МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ РЕСПУБЛИКИ БЕЛАРУСЬ Белорусский национальный технический университет Кафедра «Геотехника и экология в строительстве» ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА Материалы Международной научно-технической конференции, посвященной 60-летию кафедры оснований, фундаментов и инженерной геологии и 90-летию со дня рождения профессора Юрия Александровича Соболевского (Минск, 23–25 октября 2013 г.) В 2 частях Ч а с т ь 1 М и н с к Б Н Т У 2 0 1 3 УДК 624.1 ББК 38.58 Г36 Р е д а к ц и о н н а я к о л л е г и я : М. И. Никитенко, д-р техн. наук, профессор (ответственный редактор); Д. Ю. Соболевский, д-р техн. наук; Т. М. Уласик, канд. техн. наук, доцент (ответственный секретарь) В издании представлены статьи, отражающие теоретические и практические исследова- ния в области геотехники – инженерной геологии, механике грунтов, оснований и фунда- ментов, проводимые в вузах и научных учреждениях Республики Беларусь, Российской Федерации, Украины, Польши, Словакии, Чехии, Казахстана. В них освещены теоретиче- ские и методологические проблемы механики грунтов и фундаментостроения, рассмотрены инновационные геотехнические технологии и конструктивные решения фундаментов. Должное внимание уделено искусственным основаниям и свайным фундаментам, отраже- ны экологические аспекты в строительстве, актуальные вопросы геотехнического монито- ринга, нормативное обеспечение инженерно-геологических изысканий, проектирования и устройства оснований и фундаментов. Материалы будут полезны для научных работников, специалистов проектных, производ- ственных, научно-исследовательских и изыскательских организаций, преподавателей, докто- рантов, аспирантов, магистрантов и студентов учебных заведений строительного профиля. Материалы конференции подготовлены при содействии следующих организаций: компа- нии «GLASSBEL», РУП «Геосервис», ЧПУП «МОНОРАКУРС», НП ОДО «Фундаменты», ОДО «Георемстрой», ЧУП «Специнжстрой», ОАО «Буровая компания «Дельта». Статьи публикуются в авторской редакции. ISBN 978-985-550-316-4 (Ч. 1) © Белорусский национальный ISBN 978-985-550-318-8 технический университет, 2013 3 СОБОЛЕВСКИЙ ЮРИЙ АЛЕКСАНДРОВИЧ БИОГРАФИЯ ГЛАЗАМИ СЫНА 1923–2002 Профессор Соболевский Юрий Александрович Мой отец, Соболевский Юрий Александрович, родился 29 сен- тября 1923 года в семье белорусской интеллигенции. Дед, Алек- сандр Антонович, в довоенные годы был видным деятелем народ- ного образования, а бабушка школьной учительницей. 4 Улица имени Ю.А. Соболевского в г. Глубокое и мемориальный камень Храм Рождества Пресвятой Богородицы в г. Глубокое. На переднем плане слева – приходская школа, в которой обучался отец Ю.А. Соболевского Александр Антонович Соболевский. Преподавателем был Осип Сухой – отец выдающегося авиаконструктора (фото начала XX в.) 5 Семья проживала в Минске, в то время как все ее родственники остались в г. Глубокое Витебской области, отошедшим к Польше согласно условиям Брестского мира. Город этот подарил миру мно- гих выдающихся людей. Одним из них был Юрий Александрович Соболевский. В 1941 году отец с отличием окончил среднюю школу. Я помню его рассказы о том, что в выпускной вечер 22 июня в небе уже были слышны немецкие самолеты. Назавтра Минск сильно бомбили. Сразу был разрушен дом, в котором жила семья отца. Дед был неожиданно арестован НКВД по доносу, но через несколько дней также неожиданно освобожден. Семья с тремя детьми вынуждена была перебраться на родину в г. Глубокое. 22 июня 1941 года – день окончания счастливого детства моего отца. Как внук я успел застать родителей отца здоровыми, полными сил и мне понятна та редкая сейчас атмосфера спокойного достоин- ства, размеренного патриархального быта и взаимного уважения, в которой рос и воспитывался отец. Счастливая юность, враз оборвавшаяся войной, заложила в ха- рактер моего отца тот стержень, который давал ему силу в течение всей дальнейшей непростой жизни в сложную эпоху. Семья Соболевских с первых дней войны активно участвует в сопротивлении фашистским захватчикам. Уже в 19 лет отец ста- новится заместителем командира, а затем командиром Глубокской подпольной молодежной организации. Рискуя жизнью он добывает секретные документы, проводит разведывательные операции, пла- нирует диверсионные акции. Деятельность Соболевского Юрия Александровича весьма за- метна в истории партизанского движения Беларуси и после осво- бождения Беларуси была отмечена правительственными награ- дами. В начале 1945 года отец был призван в регулярную армию и в составе 1-го Украинского фронта как наводчик батальонного миномета прошел с боями Польшу, Германию и Чехословакию. В мае 1945 года он участвовал в штурме Берлина и едва не погиб в 300 м от рейхстага. Сохранились фронтовые награды отца. Среди них он более всего ценил медаль «За отвагу», полученную за геройскую защиту моста через реку Одер. 6 Памятник в г. Глубокое, установленный в честь деятельности подпольной организации, которую возглавлял Ю.А. Соболевский Дом рода Соболевских в г. Глубокое 7 В сентябре 1945 года, сразу после демобилизации, отец вернулся в разрушенный войной Минск и поступил на строительный факуль- тет Белорусского политехнического института. Закончив его, пре- подавал на кафедре «Строительные конструкции», занимаясь в ас- пирантуре. Вспоминаю рассказы отца о жизни в общежитии в комнате на 8 че- ловек аспирантов и о жадном стремлении к образованию, которое объединяло послевоенную молодежь. В своих воспоминаниях отец особенно выделял своего друга из Армении Константина Ашотовича Тер-Мкрчяна, впоследствии про- ректора Ереванского политехнического института. В 1953 году отец успешно защитил кандидатскую диссертацию на тему: «О горизонтальных смещениях гидротехнических соору- жений». Как-то я задал ему вопрос о том, кого он считает своим учителем? Отец сразу ответил – Дмитрия Егоровича Польшина. На другой вопрос, как часто он с ним общался, был ответ – возмож- но около часа перед окончанием аспирантуры. Впоследствии я стал понимать, что иногда короткое общение с выдающейся личностью может стать поворотным моментом жизни. Д.Е. Польшин неоднократно посещал нашу семью, и мне повезло его узнать. Отец дружил с немногими людьми, но, как правило, это были выдающиеся личности. Образ семьи деда, круг общения отца позволили мне понять ту великую инерцию фундаментального, еще дореволюционного образования, которая обеспечила высокий стан- дарт науки советского периода. Инерции, иссякающей, к сожале- нию, на наших глазах. Ю.А. Соболевский в 1953 году совместно с профессором М.Ф. Макарочкиным участвует в создании новой кафедры «Осно- вания, фундаменты и инженерная геология». В 1965 году он стано- вится заведующим этой кафедры и сохраняет этот пост неизменно до 1993 года. Докторскую диссертацию на тему: «Исследование устойчивости мелиоративных каналов» отец защитил в 1968 году в Совете НИИ оснований и подземных сооружений. Профессор Ю.А. Соболевский был выдающимся педагогом и лектором. Лектором, который доносил слушателю знания в форме законченных лаконичных определений. Отец понимал механику грунтов как науку, синтезирующую разнообразие физических и ме- ханических свойств разных сред и, казалось, чувствовал это 8 взаимодействие на уровне искусства. И он умел объединять и разъ- яснять сложные закономерности четко, лаконично и ясно. В созна- нии очень многих инженеров и ученых, которые имели счастье по- сещать лекции, либо обучаться в аспирантуре, отец остался самым ярким событием образования. А нередко и воспитания. Юрий Александрович был великолепным инженером. Мне по- везло с ранних лет сопровождать его в так называемых консульта- циях: предотвращении либо расследовании аварийных случаев, реконструкций, усилений, закреплений грунта. На уровне высо- чайшего искусства он воспринимал сооружение и грунт как еди- ную систему, принимая четкие, быстрые, а иногда и парадоксаль- ные решения. К примеру: усиление аварийного здания через его надстройку, либо обеспечение устойчивости оползневых склонов через изменение направления фильтрационного потока с помощью системы дренажей и многое другое. Отец обследовал тысячи объ- ектов и имел феноменальный по своему разнообразию инженер- ный опыт. В этом опыте три больших темы являются особенными: гидро- техника, метростроение и горные оползни. Занятие проблемами устойчивости откосов гидротехнических сооружений было связано с активной мелиорацией 60-х и начала 70-х годов, часто бездумным увлечением советской власти, пиком которого стала идея поворота сибирских рек. Отец занимал активную гражданскую позицию и совершенно не боялся заявить протест в случаях своего несогла- сия с выдвигаемыми проектами. Начало строительства Минского метрополитена в конце 70-х и 80-е годы ознаменовалось большими достижениями в технологи- ях проходки тоннелей на малой глубине в обводненных грунтах, а также возведения станций открытым способом в условиях плот- ной городской застройки. Именно тогда под научным руководством профессора Соболевского Минский метрострой стал наиболее пе- редовой организацией отрасли в Советском Союзе. Под его руко- водством были успешно внедрены новые интенсивные технологии, такие как «стена в грунте», инъекционное анкерование, армирова- ние грунта и другие. За время заведования профессором Ю.А. Соболевским кафедра «Основания, фундаменты и инженерная геология» стала сильным научно-исследовательским центром, признанным в научном сооб- 9 ществе. Под его руководством было подготовлено 20 кандидатов технических наук. Широта научных интересов и эрудиции отца определили и разнообразие тем исследований, хотя важнейшими, на мой взгляд, было также три: исследование фильтрационных сил, интенсивные технологии глубокого фундаментостроения и проч- ность грунтов как симбиоз объемных фильтрационных сил и дила- тансии. Инженерное мастерство и исключительная компетентность про- фессора Соболевского раскрылись ярко в его последних работах в 90-е годы по креплению оползней Южного берега Крыма. Изящ- ными инженерными методами при минимальных инвестициях были достигнуты выдающиеся результаты по спасению десятков соору- жений. Отцом опубликованы книги: «Фундаменты под машины» (сов- местно с проф. Макарочкиным), «Устойчивость откосов мелиора- тивных каналов», «Равноустойчивые контуры откосов», «Очертания однородных откосов» и «Водонасыщенные откосы и основания». В 1986 году вышел в свет учебник «Механика грунтов». Юрий Александрович был скромным, исключительно отзывчи- вым человеком. В то же время в делах, которые не соответствовали его жизненным установкам или убеждениям он проявлял несгибае- мую твердость, прямоту и бесстрашие. Отец ушел из жизни 24 октября 2002 года. Сказалась болезнь легких, полученная на фронте. Имя выдающегося белорусского ученого, инженера, патриота Соболевского Юрия Александровича помнят и ценят его земляки. В городе рода Соболевских Глубокое его именем названа улица и установлен памятник. Дмитрий Соболевский, д-р техн. наук, профессор БНТУ 10 О ПРОФЕССОРЕ Ю.А. СОБОЛЕВСКОМ УЧЕНОМ, ПЕДАГОГЕ, ЧЕЛОВЕКЕ Леонович И.И. Белорусский национальный технический университет, г. Минск, Беларусь В статье приведены воспоминания о профессоре, докторе техниче- ских наук Ю.А. Соболевском, как ученом, педагоге, организаторе об- разования и науки, общественном деятеле. Отмечен его вклад в до- рожное грунтоведение, механику грунтов, решение специальных вопросов устойчивости водонасыщенных откосов, проектирование фундаментов, зданий и сооружений, подготовку инженеров для про- мышленного, гражданского, гидротехнического, дорожного и энерге- тического строительства, развитие геотехнической науки, подготовку научных кадров для Беларуси и ряда зарубежных стран, формирование научной геотехнической школы в Беларуси с созданием кафедры «Ос- нования, фундаменты и инженерная геология» в БПИ. This paper provides memories of Professor, Doctor of technical sci- ences Y.A. Sobolevsky as a scientist, teacher, education and science or- ganizer, public figure. Professor’s contribution into soil studies and soil mechanics, solving of special problems of water saturated slopes stabil- ity, projecting of building foundation, preparing engineers for industrial and civil hydrotechnical, road and power supply constructing is marked. The role of Professor Sobolevsky in preparing specialists for Belarus and other foreign countries, forming scientific geothecnical school in Belarus and creating the department of bases, foundations and engineering geol- ogy cannot be overestimated. Исполнилось 90 лет со дня рождения Юрия Александровича Со- болевского – доктора технический наук, профессора, Заслуженного строителя БССР, лауреата премий Совета министров Беларуси и Совета министров СССР. Вся его жизнь была посвящена реше- нию важнейших проблем строительства – исследованию свойств различных видов грунтов как оснований зданий и сооружений, их учету и рациональному использованию при проектировании дамб, дорог, фундаментов, подземных сооружений, мелиоративных кана- лов и других инженерных объектов. По этим направлениям им 11 опубликованы оригинальные монографии, статьи в известных жур- налах, доклады в сборниках международных и республиканских конференций, в важных в дидоктическом плане учебных пособиях. В 1953 году им была защищена кандидатская диссертация «О горизонтальных смещениях гидротехнических сооружений», а в 1970 году докторская – «Исследование устойчивости откосов мелиоративных каналов». В научных трудах и диссертациях профессора Ю.А. Собо- левского нашли отражения проблемы механики грунтов, устойчи- вости фильтрующих откосов, водонасыщенных оснований, модели- рования и конструирования анкерных систем, обеспечивающих повышенную прочность грунта при возведении, реконструкции и капитальном ремонте зданий и сооружений. Метод «Стена в грун- те» им был подробно описан в статье «Белорусская ССР. Краткая энциклопедия» (Т.З., 1980). Значимость научных исследований профессора Ю.А. Соболевского в области буроинъекционных анке- ров и свай достаточно полно раскрыто в монографии доктора тех- нических наук, профессора М.И. Никитенко [1]. Другие его достижения отражены в белорусских энциклопедиях [2, 3], изданиях БНТУ [4–6], республиканских межведомственных сбор- никах «Водное хозяйство и гидротехническое строительство», «Стро- ительные конструкции и теория сооружений: основания, фундаменты и механика грунтов», «Архитектура и строительство Беларуси». Научные исследования профессора Ю.А.Соболевского не только создавали определенную основу для практического решения задач геотехнического характера при строительстве зданий и сооруже- ний, но и всецело были направлены на подготовку высококвалифи- цированных инженеров-строителей и научных кадров – специали- стов высшей квалификации. За более чем полувековой период своей научно-педагогической деятельности он участвовал в подготовке нескольких тысяч инженеров, подготовил 19 кандидатов наук и со- здал научную школу геотехники. Все это проходило в рамках фа- культета «Гидротехническое и дорожное строительство». Сейчас научная школа геотехники функционирует под руковод- ством доктора технических наук, профессора Михаила Ивановича Никитенко, объединяет ведущих ученых и специалистов-геотехников нашей страны, обладает значительным научным потенциалам. Ей под силу решать сложные задачи оснований и фундаментов зданий и со- 12 оружений различной функциональной направленности и в различных гидрогеологических условиях. И такие задачи по мере их возникно- вения решаются в тесном взаимодействии с промышленными, строи- тельными и коммунальными организациями. Важно отметить, что профессор Ю.А. Соболевский и сотрудники возглавляемой им ка- федры «Основания, фундаменты и инженерная геология» принимали непосредственное участие в учебном процессе при подготовке инже- неров-строителей для дорожной отрасли в период с 1958 по 1980 го- да. С 1980 года подготовка по грунтоведению и механике земляного полотна перешла на кафедру «Строительство и эксплуатация дорог», но и тогда роль профессора Ю.А. Соболевского не уменьшилась. В 1986 году им была создано учебное пособие «Механика грунтов», а в соавторстве с сотрудниками своей кафедры – методические по- собия и рекомендации, которые использовались в учебном процессе по дорожной специальности. Научные и методические контакты кафедр «Геотехника и эколо- гия в строительстве» и «Строительство и эксплуатация дорог» под- держиваются и в настоящее время, способствуя интеграции научно- информационного потенциала БНТУ в области грунтоведения и механики грунтов. Лично мне представилась возможность познакомиться с Юрием Александровичем Соболевским в 1967 году. Когда мы поселились в одном доме по улице Деревообделочная № 5 (ныне бульвар В. Муля- вина). Уже тогда он проявил себя как замечательный сосед, прини- мавший активное участие в мероприятиях по благоустройству терри- тории двора, был внимательный ко всем, поддерживал тесные контакты с окружающими его людьми, был коммуникабельным. В 1968 году был создан Научно-технический Совет Министер- ства высшего и среднего специального образования БССР, а в его составе ряд секций. В секцию «Строительство и архитектура», ко- торой руководил профессор Э.Х. Одельский, входил и профессор Ю.А. Соболевский. Он отвечал за комплекс строительных проблем, в том числе и за развитие науки в области грунтоведения, механики грунтов, оснований и фундаментов зданий и сооружений. В составе НТС профессор Ю.А. Соболевский был всегда активным членом, участвовал в экспертной оценке тематики научных исследований, готовил информацию о связях вузов с производством, участвовал в дискуссиях по обсуждению проблем, вносил предложения по со- 13 вершенствованию организации науки в вузах республики, в системе рецензирования статей, представляемых для опубликования в меж- ведомственных сборниках и др. С началом строительства метрополитена в городе Минске про- фессор Ю.А. Соболевский всецело занялся проблемами метро. Он был весьма рад, когда идея метода «стена в грунте» успешно реали- зовалась на практике. Мне помнится его хорошее настроение, когда на объектах метрополитена (в частности станция «Московская») он рассказывал об эффективных технологиях метростроения и, в част- ности, о методе «стена в грунте». Своими научными исследованиями и разработками он щедро де- лился с учеными и специалистами других республик СССР и зару- бежных стран. Принимая участие во Всесоюзных и республикан- ских научных конференциях. Поддерживал деловые контакты с учеными Чехословакии, Польши и других стран. Выступал на международных конференциях с оригинальными докладами, бази- рующимися на результатах собственных исследований. В период, когда настоящая статья готовилась для включения в сборник Международной научно-технической конференции, мне представилась возможность встретиться с Лауреатом государствен- ной премии БССР Борисом Васильевичем Щербаковым. Б.В. Щер- баков хорошо знал профессора Ю.А. Соболевского. Работая начальником технического отдела, ГИПом архитектурно-строи- тельной мастерской № 4 он сотрудничал со многими учеными БПИ, профессорами С.С. Атаевым, Н.П. Блещиком, Ю.С. Мартыновым, Т.М. Пецольдом и др. Особенно тесные контакты были с профессо- ром Ю.А. Соболевским. Совместно решались вопросы закрепления фундаментов в зданиях, расположенных в непосредственной близо- сти от железнодорожных путей с интенсивным движением поездов, устройства «Стена в грунте» и системы их анкерного закрепления и др. Борис Васильевич тепло отзывается о профессоре Ю.А. Собо- левском как о человеке творческом, ответственном, обладающим весьма высокими профессиональными качествами и умением соче- тать глубокие теоретические знания с практикой строительства. В целом профессор Юрий Александрович Соболевский является значимой фигурой в истории строительной науки и всего строи- тельства Республики Беларусь. Его вклад в теорию и практику строительной геотехники уже сыграл важную роль в формировании 14 нормативно-правовой базы, повышению профессионального ма- стерства специалистов и накопления долгосрочного опыта. Вместе с тем его исследования, его идеи и практические результаты будут еще длительное время служить молодым исследователям источни- ком информации и примером отношения людей к своим професси- ональным обязанностям. Профессор Ю.А.Соболевский за участие при защите Родины в Великой Отечественной войне, активную общественную деятель- ность, плодотворную научно-педагогическую работу и достигнутые при этом существенные результаты награжден многими орденами и медалями СССР. Президиум Верховного Совета Белорусской ССР присвоил ему звание «Заслуженный строитель Белорусской ССР». Наряду с большой учебной и научной работой, которую профессор Ю.А. Соболевский проводил со дня окончания БПИ (1950) и до выхо- да на пенсию (1993), он постоянно участвовал в общественной жизни коллектива института, деятельности общественных организаций Бела- руси. На разных этапах был членом месткома института, Совета по защите диссертаций, Национальной ассоциации СССР по механике грунтов, основании и фундаментов, республиканского отделения НТО «Стройиндустрия», секции «Архитектура и строительство», НТС, Ми- нистерства высшего и среднего специального образования БССР и т.п. Он ветеран Великой Отечественной войны, принимал участие в парти- занском движении на территории Беларуси, а затем в составе частей 1-го Украинского фронта участвовал в штурме Берлина. Литература 1. Никитенко, М.И. Буроинъекционные анкеры и сваи при возведении и реконструкции зданий и сооружений / М.И. Никитенко. – Минск : БНТУ, 2007. – 580 с. 2. Беларуская энцыклапедыя : у 18 т. Т. 14 / рэдкал.: Г.П. Пашкоу [i iнш.]. – БелЭн, Минск, 2002. – С. 46. 3. Республика Беларусь : энциклопедия в 7 т. Т.7 / редкол.: Г.П. Пашов [и др.]. – Минск : БелЭн, 2008. – С. 9. 4. Белорусский политехнический институт. – И-во БГУ. Минск, 1974 – С. 64, 113 5. История Белорусской государственной политехнической академии / под ред. Б.М. Хрусталева. – Минск : Технопринт, 2000. – 196 с. 6. Библиографический указатель опубликованных работ профессорско- преподавательского состава БГПА (1994–1999). – Минск, 2000. – 291 с. 15 ОСНОВАТЕЛЬ КАФЕДРЫ «ОСНОВАНИЯ, ФУНДАМЕНТЫ И ИНЖЕНЕРНАЯ ГЕОЛОГИЯ» В БЕЛОРУССКОМ ПОЛИТЕХНИЧЕСКОМ ИНСТИТУТЕ МАКАРОЧКИН МИХАИЛ ФЕДОРОВИЧ Макарочкин Михаил Федорович, доктор технических наук, профессор Родился 17.11.1891 г. в селе Глубки Новосильского уезда Туль- ской губернии (ныне Орловская область) в семье крестьянина. Мать умерла, когда ему было 8 лет, отец – в 1936 году. Русский. Окончил: 1912–1915 гг. – Учительский институт, г. Тула, специ- альность – преподаватель. 1922–1926 гг. – Институт инженеров пу- тей сообщения, г. Москва, специальность – инженер-строитель. 1927–1929 гг. – Высший педагогический институт инженеров, спе- циальность – преподаватель. 16 1956 год, у истоков создания кафедры: Ю.А. Соболевский и зав. кафедрой «Основания, фундаменты и инженерная геология» профессор М.Ф. Макарочкин 1.09.1908–1.09.1912 гг. – учитель начального училища Мини- стерства просвещения. Новосильский район Орловской области. 