

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

0,45

0,45

0,9

0,40

0,40

0,8 0,7

0,35

0,35

0,6

I b/z=0,5

0,30

0,30

0,4 0,25

0,25 0,3 0,20

2

0,20 4 5 6 8 10,0

3

0,2

a

0,15

b p

0,1

b/z=0

0,05

σz = I.p

0,05

z

0,10

σz 0 0,01

0,02

0,04 0,06 0,1

a/z

0,2

0,4 0,6 1,0

0

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

α = σP0z 0

0

0,05

0,10

0,15

0,20

0,25

2,0

5 2 3

5

B L/ P

10,0

0,5

=

B L>B

B L/

20,0

5

1,5

5

 P

18,0

1,0

3

2

14,0 16,0

=1

1,

z

12,0

z/B

L

о

8,0

1,

=1 0д

z/B

B 1

L/ B

6,0

L/

10

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

65


0,25

0,1

0,2 0,3 0,4

0,6

1,0

4 5 6

3

2

m

8 10 0,25

y

10

0,6 0,28

y

z

B x

σz

0,24

z

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

σz = I.p 0,01

0,02

0,04

0,1

2

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

x

0,20

3

σz

2

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

B

0,8

0,18

m=0,5

0,14

L

A

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

5

B

6 8 10 0,28

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

0,26

L

1

p

p

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

0,06

0,04

0,1

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

2

n

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

0,1

0,2 0,3 0,4

0,6

1,0

n

2

3

4 5 6

0

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

c

M

f

d f

h

M

c

h

e

4 x Mfae

b

a

e

Mfae + Mebg+ +Mgch + Mhdf

c

k

e l

i

d

M

j

g

g a

d

b

M

a e

b f

Mfch - Mfbg - Medh+ +Meag

f g

a b

m h

c

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

0,05

0,10

0

1

1

z/B

z/B

2

0,05

0,10 1

4 3

2

5

2 L/B=10

L/B=1 3

3 2

4

5

4

5

5

6

6 p

9

L>B

B

8 9

B

8

p

7 L

7

L>B

L

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

B/2

B

B/2

p 8p

B/2

0, 2

B/4

0,2

B/4 B/8

0,18p 0,16p

B/2

22 p

0p

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

0p

0, 1

0,1

0,256p

B/4

0, 06 0, p 08 p

p 06 0, p 8 0 0,

B/4

p

p

0,12p

B/2

б.

max(τmax) = p/π

B/4

B/2

B

4p 0,

B/2

0,5p/π

0 ,3 p

0,05p

B/2

0,6p/π

0,075p

a.

B/2

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

p

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.

68

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА


α=0,2

2

σz

α=0,5

1,0

x

0

ν1=0,25

1

E2

ν2=0,25

z H 2

α=2

0 0,001 0,01

0,1 1 k=E1/E2

10

100

0

0,5

1,0

k=1000

E1

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

z

2,75

1000

б.

0

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

k=1000

10 2 1 0,001

ρ=0

0

0,5 k=

10 1 2 0,001

1,0

00 10

1 10 0,001

ρ=0,5

ρ=1,0

3

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

69


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.

70

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

е

20 % от Ha.

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

71


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

n

1

1

s =  Δs i = β 

σ z,i .hi , Ei

(3.1.20)

вертикална планировка естествен терен

Df

p

pav,k =250kPa

B

zi

σγ

0,2σγ

3,0 m

1

σz

2

σz,i

40

б.

78

2,0 m 2,0 m

а.

250

2,0 m 2,0 m

Ha hi

1,0 m

114 150

1

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

73


(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

kc

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

1

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

74

за кръг с радиус

ki при отношение L /B на правоъгълник

r

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

10

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

1

z2=9,2 m ,2 m

z1=4 m Ha=9,2 m

2

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

E0

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

76

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

z

H=2Hdr

едностранна филтрация

двустранна филтрация

z

H

p2

α=1

p2=0

α=

p2

α=0

p2

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

77


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 /

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)

78

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

3

230 1

46,7

152

2 3

82,7

4

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 -

79


#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.

80

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

Df

R

Df

R

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

  ,', '

Vd

Hd

α

2eB

θ

Hd,L

Hd,B Hd

L'

eL

Hd

L

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

83


• наклон на резултантната сила R на натоварването

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

(3.2.14)

m

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)

2

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

β

α Vd

Vd Hd

B' B

a.

B

0,8s s

β

Hd

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)

85


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

 

v

(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

Ti

Ni

R

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

87


(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

L

Df

L

V

q

q

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

24

240

20

1000

220

16

200

12

180

ϕ = 42°

160

8

140

4

120 500

39°

100 80 60 40 20 0 0

37° 34° 32° 30° 26°

100

1

2

3

4

d B

0

0

26

30

а.

34

38

42

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)

89


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

φ

Nc

Nq

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.

90

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 =

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

91


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

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

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

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

V

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

4

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

B

r2 =

4

=

ϕ   2.cos  45° + 1  2  

ϕ1

ϑ2 = 45° +

25°   2.cos  45° + 2  

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

93


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

l3

As

1,5

l4

A2

l2

3,0

A1

ϑ1

l1

1,5

ϑ2

ϑ2

4,00

3,0

l5 l6

Фиг. 3.2.9. Схема към пример 2.

ϑ2 = 45° + r2 =

ϕ3

= 45° +

2

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

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 =

2

As

− r22

) = (7 , 218

2

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

l4

A4

l2

3,0

A3

l1

1,5

l3

A5

l5

1,5 3,0

l6

Фиг. 3.2.10. Схема към пример 2.

l1

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

95


(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;

2

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  

d

2l

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

2

)

= 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

97


• 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.

98

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

k

(

)

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

99


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

Mq

Mc

Ъгъл ϕ,0

Mq

Mc

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 =

A.

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]

MS

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-

a.

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)

rd

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

CN

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

CM

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

FS

(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

E0

Ea

Ep

E

-X

O

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

A

вн

ε

Ea

ин а

W

ра

   

H

хл .

+X

  

W

Q

Ea

θ

νa

ϕ Q

B

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 )   

)

(

)

(

2

(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

ε

W

-X

а ин

   

Ep

H

хл

н ав .р

Ep

  

Q

Q

θ

W

νp ϕ

B

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 )   

)

(

)

(

2

(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


b

b

C2

C1

A

C3

C7

C6

C5 C4 C ин а

ли ни я

b

F8

хл .р ав н

на пр .

Ea-л

F7

F6

H

ия ин

W8

F4 W7

F3

W6

F2

H'

я ини

-л

F5

 

C8

W5

F1

W4 W3 W2

 W1

B

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

F5

F6 F7

ля ва на пр ав

A

C2

b

b

b

b C1

Кулманова Ep - линия

C4

C3

C6

C5

х

C9

ар лн те а г з лъ

F9 F10 F11 F12 C13 C14 F13 F14 C C C

н ав

H

 

C8 C7 ина

F8

  B

W1

-ли

W2

ния

W3

 W4

W5

W6

W7

W8

W9

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

° 40 ° ° 50 60

c

2

0,4

3,6 3,4

° 90

3,2

2,8 2,6

 E

2,4

2,2

θ

2,0

40°

1,8 1,6 5

1,4 1,2 1,0 0,8 0,6

3

6

0,4

f

1

0,2 a

20°

3,8

e

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°

b

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

4

70 °

0,0 0°

0,8

d

° 30

1,6

0,2

0,6

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

80

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"

Ka

ϕ+δ

θ−α

ϕ−α

θ

θ−ϕ

Kp

ϕ+δ

θ−α

ϕ+α

θ+δ −(θ − δ)

θ

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

00

-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

00

-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

C

A

активен земен натиск

H1

пасивен земен натиск

H2

H

H

НПВ

 B

A

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

и

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

h

E aq q.k a B

Неограничен товар на разстояние x от стената

x

Paγ=γ.h.Ka Paq=q.Ka

q

A

ϕ

x < h.cotgϑa

h

ϑa q.ka B

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

119


Таблица 3.4.3. - продължение Вид

Схема и разпределение

Неограничен товар на разстояние x от стената

x

Pa =γ.h.Ka Paq(h+h3)=q.Ka Paq(h)=q.Ka.h2/(h2+h3)

q

A

h1

h.cotgϑa <x< h.cotgφ

2

q.ka h2 h2+h3

3

q.ka

h

Ограничен ивичен товар с интензивност q

ϑa

h3

h2

ϕ

1

Paγ=γ.h.Ka Paq=q.Ka

x1

q D

A C 1 2

ϕ ϑa q.ka

ϕ

h h3 h2 h1

Напрежения γ

3

ϑa

4 B 5

Тесен ограничен ивичен товар

x1

E ah,q = q.x1

q

A C

ϕ

Eah,q

ϑa

ϑa

4 B

1,0

cotg (ϑa − ϕ ) + tg (δ - ε )