1.09.1912–1.09.1915 гг. – студент Учительского института и учитель сиротского приюта, г. Тула. 8.12.1915 по 1917 гг. – служба в царской армии, прапорщик. До 1918 г. преподаватель математики Высшего начального училища, с 1918 г. по 1922 г. – преподаватель математики школы 2-й ступени. Станция Верховье Юго-Восточной железной дороги, Орловская область. 17 12.1920–03.1921 гг. – служба в Красной армии, командир взвода. 1.09.1922–1.01.1926 гг. – студент института инженеров путей со- общения и преподаватель математики рабфака, г. Москва. 1.01.1926–1.09.1930 гг. – инженер, старший инженер, начальник партии, заместитель начальника экспедиции по изысканиям, проек- тированию и постройке железных дорог в системе Народного ко- миссариата путей сообщения, г. Москва, Дальний Восток, Украина, Урал. В 1927–1929 гг. учился в вечернем университете марксизма- ленинизма. 1.08.1930–8.10.1947 гг. – ассистент, доцент, доктор технических наук, профессор по кафедре «Механика грунтов, основания и фунда- менты сооружений» Московского института инженеров путей сооб- щения. По совместительству в этом же учреждении с 1638 по 1637 гг. – заместитель декана, с 1937 по 1947 гг. – декан факультета. 4.10.1945 г. – выдан аттестат профессора по кафедре «Основания и фундаменты». 4.10.1945 г. – выдан диплом доктора технических наук. 1.10.1947–8.10.1950 гг. – отбывал наказание в ИТЛ по ст. 58, п. 10 (3 года). Поражений правах не имел. Позже проф. Макарочкина М.Ф. реабилитировали, что подтвер- ждено в выданной ему 2.02.1955 г. Транспортной Коллегией Вер- ховного Суда СССР справке за № 05-7345-54. 10.01.1951–30.07.1953 гг. – преподаватель математики в старших классах 11-й средней школы г. Могилева. В июле 1953 г. был избран по конкурсу в Белорусском политех- ническом институте им. И.В. Сталина профессором кафедры осно- ваний и фундаментов, а с сентября этого же года утвержден в должности заведующего кафедрой. В характеристике, выданной 20.11.1959 г. на заведующего ка- федрой «Основания и фундаменты сооружений» Белорусского по- литехнического института им. И.В. Сталина, доктора технических наук, профессора, члена-корреспондента Академии строительства и архитектуры СССР Макарочкина М.Ф. для представления в Акаде- мию Наук БССР и подписанной и. о. директора института В. Трейе- ром и председателем месткома И. Чечко, было отмечено следую- щее: «За годы работы в институте профессор Макарочкин М.Ф. проявил себя с самой положительной стороны как гражданин Со- ветского Союза и как научный работник. С первых дней профессор 18 Макарочкин М.Ф. включился в общественную жизнь института, принимал активное участие в выборах в Верховные Советы БССР и СССР, выполнял ряд поручений общественных и партийных ор- ганизаций института. Читает лекции ВНИТО строителей в произ- водственных и проектных организациях, в порядке содружества с производством проводит экспертизы по стройкам БССР, давших экономию в деньгах и материалах. Профессор Макарочкин М.Ф. через вверенную ему геотехниче- скую лабораторию оказывает большую помощь строительным ор- ганизациям. Лекции профессора Макарочкина М.Ф. всегда иллю- стрируются примерами из богатой практики строительства в нашей стране и заслуженно пользуются большим вниманием со стороны студентов. Профессор Макарочкин М.Ф. за годы работы в институте приоб- рел любовь студентов и уважение всего коллектива научных работ- ников и служащих. Проф. Макарочкин М.Ф. имел правительственные награды. Медаль «За доблестный труд в период Великой Отечественной войны». Медаль «За трудовое отличие». Медаль «За оборону Москвы». Правительственная благодарность за участие в строительстве метро. Значек «Почетному железнодорожнику». Значек «Ударнику Сталинского призыва». Значек «Отличный строитель». Умер проф. Макарочкин М.Ф. 5.08.1963 г. 19 Секция 1 Инженерные изыскания и геотехнический мониторинг Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.131.524.4 УТОЧНЕНИЕ НОРМИРУЕМЫХ ХАРАКТЕРИСТИК ГРУНТОВ ОСНОВАНИЙ ФУНДАМЕНТОВ И ОБЕСПЕЧЕНИЕ ТОЧНОСТИ ЛАБОРАТОРНЫХ И ПОЛЕВЫХ ИСПЫТАНИЙ Беляев С.В. Одесская государственная академия строительства и архитектуры г. Одесса, Украина Изложены методика лабораторных и полевых исследований ме- ханических характеристик оснований фундаментов. A method of laboratory and field researches of mechanical descrip- tions is expounded as foundation of foundations. Строительными стандартами нормированы (стандартизированы): расчетные сопротивления грунтов оснований; нормативные значе- ния прочностных и деформационных характеристик грунтов; рас- четные сопротивления под нижним концом свай; расчетные сопро- тивления на боковой поверхности свай и др. В государственных строительных нормах Украины ДБН В.2.1- 10-2009 «ОСНОВИ ТА ФУНДАМЕНТИ СПОРУД» эти характери- стики взяты из СНиП 2.02.01–83* «Основания зданий и сооруже- ний» без изменений. 20 Из этого следует, что исследованы они недостаточно. С точки зрения специалиста в областях метрологии и стандар- тизации нормируемые характеристики должны уточняться и ре- дактироваться непрерывно: нормативные и расчетные значения характеристик грунтов устанавливаются на основе статистической обработки результатов испытаний. И «накопление достаточной для нормирования базы данных» автор считает недостаточным: оно должно быть непрерывным, и с ростом «базы данных» будет расти точность нормируемых характеристик. Для прогнозирования несущей способности фундаментов на ос- нове полного вероятностного расчета (разработано и применяется автором) необходимо знать: разброс; нижнее и верхнее значение; и обязательно «закон распределения случайной величины» для ха- рактеристики, используемой в вычислениях. При расчетах оснований по стандартизированным методикам: по несущей способности доверительная вероятность расчетных харак- теристик грунтов принимается 0,95; по деформациям 0,85. Не каждый специалист понимает о чем идет речь: почти во всех технических университетах «Теория вероятностей» как самостоя- тельная дисциплина не преподается. И необходимость ее знания инженерами преподавателям высшей математики не понятна. Это подлежит немедленному устранению способом включения «Теории вероятностей» в дисциплину «Метрология»: здесь эта тео- рия применяется практически в полном объеме. А должна приме- няться во всех отраслях науки и техники. В нормах для проектирования железобетонных конструкций бо- лее удачная редакция: «класс бетона – это показатель прочности на сжатие, ниже которого находится только 5 % выборки всей изме- ренной прочности бетона данного состава». Самая удачная и понятная всем редакция, полностью соответ- ствующая принципам расчетов конструкций и сооружений по гра- ничным (предельным) состояниям, есть в нормах проектирования стальных и алюминиевых конструкций: «Расчетные сопротивле- ния… принимаются по минимальному значению… полученному при испытаниях». Если накопление данных для нормирования характеристик грун- тов станет непрерывным, то их «минимальные» значения будут рас- ти. И еще быстрее будет расти показатель, ниже которого находится 21 только 5 % выборки измеренной характеристики. А «разброс» (по европейски «неопределенность»: этот термин заменил «погреш- ность» в области метрологии) будет уменьшаться. Во-первых, за счет повышения точности измерений действи- тельных значений, которой в настоящее время практически не при- дается никакого значения: в публикациях и отчетах НИР при иссле- дованиях грунтов отсутствуют сведения о точности полученных результатов. И всегда «большие разбросы» присваиваются действи- тельным значениям измеряемых характеристик, а не давно уста- ревшим даже стандартизированных способам измерений. Во-вторых, за счет исключения дополнительных погрешностей измерений, и в третьих, за счет исключения ошибочных результа- тов: они «проявляются» при большом количестве измерений одного показателя, и особенно эффективно, если показатель измеряется в разных лабораториях, разными людьми, методами, приборами. И в-третьих, за счет нормирования региональных характеристик грунтов: в СНиП 2.02.01–83* стандартизированы показатели грун- тов для всей территории бывшего Советского Союза, и в ДБН В.2.1- 10-2009 они обязательно должны были бы быть уточнены для тер- ритории Украины, а не просто скопированы. Автор проанализировал численные значения стандартизирован- ных характеристик грунтов на глубину до 1969 года, и сложилось впечатление, что эти значения ветхозаветный Моисей записал на каменных скрижалях. Все вышесказанное непременно следует распространить и на непосредственные исследования характеристик грунтов в полевых и лабораторных условиях для проектирования конкретных соору- жений, где численные значения определяются, по наблюдениям ав- тора, по среднему арифметическому, а не по минимальному или граничному (предельному). Это нарушение принципов расчетов по граничным состояниям: коэффициенты (запаса, надежности и пр.) эту ошибку «не перекрывают». Не правильны также требования к количеству определений ха- рактеристик грунтов, например: «Количество одноименных част- ных определений для каждого выделенного на площадке инженер- но-геологического элемента должно быть не менее шести. При определении модуля деформации по результатам испытаний грун- тов в полевых условиях штампом допускается ограничиваться 22 результатами трех испытаний (или двух, если они отклоняются от среднего не более чем на 25 %». По мнению метролога в таких слу- чаях лучше написать: «Допускается мечтательно посмотреть вдаль через окно и записать цифру «с потолка». Предлагается новая редакция: «Количество частных определе- ний характеристики грунтов должно обеспечить установление границ ее неопределенности и закона распределения вероятности измеряемой величины внутри этих границ». Только так харак- теристика грунта будет полностью определена. Это современные требования и они должны быть исполнены без- условно, даже если они и не вошли пока в нормативные документы. Цитата из Закона «Про метрологию…»: «Любое измерение без указания погрешности считается не произведенным» и наказывает- ся штрафом в бюджет в размере двойной стоимости выполненных работ. При повторном нарушении деятельность запрещается. Метрологу экстра-класса досконально разбирающемуся в особен- ностях конкретной техники измерений при соблюдении некоторых дополнительных условий шести измерений может оказаться доста- точно. Трех измерений метрологу бывает достаточно при повторных измерениях уже известной величины. Инженерам, аспирантам, кан- дидатам и докторам наук измеряемая величина начнет проясняться после полусотни определений. Но без этого много времени, сил и средств будет потрачено впустую. Ученым, «делающим науку» из карьерных соображений, действительное значение измеряемой вели- чины не открывается никогда: эту закономерность автор вывел из результатов собственной «просветительской» деятельности. Следует также понимать некоторую иллюзорность оценок «коэфи- циэнт вариации», «среднеквадратическое отклонение» и т.п. Они эф- фективны для сравнений многократно измеренных эксперименталь- ных показателей, например с базовыми, или в аналогичных этому случаях. И для частных случаев практически не информативны. Познание изложенных выше вопросов происходило на основании «горького». Впервые автор запроектировал фундаменты по «липо- вым» инженерно-геологическим данным в 1988 году: по заключени- ям «геологов» напластование грунтов строительной площадки состо- яло из просадочных грунтов второго типа просадочности. «Фундаментспецстрой» забить сваи не смог: в действительности под сооружением оказались крупнообломочные грунты. Второй опыт 23 был «очень горьким»: при полносью выполненной проектной доку- ментации 16-этажный жилой дом на участке «посадить» не удалось. Работа проектировщиков уже была оплачена, и вдобавок к этому пришлось возместить заказчику проекта все убытки. В дальнейшем наш кооператив выполнял проектирование со- оружений только в том случае, если автор непосредственно прини- мал участие в изыскания и лабораторных и полевых исследованиях: этому принципу я верен по сей день. Предложение способа реализации непрерывного уточнения норми- руемых характеристик грунтов оснований фундаментов, которое пред- лагается отразить в решении по результатам работы этой конферен- ции. В области метрологии существует очень эффективная система межлабораторного сравнения результатов измерений: многие лабора- тории измеряют одну и ту же величину и сообщают результат измере- ния КООРДИНАТОРУ. Образец для измерений путешествует из лабо- ратории в лабораторию последовательно или параллельно, или радиально через координатора. Автор обладает соответствующими современными знаниями, подготовкой в области метрологии и стан- дартизации, а также нотификации, и собственными авторскими нара- ботками новых способов анализа экспериментальной информации, и огромным опытом экспериментальных исследований инженерных со- оружений, и добровольно сам себе поручил функции координатора по накоплению, анализу и уточнению нормируемых характеристик грун- тов. Присылайте ваши результаты автору на кафедру ОиФ ОГАСА. Порядочность гарантирую. Кроме того, в области межлабсравнения автор исследует силами студентов показатели песков Вольского карьера, с 1997 года. Эти пески «стандартизированы» для исследования показателей качества цементов, и поэтому имеются в соответствующих лабораториях. Приглашаем желающих присоединиться к такому межлабсравне- нию, и предлагать новые способы. 24 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.131 ОПТИМИЗАЦИЯ ПРОЕКТНО-ИЗЫСКАТЕЛЬСКИХ РАБОТ НУЛЕВОГО ЦИКЛА Бусел И.А. ЗАО «Стройизыскания», г. Минск, Республика Беларусь Рассмотрены возможные способы изыскательских и проектных работ нулевого цикла. Предложен системный подход к изучению всей геолого-технической конструкции как единой сложно органи- зованной системы. Для разработки проекта такой системы предла- гается использование методов композиционного проектирования. The article considers the possible ways of geotechnical survey of the zero cycle. The author proposes a systematic approach to research all the geological and technical design as a single intricate system and suggests the use of compositional methods for development of the project of such systems. Геотехнические задачи, нацеленные на рациональное решение нулевого цикла, стоимость и трудоемкость которого достигает 30 и более процентов от объема строительно-монтажных работ, яв- ляются важным звеном в проблеме экономного и рационального использования денежных и материальных ресурсов при строитель- стве зданий и сооружений. Повышение эффективности и качества подземных частей зданий и сооружений может дать существенную экономию при обеспече- нии требуемого уровня надежности и долговечности строений. Смещение площадок строительства в сложные и многообразные инженерно-геологические условия, возрастающие нагрузки на фун- 25 даменты при высотном домостроении, применение новых кон- структивных схем зданий и сооружений ставит перед геотехникой серьезные задачи, от решения которых зависит надежность возво- димых строительных объектов и их стоимость. Требуется дальнейшее совершенствование методов изысканий и проектирования, конструкций и технологий устройства фунда- ментов, способов улучшения свойств слабых грунтов с целью более полного использования несущей способности основания. Одним из путей повышения эффективности и качества проектно- изыскательных работ нулевого цикла является метод решения оп- тимизационных задач в рамках единого технологического процесса изыскания – проектирование оснований и фундаментов [1] на осно- ве национальных и международных стандартов с применением со- временных информационных ресурсов и технологий. Оптимизация технологического процесса «изыскания – проекти- рование оснований и фундаментов» возможна на основе реинжини- ринга этого бизнес-процесса и организации адаптивного управле- ния им в реальном режиме времени [2]. В соответствии с действующими ТНПА расчетная схема системы сооружение - основание или фундамент - основание должна выбирать- ся с учетом наиболее существенных факторов, определяющих напря- женное состояние и деформации основания и конструкций сооруже- ния (статической схемы сооружения, особенностей его возведения, характера грунтовых напластований, свойств грунтов основания, воз- можности их изменения в процессе строительства и эксплуатации со- оружений и т.д.). Рекомендуется учитывать пространственную рабо- ту конструкций, геометрическую и физическую нелинейность, анизотропность, пластические и реологические свойства материа- лов и грунтов. В последние годы в практике изысканий и проектирования наме- тилась тенденция системного подхода к изучению всей геолого- технической конструкции (ГТК) как единой сложно организованной системы [1]. Наиболее целесообразными методами при изучении таких си- стем являются вероятностно-статистические методы, учитываю- щие как статистическую неоднородность оснований, так и случай- ную природу нагрузок, воздействий и свойств материалов и конструкций. 26 Геолого-статистический подход в сочетании с механикой грун- тов обеспечил возможность прогнозирования поведения ГТК с из- вестной точностью и надежностью на основе использования дком- позиционных аналитических методов исследований. Но бурное развитие хозяйственной деятельности, смещение строительных площадок в неблагоприятные и сложные инженерно-геологические условия, а также усложняющиеся конструкции зданий и сооруже- ний и связанные с ними экономический и экологический риск при- вели к тенденции отношения к проектированию как к процедуре оптимизации, т.е. выбору лучшего в некотором экономическом, технологическом и экологическом смысле решения. Все это требует повышения точности и надежности количественных инженерно- геологических прогнозов и создания таких методов проектирова- ния, которые бы обеспечивали оптимальную конструкцию ГТК с учетом свойств, составляющих ее элементов. Система основание - сооружение состоит из трех основных по- следовательно соединяемых и в этой же последовательности возво- димых элементов (подсистем): основания, фундамента и надземной части зданий (сооружения). При совместной работе этих элементов должно обеспечиваться выполнение системой ее главного назначе- ния, которое определяется технологическими или бытовыми усло- виями, предусмотренными в нормах и заданиях на проектирование. Элементы системы равноответственны и должны быть равнонаде- ными, поскольку отказ любого элемента приводит к отказу всей си- стемы. Это находит свое отражение в том, что при расчетах пре- дельных состояний по несущей способности и по деформациям рассматривают всю систему. Фундамент как промежуточный элемент системы, обеспечивает совместную работу основания и подземной части сооружения. От- каз фундамента всегда приводит к отказу надземных конструкций, не влияя обычно на одновременное появление отказа основания. Тем не менее, при оценке надежности фундамента как конструкции, взаимодействующей с грунтом, следует рассматривать систему ос- нование - фундамент, так как надежность фундамента определяется показателями обоих этих элементов. Как правило, все функциональные процессы в ГТК связаны с преобразованием и передачей вещества, энергии и информации. 27 При вступлении элементов во взаимодействие формируются свя- зи между ними. Для ГТК наиболее характерными являются веще- ственные, энергетические и информационные связи, а также их комбинации. Энергетические связи обеспечивают перенос энергии между элементами системы, а информационные перенос информа- ции. Вещественные связи предназначены для переноса вещества, но одновременно могут переноситься и заключенные в веществе энер- гия и информация. Одним из многочисленных примеров таких свя- зей может служить распространение сжимающих напряжений в толще глинистых грунтов с коагуляционными структурами, воз- никающих в результате взаимодействия сооружения и основания, которое приводит к изменению действующих факторов как внеш- них (статическое давление, температура и др.), так и внутренних (состав обменных катионов, концентрация электролита перового раствора, параметры двойного электрического слоя, рН среды и т.д.), что обуславливается низкой энергией межагрегатных взаи- модействий в таких грунтах. По характеру связей различают пря- мые, обратные и нейтральные связи. Исходя из вышеизложенного, отображение любой сложной гео- техногенной ГТК можно представить в форме описания отношений преобразований и отношений связей в элементах этой системы. Возможные варианты конструктивного исполнения элементов, обеспечивающих выполнение функциональных операций, могут быть определены в результате обобщения коллективного опыта и знаний специализированных исследовательских и изыскательских и проектных организаций с формированием обобщенного банка данных на машинных носителях. Все это указывает на наличие объ- ективных признаков, необходимых для реализации принципов ком- позиционного проектирования существующих при достигнутом уровне автоматизации изысканий и проектирования [2]. Разработка обоснованного проекта сооружения требует целена- правленного проведения инженерно-геологического изучения осно- вания проектируемого здания или сооружения. Прогнозирование поведения ГТК на любом этапе единого технологического процесса изысканий и проектирования требует учета, по меньшей мере, трех основных групп факторов, определяющих содержание, направление и рациональную технологию проектно- изыскательских работ. 28 К первой из них относятся так называемые природные факторы, определяющие весь комплекс инженерно-геологических условий территории: особенности рельефа, геологическое строение толщ пород в основании сооружений, число и глубины залегания водо- носных горизонтов, состав и свойства основных типов грунтов и др. Ко второй группе факторов, характеризующих степень изучен- ности инженерно-геологических условий региона, относятся: нали- чие материалов геологического, гидрогеологического и инженерно- геологического картирования; наличие материалов специальных региональных исследований различного назначения (например, геоморфологических, ландшафтных, гидрогеологических), освеща- ющих в той или иной степени инженерно-геологические условия территории; наличие материалов изысканий прошлых лет, выпол- ненных для строительства объектов промышленного, гражданского и др. назначения; данные режимных наблюдений за подземными и поверхностными водами, развитием современных инженерно- геологических явлений и т.п.; информация о поведении различных видов грунтов, развитых в регионе, при определенных видах воз- действия; сведения о наблюдениях за осадками функционирующих зданий и сооружений; наличие региональных норм на проектирова- ние и изыскания. Третью группу составляют проектные факторы, характеризу- ющие назначение и конструктивные особенности проектируемых зданий и сооружений, их капитальность, тип и глубину заложения фундаментов, характер и величины передаваемых нагрузок, режим эксплуатации и т.п. При оптимизации ГТК необходимо выполнять согласования ло- кальных проектно-изыскательских решений, принимаемых на раз- личных уровнях от разработки технического задания на изыскания, до составления проекта здания или сооружения. При реализации этого процесса, возникает проблема обеспечения таких координи- рующих воздействий на указанные решения, которые приводили бы к достижению оптимального решения на уровне создаваемой си- стемы в целом. Принцип осуществления этих координирующих воздействий должен выбираться в зависимости от принятой кооперации изыска- телей и проектировщиков и полноты располагаемой информации каждым из них. На практике при разработке сложных систем могут 29 использоваться, как правило, двух уровневые структуры коопера- ции: проектная организация, выполняющая роль заказчика и изыс- кательская, выполняющая роль подрядчика. В процессе проведения совместных разработок осуществляется обмен информацией, при этом проектная организация выставляет изыскателям требования к разрабатываемым ими элементам коопе- ративно создаваемой системы, а изыскатели в свою очередь направ- ляют проектной организации, предложенные ими решения по изу- чению и оценке свойств массивов грунтов, которые подлежат согласованию. После инженерно-геологического изучения основания здания или сооружения проектная организация получает от изыскатель- ской информации не обо всем многообразии возможных локальных решений, которые могут принять изыскатели, а только о тех реше- ниях, которые предлагаются ими. Это один из основных принципов специализации, который, в сущности, и порождает задачу коорди- нации. Изыскатели выбирают локальные решения на основе результатов инженерно-геологических исследований участка проектируемо гос- строительства с учетом их знаний и опыта, при этом они руковод- ствуются некоторыми поставленными перед собой целями (напри- мер, в достижении наилучших характеристик разрабатываемых ими элементов в соответствии с действующими нормативными доку- ментами). Соответственно проектная организация при выдаче коор- динирующих воздействий преследует свою цель, заключающуюся в достижении наилучших характеристик на уровне разрабатыва- емой сложной системы в целом. Очевидно, что если бы условия достижения наилучших характе- ристик системы в целом совпадали с условиями достижения этой же цели на уровне её элементов, то в решении задач координации не возникало бы трудностей принципиального характера, так как при правильной постановке требований предложенные локальные решения удовлетворяли бы условиям оптимизации системы в це- лом. Однако эти условия, как правило, не совпадают, что и является основным проявлением неявной сложности проектируемой ГТК. Исходя из вышеизложенного, можно сформулировать целевые функции процесса принятия многоуровневых решений при коопера- тивной разработке сложных ГТК. Целевую функцию, минимизация 30 (или максимизация) которой при соблюдений заданных ограниче- ний на другие показатели разрабатываемой системы соответствует принятым условием оптимальности этой системы можно предста- вить в следующем виде: F(x1j, ..., xij, …, xNj; y1j, …, yij, …, yNj) → min ,,],1[ iJjNi где xij – координирующее воздействие проектной организации на предложенное i-м соисполнителем j-е локальное техническое реше- ние; yij – предложенное i-м соисполнителем j-e локальное техниче- ское решение; N – число соисполнителей проводимой разработки сложной системы; J i – полное многообразие технических решений, которые могут быть использованы для решения задачи, поставлен- ной перед i-м соисполнителем. Наиболее простой подход к решению проблемы оптимизации процесса проектирования заключается в его централизации [3]. Но при кооперативной разработке ГТК этому препятствует объективная необходимость специализации проектных и изыскательских подраз- делений. Это противоречие можно было бы разрешить путем инте- грирования в проектной организации знаний и опыта всех соиспол- нителей, и придания этой организации способности преодолевать межведомственные барьеры при выборе оптимального прост- ранственно - структурно - параметрического построения разрабаты- ваемой системы. Широкие возможности такого интегрирования свя- заны с развитием вычислительной техники и создания достаточно эффективных методов математического программирования. Интеграцию знаний и опыта соисполнителей представляется возможным осуществлять путем формирования обобщенных банков данных на машинных носителях, содержащих математические мо- дели элементов, вступающих в отношения преобразований и связей в пределах проектируемой ГТК. Эти модели должны разрабаты- ваться специализированными проектными и изыскательскими орга- низациями и отражать достигнутый ими уровень знаний по созда- нию соответствующих элементов такой системы во всем многообразии их пространственного, конструктивного, структурно- го и параметрического исполнения с учетом лучших мировых раз- работок. 31 Такие модели должны отражать наряду с характеристиками опе- раций, выполнение которых могут обеспечить соответствующие элементы, зависимости критериальных показателей этих элементов от параметров реализуемого процесса, а также признаки совмести- мости локальных решений. Для достаточно полной и точной харак- теристики элементов ГТК можно использовать две формы их мате- матических моделей - критериальную и функциональную [4]. Критериальная математическая модель элемента, включающая критерии эффективности, является математическим выражением цели решаемой оптимизационной задачи и, следовательно; соответ- ствует содержанию операций оптимальной композиции ГТК. При этом внутренняя структура моделируемого элемента не отражается, как правило, в данной модели, что позволяет рассматривать её как макромодель этого элемента. Функциональная математическая модель элемента отражает фи- зические законы, которым подчиняются функциональные процессы в этом элементе. Эта модель позволяет с помощью переменных со- стояний получать математическое описание элемента в виде систе- мы уравнений состояния. Основой для построения функциональной математической моде- ли элемента является его структурная схема. Каждый внутренний компонент элемента (активный или пассивный) представляется схемой замещения, которая является эквивалентом данного компо- нента в смысле подобия рассматриваемых физических свойств эле- мента и его математического отображения. Таким образом, указан- ная модель учитывает внутреннюю структуру отображаемого физического объекта (элемента) и является его микромоделью. Функциональные математические модели элементов использу- ются для моделирования процесса их функционирования с целью оценки ожидаемых статических и динамически характеристик этих элементов как подсистем разрабатываемой ГТК. Разработка указанных моделей элементов должна осуществлять- ся организациями – соисполнителями в соответствии с их специали- зацией на основе проводимых исследований и разработок. В своей совокупности разработанные модели элементов обобщенного банка данных должны отражать достигнутые технические и техно- логические возможности, которые могут быть использованы при создании разрабатываемой ГТК. 32 Целью оптимальной композиции ГТК является направленное формирование этой системы с высокой степенью организованности при учете интегративного эффекта [3]. Сопоставление возможных вариантов организации этой системы осуществляется по критериям различимости, за которые принимаются показатели эффективности. В общем случае под эффективностью понимается мера соотноше- ния результатов достижения поставленной цели с требуемыми за- тратами. Результативность использования инженерно-геологи- ческой информации и проектных решений в рассматриваемой си- стеме с точки зрения достижения поставленной цели оценивается показателями функциональной эффективности, а необходимые за- траты – показателями экономической эффективности. Таким образом, для обеспечения оптимального композиционно- го проектирования ГТК должна быть установлена взаимосвязь их пространственно - структурно - параметрической организации с по- казателями экономической и функциональной эффективности. Оп- тимальное проектирование предполагает представление принятых критериальных показателей элементов разрабатываемой сложной системы в категориях ожидаемого их влияния: на соответствующие показатели эффективности системы в целом. Если в сформированном банке данных содержатся математиче- ские модели всех элементов, которые практически могут быть ис- пользованы при разработке ГТК, то появляется возможность, при- менять автоматизированные методы оптимальной композиции, спроектировать эту конструкцию как целостный геокомплекс. Реализация рассмотренных простейших операций оптимальной композиции обеспечивает направленное формирование (самоорга- низацию) модели проектируемой ГТК со свойствами, удовлетворя- ющей заданным требованиям к надежности её функционирования в нормальных и аварийных режимах и обладающей наилучшими экономическими показателями при располагаемом банке данных. Необходимо отметить, что совместное выполнение операций оп- тимальной композиции для всех функциональных подсистем проек- тируемой ГТК позволяет достичь целостности разрабатываемой си- стемы. Правомерность этого вытекает из содержания изложенного подхода к решению задачи композиционного проектирования ГТК, обеспечивающего возможность интеграции знаний специалистов различных областей знаний при формировании обобщенного банка 33 данных и направленном построении автоматизированными метода- ми оптимальной композиции формального отображения проектиру- емой ГТК как целостной пространственно – структурно - парамет- рической организации. Таким образом, рассмотренные методы композиционного проек- тирования могут быть распространены на все уровни кооперативно разрабатываемых ГТК. Результаты выполнения операций подлежат уточнению по мере конструкторской проработки найденных реше- ний, обеспечивая возможность достижения оптимального компро- мисса в рамках создаваемой сложной системы в целом. В данной статье рассмотрены в основном методологические ас- пекты процесса автоматизированного оптимального композицион- ного проектирования ГТК, а практическое решение задачи связано также с проблемами программного, организационного, информаци- онного и технического обеспечения, требуя глубокого изучения. Литература 1. Бусел, И.А. Инженерно-геологические основы комплексной технологии изыскательских, проектных и строительных работ / И.А. Бусел // Сб. ст. Международной науч.-техн. конф. : «Геотехника Беларуси». Наука и практика. – Минск, БНТУ, 2008. – С. 441–448. 2. Бусел, И.А. Некоторые аспекты комплексной информатизации систем управления качеством строительной продукции / И.А. Бусел, О.И. Семенков, В.А. Лебедев // Тезисы докл. 1-го международного форуме проектировщиков и строителей «Геотехника и высотное до- мостроение», 10-11 октября 2011 г. − Минск, Беларусь. 3. Лазарев, И.А. Композиционное проектирование сложных аг- регативных систем / И.А. Лазарев. – М. : Радио и связь, 1986. − 312 с. 4. Бусел, И.А. Научно-методологические основы инженерно- геологической оценки ледниковых отложений Беларуси для строи- тельства / И.А. Бусел // Диссерт. в виде научн. докл. соиск. уч. степ. д-ра геол.-минер. наук. – М., 1998. 34 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.131 ОСНОВЫ МЕТОДОЛОГИИ ПРОГНОЗИРОВАНИЯ ГЕОТЕХНОГЕННЫХ СИСТЕМ Бусел И.А. ЗАО «Стройизыскания», г. Минск, Республика Беларусь Рассмотрен подход к разработке методологии управления гео- техногенными системами на основе использования современных информационных ресурсов и технологий. Для прогнозирования по- ведения таких систем в пространстве и во времени предлагается использовать имитационное моделирование. The article presents the approach to the development of a methodolo- gy of management geo-technogeneous systems based on the use of mod- ern information resources and technologies. The author suggests to use simulations to predict the behavior of such systems in both space and time. В последние годы наблюдается устойчивая тенденция роста объ- емов различных видов строительства и в связи с этим актуальна и все острее встает проблема экономного расходования средств при строительстве и реконструкции зданий и сооружений, а также ра- ционального использования и охраны геологической среды. Настало время перехода к разработке проектов геотехнических систем (ГТС), а не отдельных зданий и сооружений, как это делает- ся сейчас. Для успешного решения этой проблемы нужны совместные уси- лия изыскателей, проектировщиков, строителей, экологов и других специалистов для поиска наиболее совершенных и эффективных 35 путей создания оптимальных ГТС и разработки принципов управ- ления такими объектами. Геотехногенная система есть комплекс взаимодействующих компонентов, включающий созданные в результате хозяйственной деятельности здания, сооружения, другие технические объекты и геологическую среду, находящуюся в сфере взаимодействия (воз- действия) с этими объектами. Главное свойство таких систем заключается в том, что они яв- ляются управляемыми (кибернетическими), движение которых обу- словлено управляющими взаимодействиями, которые можно ис- пользовать при управлении системами и изменять их с целью осуществления их движения, наиболее оптимального по сравнению с другими, возможными движениями управляемых систем [1]. Геотехногенные системы начинают формироваться с началом строительной или иной хозяйственной деятельности. Структура и свойства ГТС меняются в процессе строительства с изменением вида, набора, интенсивности и режима управляющих воздействий (с увеличением нагрузок от сооружения, изменением температурно- го и влажностного режима, динамические воздействия и др.). Структуру ГТС можно считать сформировавшейся после завер- шения строительства, а движение ГТС начинается с момента начала строительства и продолжается в период эксплуатации. Управляющая система и объекты управления взаимодействуют между собой, а также с внешней средой, посредством информации. Целью прогнозирования ГТС является разработка прогностической модели, позволяющей получать прогнозную информацию от ГТС. Некоторые наиболее важные особенности разработки систем управления и прогноза ГТС [2]. Внешние условия, в которых проектируются и эксплуати- руются ГТС, нестабильны, слабо структурированы и плохо пред- сказуемы. Особую ответственность разработчики ГТС несут за началь- ные этапы их проектирования. Именно на этих этапах должна фор- мироваться система мониторинга, проводиться прогнозные и поис- ковые исследования, оцениваться глобальные и локальные риски, а также социально-экологические и экономические результаты функционирования ГТС. 36 Как правило, требуется совмещать управление ГТС по выде- ленным ресурсам (бюджет проекта, люди, техника, время, инфор- мация) с управлением по достижению декларированных целей проекта. Процессы управления ГТС должны охватывать все фазы ее жизненного цикла с большим разнообразием задач, характеризую- щейся различной степенью формализации и неопределенности. По- этому именно жизненный цикл ГТС должен рассматриваться в ка- честве объекта управления [3]. Организация и обеспечение эффективного функционирования системы управления столь многоаспектным объектом, каким явля- ется ЖЦ ГТС, является сложной научно-технической задачей. Перечисленные выше особенности можно рассматривать как ба- зовые требования к системе управления жизненным циклом ГТС. Применительно к нашему предмету исследований в качестве объек- та управления (управляемой системы) выступает ЖЦ ГТС, а в каче- стве управляющей системы – центр управления проектом (ЦУП). Содержательно процесс управления в системе «управляющая си- стема – объект управления» кратко сводится к следующему. 1. В определенные дискретные моменты времени на каждой фазе ЖЦ в ЦУП поступает информация о состоянии рабочего процесса в объекте управления и полученных на данный момент результатах, об уровнях рисков и новых возможностях о соответствии реально полученных результатах ожидаемым, а также об уровне их новизны и качества. 2. В ЦУПе полученная информация сопоставляется с эталонами (план, технические спецификации, ресурсы, новизна, стандарты ка- чества) и другими наличными информационными ресурсами, на основании чего выявляются и формулируются проблемы, требую- щие своего разрешения для снижения уровней риска. 3. ЦУП, используя поступившую информацию, имеющиеся у нее информационные ресурсы и технологии, разрабатывает и прини- мает необходимые управленческие решения и организует их реа- лизацию. В такой интерпретации систему управления ЖЦ ГТС можно от- нести к категории целенаправленных динамических систем с обрат- ной связью, в которой целью управляющей системы является ста- 37 билизация заранее запрограммированной траектории движения объекта управления на пути достижения поставленных целей. Ме- тодология построения таких систем, как и технология их функцио- нирования, достаточно хорошо разработаны и исследованы [4]. Пользуясь аппаратом теории динамических систем, можно опре- делить рассматриваемую систему как формальный объект [5]: S = {T, X, U, Ω, Y, Г, η, φ}, где T – множество дискретных моментов времени, в которые управ- ляющая система получает входные сообщения о состоянии объекта управления; X – множество допустимых состояний системы, задан- ных как подмножества на множестве наличных информационных ресурсов (ИР) в системе; U – множество допустимых значений входных сообщений; Ω – класс допустимых функций u(t), опреде- ляемый регламентом и нормативными требованиями к подсистеме мониторинга процесса реализации программы; Y – множество допу- стимых значений выхода управляющей системы, т.е. управленче- ских решений исполнительной дирекции; Г – класс допустимых функций у(t), определяемых классом проблемных ситуаций, по ко- торым принимаются управленческие решения; η – функция, опре- деляющая выходной сигнал; φ – функция, определяющая преобра- зование состояний системы под воздействием входного сигнала, При этом: Y(t2)= η(x(t1), U(t1), t2), X (t2)= φ (x(t1), U(t1), t2) Однако задача существенно усложняется, если принять во вни- мание не только проблемы, возникающие в ЖЦ ГТС (объекте управления), но и во всей цепи управления – от генерирования со- общений u(t) до выработки и реализации управляющих воздействий у(t). Диагностика и совершенствование рабочих процессов в такой постановке представляют собой сложную научно-техническую за- дачу, для решения которой обычно привлекаются высококвалифи- цированные эксперты. Эта работа должна являться одной из глав- ных составных частей научно-методического обеспечения процесса реализации проекта и входить в состав функций, выполняемых ЦУП. 38 Применительно к рассматриваемой нами системе отметим три источника возникновения проблем [2]. 1. Проблемы, возникающие при идентификации проблемных си- туаций в ЖЦ ГТС и генерировании соответствующих входных со- общений u(t) для управляющей системы. Эти проблемы можно сформулировать в терминах своевременности, достоверности, пол- ноты и точности идентификации и постановки проблем в подсисте- ме мониторинга процесса реализации проекта. 2. Проблемы преобразования входных сообщений u(t) и текуще- го состояния информационных ресурсов х(t) в новое состояние ин- формационных ресурсов в соответствии с (2). Эту функцию еще можно трактовать как функцию отображения входного сообщения на определенное подмножества информационных ресурсов, реле- вантное данной проблемной ситуации. Иными словами, как функ- цию активизации требуемого подмножества информационных ре- сурсов, определяемого входным сообщением. Основные проблемы в этом звене цепи управления связаны с полнотой ресурсного обес- печения, корректностью выделения необходимого для принятия решения подмножества ИР и качеством этих ресурсов. 3. Проблемы преобразования входных сообщений и информа- ционных ресурсов системы в управленческие решения у(t) в соот- ветствии с (3). Проблемы этой категории непосредственно влияют на качество принимаемых решений в управляющей системе. Даже при достаточной полноте и удовлетворительном качестве ИР про- цедуры принятия и оценки решений во многом остаются неформа- лизованными и поэтому зависят от уровня компетенции и квалифи- кации лиц, принимающих эти решения. Этот анализ позволяет идентифицировать два «механизма- паразита» как источники проблем двух типов, «живущих» внутри: 1) жизненного цикла ГТС и 2) системы управления этим циклом [6]. Если проблемы первого типа решаются специально для этого пред- назначенной управляющей системой, то для решения проблем вто- рого типа необходимо встроить в эту систему второй контур управ- ления, в котором в качестве объекта управления будут выступать сами информационные ресурсы системы, определяющие множество состояний управляющей системы. Тем самым система управления ЖЦ ГТС переходит в класс целевых адаптивных систем. На рисунке дана функциональная структура этой системы [3]. 39 Функциональная структура системы адаптивного управления жизненным циклом ГТС Формально модель функционирования второго контура ничем не отличается от модели основного контура управления и состоит в следующем. Обнаружить отклонения процесса функционирования основ- ного контура системы управления ЖЦ ГТС от эталона. Получить информацию по следующим вопросам: что делает- ся в управляющей системе правильно? Что делается в ней непра- вильно? Чего не делается вовсе? Выявить и идентифицировать возникающие в связи с этим проблемы. Создать новые и/или мобилизовать имеющиеся ресурсы и направить их на решение проблем. Таким образом, целью этого контура является рационализация и совершенствование процессов функционирования первого контура. ЖИЗНЕННЫЙ ЦИКЛ ГТС М О Н И Т О Р И Н Г И Д И А Г Н О С Т И К А Ж Ц Г Т С ФОРМИРОВАНИЕ, ПРИНЯТИЕ И РЕАЛИЗАЦИЯ РЕШЕНИЙ ДИАГНОСТИКА ПРОЦЕССОВ УПРАВЛЕНИЯ УПРАВЛЕНИЕ ИНФОРМАЦИОННЫ- МИ РЕСУРСАМИ 40 При этом степень достижения цели может измеряться некоторыми показателями качества системы управления ЖЦ ГТС, примеры ко- торых были приведены выше. Эту структуру можно принять в качестве эталонной модели си- стемы управления ЖЦ ГТС, обеспечивающей интеграцию процесса управления и процесса совершенствования самой системы путем управления ее информационными ресурсами. Периодическая реализация этого цикла в реальной системе управления ГТС обеспечивает ее постоянное совершенствование и адаптацию к изменяющимся условиям, в которых реализуются различные фазы ее жизненного цикла. Указанные выше положения позволили разработать структурно-функциональную модель систе- мы управления ЖЦ ГТС на основе ее нормативной модели. 1. Диагностический анализ системы управления ЖЦ ГТС с це- лью идентификации и оценки проблем в системе. 2. Введение новых информационных ресурсов и технологий для решения выявленных проблем. 3. Идентификация и оценка рисков в процессе разработки и реа- лизации проекта. 4. Введение новых информационных ресурсов и технологий для управления рисками. 