ϕ

1 3 2

D

5

a

A

P

E a,p = E ah ,p = P K a

2.Ea,p PE = hp

ϕ

Ea,p

h1

Съсредоточен по линия товар р

δε hp

Eah,p

ϑa

B

Концентриран товар върху ограничена площ

x0

x1

q

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

y1

y0

x0

P x 1y 1

q

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

K0

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

15

0,43

дренирано

25

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


EA

,a

 

~H/2

~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 )   

2

;

(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 )    

2

, 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


Q

S0

СВН

h0

Напорен пласт

ДВН

m

S

Безнапорен пласт

he

R0 R

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.

K3

h1

(4.1.1)

K2 K3

a.

h2

,

h3

hi K i =1 av,i

m1

=1

ВН K1

m2

n

ВН

m3

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.)

μ

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

m

S0

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


Q

S0

СВН

1

ДВН

m

S

2

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 =

ln

(4.1.13)

R0

Времето, необходимо за стабилизация на нивата във водопонизителните съоръжения се определя по формулата

t > 2,5. •

4.L2

a

.

(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.

n=

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

3

112,5

30

2

ВН=2,5m

р.

Пе рл ов ск а

20 0

1

15

20

40 20

Изкоп - профил

60

Изкоп - ситуация

40

4

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):

n=

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

ln

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):

n=

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

10

-8,00 m

TK2

50

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

Кладенец

a.

r'

L r

Река (S=0)

Имагинерен (въображаем) кладенец

L Имагинерен (въображаем) кладенец

б.

L r' Планина (q=0)

L

r

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

Висока

Средна

Ниска

Висока

Висока

-

-

Ниска

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

Висока

Висока

Средна

Ниска

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

10

15

20

30

50

82

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 =

R

 (W .cos α − u .L ) tg ϕ' + c' .L  R W . sin α

R

 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

1

P

FS =

R

 (W + W ) .cos α . tg ϕ' + c' .L  1

R  (W + W1 ) . sin α

2

Външен променлив товар

FS =

3

Депресионно понижение*

FS =

4

Вертикална пукнатина с вода

FS =

Потопен откос

FS =

HB

5

γ γ'

R

 W .cos α.tg ϕ' + c' .L  R  (W + P ) . sin α

R

 W' .cos α.tg ϕ' + c' .L  R W r . sin α

R

 W' .cos α.tg ϕ' + c' .L  R W r . sin α + U .r

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:

FS

FS

= =

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

1

b

Фиг. 4.2.2-А. Случай на дрениран откос Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

151


R H

b

2

D

Фиг. 4.2.2-Б. Случай на депресионно понижение с D /H = 8

R H

3

b D

Фиг. 4.2.2-В. Случай на депресионно понижение с D /H = 4

152

Ръководство по ГЕОТЕХНИКА


R H

4

b D

Фиг. 4.2.2-Г. Случай на депресионно понижение с D /H = 2

R H

5

b

Фиг. 4.2.2-Д. Случай на депресионно понижение с D /H = 4 Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

153


y

x O

b

R y

H x

Фиг. 4.2.3-A. Случай на дрениран откос – графики за положението на вертикалната пукнатина и центъра на окръжността

y

x O

b

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.

FS

= 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 ;

α

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 =

γ

 Wk + γGQ Qk  . sin α = 1, 35 (Wk + 1,11.Qk ) sin α = 1, 35E k ;

1

1

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

k

k

)

+ γ QQ k sin α =

cos α ⋅

 (W

k

+ 1, 30.Q k ) sin α ;

 tg ϕk' c k' + ⋅L  =  γ ϕ' γ c' 

 W

k

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

13

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 

k

cos α tg ϕk ' + c k' .L ) =

1 1, 10

(4.2.14)