5. Интеграция информационных ресурсов и технологий для ре- шения проблем и управления рисками в единую корпоративную информационно-аналитическую систему для управления ГТС. 6. Корректировка положений и регламентов в системе управле- ния ЖЦ ГТС. Минимальный состав новых информационных ресурсов и техно- логий, которые должны составить информационно-аналитическое обеспечение процессов принятия управленческих решений в ЦУПе как по управлению ЖЦ ГТС, так и управлению рисками, определя- ется после анализа и экспертной оценки всей совокупности проблем и рисков в рамках системы управления ЖЦ ГТС. Концептуальная модель рабочего процесса реализации ЖЦ ГТС может служить основой для создания компьютерной корпоративной информационно-аналитической системы (КИАС). В качестве идеологической основы для разработки системы управления ЖЦ ГТС на базе КИАС могут быть приняты междуна- 41 родные стандарты [7, 8], регламентирующие процедуры управления качеством и проектами. Отметим некоторые характерные особенности ГТС: наличие большого числа элементов; сложный характер сложный характер связей между отдельными элементами; сложность функций, выпол- няемых системой; необходимость учета взаимодействия с окружа- ющей средой и воздействия случайных факторов и др. Указанные особенности ГТС требуют для их проектирования и прогноза поведения в пространстве и во времени применения мате- матического моделирования. Имитируя поведение частей сложного объекта и их взаимодействия с учетом влияющих факторов в условиях близких и реальным можно с помощью информационных ресурсов и технологий вычислять и прогнозировать характеристики объекта, предусмотренные программой исследования. Математическое моде- лирование позволяет решать сложные задачи, так как исследуемая си- стема может содержать элементы непрерывного и дискретного дей- ствия и подвергаться влиянию многочисленных случайных факторов. При моделировании процессов, происходящих в ГТС, не обяза- тельно преобразовывать математическую модель в специальную систему уравнений относительно нескольких величин. В данном случае достаточно имитировать сами явления, описываемые мате- матической моделью, с сохранением их логической структуры, по- следовательности чередования во времени, а иногда и физического содержания, с помощью информационных технологий. Результаты имитационного моделирования оказываются полез- ными при решении задач синтеза ГТС, когда требуется создать си- стему с наперед заданными свойствами и оптимальную. Главная цель моделирования ГТС не автоматизация отдельных фаз ее жизненного цикла, не алгоритмы отдельных инженерных расчетов, а завязка проекта, самый начальный его этап, когда толь- ко прорисовываются контуры будущей конструкции ГТС, которая отвечает исходному замыслу. Представить конструкцию ГТС в целом, оценить ее разнообраз- ные качества, ее соответствие с замыслом можно на основе универ- сального аналитического синтеза. В качестве первого шага для прогнозирования поведения по- добных систем предлагается создание упрощенного их аналога. Современный подход в научных исследованиях состоит в том, что 42 реальные объекты заменяются их упрощенными представлениями, абстракциями, выбираемыми таким образом, чтобы в них была отра- жена суть явления, те свойства исходных объектов, которые наибо- лее существенны для решения поставленной проблемы. При постро- ении такого аналога, как заменителя реальной системы, необходимо выделить те аспекты, которые являются определяющими для реше- ния задачи, и проигнорировать аспекты, которые усложняют пробле- му, делают анализ очень сложным или не возможным. Созданный в результате упрощения объект представляет собой модель интере- сующей нас ГТС, как сложной динамической системы. В дальней- шем, анализируя такую модель можно получить характеристики, ко- торые объяснят известные и предскажут новые свойства исследуемой реальной системы без экспериментов с самой системой. Трудность понимания причинно-следственных связей в сложной системе могут приводить к ее неэффективной организации, ошибкам в проектировании, большим затратам на их устранение. Сегодня моде- лирование становится единственным практическим эффективным средством нахождения путей оптимального решения проблем в слож- ных системах, средством поддержки принятия ответственных решений. Использование абстракций при решении проблем с помощью моделей часто состоит в применении того или иного математиче- ского аппарата. Некоторые динамические системы можно описать в виде систем линейных дифференциальных и алгебраических уравнений и получить решение аналитически. Однако, использова- ние чисто аналитических методов при моделировании сложных ре- альных систем, к которым можно отнести ГТС, сталкивается с серь- езными трудностями: классические математические модели, допускающие аналитическое решение, в большинстве случаев к ре- альным задачам не применимы. Способы решения подобных задач предлагает такое направление программирования как имитационное моделирование. Имитацион- ное моделирование – это разработка программных моделей реаль- ных или гипотетических систем, реализация этих программ на ком- пьютере и анализ результатов компьютерных экспериментов по исследованию поведения моделей. Имитационное моделирование имеет существенное преимущество перед аналитическим, когда: отношение между переменными в моделях нелинейны, и по- этому аналитическую модель трудно или невозможно построить; 43 модель содержит вероятностные компоненты; для понимания поведения системы требуется визуализация динамики происходящих в ней процессов; модель содержит много параллельно функционирующих вза- имодействующих компонентов. Имитационная модель это программная система, отражающая структуру и поведение моделируемого объекта или явления во вре- мени. Технология имитационного моделирования позволяет ис- пользовать как аналитический, так и вероятностный способ моде- лирования. Кроме того построение моделей может производиться на основе экспериментальных показателей, когда ни один из аппа- ратов моделирования не дает удовлетворительных результатов. Литература 1. Бондарик, Г.К. Общая теория инженерной (физической) гео- логии / Г.К. Бондарик. − М. : Недра, 1981. 2. Кореняко, С.А. Некоторые проблемы совершенствования си- стемы управления союзными программами космических исследо- ваний / С.А. Кореняко, А.А. Кравцов, О.И. Семенков // ИНФОР- МАТИКА. – 2010. – № 10. 3. Бусел, И.А. Некоторые аспекты комплексной информатизации систем управления качеством строительной продукции / И.А. Бусел, О. И. Семенков, В.А. Лебедев // Тезисы докл. на 1-ом международном форуме проектировщиков и строителей «Геотехника и высотное до- мостроение» 10-11 октября 2011 г., Минск, Беларусь. 4. Клир, Дж. Системология. Автоматизация решения системных задач / Дж. Клир. – М. : Радио и связь, 1990. 5. Энциклопедия кибернетики. – Киев : Главная редакция укра- инской советской энциклопедии, 1974. 6. Бир, Стаффорд. Кибернетика и управление производством / Стаффорд Бир. – М. : Наука, 1965. 7. Система менеджмента (административного управления) каче- ства. Требования : ISO 9001: 2000 (ГОСТ Р-2001). 8. Управление проектами : международный стандарт «Руковод- ство по управлению проектами» : ISO 21500:2012. – Проектный комитет ISO/PS236. 44 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 159.9 ЭКОЛОГИЧЕСКИЕ ФАКТОРЫ И ИХ ВЛИЯНИЕ НА ЭКОСИСТЕМЫ И БИОСФЕРНОЕ ПРОСТРАНСТВО Колпашников Г.А., Мякота В.Г., Литвинович К.Р.*, Шкода В.И.* Белорусский национальный технический университет г. Минск, Республика Беларусь *Белорусский госдарственный университет информатики и радиоэлектроники, г. Минск, Беларусь В статье рассматриваются экологические факторы, влияющие на экосистемы, как составные части биосферного пространства. Опре- делена опасность их влияния на экосистемы различного ранга, как естественные экологические, так и искусственные, вызванные дея- тельностью человека. The article discusses the environmental factors affecting the ecosys- tem as components of the bio spherical space. Defined the risk of their effect on the ecosystems in various ranks as the natural environmental and as artificial, caused by the human activities. Экологические факторы определяют состояние экосистем и мо- гут быть разделены на две категории: естественные экологические [1, 3, 4–7]; искусственные, вызванные деятельностью человека [2]. В настоящее время все большую опасность представляют нега- тивные экологические факторы, влияющие как на здоровье населе- ния, так и на экосистемы и биосферу в целом. 45 К числу естественных экологических факторов относятся: землетрясения и выбросы вулканов; циклоны, смерчи, ураганы и грозовые бури; нарушение естественных процессов в тропосфере (озоновые дыры); солнечные бури и электромагнитные колебания. Всякое сильное землетрясение – это достаточно продолжитель- ный процесс со стадиями подготовки, реализации и последствиями. Процесс подготовки и реализации сейсмического импульса и постсейсмического восстановления относительно равновесия охватывает не только отдельный участок литосферы, но гидросферу (в основном подземную её часть), биосферу, атмосферу и даже ионосферу. Иными словами, любое, а тем более крупное землетря- сение не может считаться точечным в пространстве и времени и изолированным (самодавлеющим) событием, но должно рассмат- риваться как длительный процесс: нарушение и последующее вос- становление равновесия всех земных оболочек и хода долговремен- ных процессов в обширных районах природной среды. Именно в этом контексте следует рассматривать сейсмические явления с экологической точки зрения. В проблеме экологических воздействий сейсмических событий важно подчеркнуть следующие особенности: В настоящее время выявляются периоды (циклы) повышенной сейсмической активности как глобальные (вековые и тысячелет- ние), так и ареалъные (зональные) - обычно внутривековые. Уязвимость человеческого сообщества к природным катастро- фам, включая сильные землетрясения, неуклонно растёт ввиду уве- личения плотности населения, усложнения инфраструктуры, увели- чения числа ответственных и уязвимых объектов и т.п. Выявлено все большее число прямых и опосредствованных связей сейсмиче- ского процесса с процессами во всех земных оболочках, так или иначе воздействующих на человеческий организм и общество. Масштаб землетрясения и степень его воздействия на людей и природную среду (а также на сооружения) можно определять раз- ными показателями, а именно: величиной энергии, выделенной в очаге, магнитудой, силой колебаний и их воздействиям на по- верхности, интенсивностью в баллах, ускорениями, амплитудой 46 колебаний, а также ущербом – социальным (людские потери) и ма- териальным (экономические потери). Специалисгы-сейсмологи, ха- рактеризуя силу землетрясения, обычно оперируют значениями магнитуды. Максимально зарегистрированная магнитуда достигала значения 8,9 и выше. Естественно, что высокомагнитудные земле- трясения происходят очень редко в отличие от средне- и маломаг- нитудных. Социальные последствия сейсмических явлений на население включают как прямой социальный ущерб (гибель людей, их травма- тизм физический или психический, потеря крова в условиях наруше- ния систем жизнедеятельности и т.п.), так и косвенный социальный ущерб, тяжесть которого зависит от размеров прямого и обусловлена резким на фоне материальных потерь изменением морально- психологической обстановки, спешным перемещением больших масс людей, нарушением социальных связей и социального статуса, со- кращением трудоспособности и падением эффективности труда оставшихся в живых, частью отвлеченных от привычной индивиду- альной и общественной деятельности. Сильное землетрясение, осо- бенно в больших городах и в густонаселенных районах, неизбежно ведет к дезорганизации жизнедеятельности на тот или иной срок. Нарушения социального поведения могут возникать даже в отсут- ствии самого события, а лишь в связи со слухами о землетрясении. Применительно к последнему десятилетию такого рода примеры из- вестны для ряда городов бывшего Советского Союза. Последствия же сейсмических катастроф, тем более в периоды общего ослабления хозяйственно-экономического состояния и политической нестабиль- ности и долговременной социальной дезориентированности населе- ния могут сказываться на протяжении десятилетий. В рамках экологических проблем среди нередко провоцируемых сильными землетрясениями, то есть вторичных, последствий следу- ет отметить (на фоне повреждения и гибели ландшафтных и куль- турных памятников и нарушения среды обитания как таковой) та- кие, как возникновение эпидемий и эпизоотии, рост заболеваний и нарушение воспроизводства населения, сокращение пищевой ба- зы (гибель запасов продовольствия, потеря скота, вывод из строя или ухудшение качества сельскохозяйственных угодий, неблагопри- ятные изменения ландшафтных условий (например, оголение гор- ных склонов, заваливание долин, гидрологические и гидрогео- 47 логические изменения), ухудшение качества атмосферного воздуха из-за туч поднятой пыли и появления аэрозольных частиц в резуль- тате возникающих при землетрясении пожаров, снижение качества воды, а также качества и емкости рекреационно-оздоровительных ресурсов. Воздействие сильных землетрясений на природную среду (геологическую среду, ландшафтную оболочку) может быть весьма разнообразным и значительным, хотя в большинстве случаев ареал (зона) изменений не превышает 100–200 км. Ясно, что столь многочисленные и существенные нарушения ландшафтной среды не могут не повлечь за собой гибель компонен- тов биосферы на больших площадях. Наиболее значимые и легко вы- являемые выражаются в уничтожении растительного покрова, место- обитании животных, в нарушениях традиционных наземных миграционных путей, изменении водного режима, перераспределе- нии водных запасов, ухудшении качества кормовых угодий и т.д. Среди сейсмологических процессов, имеющих прямое отношение к воздействию на среду с вероятными экологическими последствиями выделяются недавно установленные особенности процесса (периода) сейсмической активизации, т.е. подготовки, реализации и затухания толчков одного землетрясения или серии землетрясений. Область геофизических аномалий (поля напряжений, деформа- ции, энергетического и магнитных полей, поля силы тяжести) и аномального протекания других процессов (гидрогеологических, атмосферных, вероятно и биоэнергетических) по своим размерам обычно на порядок превышает область очага самого землетрясения. В последние годы установлена важная роль глубинной дегазации Земли и форсировании озоновых дыр в стратосфере. С содержанием озона в стратосфере тесно связывают поглощение ультрафиолетового излучения, которое, в свою очередь, воздействует на ДНК и кле- точные мембраны наземных микроорганизмов, определяя жизне- стойкость популяции. Гибель микроорганизмов – начальное звено пищевых целей – представляет серьезную экологическую опас- ность. Широко известны отрицательные воздействие ультрафиоле- тового облучения на фотосинтез и рост растений, на животный мир, не говоря о человеке. Следовательно, изменение содержания озона над очагами сильных землетрясений могут сказываться зонально и временно нарушает биохимическое равновесие и экологические условия. 48 Выбросы энергии в виде плазмы на Солнце вызывают сильные электромагнитные колебания, что сказывается на самочувствии населения. Специальная служба регистрирует эти выбросы и опо- вещает население о нарушениях, появляющихся в электромагнит- ном поле Земли. Циклоны, смерчи, ураганы, грозовые бури относятся к грозовым явлениям природы, приводя к гибели населения, многочисленным разрушениям, дискомфорту, ухудшению эмоционального состояния жителей городов и поселков, в конечном итоге нанося ущерб эко- номике страны. Так, одним из наиболее сильных ураганов стал ура- ган «Катрина», который в 2005 г. полностью разрушил г. Новый Орлеан, когда число жертв шло на 1000 и стране был нанесен очень серьезный экономический ущерб. Этот ураган полностью изменил психологическое состояние жителей США. Ведь до этого ураганы не приносили таких сильных разрушений. Ураган показал неза- щищенность больших прибрежных мегаполисов, расположенных в районе Мексиканского залива. В апреле 2011 г. ураганы пронеслись по центральным районам России и, особенно по Ярославской области, вызвав многочислен- ные разрушения, повалив множество деревьев и линий электропе- редач. Без света осталось несколько районов, было нарушено водо- снабжение. Подобные явления наблюдаются в Беларуси, где ветровые пото- ки срывают крыши домов, ломают деревья столбы электропередач, разрушают фермы и т.д. Среди искусственных факторов, вызванных деятельностью чело- века могут быть названы: аварии на атомных станциях; выбросы в атмосферу из тепловых станций; выбросы газов из автомобилей на стоянках и во дворах; жидкие стоки промышленных предприятий; выбросы из хранилищ пестицидов и др.; аварии на железнодорожном транспорте; выбросы на аварийных участках нефте- и газопроводов; шумовые эффекты; взрывы боеприпасов на военных хранилищах; другие выбросы, связанные с освоением новых территорий. 49 За годы, прошедшие после Чернобыльской катастрофы в обще- ственном сознании утвердился стереотип Чернобыля как катастро- фы глобального масштаба с последствиями уже состоявшимися и еще ожидаемыми. На значительных территориях Республики Беларусь сформировал- ся огромный запас радионуклидов. В их числе цезий-137, стронций-90, трансурановые элементы: плутоний-238, 239, 240 и америций 241 [2]. Радионуклиды из почвы поступают в воду, воздух, а также включаются в биохимические и трофические циклы миграции, со- здавая множественно путей внешнего и внутреннего облучения. Особую опасность представляет внутреннее облучение. Известно, что дозы ионизирующего излучения приводят к преждевременно- му старению организма, генетическим нарушениям и врожденным дефектам, которые могут проявиться в последующих поколениях: умственной отсталостью, заболеваниями сердечно-сосудистой си- стемы, аллергии, развития рака и лейкемии. С последствиями Чер- нобыльской катастрофы связано с осознанием опасности радиаци- онного риска у населения республики. Радиационный риск, воспринимаемый в общем социальном контексте является одним из факторов, обусловливающий социально-психологическую напряженность, что сказывается на общем состоянии здоровья населения. Все другие названные выше экологические факторы в той или иной степени воздействуют на психологическое состояние населе- ния, проживающего на территориях подверженных рискам прояв- ления опасных природных и техногенных процессов. Поэтому зада- чей общества является минимизация у населения страха перед теми событиями, которые возникли или могут появиться в будущем в связи с эволюционными процессами, происходящими в биосфере. Литература 1. Землетрясения более чем с 50 000 смертей [Элетронный ресурс]. – Режим ддоступа : http://earthquake.usgs.gov/earthquakes/ world / most destructive.php. 2. Национальный доклад: 20 лет после Чернобыльской ката- строфы: последствия в Республике Беларусь и их преодоление / под ред. В.Е. Шевчука [и др.] – Минск : Комитет по проблемам 50 последствий на ЧАЭС при Совете Министров Республики Беларусь, 2006. – 112 с. 3. Землятрясения / Э. Ротэ. – М.; Л. : Гос. техн.-теорет. изд-во, 1934. – 214 с. 4. Раст, X. Вулканы и вулканизм / Х. Раст ; пер. с нем. [и пре- дисл.] Е.Ф. Бурпнейна. – М. : Мир, 1982. – 344 с. 5. Колпашников, Г.А. Инженерная геология / Г.А. Колпашни- ков. – Минск : Технопринт, 2005. – 132 с. 6. Колпашников, Г.А. Техногенез и геологическая среда : моно- графия / Г.А. Колпашников. – Минск : БНТУ, 2006. – 120 с. 7. Особенности эволюции биосферы на современном этапе / Г.А. Колпашников [и др.] // Актуальнi проблемы психологiї : збiрнiк навуковых праць Iнституту психологiї iмені Г.С. Костюка НАПН Украiны. –Том VII. Екологічна психологія. – Вып. 26. – С. 251–263. 51 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.131.1.(075.8) ИНЖЕНЕРНО-ГЕОЛОГИЧЕСКОЕ РАЙОНИРОВАНИЕ И ЕГО ЗНАЧЕНИЕ ДЛЯ ОЦЕНКИ ПРОЧНОСТНЫХ И ДЕФОРМАЦИОННЫХ СВОЙСТВ ГРУНТОВ КАК ОСНОВАНИЙ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ Колпашников Г.А., Смиронова Г.Ф.* Белорусский национальный технический университет, г. Минск, Республика Беларусь *Белорусский государственный университет информатики и радиоэлектроники, г. Минск, Республика Беларусь В статье рассмотрены особенности инженерно-геологического районирования территории Республики Беларусь как источник ин- формации, обобщающий сведения о пространственных закономер- ностях изменения инженерно-геологических условий. Приводится карта инженерно-геологического районирования, составленная на основе комплексного учета всех важнейших факторов, обусловив- ших формирование ее современных инженерно-геологических условий: тектонического строения (по образованиям структур оса- дочного чехла) и геолого-геоморфологических признаков, учиты- вающих особенности накопления и распространения пород ледни- ковой формации. The article considered the features of engineering geological zoning of Belarus as the source of information and summarizes information about spatial regularity of changing geological conditions. The article contains a map of engineering geological zoning, which is made on the basis of a 52 comprehensive taking into account all the most important factors contributing to the formation of its modern engineering-geological con- ditions: the tectonic structure (by the formation of structure of the sedi- mentary cover) and the geological and geomorphological characteristics, taking into account the specific features of accumulation and distribution of glacial formations. Инженерно-геологическое районирование как источник ин- формации обобщает сведения о пространственных закономер- ностях изменения инженерно-геологических условий Белорус- ского региона, содержат важнейшую информацию о типах разрезов, выявленных инженерно-геологических условиях фор- мирования структур и формаций, генезисе и свойствах пород грунтовой толщи, распространения опасных геологических про- цессов, установленных или предполагаемых, водоносных гори- зонтах и др. На основе собранных материалов в процессе проведения поле- вых и лабораторных исследований привлечен из сведений из дру- гих источников, составлена карта инженерно-геологического райо- нирования (рис. 1) [1, 2]. Краткая характеристика ее значения для учебного процесса и оценки строительных свойств грунтов, как ос- нований зданий и сооружений приводится ниже. Карта инженерно-геологического районирования территории Республики Беларусь («Энциклопедия природы Беларуси т. II, 1983) составлена на основе комплексного учета всех важнейших факторов, обусловивших формирование ее современных инже- нерно-геологических условий: тектонического строения (по об- разованию структур осадочного чехла) и геолого- геоморфологических признаков, учитывающих особенности накопления и распространения пород ледниковой формации. Та- кое районирование учитывает как регионально-геологические структуры, так и зонально-климатические факторы (области рас- пространения покровных оледенений, климатические особенно- сти территорий и др.). На карте обозначены регионы 1-го порядка – Белоруско- Латвийский и Припятско-Днепровский. Это крупнейшие структуры Восточно-Европейской платформы на территории Беларуси. 