 (W .cos α.tg ϕk' + c '.L ) ; k

(4.2.15)

k

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 

α

L

deg

m

h

b

-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

Wk

m

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

Qk

Q k cos α

kN 15 15 30

kN

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

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

σ

τ

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

1

1

Tmax

(0,3 - 0,4) H

N(x) Tmax

Qs,k = π.Da.qs,k

LP

2

T2

Облицовка (Торкрет)

Откос

Lp Диаграма на опънните усилия в анкера

T3

3

Lp

ти Ак Rt0,k

q

а вн

на

зо

Rt,k = min (Rt1 ; Rt2) Rt1

s,k

Пасивна зона (Съпротивителна)

Rt2 q

s,k

L1 L

L2

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

2

L1

H

3

L2

4

L3

5 6

L4

β

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

Sh

Sv Sv

Разпределение в мрежа

Sv

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

γ

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

0,3

0

0,1

0,2

Коефициент

0

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

0,3

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

0

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

0

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

tmax-s

Отношение L/H

1,5

0,2 0,1

0

0,1

Коефициент

0,2

μ=

qs.Da

0,3

0,4

0

0

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

Q

Lq

(4.3.18)

q

Q α

1

h2

3

h4

h6

L1

2

h3

h5

EA ε

Wd

Rd C

6

β

N

n

Rf W

Lp2

θf

R

αf

L5

h7

Lp1

ϕ

Ed

4 5

L2

θ

Lp4

Lp5

ψ

Lp6

H C

l

h1

T

Tнеобход

T=ΣR

имо

ak,i

Nf

Hf ψ

n

0

n

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

Qk

Wk

H1

α

E A,d

β

H1/3

H

δ=a

Rd

ϕ, c

LB

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

3

h4

ϕ

,A

N

B

θ

CA

θf

n

n

WA

2

QB

α

1

h3

NB

C AB CA

A'

h2

WA

q

NA

LA

q

h1

QA

QA

QB

LB

ν

CAB

αf

ψA

ϕ

N

RB

TA

f

WB

h6

Ed H=

5 6

h7

n

β

T

CB

TB

TB

CB

ψB

T не о

0

б х од имо

n

h5

H

B

4

NB

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

ei

ti

O

ME,d

1

R

W2

3

H

4 5 6

W3

W4 W5

V5 V6

αi

Ft,1

V1

E2

2

Ft,2

V2

Ft,3

V3

Ft,4 Ft,5 Ft,6

Фиг. 4.3.14. Кръговоцилиндрично разрушение

Двата момента се определят като: n

n

n

i =1

i =1

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)

n

n

n

i =1

i =1

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 =

n

[(W  i

k,i.γG +Qk,i.γQ).sinαi

+ EA,h.cosαi + EA,v.sinαi];

(4.3.29)

=1

Rd =

n

[(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)

=1

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.

n

Армировъчна мрежа

Хлъзгащо се почвено тяло

ла си а е ра щ к ва ан яз ) в р С V (

U1

t

B

A

Почва

W

Условен клин

U2

Изтласкваща сила (P ) Анкерен прът

ψ

Глава на анкера

Анкерен прът

F L

C

n

а.

б.

β

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

B

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 =

e

 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

3

1,5 m 1,5 m

αf =20°

2

L2=7

4

L3=7

5 6

1,0 m

1,5 m

H = 9,50 m

1,5 m

1

L4=7 β=80°

L5=6

L6=6

m

m

m

m

m

m

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.

R

t,d =7

R

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

Q

Lp= 2,30

s,d =3

m

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

CA

TAB-TA

CAB,d

° =30

θ =ϕ f

NB=1010,5 kN

WB,d

RB2 TB CB TB

TB m

n

kN 2,8 8 =5 Td

90°

30 °

TA

B

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

CB

72, 0

72, 0

7m

ψA =6

CA,d

CB

35°

6

B

72, 0

NA

B

NA

NA

1,50 m 1,50 m 1,50 m 1,50 m 1,50 m 1,0 m

30°

5

L 4=

NA

WA

20°

T AB

WB

3 4

A

10°

B

1

2

NAB,k NAB,d RА

RB1

kN 6,0 2 =6 Hd

35°

1,0 m

D

A

ψB=35° L 6= 6 m

n

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.