53 Рис. 1 Схема инженерно-геологического районирования Беларуси: Регионы Восточно-Европейской платформы: регионы 1-го порядка: I – Белорусско-Латвийский; II – Припятско-Днепровский; подрегионы (регионы 2-го порядка): IA – Белорусская антеклиза и сопредельные с ней структуры низших порядков; ЦБ – Припятская впадина; ПВ – Подлясско- Брестская впадина (восточная часть); 1Г – Оршанская впадина; инженерно-геологические области: А – Белорусское Поозерье; Б – Центральная (Белорусская гряда с прилегающими Центрально-Белорусской равниной и Восточно-Белорусским плато); – Белорусское Полесье (Северная часть Полесской низменности); инженерно-геологические подобласти: AI – Белорусское Поозерье (в границах области); БI – Белорусская гряда; БII – Центрально-Березинская равнина; BI – Брестское Полесье; ВII – Припятское Полесье; BIII – Гомельское Полесье; BIV – Мозырское Полесье; инженерно-геологические районы: 1-23 Структуры 2-го порядка как регионы более низкого ранга пред- ставлены Белорусской антиклизой и сопредельными с ней структу- рами низших порядков, Припятской, Подляско-Бресткой (восточная часть) и Оршанской впадинами. Эти крупнейшие структуры отра- жают регионально-геологические особенности территории и соот- ветствуют плитным этапам развития запада Восточно-Европейской платформы – позднебайкальскому, каледонскому, герцинскому, и киммерийско-альпийскому. Это время формирования основных типов формаций – терригенной, терригенно-карбонатной, карбо- 54 натной, сульфатно-карбонатной и гранито-гнейсовой. Как правило, они залегают на больших глубинах и только породы гранито- гнейсовой формации местами залегают близко от поверхности (Ми- кашевичевский выступ Украинского щита). Просадочные и деформационные свойства пород формаций зависят от степени их возраста, условий залегания, цементирования и др. Про- веденные на специально сконструированных прессах с давлением до двух тонн были получены следующие показатели прочностных и де- формационных свойств: мергели без включений гипса и ангидрита временное сопротивление сжатию (σсж) = 105…230 МПа, угол внут- ренного трения (φ) = 54…620, коэффициент сцепления (С) = 86…125 МПа, модуль деформации – 7 МПа, в воде интенсив- но размокают; мергели с прослоями гипса и ангидрита – σсж = 21…31 МПа, φ = 37…410, С = 7,8…17,5 МПа, в воде раз- мокают медленно и не набухают; агидриты σсж = 60…65 МПа; гли- ны с гнездами ангидрита – σсж = 35…35 МПа, φ = 37…54°, С = 28…29 МПа; сильвинит – σсж = 21 МПа; сильвинито-галитовые породы – δр (растяжения) = 18…20 МПа; карналлит-галитовые по- роды δр = 4…5 МПа. В направлении кровли прочностные свойства пород снижаются. Так меловые отложения обладают высокой чув- ствительностью к нарушению естественного сложения, резким па- дением прочности (4…5 МПа до 0), что требует при проходке гео- логоразведочных скважин крепления стенок обсадными трубами. Уменьшение прочности свойственно палеогеновым и неогеновым отложениям. Разработка полезных ископаемых усложнена наличи- ем водоносных горизонтов, причем с ростом мощности отложений во впадинах увеличивается количество водоносных горизонтов (Припятская, Подлеско-Брестская и другие впадины). Это требует, во-первых, увеличение обсадных труб при проходке глубоких скважин на нефть, во-вторых, учета соответствующего бурового оборудования (долот, алмазные коронки и др.). При инженерно-геологическом районировании территории Бела- руси важное значение приобрело выделение инженерно- геологических областей. Ее территория представлена тремя обла- стями А – Белорусское Поозерье; Б – Центральная (Белорусская гряда с прилегающими Центрально-Белорусской равниной и Во- сточно-Белорусским плато); В – Белорусское Полесье (северная часть Полесской низменности). В пределах этих областей определи- 55 лись геолого-геоморфологические признаки, учитывающие особен- ности накопления и распространения пород ледниковой формации, зонально-климатические факторы (области распространения покров- ных оледенений, климатические особенности территории и др.) Плейстоценовые отложения в пределах этих областей развиты повсеместно и перекрывают чехлом неравномерной толщины всю территорию страны. В долинах наиболее крупных рек этот чехол разорван (Западная Двина, Сож, Припять и др.) и на дневную по- верхность выступают девонские (северная часть) меловые, палеоге- новые и неогеновые породы (средняя и южная части). Накопление плейстоценовых отложений происходило при усло- вии тесной связи с современным и погребным рельефом, что например находит отражение в строении, генезисе и распределении мощностей плейстоценового покрова. В основном максимальные мощности (свыше 300м) приурочены к долинам рек и современным возвышенностям. Минимальные мощности характерны для погре- бенных возвышенностей и участков современных речных долин. Позерский (Валдайский) горизонт хорошо изучен. Морена по- озерского ледника встречается практически на всей территории се- верной части республики, которая была покрыта позерским ледни- ком. Отсутствует она лишь на отдельных участках озерно- ледниковых низин, сложенных ленточными глинами или глинами, переслаивающими с песками (Суражская, Лучесинская, Полоцкая, Дисненская и другие низины). Позерский горизонт имеет двухчлен- ное строение, которое увязывается со стадиями оледенения. Морен- ные отложения представлены красно-бурыми валунными суглинка- ми, супесями с линзами песков, ленточных глин, алевритов. Морена более поздней Браславской стадии представлена красно-бурыми с малиновым оттенком валунными супесями, суглинками, глинами, содержащими прослои и линзы гравийно-песчаного материала. Типичным представителем глинистых водно-ледниковых отло- жений являются хорошо известные в инженерно-геологической практике ленточные глины, широко развитые на севере Республике Беларусь. Им свойственна высокая пористость (до 60…65%) и вы- сокие естественная влажность. Чаще всего она выше влажности верхнего предела пластичности, т.е. в естественных условиях глины находятся в скрытотекучем состоянии. Водопроницаемость значи- тельно выше вдоль напластования, чем перпендикулярно к нему. 56 У песчаных и пылеватых прослоев (в основном определяющих во- допроницаемость вдоль наплостования) коэффициент фильтрации равен 10-4…10-8 см/с, а у глинистых он снижается до 10-8 см/с. Осадка толщи водонасыщенных ленточных глин под сооружением усиливается при переслаивании глинистых и песчаных пород. В этом случае песок играет роль естественных дрен, отводящих выжимаемую из глинистых прослоев воду. Сопротивление ленточ- ных глин сдвигающему усилию различно в зависимости от места расположения поверхности сдвига. Сожский (московский) горизонт широко распространен в сред- ней части страны. Сплошное распространение он имеет в пределах Белорусской гряды, где залегает непосредственно с поверхности. Выявлена тесная связь между параметрами физических, прочност- ных и деформационных свойств моренных грунтов сожского оледе- нения. Сопряженные уравнения регрессии имеют следующий вид: tgφ = 0,45 + 0,168Y; C = 0,37 + 0,003W; C = 0,06 + 0,32Y; Y = 2,015 + 0,26tgφ; W = 9,36 + 0,32C; Y = 2,11 + 0,19C, где Y – вес грунта; W – естественная влажность; tgφ – угол внутрен- него трения; С – коэффициент сцепления. Коэфиициент вариации свойств в приповерхностной зоне гиперге- неза может в значительной степени изменяться в связи с разбросом их значений. К средней части Беларуси приурочены основные массивы лессо- видных отложений – Новогрудская и Минская возвышенности, Ор- шанско-Могилевское плато. В 22 испытанных образцах при допол- нительном давлении 0,2…0,3 МПа просадочными оказались оказались 16 образцов. С глубиной степени просадочности умень- шается, что связано с особенностями гипергенной перестройки верхних горизонтов. Наиболее просадочными оказались образцы пород, взятых на Новогрудской возвышенности и Оршанско- Могилевском плато (коэффициент просадочности 0,014…0,047). Одной из характерных черт рельефа Центрально-Белорусской рав- нины как и области Белорусской гряды является наличие разветв- ленной сети древних «мертвых» долин и ложбин. Оршанско- Могилевское плато как и Новогрудская возвышенность представле- но западинами и оврагами хорошо выраженные в рельефе. 57 Южная часть Беларуси охватывает обширные пространства Бе- лорусского Полесья (Северная часть Полесской низменности), где наибольшее распространение получили торфяные массивы и надпойменные террасы. Здесь приходит сталкиваться со сложны- ми инженерно-геологическими условиями. Выявленные закономер- ности в строении грунтовых толщ показали, что нижняя часть раз- реза на глубинах 10..15 м сложена супесями и суглинками с низкими показателями несущих свойств. Это в значительной сте- пени усложняет строительство крупных мостовых переходов. Представленный авторами материал позволяет в полном объеме получить необходимые сведения об инженерно-геологических условиях Белорусского региона. Он может быть использован как в учебном процессе, так при проектировании объектов гражданско- го, дорожного, мелиоративного и других видов строительства. Литература 1. Колпашников, Г.А. Инженерная геология : учебное пособие для студентов строительных специальностей / Г.А. Колпашников – Минск : Технопринт, 2004. – 110 с. 2. Колпашников, Г.А. Опасные природные и техногенные про- цессы на территории Республики Беларусь и риск их проявления / Г.А. Колпашников, Г.Ф. Смирнова // Материалы конференции Гео- графия, история и геоэкология на службе науки и инновационного образования. – Красноярск : КГПУ, 2012. – С. 36–38. 58 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.131.37+624.131.54 ОЦЕНКА НАДЕЖНОСТИ ДАМБЫ ХВОСТОХРАНИЛИЩА НА ЭТАПЕ ЕЕ ЭКСПЛУАТАЦИИ С УЧЕТОМ РЕОЛОГИЧЕСКИХ СВОЙСТВ ГРУНТОВ ОСНОВАНИЯ Коршунов А.А. Северный (Арктический) федеральный университет, г. Архангельск, Россия В статье представлены результаты изучения реологических свойств песчано-глинистых промышленных отходов. Установлены основные зависимости изменения параметров ползучести. Выпол- нено численное моделирование работы ограждающей дамбы c ис- пользованием реологической модели Soft Soil Creep в программе PLAXIS. Определены параметры ползучести, оказывающие наибольшее влияние на коэффициент запаса устойчивости дамбы. Оценена надежность дамбы в краткосрочном и долгосрочном про- гнозе с учетом реологических свойств основания. The article deals with the results of a study of the rheological proper- ties of the sandy-clay industrial wastes. The key relationships of chang- ing rheological properties are presented. The numerical simulation of the dam with use of Soft Soil Creep model is implemented in PLAXIS. The parameters of the creep with the greatest impact on the safety factor of the dam are obtained. The reliability of the dam in the short and long- term period is assessed. 59 Освоение месторождения алмазов им. М.В. Ломоносова, разраба- тываемого в Архангельской области, предусматривает устройство специальных накопителей промышленных отходов, так называемых хвостохранилищ. Одним из основных инженерных сооружений хво- стохранилища является многоярусная ограждающая дамба (рис. 1), выполненная насыпным способом. В процессе эксплуатации хвосто- хранилища выполнялось постепенное наращивание ограждающей дамбы, и осуществлялся намыв отходов обогащения кимберлитовых руд на ее верховой откос. Отходы обогащения в виде песчано- глинистых грунтов со специфическими физическими и механиче- скими свойствами сформировали основание для 2-го и последующих ярусов сооружения. Учитывая длительные сроки эксплуатации и сте- пень ответственности сооружения, специфические свойства отходов обогащения и их изменение во времени, оценка состояния (надежно- сти) ограждающей дамбы с учетом реологических свойств основания является актуальной задачей. Рис. 1. Поперечный разрез по ограждающей дамбе Одним из проявлений реологических свойств является ползу- честь – процесс развития деформаций во времени при постоянной нагрузке. В качестве параметров ползучести используют коэффици- ент первичной (C ) и вторичной консолидации (C ). Первый параметр характеризует сжимаемость грунтов на фазе фильтрационной консо- лидации, второй — деформируемость скелета грунта во времени при постоянной нагрузке [1]. Заметим, что уже на этапе фильтрационной консолидации проявляются деформации ползучести. Коэффициент вторичной консолидации определяли по результатам компрессионных испытаний при полном водонасыщении образцов песчано-глинистых отходов обогащения и в условиях двухстороннего дренирования на автоматизированных комплексах LoadTrac‑II (рис. 2). 60 Рис. 2. Автоматизированная система LoadTrac-II для проведения компрессионных испытаний Образец имел следующие размеры: диаметр – 73 мм, высота – 20,85 мм. При испытаниях прикладывали нормальное давление (300 кПа), которое соответствует характерному давлению на песча- но-глинистые отложения при эксплуатации ограждающей дамбы. Для вычисления времени начала вторичной фильтрационной консо- лидации, соответствующего 100 % консолидации образца, строили кривую консолидации в координатах: относительная деформа- ция (ε) – время(t, мин), откладываемое на логарифмической шкале. По пересечению двух касательных: к участку кривой первичной консолидаци и к конечному линейному участку кривой, определили точку начала вторичной консолидации (рис. 3). Рис. 3. Определение фильтрационного этапа консолидации образца при нормальном давлении 300 кПа 61 Коэффициент вторичной консолидации определяли как тан- генс угла между линейным отрезком кривой на участке вторич- ной консолидации (линия 2, см. рис. 3) и прямой, параллельной оси абсцисс. Коэффициент вторичной консолидации вычислили по результа- там испытаний 12 образцов песчано-глинистых отложений, имею- щих разные начальные коэффициенты пористости. Начальный ко- эффициент пористости изменялся в пределах от 0,72 до 0,91. Данный интервал включает все значения коэффициента пористости, полученные по результатам лабораторных испытаний песчано- глинистых отложений при проведении геотехнического контроля ограждающей дамбы хвостохранилища [3, 4]. На основе исследований установлена линейная зависимость между начальным коэффициентом пористости e0 и C : 3 04,3937 1 0,9789 10C e . (1) Зависимость коэффициента вторичной консолидации от началь- ного коэффициента пористости при постоянном давлении 300 кПа представлена на рис. 4. Рис. 4. Зависимость коэффициента вторичной консолидации от начального коэффициента пористости 62 Исследования процесса деформирования песчано-глинистых от- ложений во времени показали, что первичная консолидация завер- шается в течение 100–150 мин после приложения нормального дав- ления. В связи с тем, что период первичной консолидации значительно меньше рассматриваемого периода вторичной консо- лидации (5000–6000 мин), актуальным является определение коэф- фициента компрессии (Cc), характеризующего деформируемость отложений под нагрузкой. Для определения коэффициента компрессии на образец прикла- дывали нормальные давления 12,5; 25; 50; 100; 200; 300 кПа, вы- держиваю до условной стабилизации деформаций образца. Коэффициент компрессии Cc определили для каждого значения начального коэффициента пористости полулогарифмическим мето- дом путем построения аппроксимирующей прямой на прямолиней- ном участке зависимости коэффициента пористости от логарифма нормального давления (рис. 5). Зависимость коэффициента ком- прессии от начального коэффициента пористости для промышлен- ных отходов представлена на рис. 6. Рис. 5. К определению коэффициента компрессии Cc 63 Рис. 6. Зависимость коэффициента компрессии от начального коэффициента пористости По результатам исследований получена линейная зависимость между начальным коэффициентом пористости e0 и Cс: 00,0203 0,1105сC e . (2) Для оценки надежности ограждающей дамбы с учетом реологи- ческих свойств основания использован программно-вычислитель- ный комплекс PLAXIS 2D 2012 c численной моделью Soft Soil Creep. Основными параметрами модели ползучести грунта являют- ся: модифицированный коэффициент компрессии (modified com- pression index) *, модифицированный коэффициент рекомпрессии (modified swelling index) *, модифицированный коэффициент вто- ричной консолидации (modified creep index) *. Первые два пара- метра определяются по кривой консолидации в координатах: отно- сительная деформация ( ) – натуральный логарифм нормального давления (ln P), при это коэффициент * вычисляется при повтор- ном нагружении образца после разгрузки. Коэффициент * опреде- ляются по кривой консолидации в координатах: относительная де- формация ( ) – натуральный логарифм времени (ln t). В качестве альтернативных параметров PLAXIS использует ко- эффициент компрессии (Cc), коэффициент рекомпрессии (Cr), ин- 64 декс вторичной консолидации (C ’). Индекс C ' определяется по кривой консолидации в координатах: коэффициент пористости (е) – логарифм времени (lg t) и может быть вычислен путем умножения коэффициента вторичной консолидации (C ) на (1 + e0). Альтерна- тивные параметры связаны с основными характеристиками ползу- чести следующими выражениями[6]: * 2,3 1 сС e ; (3) * 2 2,3 1 rС e ; (4) ' * 2,3 1 С e . (5) По результатам геотехнического контроля за качеством намыва хвостовых отложений установлено, что среднее значение коэффи- циента пористости песчано-глинистых отложений составило 0,86. Параметры Cc и C соответствующие установленному коэффициен- ту пористости представлены в табл. 1. В виртуальной лаборатории PLAXIS были смоделированы одо- метрические испытания с принятыми по табл. 1 коэффициентами. Результаты представлены на рис. 7, а. Как видно, кривая консоли- дации, построенная по результатам моделирования отличается от кривой, полученной по результатам лабораторных испытаний. Для корректного моделирования поведения песчано-глинистых отходов обогащения в основании 2 и 3-го ярусов дамбы необходимо прове- сти оптимизацию параметров численной модели Soft Soil Creep по данным лабораторных испытаний. Оптимизация параметров выполнена в виртуальной лаборатории PLAXIS по следующим параметрам *, *, а также c – удельному сцеп- лению и – углу внутреннего трения. Зависимость = f(t) после опти- мизации практически полностью совпадает с кривой консолидации, построенной по данным лабораторных испытаний (рис 7, б). 65 Таблица 1 Коэффициенты Cc и C песчано-глинистых отложений при e0 = 0,86 Значение Cc C × Среднее 0,128 0,695 Минимальное 0,111 0,586 Максимальное 0,149 0,830 а б Рис. 7. Зависимости = f(t) при выполнении оптимизации модели: а – до оптимизации; б – после оптимизации: 1 – результаты лабораторных испытаний; 2 – результаты испытаний в виртуальной лаборатории PLAXIS; Для оценки напряженно-деформированного состояния ограждаю- щей дамбы и определения коэффициента ее устойчивости было вы- полнено моделирование методом конечных элементов в программном комплексе PLAXIS 2D (рис. 8). Для моделирования грунтов основания и тела дамбы, кроме реологической модели (Soft Soil Creep), использо- вана модель упрочняющего грунта (Hardening soil). Параметры модели определены по результатам геотехконтроля за процессами возведения, наращивания и эксплуатации ограждающей дамбы. Моделировались следующие процессы: 1) возведение пионерной (1-го яруса) ограждающей дамбы и намыв хвостовых отложений; 2) наращивание 2-го яруса и намыв хвостовых отложений; 3) наращивание 3-го яруса и намыв хвостовых отложений; 4) оценка надежности дамбы через 1 год и 15 лет ее эксплуата- ции после завершения наращивания 3-го яруса 66 Рис. 8. Конечно-элементная модель ограждающей дамбы Расчеты устойчивости дамбы, выполненные на этапе эксплуата- ции после завершения наращивания 3-го яруса дамбы показали, что коэффициенты запаса устойчивости составили 1,369 и 1,373 через 1 год и 15 лет соответственно. На значение коэффициента устойчивости дамбы оказывают вли- яние различные параметры численной модели, оценка степени вли- яния таких параметров на безопасность представляет актуальную задачу в плане планирования и проведения дополнительных иссле- дований грунтов и песчано-глинистых отходов обогащения. В программе PLAXIS выполнено сопоставление параметров мо- дели Soft Soil Creep по степени влияния на безопасность в кратко- срочной и долгосрочной перспективах. Коэффициенты *, * варьи- ровали для песчано-глинистых отложений, намытых на откос 1-3 ярусов ограждающей дамбы. Распределение по степени влияния *, * на коэффициент устойчивости представлено на рис. 9 и в табл. 2. Для дальнейшего анализа выбраны 4 параметра: * – для хвостовых отложений 2 и 3 ярусов; * – для отложений 1 и 2 ярусов, максимально влияющих на коэффициент запаса устойчивости. Рис. 9. Степень влияния *, * на коэффициент устойчивости дамбы 67 Таблица 2 Степень влияния *, * на коэффициент устойчивости дамбы Песчано-глинистые отложения, намытые на откос Коэффициенты Относительная чувствительность 1-го яруса * 0,1128 * 0,2236 2-го яруса * 0,1695 * 0,2366 3-го яруса * 0,1580 * 0,0995 1,0000 Примечание. Наибольшее значение соответствует максимальному влиянию на ко- эффициент устойчивости. В PLAXIS выполнено моделирование дамбы при таких сочета- ниях коэффициентов *, *, которые позволили вычислить макси- мальный и минимальный коэффициенты запаса устойчивости с уче- том заданного варьирования реологических свойств песчано- глинистых отложений. Максимальный коэффициент запаса через 15 лет эксплуатации составил 1,375, минимальный – 1,348 (рис. 10). Рис. 10. Вероятный механизм потери устойчивости дамбы с учетом реологических свойств песчано-глинистых отходов обогащения через 15 лет эксплуатации. Выводы. При использовании численных моделей грунта Soft Soil Creep в PLAXIS необходимо выполнять адаптацию модели по ре- зультатам лабораторных испытания. Так, установлено, что первона- чальные параметры численной модели изменились: Cc уменьшился 68 на 24,5 %, С увеличился на 31,5 % и составили 0,10 и 1,70×10-3 со- ответственно. Моделирование возведения, наращивания и эксплуатации ограж- дающей дамбы с учетом варьирования реологических характеристик грунтов основания, полученных по результатам лабораторных испы- таний, является целесообразным. Это позволяет получить качествен- ную и количественную оценка изменения коэффициентов устойчиво- сти во времени, а также установить пределы их варьирования в зависимости от исходных реологических свойств грунтов. Применение такого подхода при моделировании позволит оце- нить влияние различных факторов (например, деформационно- прочностных и фильтрационных свойств) независимо друг от друга на безопасность ограждающей дамбы. Литература 1. Вялов, С.С. Реологические основы механики грунтов : учеб. по- собие для строительных вузов. – М. : Высш. школа, 1978. – 447 с. : ил. 2. Грунты. Методы лабораторного определения характеристик прочности и деформируемости : ГОСТ 12248-2010. – Взамен ГОСТ 12248-96 и ГОСТ 24143-80 ; введ. 2011-01-01. – М. : МНТКС: Изд-во стандартов, 2010. – 162 с. 3. Результаты геотехнического контроля строительства и эксплу- атации ограждающей дамбы хвостохранилища / А.Л. Невзоров [и др.] // Надежность и долговечность строительных материалов, конструкций, оснований и фундаментов : матер. V междунар. науч.- техн. конф. – Волгоград : ВолгГАСУ, 2009. – Ч. III. – С. 94–100. 4. Nevzorov, A. Results of geotechnical moni-toring for the erection and operation of the tailing dam at the diamond deposit named after M.V. Lomonosov / A. Nevzorov, V. Koptyev, A. Korshunov : Proceed- ings of the 15th European conference on Soil Mechanics and Geo- technical engineering, ISSMGE, Athens, Greece. – P. 1177–1184. 5. V.N.S. Murthy Geotechnical Engineering: principles and practices of Soil Mechanics and Foundation Engineering/ V.N.S. Murthy-Marcel Dekker Inc. –NY, 2003. – 1029 p. 6. User Guide Plaxis 2D 2012, Plaxis bv, Netherlands, 2012. 69 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.131.+551.79 ВОДОБАЛАНСОВАЯ ТЕОРИЯ ПОДЗЕМНОГО СТОКА ЗОНЫ АКТИВНОГО ВОДООБМЕНА БЕЛАРУСИ Костюкович П.Н. Белорусский национальный технический университет, г. Минск, Беларусь Инфильтрационное питание подземных вод (ПВ) Беларуси состав- ляет около 16 км3/год, что создает в подземной гидросфере оптималь- ный расходный, уровенный и солевой балансы. Однако ряд институтов страны предельные эксплуатационные запасы пресных ПВ Беларуси, разрешаемых к единовременному отбору из ее недр, принимают рав- ным также 16 км3/год и даже 18 км3/год. При этом никаких прогнозов геоэкологических последствий такого водоотбора не приводится. Вы- полненный анализ проблемы позволяет найти оптимальные величины объемов пресных ПВ, которые можно забирать из подземной гидро- сферы в соответствии с геоэкологическими критериями. This article performs an analysis of the problem of optimal values of volumes of fresh water that can be extracted from the underground hy- drosphere according the geo-environmental criteria. Infiltration of groundwater in Belarus is about 16 km3/year, while in the underground hydrosphere provides an optimal balance of expendable and salt. How- ever, a number of institutions in the country are allowed to carry out the selection of operational reserves of fresh water in Belarus equal to as 16 km3/year and even 18 km3. However, no predictions of geo-ecological consequences of the water withdrawal is not given. 70 Внедрение техногенеза в подземную гидросферу требует созда- ния соответствующих теорий и методологий этого воздействия, включающих прежде всего комплекс предельно допустимых гео- экологических изменений (ПДГИ) геологической среды [2, 3, 7]. Ме- рой, определяющей количественное соотношение между парамет- рами среды до и после (или в период) техногенеза, могут служить при оценке эксплуатационных запасов ПВ такие гидрогеологиче- ские показатели, как глубины залегания УГВ и пьезометрических поверхностей, подземные составляющие речного стока, интенсив- ность и направленность перетекания ПВ, гидрохимия водоносных горизонтов, меженные расходы рек и др. [7]. Отсюда следует, что прогноз ПДГИ подземной гидросферы должен стать важнейшей частью отчетов по оценке эксплуатационных запасов ПВ. Значимость этого положения покажем на примере оценки есте- ственных ресурсов и эксплуатационных запасов пресных подзем- ных вод (ППВ) Беларуси, где речные долины, как правило, «сопро- вождаются» подземными прареками – погребенными водонасы- щенными мегаложбинами (ледниковыми палеоврезами) глубиной 100–150 м, многие из которых заполнены высокопроницаемыми флювиогляциальными отложениями; по направлению движения потоки подземных вод мегаложбин совпадают с речными, по расхо- ду в межень сопоставимы с ними, но по своему гидрографу суще- ственно отличаются от рек, не обладая «пиками» половодий. Для этой ситуации естественные ресурсы ППВ Беларуси оценены Бел- НИГРИ в QR = 15,9 км 3/год, а прогнозные эксплуатационные запасы в Qz = 18,09 км 3/год, т.е. на 14 % выше естественных ресурсов [8, 9]. Анализ карт площадного распространения этих ресурсов [9] показал, что имеет место их «закономерное» уменьшение по ради- ус-векторам «Минск – границы страны», т.е. в направлении от ис- токов к устьям фильтрационных потоков (рис. 1). Некорректность таких оценок ресурсов ППВ следует из общеиз- вестного факта, что при наличии мощного инфильтрационного пи- тания, равного 90–110 мм/год, формируются потоки ПВ переменной массы, у которых расходы не уменьшаются, а возрастают по пути их движения (рис. 2) [1,4]. 71 Рис. 1. Примеры «закономерного» уменьшения прогнозных эксплуатационных запасов (а) и естественных ресурсов (b) ППВ Беларуси в радиальном направлении Минск (1) → границы Беларуси; 2 → Минск – Могилев (М); 3 → Минск – Витебск (В); 4 → Минск – Гомель (Г); размерность запасов и ресурсов ПВ по БелНИГРИ [9] Вторым упущением методологии оценки ресурсов ППВ Беларуси, принятой БелНИГРИ, является отсутствие теоретических расчетов ПДГИ для предельной задачи, создающей максимально критическое положение в подземной гидросфере, – для условий единовременного использования эксплуатационных ресурсов в количестве 18,09 км3/год, т.е. отсутствие прогнозов геоэкологических последствий отбора из зоны активного водообмена таких объемов пресных вод. Наши оцен- ки показывают, что в рамках ПДГИ и, в частности, при условии по- стоянства меженных расходов рек и отсутствии дополнительных (от- носительно мелиоративных) понижений УГВ в речных долинах, эксплуатационные запасы ППВ Беларуси, утверждаемые к едино- временному отбору из недр, становятся существенно (как минимум на 50 %) меньше 18 км3/год (этот вывод следует также из современ- ного состояния подземной гидросферы Беларуси, когда при суммар- ном водоотборе ПВ, равном 1,4–1,6 км3/год, национальный монито- ринг фиксирует уменьшение стока малых рек в районах развития депрессионных воронок, созданных водозаборами). Поэтому необхо- димы дальнейшие исследования по теории определения эксплуата- ционных запасов ППВ и стандартизации геоэкологических критериев их единовременного отбора. 72 Рис. 2. Схема разделения регионального потока грунтовых вод четвертичной толщи на подземную составляющую речного стока (W1) и сквозной глубинный поток (W4) к конечному базису эрозии в створе Полоцк – Минск – Любань – Петриков: 1 – р. Припять; 2 – р. Оресса; 3 – г. Минск; 4 – р. Западная Двина; 5 – подземный водораздел водонапорного комплекса зоны активного водообмена; 6 – пески; 7 – моренные суглинки с валунами; 8 – мел; 9 – мергели, доломиты, песчаники, глины; 10 – известняки и доломитизированные песчаники; морены: I – березинская gIbr; II – днепровская gIIdn; III – сожская (московская) gIIsž; IV – поозерская (валдайская) gIIIpz; кровля коренных пород условная (по материалам Белорусской гидрогеологической экспедиции) Анализ данной проблемы показывает, что существующие мето- дологии определения суммарного подземного стока и эксплуатаци- онных запасов ППВ содержат ряд упущений принципиального ха- рактера. Для их учета в будущих проектах рассмотрим главные гидрогеологические факторы, определяющие достоверность оценок запасов ППВ, а также содержание и цели соответствующих геоэко- логических критериев. К этим факторам относятся следующие. 1. Степень и режим гидравлических связей речных вод со всеми потоками подземных вод водосбора, в частности с грунтовыми во- 73 дами подрусловых отложений и ледниковых мегаложбин, текущих вдоль реки, — так называемыми продольными или параллельными подземными потоками (в настоящее время вычленяются из гидро- графов рек и затем используются во всех водобалансовых равен- ствах только боковые или перпендикулярные речным потоки под- земных вод; параллельные руслам рек потоки грунтовых вод, заключенные в подрусловом аллювии и ледниковых пра-реках, во- обще не упоминаются, не определяются и поэтому до сих пор не учитываются при оценке суммарного подземного стока и экспуата- ционных запасов ППВ). 2. Постоянное взаимодействие подрусловых и боковых потоков грунтовых вод с речными (русловыми), особенно меженными, суще- ствующими за счет подземного стока; данный фактор проявляются в том, что централизованный отбор ППВ приводит к существенному понижению их статического уровня на больших территориях и в ито- ге создает гидродинамические условия для усиления инфильтрации (перетока) поверхностных вод (прежде всего речных и болотных) в подземные; этот процесс можно отнести к главному техногенному фактору, пораждающему ряд геоэкологических проблем подземной гидросферы, среди которых недопустимыми являются [2, 3, 7]: 1) рост региональных зон аэрации с соответствующим иссушением территорий и изменением их экологии в «аридную» сторону; 2) уменьшение меженного стока рек; 3) развитие межпластового перетекания ПВ разного химсостава и, как следствие, их гидрохи- мическое смешение; 4) усиление процессов выщелачивания карбо- натных пород и последующее формирование зон карстообразования в геооснованиях и над горными выработками. 3. Принцип эквивалентности (строгого соответствия) геоэколо- гических критериев гидроэкологическим на разных этапах развития техногенеза; принцип позволяет в первом приближении определить допустимые экстремумы этих критериев; примерами эквивалент- ности могут служить: 1) соотношения между предельными (макси- мальными) эксплуатационными запасами ППВ данного водосбора ΔQmax, допускаемыми к единоврменному отбору из подземной гид- росферы, к меженным расходам реки до (Qmax) и после (Qmin) этого отбора; соотношения между другими интегральными характеристи- ками подземного и речного стоков (их модулями, коэффициентами, слоями и т.д.) до и в период отбора ΔQmax. 74 4. Приницп регулируемой динамики главных гидрогеологиче- ских показателей подземной гидросферы до запланированного во- доотбора и в процессе водоотбора на разных его стадиях; такими показателями могут быть: химсостав ПВ возмущенного и смежных по разрезу пластов; направление перетекания ПВ и перепад их уровней во взаимодействующих горизонтах; темпы развития и раз- меры депрессионных воронок в возмущенном и смежных пластах и вытекающие отсюда величины межпластовых перетеканий и при- влекаемых ресурсов. Очевидно, прогноз динамики этих показателей должен стать важнейшей задачей гидрогеологических исследований при оценке эксплуатационных запасов ППВ. 5. Принцип интегрального подхода к оценке подземного стока и эксплуатационных запасов ППВ заключается в следующем. В соответствии с современными методологиями, разаработанными Ф.А. Макаренко, Б.И. Куделиным, Б.В. Поляковым и др., расчет под- земного стока с водосбора осуществляется путем расчленения гидро- графа реки, т.е. разделением руслового потока на две составляющие: поверхностную (поверхностный сток) и подземную (подземный сток). Таким образом, в основе методологий лежат две гипотезы: согласно первой весь подземный сток водосбора поступает только в русло ре- ки и поэтому является некоторой составной частью гидрографа ре- ки; вторая гипотеза следует из первой и допускает, что для оценки подземного стока достаточно одной измеряемой величины – расхода реки, равного расходу потока, текущего по руслу реки и ее пойме (в половодье) (вычисляется как произведение средней скорости воды в каком-то поперечном створе русла на геометрическую площадь это- го створа). Отсюда видно, что в современных методологиях подзем- ный сток рассматривается только с одной позиции – как некоторая доля руслового потока; причем, эта доля представляется исключи- тельно как поперечный (лево- и правобережный, а также донный) при- ток-отток грунтовых и артезианских вод, текущих перпендикулярно руслу реки, т.е. перпендикулярно направлению руслового потока. Такая схематизация подземных потоков, поступающих в речные долины постледниковых равнин, часто не соответствует действи- тельности (прежде всего при наличии подрусловых потоков грунто- вых вод, движущихся непосредственно под речными в одну сторону с ними к общей области разгрузки). Дело в том, что в отложениях ледникового комплекса мощностью 100–300 м и более, покрываю- 75 щих территорию Беларуси, наряду с поверхностными речными доли- нами существует множество прарек или подземных «рек» – мощных фильтрационных потоков, направление которых, как и подрусловых, совпадает с речным. Эти потоки грунтовых вод заключены как в подрусловом аллювии, так и во флювиогляциальных отложениях ледниковых мегаложбин, идущих вдоль современных речных и древних (погребенных) ледниковых долин и часто прорезающих чет- вертичную толщу до коренных пород (рис. 2, 3). Поэтому при оценке суммарного подземного стока с водосборов (Wg) и выработке соот- ветствующих геоэкологических критериев его использования необ- ходимо строго различать два основных потока: речной RR WWWWW α010 , (1) объединяющий весь поверхностный W0 и часть подземного W1=αWR стоков, и суммарный подземный n i nig WWWWWWW 1 4321 .... , (2) состоящий из суммы расходов всех фильтрационных потоков, в частности, подземного поперечного или бокового притока в реку W1, равного подземной составляющей гидрографа реки, и трех про- дольных, текущих параллельно речному к общей области стока: подруслового W2, мегаложбинного W3 и сквозного глубинного W4 (рис. 4, 5). В итоге общее балансовое равенство для суммарного подземного стока или естественных ресурсов ППВ принимает вид: nnRg WWWWWWW 1432 ...α , (3) где RWW1α – доля подземного стока в речном стоке; Wn-1 – рас- средоточенные потоки, формирующие родники и техногенные сто- ки; Wn – дополнительные глубинные потоки, часто возникающие при интенсивном водоотборе. Определение суммарного подземного стока Wg методом расчле- нения гидрографа реки на поверхностную (W0) и подземную (W1) составляющие основано на допущении, что этот сток равен притоку ПВ в реку и балансовое равенство имеет вид: Rg WWW α1 * . (4) 76 Рис. 3. Ледниковые мегаложбины в районе г. Речица (1), идущие вдоль долины Днепра (2) и содержащие мощные потоки грунтовых вод проднепровского направ- ления; 3 – пески (нижнемеловые, палеогеновые, неогеновые, флювиогляциальные, аллювиальные); 4 – пески флювиогляциальные с гравием; 5 – супесь моренная с валунами; 6 – глины (нижнемеловые, нижнепалеогеновые, средненеогеновые); 7 – алевриты (средне- и верхнепалеогеновые); 8 – мел писчий верхнемеловой (по материалам Белорусской геофизической экспедиции) Определяемые по методологиям (4) значения суммарного под- земного стока становятся заниженными по сравнению с их истин- ными величинами по (3) на сумму расходов продольных потоков – подруслового W2, мегаложбинного W3, глубинного W4 и др.: nggg WWWWWWW ...432 * . (5) В отличие от WR значения расходов продольных потоков W2, W3 и др. не измеряются, а рассчитываются с использованием законов фильтрации, в частности закона Дарси: 222222 FikFVW ; 77 ,... ;333333 nnn FVWFikFVW (6) где 222 ikV и 333 ikV – усредненные скорости фильтрации в неко- торых поперечных сечениях подруслового и мегаложбинного пото- ков, геометрическая площадь которых равна соответственно F2 и F3 ; i1 и i2 –градиенты напора соответственно в подрусловом (здесь они равны уклону реки) и мегаложбинном потоках; k1 и k2 – коэффициен- ты фильтрации подруслового аллювия (k2) и отложений мегаложбин (k3). Если значения k2 относительно стабильны, то k3 могут суще- ственно изменяться, поскольку мегаложбины периода наступания ледника сложены моренными образованиями, в нижней части разде- ленными песчаными слоями, а сформированные при отступании лед- ника – песчаными и флювиогляциальными, у основания которых за- легают мощные толщи песка и гравия [5, 6]. Эти закономерности существенно влияют на величины подземного стока W3. Рис. 4. Погребенные под сожской мореной (gIIsž) мегаложбины периодов наступания (gIIdn ) и отступания (flgIIdn-sž) днепровского ледника в районе Солигорска (по материалам Белорусской геофизической экспедиции). Условные обозначения горных пород на рис. 3 78 Рис. 5. Наличие перпендикулярных и параллельных рекам фильтрационных пото- ков артезианских вод зоны активного водообмена в междуречье Припяти (4) и Днепра (5): 1 – подземный водораздел водонапорного комплекса зоны активного водообмена; 2 – гидроизопьезы водонапорного комплекса в абс. отм., м; 3 – линии тока; города Беларуси: Мн – Минск; Б – Брест; Гр – Гродно; В – Витебск; М – Могилев; Г – Гомель; по материалам Белорусской гидрогеологической экспедиции При подсчете расхода W2 следует иметь в виду, что действитель- ная скорость движения воды в подрусловых потоках закономерно возрастает от Vmin у подошвы аллювия до Vmax у дна реки, прибли- жаясь к ее донной скорости. Поэтому в соответствующих гидрогео- логических условиях продольный подземный сток W2 + W3 сопо- ставим с подземным поперечным W1 или превышает его. Это обстоятельство требует обязательного учета стоков W2 и W3 в об- щем балансе ППВ. Таким образом, в зависимости от геологических, гидрогеологи- ческих и других природных и техногенных факторов суммарный 79 подземный сток, в соответствии с равенством (3), может состоять из множества потоков грунтовых и артезианских вод, большая часть которых формируется не руслом и долиной данной реки, дрениру- ющей какой-то промежуточный водосбор, а ниже и более глубоко расположенными областями разрузки. В этих условиях, достаточно широко распространенных в осадочном чехле платформ, в подзем- ной гидросфере формируется гидродинамическая многоэтаж- ность, при которой на разных глубинах-этажах возникают практи- чески самостоятельные, независимые друг от друга продольные и поперечные потоки ПВ, охватывающие различные водосборные пространства и не поступающие или частично поступающие в реку с изучаемым гидрографом (физически это явление «проскакивания» сквозных потоков под руслами рек можно объяснить теорией глу- бинного распределения вертикальных градиентов напора, порож- дающих восходящие и нисходящие потоки подземной гидросферы; с этих позиций напорное питание рек артезианскими водами имеет место только в условиях, когда пьезометрические поверхности за- легают выше УГВ и формируются восходящие потоки напорных вод). Именно поэтому в одних речных долинах гидроизопьезы напорного комплекса зоны активного водообмена Беларуси идут параллельно руслу реки, направляя поток к нему (напр., к Припяти), в других – перпендикулярно ему, что делает поток параллельным реке и не поступающим или частично поступающим в русло (напр., Днепра) (см. рис. 5). Отсюда видно, что определение Wg методами расчленения гидрографа реки в данных гидрогеологических усло- виях для Припяти в какой-то степени будет правомерным, а для Днепра – совершенно не приемлемым. Это значит, что учет плано- вой и вертикальной неоднородности потоков ПВ зоны активного водообмена, с высокой достоверностью отражаемой на горизон- тальных и «вертикальных» картах гидроизогипс и гидроизопьез для различных глубин-этажей, должен стать неотъемлемой частью всех методологий определения Wg. Существование гидродинамической многоэтажности позволяет также проверить достоверность величины подземного стока W1 ме- тодом фильтрационных расчетов потоков грунтовых и артезиан- ских вод, поступающих в русло реки. Для этой цели по створу- поперечнику, к которому приурочен гидрограф реки, на разных глубинах устанавливаются наблюдательные скважины-пьезометры 80 для измерения вертикальных и горизонтальных градиентов напора, построения гидродинамической сетки и отыскания линий тока. Ис- пользуя водопроницаемость и мощность водовмещающих отложе- ний, по закону Дарси легко рассчитать расходы потоков, поступа- ющих в русло реки. Очевидно, при наличии гидрогеологической информации эта задача проще решается методами компьютерного моделирования. Итак, в первом приближении подземный сток с речных водосо- боров можно разделить на две основные составляющие: сток грун- товых вод и сток артезианских вод. Сток грунтовых вод в свою очередь представляет собой сумму двух главных фильтрационных потоков: 1) перпендикулярных речным (расходы этих потоков явля- ются частью речных и потому определяются путем расчленения гидрографов рек; в соответствии с современными воззрениями именно эти расходы подземных вод считаются подземным стоком, что с позиции выполненного анализа проблемы является весьма упрощенным и не совсем корректным решением ее); 2) параллель- ных речным; к ним относятся подрусловые потоки, заключенные в подрусловом аллювии и «подстилающие» речные; мегаложбин- ные, которые могут быть продолжением подрусловых (см. рис. 3) и самостоятельными (напр., в погребенных ледниковых долинах на склонах и вершинах современных водоразделов) (см. рис. 4); сквоз- ные глубинные, часто являющиеся грунтово-напорными, направле- ние их движения подчиняется закономерностям распределения напоров на обширных территориях и является функцией геологиче- ского строения и гидрогеологических условий региона, рельефа кровли региональных водоупоров и других факторов. Артезианский сток зоны активного водообмена по своей струк- туре также неоднороден и состоит из нескольких потоков, одни из которых под воздействием естественных и техногенных градиентов напора направляются к речным долинам и осушенным болотным массивам, формируя их грунтово-напорное питание; другие обеспе- чивают перетекание ПВ из смежных пластов в возмущенный, со- здавая привлекаемые ресурсы за счет снижения водообильности смежных и повышения ее у возмущенных пластов (что приводит к коренному изменению расчетных значений гидрогеологических па- раметров этих горизонтов [1, 4]); третьи уходят к областям разрузки и базисам эрозии своих бассейнов и т.д. В этих условиях представ- 81 ляемые к утверждению эксплуатационные запасы ППВ должны удовлетворять соответствующим геоэкологическим критериям, прежде всего главному постулату их использования: предельная (максимальная) величина эксплуатационных запасов ППВ, допус- каемых геоэкологией к единовременному изъятию из подземной гидросферы, не должна превышать определенной доли водного пи- тания, поступающего в зону активного водообмена и формирующе- го ее геоэкологическое состояние. В совокупности данные положения можно рассматривать как водобалансовую теорию суммарного подземного стока и предель- ных эксплуатационных запасов ППВ зоны активного водообмена. Концепция, безусловно, должна стать одной из базовых составля- ющих теории и методологии прогнозирования динамики суммарно- го подземного стока и предельных водосборов ППВ из подземной гидросферы Беларуси. Литература 1. Костюкович, П.Н. Гидрогеологические основы вертикального дренажа / П.Н. Костюкович. – Минск : Наука и техника, 1979. – 288 с. 2. Костюкович, П.Н. Гидрогеологические критерии захоронения вредных веществ в недрах Беларуси / П.Н. Костюкович // Проблемы водных ресурсов, геотермии и геоэкологии : материалы междунар. науч. конф., т. 1. – Минск : ИГиГ НАН Беларуси, 2005. – С. 118–121. 3. Костюкович, П.Н. Концепция гидроэкологической мелиора- ции для заболоченных водосборов Европейского Полесья / П.Н. Ко- стюкович // Европейское Полесье – хозяйственная значимость и экологические риски : материалы международного семинара, г. Пинск. – Минск : Минсктиппроект, 2007. – C. 187–191. 4. Костюкович, П.Н. Идеи академика Г.В. Богомолова в реше- ниях проблем динамики подземных вод / П.Н. Костюкович // Техно- логии нефти и газа. – 2009. – № 4 (63). – С. 29–40. 5. Костюкович, П.Н. Геохронологическая дискретность при формировании морен ледникового комплекса Беларуси / П.Н. Костюкович, И.П. Крошнер // Перспективы развития новых технологий в строительстве и подготовке инженерных кадров Рес- публики Беларусь : сб. науч. трудов Международ. научно-методич. 82 межвузовского семинара, Могилев, Белорусско-Российский универ- ситет, 2005. – С. 220–224 6. Костюкович, П.Н. Положение морен в геохронологической шкале ледникового комплекса антропогена / П.Н. Костюкович, И.П. Крошнер // Геотехника: актуальные теоретические и практиче- ские проблемы. – Санкт-Петербург, СПбГАСУ, 2006. – С. 195–200. 7. Костюкович, П.Н. Мониторинг и геоэкологические проблемы подземной гидросферы Беларуси / П.Н. Костюкович, И.П. Крош- нер // Мониторинг геологических, литотехнических и эколого- геологических систем : труды международной научной конферен- ции, Москва, МГУ. – М. : МГУ, 2007. – С. 197–198. 