R

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

kN

Q

s,d =2

Lp= 4 ,0 1

5,3 k

N/m

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


C

A ψB=35°

WB,d WA,d

CA 26 °

46, 1

CAB

79,

9

34, 8

85, 8

20° ,2

71 , 8

,7 102 ,7 102 ,7 102 ,7

102

87 , 8

L5=6

ψA =6

TB TB

m

L6=6

7° 25,

ϕ d=

B

CB

100

,7 102

m

102, 7

1,50 m 1,50 m 1,50 m 1,50 m 1,50 m 1,0 m

B

TA

CAB,d

kN

NA

nBD

0,6 05

TAB

B

=1

6

L4=7

NA

NA

5

WB

RА TAB-TA NA CA,d TAB-TA

,d

3

A

NB

2

4

WA

61°

1,0 m

1

10°

NAB,d

B

26°

H=9,50 m

D

RB

n 90°

N .2k 5 5 =4 Hd kN 3 , 5 50 d= T

A

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

Rk

Wd Cd

Tk

Rd

Tk

Ck

=5 78 ,

1

kN

Wk

Td

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


O

57, 4 76, 5 71, 8

=5 31 ,7

m

Td

m

Td

L5=6

Cd

Td

kN

Cd

102 ,7

L4=7

n

L6=6

ψ=50°

n

A ψ=50°

kN n

102 ,7

Wd

Wd

102 ,7

5

7° 25,

ϕ d=

102 ,7

4

6

102 ,7 102 ,7

102 ,7

3

96,8

1,50 m 1,50 m 1,50 m 1,50 m 1,50 m 1,0 m

20°

2

Nd =1 10 3, 7

50°

1,0 m

1

10°

H=9,50 m

n

B

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.

W

4

L3=7

5 6

L2=7

L4=7 L5=6

n

m

m

E a,d

m

m

m

Ed Rd

H1 = 11,35 m

1,5 m 1,5 m 1,5 m

L1=7

3

° 80

1,0 m

20°

1,5 m 1,5 m

2

30

H = 9,50 m

10°

1

0,50

1,0 m

Wk = 1258,4 kN; Wd = γG,fav.Wk = 1,0.1258,4 = 1258,4 kN (благоприятна стойност на въздействието).

n

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 [°].

90

Функция на височината на откоса - Y

80

70

60

50

40

30

20

10

0 -20

-10

0 10 20 30 40 Функция на ъгъла на наклона - Х

50

60

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′=

2c

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

za

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

H

Df

Уплътняване и армиране

Ленти/мрежи

Ленти/мрежи

Sv

Насип зад стената Армиран насип

Sv

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

H

Активна Ee зона

W

T1 T2 T3

Пасивно съпротивление

Ea

δ=ϕ

Ti

ψ

T9 T10 T11

Изтръгваща сила

Пасивна зона

Пасивно съпротивление

Pa

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

Sh

b

Sh

Ленти/лаши

Стенни елементи

Sh

Мрежи

b

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

W1

Ea,s

Ea,v

H

W2

Ea

δ=ϕ

H

Ea,h

Ea,h

n

e

c

Ea

Ea,v δ

h

n

L

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.

H

n

1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11

Ee W Ea

E

δ=ϕ

Ea

n

R

Pa

L

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

ϕ

0° 1° 2° 3° 4° 5° 6° 7° 8° 9° 10° 11° 12° 13° 14° 15° 16° 17° 18° 19° 20° 21° 22°

Nc

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

Nq

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

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

ϕ

23° 24° 25° 26° 27° 28° 29° 30° 31° 32° 33° 34° 35° 36° 37° 38° 39° 40° 41° 42° 43° 44° 45°

Nc

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

Nq

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)

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

Ee

0,5.H1

B

W H1

T

A

W

H

ψ D

Ee

D

L

B

T

0,5.H1

H

β

ψ A

L

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

0

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

β

zp,i Lp,i

La,i

H

H

ψ D

A

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

L

L

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

W1

600

W2

Ea

δ=ϕ

Ea,h

n

e.

c

n

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 )  

(

2

= 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

2

ϕ  = tg  45 −  .1, 0 = 0, 283 ; 2  qk=12 kPa

6,00

Sv

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

zi

.