8. Основы геологии Беларуси. – Минск : Институт геологич. наук НАН Беларуси, 2004. – 392 с. 9. Полезные ископаемые Беларуси: к 75-летию БелНИГРИ. – Минск : Адукацыя і выхаванне, 2002. – 528 с. 83 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.131+551.79 ГЕОДИНАМИЧЕСКАЯ КОНЦЕПЦИЯ ФОРМИРОВАНИЯ ОТЛОЖЕНИЙ ЛЕДНИКОВОГО КОМПЛЕКСА БЕЛАРУСИ Костюкович П.Н. Белорусский национальный технический университет, г. Минск, Республика Беларусь С целью более тесной увязки геохронологии и стратиграфии от- ложений ледникового комплекса разработана геодинамическая концепция их формирования, построенная на единстве термодина- мических явлений, сопровождающих движение южной кромки лед- ника, с геологическими процессами непрерывного размыва ледни- кового склона и образования моренных и флювиогляциальных отложений. The author developed a geodynamic concept of formation of glacial deposits for the relationship between the Geochronology and stratigraphy of the complex glacial deposits. This concept is based on the unity of the thermodynamic phenomena accompanying the movement of the south- ern edge of the glacier, with the geological processes of continuous ero- sion of the ice slope and the formation of moraine and glaciofluvial de- posits. Отсутствие достаточной геологической информации об антропо- геновых оледенениях Беларуси (напр., до сих пор неизвестны при- чины их появления и ухода, скорости наступания и отступания на 84 разных этапах развития ледника, изменение мощности ледника по пути его движения, продолжительность «стоянки» Δt2 у предельной границы распространения L перед отступанием на север и т.д.) при- водит к тому, что многие стороны этого геодинамического явления не имеют однозначных решений или вообще не рассмотрены. В первую очередь это относится к важной теоретической пробле- ме – соотношению времени образования морен и флювиогляциаль- ных отложений со стратиграфией их залегания в геологических раз- резах. Проблема возникла из-за принципиального отличия морского осадконакопления (напр., напластований галоидов, известняков, доломитов, гипсов) от ледникового. Можно с большой достоверно- стью принять, что в морских условиях, где нет течений и кратко- временных обмелений, осадконакопление происходит практически равномерно по площади и непрерывно во времени, что не ставит препятствий для увязки стратиграфии этих отложений с их геохро- нологией. Совершенно иная «технология» осадконакопления присуща пе- риодам континентальных оледенений, нерегулярно сменяющихся межледниковьями. Известны две концепции описания этой «техно- логии». Первую по ее содержанию, теоретическим основам и мето- дологии можно назвать «геоморфологической». Она строится на результатах анализа движения и строения современных ледников и обнажений морен, выходящих на дневную поверхность и образу- ющих ее рельеф. И как следствие принимается два важных положе- ния. Согласно первому при одном оледенении может формиро- ваться множество различных (по местоположению, литологии и т.д.) морен (основные, поверхностные, внутренние, донные, бо- ковые, конечные, отложенные, перемещаемые и т.д.), количество которых достигает не менее 40 [6]. Согласно второму положению формирование отложений ледни- кового комплекса подчиняется трехслойной модели. В этой модели, в неявном виде составляющей основу современной стратиграфиче- ской схемы четвертичных отложений [1, 2, 5], флювиогляциальные отложения, залегающие между соседними моренами, относятся к «нерасчлененным» и по генезису принадлежат к этим двум оледе- нениям: наревско-березинские (fInr-br), березинско-днепровские (fIbr-IIdn), днепровско-сожские (fIIdn-sz), сожско-поозерские (fIIsz- IIIpz) (рис. 1). Отсюда можно заключить, что в «геоморфологиче- 85 ской» концепции граница между оледенениями проходит где-то между моренами по нерасчлененным флювиогляциальным отложе- ниям и указывает на то, что при каждом оледенении формируется по три слоя: морена и два ее флювиогляциальных (под мореной и над нею). Некорректность «трехслойной» модели оледенений очевидна и заключается в допущении, что после отложения морены ледник не исчезает, а продолжает «жить» и формирует третий слой – надморенный флювиогляциальный (рис. 2). Рис. 1. Схема стратиграфического сопоставления морен (g) и их флювиогляциальных отложений (f) в геоморфологической (a) и геодинамической (b) концепциях формирования пород ледникового комплекса в зоне L = ΔL1+ΔL2 = f(nr, br, dn, sz, pz): a – каждая морена, т.е. каждое оледенение, формирует два пласта флювиогляци- альных отложений: подморенный и надморенный; b – оледенения формируют (оставляют после себя) только по одному пласту флювиогляциальных отложений, залегающих непосредственно под своей «матерью-мореной» 89 Рис. 2. Пример двухслойной модели формирования морен (g) и флювиогляциальных отложений (f) в геологическом разрезе «Запад-Восток» на междуречье «Птичь – Свислочь»: 1 и 2 – русла рек Птичь и Свислочь. По материалам Белнигри 87 Гидравлика водно-ледниковых потоков подсказывает, что гене- зис надморенных флювиогляциальных отложений можно объяснить другой, более реальной моделью. Вполне логично принять, что ис- точником формирования морены и подморенных флювиогляциаль- ных отложений является тело ледника. Но когда ледник оттаял и его скелет, состоящий из обломочного материала, превратился в морену, геологическая основа для появления мощных водных по- токов и формирования надморенных флювиогляциальных отложе- ний исчезает и начинается образование надморенных отложений, характерных для теплых периодов – межледниковий: торф с пыль- цой и спорами, гиттии, супесь гумусированная с семенами расте- ний, аллювиальный песок, мергель болотный и др. В то же время в геологических разрезах над моренами эти отложения отсутствуют, а залегают флювиогляциальные, представленные мощными пласта- ми (рис. 3). Совершенно ясно, что это отложения следующего или последующих оледенений, подвергших экзарации и впитавших (точнее, вморозивших) в себя отложения межледниковья. Поэтому есть основание полагать, что при каждом оледенении формируется не три, а два слоя – морена и подморенные флювиогляциальные отложения, в составе которых содержится практически весь спектр образований предыдущего межледниковья (таблица). Наши исследования площадных и временных режимов осадко- накопления в ледниковые и межледниковые периоды показали [3, 4], что теория геохронологии моренных и межморенных образо- ваний не учитывает такой важный фактор как соотношение (по температурному режиму и продолжительности) между летними и зимними сезонами года на южной кромке ледников (на движущейся окраине L(t) ледникового склона) при их наступании (Δt1), «стоян- ке» (Δt2) и отступании (Δt3). Данный фактор в совокупности с ин- тенсивностью осадков, непрерывностью движения тела ледника, дискретностью замерзания – таяния его южной кромки L(t), скоро- стью похолодания (при наступании) и потепления (при отступании) играет решающую роль в формировании водных потоков, геологи- ческого разреза, его геохронологии и стратиграфии. 91 Рис. 3. Обширные литологические окна Odn и Obr в днепровской gIIdn и березинской gIbr моренах объединяют артезианские водоносные горизонты осадочной толщи в единый водоупорный комплекс с общей пьезометрической поверхностью ПП: 1 – русло реки Уса в районе водозабора «Волма» 89 Положение морен (g), флювиогляциальных отложений (f) и образований межледниковий (А1bs, A1nl, A2al, A2sk, A3mr, A4h) в геохронологической шкале антропогена Беларуси в соответствии с геодинамической концепцией их формирования в зонах ΔL1 и ΔL2 90 C целью уточнения «геоморфологической» концепции формиро- вания четвертичных отложений была разработана альтернативная – геодинамическая; она существенно отличается от первой и базиру- ется на единстве термодинамических явлений, сопровождающих однонаправленное движение ледника, – с одной стороны, и геоло- гических процессов, порождаемых сезонным таянием и разнона- правленным движением южной окраины ледникового склона L(t) – с другой, – с геодинамическими процессами постоянного размыва ледникового склона и оседания оттаявшего тела ледника (при от- ступании), приводящих к формированию морен, флювиогляциаль- ных, озерно-ледниковых и других отложений ледникового ком- плекса. В итоге содержание геодинамической концепции сводится к следующим положениям [3, 4]. 1. Необходимо различать два внешне схожих понятия: «движе- ние ледника» и «движение южной границы (окраины) ледника» или, точнее, кромки ледникового склона L(t). Движение ледника на протяжении всего периода оледенения T происходит в одном направлении – с севера на юг, движение окраины ледникового склона – в противоположных направлениях: в период наступания ледника (Δt1) – с севера на юг и совпадает с движением самого лед- ника; в период отступания (Δt3) – с юга на север и противоположно направлению движения ледника; в период «остановки» ледника (Δt2) однонаправленное движение южной кромки ледникового склона прекращалось, хотя сам ледник продолжал двигаться на юг. 2. С целью объективной характеристики временного и площад- ного формирования отложений в периоды оледенений в продоль- ном геологическом разрезе тела ледника, совпадающем с направле- нием его движения (север-юг), необходимо выделять три характерные зоны: ΔL1 – зона материкового ледника (северная зона оледенения), в которой ледник непрерывно движется на юг под действием прибывающего с севера льда, наполненного обломочным материалом; в этой зоне однонаправленное движение ледника на юг сопровождается мощной экзарацией ложа и имеет место на протя- жении всего периода оледенения T = Δt1 + Δt2 + Δt3= t4 – t1, (1) в период наступания Δt1 = t2 – t1, в период «остановки» Δt2 = t3 – t2 и в период отступания Δt3 = t4 – t3, где t1 – время появления южной 91 окраины наступающего ледника на северной границе Беларуси, t2 – время остановки движения южной окраины ледника у предельной границы распространения L, t3 – время начала отступания ледника от границы L, t4 – время ухода южной окраины ледника за пределы Беларуси; ΔL2 – зона ледникового склона (южная зона оледенения): расположена южнее ΔL1, имеет в разрезе клиновидную форму с возрастающей мощностью в северном направлении и постоянно подвергается сезонному таянию и размыву талыми и дождевыми водами; обладая крутизной склона от 0,01–0,05 до 0,1–0,2 и более (у бровки), ледниковый клин как при наступании, так и при отступа- нии ледника все время движется на юг с неравномерной скоростью и в зависимости от климатических и других факторов «растягивает- ся» в ширину ΔL2 на десятки – сотни километров; L = ΔL1 + ΔL2 – предельная граница распространения ледника (точнее, его южной окраины), определяемая по предельной границе распространения морены этого ледника; ΔL3 – сопредельная с южной окраиной лед- никового склона зона отсутствия морены, но развития продуктов ее размыва – островных (локальных) флювиогляциальных и озер- но – ледниковых отложений данного ледника, разнесенных и отло- женных водными потоками за пределами границы его распростра- нения L: ΔL3=f(nr, br, dn, sz, pz), (2) где сопредельные зоны ΔL3 являются функциями интенсивности и продолжительности оледенений, а также сезонных (зимне-летних) режимов, геологического строения и рельефа подстилающего ложа. 3. Отложения ледникового комплекса (моренные, флювиогляци- альные, озерно-ледниковые и др.) образуются преимущественно в теплые сезоны года и периоды, когда создаются условия для тая- ния ледника и годового функционирования непромерзающих вод- ных потоков, размывающих ледниковый склон и формирующих соответствующие отложения. Отсюда следует, что южная окраина ледника (кромка его склона), движущаяся на юг вместе с ледником при его наступании и на север против движения ледника (навстречу движению) при его отступании, все время выполняет роль «сеялки» отложений: при наступании – одноярусной, высевающей первичные (присущие периоду наступания (Δt1) флювиогляциальные отложе- ния, которые, однако, тут же вмораживаются в тело наступающего 92 ледника, становятся его скелетом и переносятся южнее, частично оставаясь в мегаложбинах; при отступании ледника его южная окраина выполняет роль «двухъярусной сеялки» отложений: на нижнем ярусе «высеваются» вторичные (присущие периоду отсту- пания Δt3) флювиогляциальные, на верхнем – ледниковые (морена). 4. Если при наступании ледника первичные флювиогляциальные отложения, образующиеся в результате размыва ледникового скло- на талыми и дождевыми водами, тут же вместе с отложениями межледниковья подвергаются экзарации и вмораживанию в тело- надвигающегося ледника и, таким образом, исчезают из геологиче- ского разреза (за исключением территорий южнее предельной гра- ницы распространения данного ледника) L(pz)L(g) и < L(g); площадная и временная последова- тельность формирования флювиогляциальных отложений в зонах ΔL3, где оледенения отсутствовали; картирование границ пре- дельного распространения морен и флювиогляциальных отложе- ний; технологии «высеивания» первичных и вторичных флювио- гляциальных отложений при наступании и отступании ледников и др. Эти положения следует рассматривать как первую попытку (с позиции инженерной геологии и гидрогеологии) совершен- ствования существующих геоморфологических представлений о формировании отложений ледникового комплекса и прежде всего флювиогляциальных межморенных, над- и подморенных. Поэтому, естественно, в большинстве своем они требуют уточне- ний и дальнейшего развития. Литература 1. Геология антропогена Белоруссии. – Минск : Наука и техника, 1973. – 152 с. 2. Геология Беларуси. – Минск : Институт геологических наук НАН Беларуси, 2001. – 815 с. 3. Костюкович П.Н. Геохронологическая дискретность при фор- мировании морен ледникового комплекса Беларуси / П.Н. Костюко- вич П.Н., И.П. Крошнер // Перспективы развития новых технологий в строительстве и подготовке инженерных кадров Республики Бе- ларусь : сб. научных трудов Международного научно-методи- ческого межвузовского семинара. – Могилев, Белорусско- Российский университет, 2005. – С. 220–224. 4. Костюкович П.Н Положение морен в геохронологической шкале ледникового антропогена / П.Н. Костюкович, И.П. Крошнер // Геотехника: актуальные теоретические и практические проблемы : межвузовский тематический сборник трудов. – СПб., СПбГАСУ, 2006. – С. 195–200. 5. Стратиграфическая схема четвертичных отложений Белару- си // Лiтасфера. – 2005. –№ 1 (22). – С. 146–156. 6. Ярцев, В.И. Геологический словарь: понятия и термины / В.И. Ярцев. – Минск : Беларуская навука, 2010. – 686 с. 97 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 551.79 ГИДРОГЕОЛОГИЧЕСКИЕ КРИТЕРИИ ОТБОРА ПРЕДЕЛЬНО ДОПУСТИМЫХ ОБЪЕМОВ ПРЕСНЫХ ПОДЗЕМНЫХ ВОД БЕЛАРУСИ Костюкович П.Н. Белорусский национальный технический университет, г. Минск Республика Беларусь Исследуются особенности критериального подхода к оценке эксплуатационных запасов пресных подземных вод Беларуси; раз- работано два гидрогеологических критерия (α1 и α2) решения этой проблемы. Приводятся числовые функции геохимической ступени минерально-лечебных вод, характеризующие рост их макрокомпо- нентов (Na+, Ca2+, Mg2+, Cl- SO4 2-) с глубиной. The article investigates the characteristics of criterion approach to the assessment of commercial reserves of fresh groundwater Belarus. The author developed two hydrogeological criteria (α1 and α2) solutions to the problem. The article contains the numeric functions of the geochemi- cal stage of mineral-medicinal waters that characterize the growth of macrocomponents (Na +, Ca2 +, Mg2 +, Cl-SO4 2-) with depth. Подземная гидросфера осадочного чехла Беларуси содержит три различных по интенсивности зоны вертикального водообмена. Верхняя зона (активного или максимального) водообмена имеет прямую гидравлическую связь с поверхностными, в частности реч- ными, водами и не может существовать без них, в одни сезоны года восполняя реки и озера, в другие – питаясь ими [1, 2, 3, 7]. В этих 98 условиях единовременный отбор из верхней зоны объемов пресных подземных вод (ППВ), равных или превышающих величины ин- фильтрационного питания осадочного чехла Wi = 76,6 мм/год, неиз- бежно приведет к таким изменениям гидрогеологических условий, которые заведомо недопустимы и пока не подвластны водобалансо- вым прогнозам, формируя области геоэкологических рисков [3, 5]. В планетарной геоэкологии эти риски еще не получили должного развития и фактически находятся в начальной стадии познания (прежде всего при оценке предельных или максимальных эксплуа- тационных запасов ППВ, предназначенных для единовременного отбора из зоны активного водообмена [1, 5]). Поэтому представляет интерес рассмотрение данной проблемы с позиции гидрогеологиче- ских критериев теории предельно допустимых геоэкологических измененений (ПДГИ) геологической среды и ее фаз [1, 3]. Поскольку площадь территории Беларуси составляет SВY = = 2,076 · 105 км2, то между различными размерностями единичных величин естественных ресурсов QR и эксплуатационных запасов QZ ППВ Беларуси имеют место равенства: 1 км3/год = 2,7397*106м3/сут = 4,817 мм/год = 31,71 м3/с; (1) 1 мм/год = 0,2076 км3/год = 0,568767·106 м3/сут = 6,583 м3/с; (2) 1 млн м3/сут = 0,365 км3/год = 1,7581888 мм/год = 11,574 м3/с, (3) где мм/год – размерность слоя инфильтрационного питания Wi, ежегодно поступающего в подземную гидросферу и создающего в ней соответствующий водный, уровенный и солевой балансы в зо- нах водообмена – с одной стороны, и глубинные поэтажные тран- зитные потоки, играющие важную роль в межбассейновом перерас- пределении подземных ресурсов – с другой [3, 6, 7]. Величина инфильтрационного питания Wi измеряется у поверхности земли на глубине 1…5 м лизиметрическими установками и является функци- ей водопроницаемости грунтов, интенсивности осадков, глубины установки лизиметров, положения УГВ и других факторов; относи- тельно среднегодовой величины атмосферных осадков в Беларуси W0 = 650 мм/год на долю Wi, т.е. «подземной составляющей» W0, в настоящий период приходится по различным оценкам [6, 7] около 11,78 %. 99 С учетом равенств (1–3) подсчитанные БелНИГРИ [7] естествен- ные ресурсы QR и прогнозные эксплуатационные запасы QZ ППВ Беларуси на фоне среднегодового инфильтрационного питания оса- дочного чехла Wi = 76,6 мм/год принимают значения: QR = 15,9 км 3/год = 43,56 млн м3/сут = 76,59 мм/год = = 504,2 м3/с; (4) QZ = 18,09 км 3/год = 49,56 млн м3/сут = 87,14мм/год = = 573,6 м3/с (5) Сопоставление величин (4) и (5) показывает, что прогнозные эксплуатационные запасы ППВ Беларуси, разрешаемые БелНИГРИ к единовременному отбору из ее недр, на 13,77%, т.е. на ΔQZ = QZ – QR = 2,19 км 3/год = 6,0млн м3/сут = 10,55 мм/год = 69,4 м3/с, (6) превышают естественные ресурсы или среднегодовое инфильтра- ционное питание Wi (для обоснования превышения QZ > QR, с пози- ции водного баланса и геоэкологии недопустимого в пределах стра- ны [1, 3, 5], использован наблюдаемый в определенных локальных и временных условиях процесс некоторого увеличения Wi при пони- жении УГВ (за счет соответствующего уменьшения поверхностной составляющей W0), т.е. методология оценки предельных запасов ППВ основана на гипотезе, требующей водобалансового обоснова- ния: чем больше воды забирается из зоны активного водообмена Беларуси, тем больше ее туда поступает, в данном случае на вели- чину ΔQZ, которую также рекомендуется забирать из недр). Гидро- геологические и геоэкологические последствия (прежде всего для меженных расходов рек и уровней подземных вод) такого истоще- ния подземной гидросферы до сих пор не исследуются и, есте- ственно, не прогнозируются [6, 7]. В этой связи назрела необходи- мость в разработке научной концепции оценки эксплуатационных запасов ППВ, основанной на теории ПДГИ подземной гидросферы. С данных позиций получим два гидрогеологических критерия для оценки предельно допустимых эксплуатационных запасов ППВ, разрешаемых к единовременному отбору из недр при соответству- ющем нарушении водного баланса и гидрогеологических условий: один для грунтовых вод, второй – для артезианских вод зоны 100 активного водообмена. Очевидно, что в зависимости от геологиче- ского строения, климатических и гидрогеологических условий, интенсивности и глубины водоотбора, степени гидравлической связи поверхностных и подземных вод и других факторов гидрогео- логические критерии могут быть концептуально различными, прежде всего по своему содержанию и зонам водообмена. Пусть в период меженного расхода реки Qmin, равного ее подзем- ному питанию, отметки УГВ на водоразделе составляют ΔV, а уреза воды в реке ΔR. Тогда действующий напор ΔН1 = ΔV – ΔR, (7) создаваемый инфильтрационным питанием Wi и подпором подзем- ных вод (ПВ), залегающих ниже уровня ΔR, обеспечивает подземное питание реки hLHkkiFVFq )( 1min (8) и ее существование. Здесь: qmin – усредненный расход единичного бокового притока ПВ средней мощностью h и шириной 1, поступа- ющего в реку в межень; F = h · 1 – геометрическая площадь попе- речного сечения этого потока; L – расстояние от водораздела до ре- ки; k – водопроницаемость пласта. Если на некоторой глубине Н0 в пределах водосбора реки произ- водится забор ПВ в объемах, равных или превышающих Wi, то со временем, начиная с глубины перехвата инфильтрационного пита- ния Н ≥ Н0, пластовое давление в нижезалегающих водоносных го- ризонтах становится неустойчивым и падает, что приводит к ослаб- лению или исчезновению глубинного подпора потокам ПВ, поступающим в реку. Это изменение граничных условий области фильтрации приводит к тому, что «речные» потоки ПВ меняют свое направление и начинают идти не к речным долинам и руслам рек, а вглубь подземной гидросферы на восполнение запасов и пласто- вых давлений горизонтов, из которых производится отбор ПВ. По- этому первым гидрогеологическим критерием, регулирующим объ- емы отбора ПВ зоны активного водообмена, может быть коэффициент перехвата естественного питания подземной гидро- сферы α1, не допускающий или ограничивающий уменьшение ме- женного расхода главных рек. Физически этот коэффициент может 101 быть выражен через различные гидрогеологические характеристи- ки, в частности отношением допускаемой срезки (понижения) УГВ на водоразделе ΔS1 к существующему здесь среднемноголетнему действующему напору ΔН1: 1)(α 111 HS . (9) Режимные наблюдения за УГВ и меженным расходом рек позво- ляют установить допустимую величину срезки действующего напо- ра ΔS1max. Тогда максимальное значение коэффициента перехвата естественного питания ПВ, определяющее предельные эксплуата- ционные запасы ППВ и допустимое с гидрогеологических позиций, составит 1max1max1α HS . (10) Для отыскания гидрогеологического критерия, определяющего допустимые пределы отбора артезианских вод и соответствующие им изменения естественных гидрогеологических условий, восполь- зуемся отличительными чертами зоны активного водообмена под- земной гидросферы Беларуси [1, 3, 7]. Эта зона представлена тол- щей осадочных четвертичных и коренных отложений мощностью 150–350 м и содержит несколько артезианских водоносных горизон- тов, перекрытых грунтовыми водами и обладающих единой пьезо- метрической поверхностью, практически совпадающей с УГВ. От- ложения ледникового комплекса залегают на дочетвертичных породах кайнозоя… протерозоя, не имеющих выдержанных регио- нальных водоупоров, и пополняются за счет инфильтрации осадков и поверхностного стока. До глубины 100–150 м зона прорезается мощными мегаложбинами – подземными «реками», в плане дубли- рующими речные долины; мегаложбины заполнены высокопрони- цаемыми флювиогляциальными отложениями и содержат потоки грунтовых вод, сопоставимые в межень с речными и совпадающие с ними по направлению движения [1, 3]. Артезианские горизонты четвертичной толщи разделены море- нами, которые повсеместно размыты и характеризуются наличием обширных литологических «окон». Анализ влияния глубин залегания пресных (М ≤ 1 г/л) и мине- рально-лечебных (1 < М ≤ 30г/л) вод Республики Беларусь на их 102 общую минерализацию М показывает, что мощность зоны активно- го водообмена НАВ, м в центральных регионах Беларуси подчиняет- ся зависимости: НАВ = ΔПЗ + (95…105), м или в среднем НАВ = ΔПЗ + + 100, м. Здесь: ΔПЗ — абсолютная отметка поверхности земли, м; – 95…–105м – диапазон колебания абсолютных отметок «подошвы» (нижней границы) зоны активного воодообмена (эту границу в пер- вом приближении (для средней отметки –100 м) можно принимать за «кровлю» зоны замедленного водообмена с ее минерально- лечебными водами). В этой зоне общая минерализация минерально- лечебных вод закономерно возрастает с глубиной: М(Н*) = 0,1Н*, г/л, где Н*,м – глубина, отсчитываемая от «кровли» зоны замедлен- ного водообмена, т.