β

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


Ръководство по ГЕОТЕХНИКА

207

m

i

0.25 0.80 1,4 2 2,6 3,2 3,8 4,4 5 5,6 6

m

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 ,

A

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 ,

D

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.

z,

Ниво

Таблица 4.5.11. Обобщена таблица с резултатите от изчисленията към примера

H

La,i

β

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

B

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

qk

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

H

1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11

T1 T2 T3

Активна Ee зона

W

ΣTi

ψ

T9 T10 T11

Пасивна зона

L

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

30

H

cm

вторична армировка

н те ра и п б с о а н

H1 Зона 1

Sv,max

армирана част на насипа

Sv,min

β

<0,5(Sv,min+Sv,max)

H2 Зона 2

първична армировка

L

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

1

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

O

LT

W

R

H

w

H

Wd

Ea

Rd

ψ Ft 1 3H

F

n LB

F= R

Yf

MF

=M R

Qd

ψ

n

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

dw

Основа: γ ϕ, c, cu

HB

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

Sv

0,4

1:1

Li H

dw

0,5

1,5:1

HB

Коефициент на мрежата, Kϕ

q

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

LT

MF

H

H

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

O

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.

R)

-M R

x( MF

MF =M

ma

d

H=5,00 m

H=5,00 m

LB=5,40 m

1/3H

Le,т=2,2 m

=R

n

Le=1,02 m

Fd

62°

Ft 45°

n

59°

45°

m

E,ad

Wd

0 5,5 R=

Насип: γ = 21 kN/m3; ϕ = 33°; c = 0 kPa.

Yf =5,80 m

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

=M

Sv=0,40 m

MF

H=5,00 m

R

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

ax

(M

M F=

R

op sh Bi

)

M

R

=M

F

Jambu Fd=Rd

.

6,30 6,30

Зона II Зона III

qk = 12 kPa

m

Зона I

0 ,8 38

Ft,d=885 kN/m

R=

Ft,d=133 kN/m

O

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 ;

(

'

Rk

= Wi

Rd

=

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

W

kN 372,5 195,8 533,8 492,2

P

kN 30 -

θ

deg 36,9 36,9 6,1 6,1

β

deg 20 20 10 10

Δ

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

1

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

(W

+P )

(W

+ 0 , 6P + Z

)

(DА-3)

19,7

γ 1 ( kN/m )

2

(W

(DА-2*) 3

1

+P )

19,7

0

19,7 0

ϕr' , ϕ' (deg)

20

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

19

0

0

19 0

0

ϕr' , ϕ' (deg)

10

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

68

чакъл Кафява глина

чакъл глина Кафява глина Мергел

500

80

Зона А

Зона А

80

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

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

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

2

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

3

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

l0

=

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

R

.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.).

A

A

Свличащ се пласт

0

k1 = d1 = 16° (ϕ =1,00) ck1 = cd1 = 10kPa (c=1,00) k1 = d1= 20kN/m (γ =1,00) Анкер

Ростверк A-A

3

0,6m

H=8m

пов ърх нин а

1,5m

l0=5m

1,5m

Хлъ згат елн а

1 Мергелна глина

3

Ребро

2

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

l0

=

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

н

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

x

2 + 2g Δh Скоростите: Vx = 0; Vy = v 0,y

vo x

h v

h

2 Vx=0;Vy= v 0,y + 2gh

Vx,0=0 и Vy,0=0.

y

s

x

vo

H

hv

;

или за целия участък:

T G

N

y

;

Плъзгане

f   Скоростта V = v 02 − 2g Δh  1 − s  . tg α   Vx= V .cosα; Vy = V .sinα. Търкаляне

s

x hv

vo

H T G

N

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 ;

n

vx

y

vy

o

x

x

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.

n

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

)

2

;

(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

G

W

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

0

k

t ho

Ea

Ea 0,7.t

W2

2

d

U

U Ea

W3

h1 h2

Eak

2

h3

Wk

3

Ea

U

n

3

e

h4

h2

1

d

1

H

U

Ea

H

h1

R

0

C 4

qm

W1

Ea

U

n

B'

B

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

Wd

Ea,d Wd

NEd

Wd

n

Rd

NEd

Ud

REd

NEd

REd

NEd

REd

Wd

HEd

Ea,d Ud

n

HEd

n

n

Rd

n

HEd Rd

n n

HEd Rd

n

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

Ea

0

d

Mdst Mstb n

R

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.

0

Ea Ea

d

H

1

Ea

W

δ=φ

θ

D W

а.

B

W

Ea

W

W

H

D

2 3

W

б.

условен вертикален гръб

Min 15 cm

0

Ea

δ=0

<