е. от отметки -100м. Из данной закономерности следует, что для минерально- лечебных вод зоны замедленного водообмена характерна следую- щая геохимическая ступень: общая минерализация минерально- лечебных вод Беларуси возрастает на 1 г/л через каждые 10 м прой- денной глубины. В соответствии с этой закономерностью ведут себя и главные макрокомпоненты минерально-лечебных вод (г/л): Cl- = 0,05H*; SO4 2- = 0,01 H*; Na+ = 0,03 H*; Ca2+ = 0,005H*; Mg2+ = 0,0015 H*. В этих условиях отбор артезианских вод в объемах, соответ- ствующих прогнозным эксплуатационным запасам [7], приведет к развитию в зоне сложного межпластового перетекания (СМП), способного достичь 60…90 и более % суммарной производительно- сти водозаборов [2, стр. 177, 246]. Такое перетекание порождается гидродинамическим несовершенством разделяющих водоупорных слоев и охватывает целый комплекс смежных водоносных горизон- тов, воды которых в разное время начинают двигаться в сторону возмущенного пласта (m0, Н0) как сверху из вышезалегающих водо- носных горизонтов (m1, m2, …; Н1, Н2, …) – верхнее перетекание, так и снизу из нижезалегающих водоносных горизонтов (m1´, m2´… H1´, H2´…) — нижнее перетекание. Здесь m, Н – соответственно мощности и избыточные напоры (до перетекания) возмущенного и смежных пластов. Методология оценки суммарного перетекания ΔQCУМ, поступа- ющего из смежных пластов в возмущенный (m0, Н0), может базиро- ваться как на дифференциальном (с оценкой начального градиента напора i0, параметров перетекания и других характеристик водо- 103 упоров), так и на интегральном (с оценкой расходов в возмущенном и смежных пластах по их депрессионным воронкам) подходах. Опыт показывает [2], что наиболее достоверными и экономичными являются интегральные методологии, в основе которых лежат две концепции: расчет перетекания методом депрессионных воронок, формирующихся в пластах, вовлеченных в СМП, и оценка перете- кания QQ 2)(λλСУМ (11) по коэффициенту водообмена )1(2)21(2λ DD TTii , (12) определяемомe по сопоставлению угловых коэффициентов TQi π4 и DD TQi π2 графиков соответственно временного Srt = = f(lnt) и площадного Srt = f(lnr) прослеживания понижений уровня Srt в наблюдательных скважинах r, заложенных в возмущенном пла- сте (m0,Н0), где при наличии подтока вод из смежных пластов 0 и формируется поток переменной массы, возрастающей по пути движения. Если пласт (m0,Н0) абсолютно изолирован, то в нем дви- жется поток постоянной массы и имеют место равенства [2, 4]: iD=2i; TD=T; λ=0; ΔQСУМ=0. (13) При наличии опытной кустовой откачки с двумя и более наблю- дательными скважинами (r1, r2, r3, …) коэффициент водообмена λ легко рассчитать по зависимости [2, с. 162] 12 12 rlnrln alnaln rr , (14) где )rt,ln(iSaln rtr 2252 — (15) коэффициент пьезопроводности пласта в точке r. В (11) Q – суммарная производительность водозабора. При отсутствии теории регулирования СМП и стремлении осу- ществить отбор прогнозных эксплуатационных запасов ППВ верх- нее перетекание может распространиться до грунтовых потоков, питающих реки, а нижнее – до минерально-лечебных вод зоны за- медленного водообмена. Поэтому гидрогеологические критерии от- 104 бора артезианских вод должны следовать из теории регулирования СМП и эффективно ограничивать развитие как верхнего, так и нижнего перетекания. Очевидно, во всех случаях вторым гидро- геологическим критерием, охраняющим природное состояние под- земной гидросферы Беларуси, может быть коэффициент 2),(λλα CYM2 QQ (16) численно равный предельно допустимой степени развития СМП в данных гидрогеологических условиях. Литература 1. Богомолов, Ю.Г. Геоэкологические критерии оценки эксплуа- тационных запасов пресных подземных вод / Ю.Г. Богомолов, П.Н. Костюкович // Ресурсы подземных вод: Современные пробле- мы изучения и использования : материалы международной конф. Москва, 13-14 мая 2010 г. – М. : МАКС Пресс, 2010. – С. 407–412. 2. Костюкович, П.Н. Гидрогеологические основы вертикального дренажа / П.Н. Костюкович. – Минск : Наука и техника, 1979. – 288 с. 3. Костюкович, П.Н. Гидрогеологические критерии захороне- ния вредных веществ в недрах Беларуси / П.Н. Костюкович // Про- блемы водных ресурсов, геотермии и геоэкологии : материалы междунар. научной конф., т. 1. – Минск : ИГиГ НАН Беларуси, 2005. – С. 118–121. 4. Костюкович, П.Н. Идеи академика Г.В. Богомолова в реше- ниях проблем динамики подземных вод / П.Н. Костюкович // Тех- нологии нефти и газа. – 2009. – № 4 (63). – С. 29–40. 5. Костюкович, П.Н. Мониторинг и геоэкологические проблемы подземной гидросферы Беларуси / П.Н. Костюкович, И.П. Крош- нер // Мониторинг геологических, литотехнических и эколого- геологических систем : труды международной научной конферен- ции, Москва, МГУ. – М. : МГУ, 2007. – С.197–198. 6. Основы геологии Беларуси. – Минск : Ин-т геолог. наук НАН Беларуси, 2004. – 392 с. 7. Полезные ископаемые Беларуси: к 75-летию БелНИГРИ. – Минск : Адукацыя i выхаванне, 2002. – 528 с. 105 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.131 РОЛЬ СТРОИТЕЛЬНОЙ ЭКОЛОГИИ В ПОДДЕРЖАНИИ БИОСФЕРНОГО РАВНОВЕСИЯ Ленкевич Р.И. Белорусский национальный технический университет, г. Минск, Республика Беларусь В статье рассматривается возможность сохранения экологиче- ского равновесия в процессе строительства и эксплуатации объек- тов. Приводятся данные лабораторных испытаний по изменению прочностных характеристик грунтов под воздействием антропоген- ного вмешательства. The article considers the possibility of conservation geological bal- ance at the process of the construction and exploitation of objects and contains of the data of laboratory tests changing the strength characteris- tics of soil under the influence of human intervention. Взаимодействие живой природы и строительной отрасли имеет два направления. Во-первых, строители первыми приходят на необ- житые места и разрушают сложившееся экологические системы в результате отчуждения территории, интенсивного потребления природных ресурсов, нарушения геологического строения местности и гидрологических режимов, загрязнения вредными выбросами в ат- мосферу, грунтов, поверхностных и подземных вод. Все это приво- дит к частичной или необратимой деградации живой природы, фло- ры и фауны и нарушает экологическое равновесие территории. Во-вторых, именно строительная отрасль способна встать на защи- ту окружающей среды, грамотно проводя инженерно-экологические 106 изыскания, обеспечивая безопасность строительных материалов и из- делий, организуя экологический мониторинг, и особенно проводя ин- женерно-экологическую защиту от негативных воздействий, приме- няя современные технологии, которые способствуют сохранению экологического равновесия на застраиваемых территориях (рис. 1). Жизненный цикл строительного объекта Строительный техногенез Негативное воздействие строительства на биосферу Инженерная экологическая защита от негативных воздействий Основы строительной экологии Инженерно-экологические изыскания для целей градостоительства Экологическая безопасность жилых и общественных зданий Экологическая безопасность строительных материалов и изделелий Энерго- и ресурсосбережения в строительстве Экология и фундаментостроение Экологическое право в строительстве Экологизация экономики в строительной сфере Экологический мониторинг в строительстве Экологически безопасное строительство - как фактор устойчивого развития структура строительной экологии Рис. 1. Структура строительной экологии 107 В последнее время для характеристики строительного процесса используют термин «жизненный цикл строительного объекта», т.е. хронологическую последовательность этапов создания объекта до его утилизации (рис. 2). Больше чем на 100 лет вперед прогнозиру- ются изменения, которые может внести данный строящийся объект в среду обитания. В международном стандарте ИСО 14042 «Управ- ление окружающей средой. Оценка жизненного цикла. Оценка воз- действия жизненного цикла» изложена оценка экологического вли- яния жизненного цикла строительного объекта на окружающую среду. Маркетинг и анализ рынка Проектно изыскательные работы Добыча естественных строительных материалов Производство строительных материалов и изделий Транспортировка, хранение Строительно-монтажные работы Рециклинг отходов Техническая эксплуатация зданий и сооружений Реконструкция (модернизация) объекта) Утилизация объекта Строительный объект 2 3 4 5 6 7 8 9 10 1 Э ко л ог ич ес ко е со пр о во ж де ни е (э ко л ог ич ес ка я оц е нк а пр ин им ае м ы х те хн ол ог ич ес ки х ре ш ен ий ) Рис. 2. Основные стадии жизненного цикла строительного объекта Мы считаем, что экологическое сопровождение на каждой ста- дии этого цикла следует рассматривать не только как оценку интен- 108 сивности негативного воздействия на окружающую среду (загряз- нение, образование отходов, размеры потребления природных ре- сурсов и т.д.), но и предложение технических санитарно-защитных и архитектурно-планировочных решений, которые способны сни- зить это воздействие. В последнее десятилетия возрасла техногенная нагрузка на под- земные воды в связи с работой крупных горнодобывающих пред- приятиятий, химических, нефтеперерабатывающих и др. произ- водств, животноводческих комплексов, коммунального хозяйства, переноса и осаждения газовых выбросов, внесения удобрений, пе- стицидов и т.д., что приводит к повышению или формированию агрессивности подземных грунтовых вод, изменяя их естественный природный состав. Высокая водопроницаемость покровных отложений Беларуси предопределяет их слабую естественную защищенность от загряз- нения. На участках особенно интенсивных антропогенных нагрузок, а также в зонах депрессионных воронок артезианских скважин за- грязнения проникают в более глубокие напорные водоносные гори- зонты до 40–50 м, а в отдельных случаях до 100–200 м. Перечень загрязняющих компонентов достаточно широк (Cl, SO2 -2, K+, Na+) тяжелые металлы, нитраты и др.) Так, например на территории Мо- зырской ТЭЦ количество хлоридов в подземных превышает ПДК в 6 раз, на территории ТБО «Северный» в Минске содержание хло- ридов в подземных водах превышено в 2 раза, кадмия – в 3 раза, алюминия – до 10 раз, содержание аммония достигает 80 ПДК. Чтобы обезопасить экологические системы от воздействия пото- ка загрязняющих веществ, содержащихся в грунтовых водах вблизи типовых объектов необходимо на пути их миграции устраивать ба- рьеры. Это прежде всего устройство противофильтрационных завес и ограждений в виде глинистых, грунтобитумных, бетонопленоч- ных и др. экранов. На практике устраивают горизонтальные и наклонные или вертикальные экраны из пылевато-глинистых грунтов. Скорость распространения загрязнения в толще экрана за- висит от гранулометрического состава грунта, пористости и регу- лируется еще многими факторами: минералогическим составом ча- сти, способностью этих частиц к адсорбции, образование солей в толще экрана и т.д. 109 Материалы для строительства экрана должны выдерживать фи- зические нагрузки, которым он подвергается во время строитель- ства в течении эксплуатации и в период стабилизации агрессивных составляющих. В результате фильтрации пород через поры различ- ных растворов солей, кислот, щелочей, изменяются физико- механические свойства и прочностные характеристики грунта, из которого устроен экран. На кафедре проводились исследования свойств суглинков, из ко- торых устраиваются экраны на предмет изменения их физических и прочностных характеристик в процессе эксплуатации. Изучалось изменение гранулометрического состава, числа пластичности (Jp), удельного сцепления (С) и коэффициента внутреннего трения (tgφ) при воздействии на них сернокислого магния. Выбран Mg2SO4 по той причине, что сульфаты занимают 2-е место после хлоридов по усредненным характеристикам фильтрата полигонов ТБО. Ис- пытания проводились в 2 этапа. Первый этап – определение физических и прочностных характе- ристик грунта №1 при фильтрации через них воды и 10 процентно- го сульфата магния (Mg2SO4) в течении 30 дней. Второй этап – определение тех же характеристик на образцах № 2 после фильтрации воды и раствора через 300 дней. Гранулометрический состав исследования суглинков представ- лен в табл. 1. По истечении 30 дней фильтации раствора в грануло- метрическом составе грунта № 1, а также в его прочностных харак- теристиках изменений не произошло. В результате длительного воздействия раствора грунт № 2 претерпел существенные измене- ния. Значительно уменьшилось число глинистых фракций, несколь- ко снизилось количество песчаных фракций и существенно увели- чилось содержание пылеватых частиц. В результате воздействия раствора несколько увеличились гра- ницы текучести и раскатывания для обоих суглинков, но при этом число пластичности изменилось только в пределах допустимой по- грешности (табл. 2). Следовательно, долговременная фильтрация раствора существен- но не повлияла на границы текучести и границы раскатывания. Результаты определения сопротивление сдвигу суглинков 1 и 2 до и после воздействия на них раствора (табл. 3) являются результатом 110 статистической обработки 5-6 значений, полученных при одной и той же вертикальной нагрузке, т.е. всего испытано более 60 образцов. Таблица 1 Гранулометрический состав грунта Грунт Состояние грунта Содержание фракций, % Песчаная 0,5–01 мм Пылеватая 0,1–0,005 мм Глинистая 0,005– 0,001 мм Суглинок № 1 Исходное 28,6 55,6 15,8 После воздействия раствора Mg2SO4 в течении 30 дней 28,5 56,6 14,9 Суглинок № 2 Исходное 29,1 57,1 13,8 После воздействия раствора Mg2SO4 в течении 300 дней 26,5 68,5 7,0 Таблица 2 Показатели пластичности Грунт Состояние грунта Граница текучести, % Граница раскатывания, % Число пластичности Суглинок № 1 Исходное 21,5 10 11,5 После воздей- ствия раствора Mg2SO4 в те- чении 30 дней 22,3 11,0 11 Суглинок № 2 Исходное 23,7 11,0 12,0 После воздей- ствия раствора Mg2SO4 в те- чении 300 дней 26,5 13 12,5 111 Таблица 3 Сопротивление грунтов сдвигу τ (кПа) Состояние грунта Давление Р, кПа Удельное сцепление С, кПа tgφ 100 200 300 Cуглинок № 1 Исходное 32,5 37,5 42,5 27,5 0,05 После воздей- ствия раствора Mg2SO4 в тече- нии 30 дней 32,4 37,4 42,6 27,2 0,052 Суглинок № 2 Исходное 36,2 38,7 48,7 33,7 0,0625 После воздей- ствия раствора Mg2SO4 в тече- нии 30 дней 44,5 49,5 62,5 35,5 0,09 Значение tgφ и С были вычислены с использованием всей сово- купности опытных данных, обработанных методом наименьших квадратов. При долговременной фильтрации раствора наблюдается увеличение сопротивление сдвигу суглинка № 2. Хотя имеется вы- падение из общей картины двух образцов во время испытания су- глинка № 2 при вертикальной нагрузки 200 кПа, опытные данные достаточно хорошо апроксимируются прямой линей, которая имеет вид τ = Ptgφ + C (рис. 3). У суглинка № 2 при фильтрации Mg2SO4 отмечено увеличение, как сцепления, так и угла внутреннего тре- ния. Это можно объяснить образованием в грунте новых химиче- ских соединений, в первую очередь гипса (CaSO4·2H2O), а также возможно других солей, которые цементируют частицы грунта. Эти соли образовались при воздействии сульфат иона с кальцием, натрием и магнием. О том, что при фильтрации раствора происходит цементирова- ние частиц грунта гипсом свидетельствует также уменьшение коли- чества глинистых и увеличение пылеватых фракций (см. табл. 1). Зафиксированные в опытах изменения гранулометрического соста- ва суглинков и главным образом рост числа пылеватых фракций 112 привели к увеличению угла внутреннего трения. Цементация ча- стиц происходила по всему объему образцов, благодаря чему вы- росло сцепление суглинков. Рис. 3. Графики зависимости сопротивления сдвигу от нормальной нагрузки (по данным опытов, проведенных с суглинком № 2) Результаты исследования позволяют более обосновано подойти к оценке устойчивости устраеваемых геотехнических барьеров и заранее прогнозировать изменения в грунтах ограждающих устройств, подвергающихся воздействию фильтрующихся произ- водственных стоков. Литература 1. Павилонский, В.М. Изменения проницаемости суглинка при длительной фильтрации раствора едкого натра. – М. : ВОДГЕО, 1977. 2. Состояние природной среды Беларуси: экологический бюлле- тень 2010 г. / под ред. В.Ф. Логинова. – Минск, 2011. 3. Управление окружающей средой. Оценка жизненного цикла. Оценка воздействия жизненного цикла : СТБ ИСО 14042–2003. 113 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 691.32:625.7 ГЛУБИНА ПРОМЕРЗАНИЯ ЗЕМЛЯНОГО ПОЛОТНА И ЕЕ ВЛИЯНИЕ НА ПУЧИНООБРАЗОВАНИЕ Леонович И.И., Вырко Н.П., Демидко М.Н. Белорусский национальный технический универститет, г. Минск, Республика Беларусь Приведены особенности промерзания различных видов грунтов, используемых при возведении земляного полотна автомобильных дорог. Раскрыта зависимость морозного пучения от глубины про- мерзания грунтов, температурного режима местности и источников увлажнения. In this article are adduced the peculiarities of freezing different types of soils used in the construction of roads subgrade. Explained the de- pendence of the depth of frost heaving of soil freezing, temperature areas and sources of moisture. Промерзание грунта – это переход грунта из одного состояния в другое с резким изменением его физико-механических свойств. Это сложный процесс, протекающий по-разному для различных ви- дов грунтов. Глубина и характер промерзания грунта зависит от продолжи- тельности действия отрицательной температуры воздуха, толщины снежного покрова, растительности, вида (типа) грунта, степени увлажнения его, расположения уровня грунтовых вод и ряда других метеорологических факторов. 114 По данным наблюдений [2] глубина проникновения нулевой изотермы и одинаковой суммы среднесуточных температур воздуха (635 градусо-дней) для различных типов грунтов разная и составля- ет: для крупнообломочных грунтов – 177 см; мелких и пылеватых песков – 139 см; суглинков – 135 см. Неодинаковы также глубина проникновения отрицательной температуры в грунт и температура замерзания грунтов. Крупнообломочные грунты замерзают при температуре, близкой к 0 ºC, с образованием заметной границы между талым и мерзлым грунтом. При промерзании мелкодисперс- ных грунтов образуется зона промерзания (слой, в котором проис- ходят фазовые превращения воды), разделяющая полностью про- мерзший и талый грунт. Температура замерзания мелкодисперсных грунтов более низкая, чем у крупнообломочных. Это связано с тем, что мелкозернистые грунты имеют мелкие поры и повышенное количество связной во- ды, которая замерзает при значительно низкой температуре, чем свободная вода. Грунтовая вода обычно является связной, плот- ность ее больше единицы, содержит растворимые соли, взвешенные частицы, имеет меньшую степень подвижности, чем вода, находя- щаяся в свободном состоянии. Совокупность указанных свойств, которые понижают температуру замерзания грунтовой воды, а вме- сте с ней и самого грунта. Установлено, что все грунты замерзают при температуре ниже 0 ºC. Существенное влияние на это оказыва- ют вид грунта, его влажность и продолжительность действия отри- цательной температуры. Например, глинистый грунт с влажностью 30 % замерзает при температуре –1 ºC до –2 ºC, а песок с 10%-ной влажностью – темпе- ратуре 0,5 ºC. Чем выше температуропроводность грунта, тем больше глубина его промерзания. Влажность грунта в начальный момент способствует промерзанию, т.к. увеличивает теплопровод- ность, а в дальнейшем процесс замедляется. Это связано с тем, что при замерзании влаги выделяется 80 калорий тепла, что и замедляет процесс замерзания грунта, следовательно, чем выше влажность грунта, тем глубина промерзания меньше. Глубина и характер промерзания грунтов зависит от ряда факторов: температуры воздуха (отрицательной), продолжительности действия, толщины снежного покрова, типа грунта, расположения уровня грун- товых вод, растительности и других минерологических факторов. 115 Вопросами определения глубины промерзания грунтов и тепло- физическими процессами, происходящими при этом, занимались многие ученые и исследователи: профессора И.И. Золотарь [1], И.И. Леонович, Н.П. Вырко [2,3,9], Н.Н. Маслов [6], Н.А. Пузаков [1], В.М. Сиденко [1,7], А.Я. Тулаев [1,8], Н.А. Цытович, Р.З. По- рицкий, В.П. Корюков [5]. Анализ проведенных исследований, изложенных в соответству- ющих научных работах, показывает, что на глубину промерзания грунтов влияет многообразие факторов. Наиболее существенными из них являются: глубина промерзания грунта, наличие пучинисто- го грунта (пылеватого) и влажность грунта (источник увлажнения). Таким образом, наличие указанных факторов приводит к образо- ванию пучин на дорогах. Следовательно, чтобы произошло пучение необходимо наличие трех факторов: пылеватый (пучинистый) и влажный грунт, отрицательная температура. Если один из указан- ных факторов устранить – пучения не произойдет. Пучины образуются в период морозного влагонакопления в зем- ляном полотне, а проявляют себя при оттаивании грунта земляного полотна и материала дорожной одежды. Пучины на дорогах появ- ляются в виде бугров и сетки трещин, через которые под влиянием воздействия колес автомобиля на поверхность покрытия выдавли- вается переувлажненный грунт. Для возникновения пучин на дороге необходимо также такие условия: интенсивное морозное влагона- копление (W ≥ 0,7–0,75), глубокое (h > 0,75 м) медленное промерза- ние и пылеватый грунт земляного полотна. Для пучения грунта при росте линз льда необходим непосред- ственный контакт линзы льда с уплотненной пленкой связной воды, находящейся под давлением сил связывания с частицами грунта и поэтому выдерживающим нагрузку от веса вышерасположенного грунта. Кристалл льда при температуре ниже нуля может соприка- саться, существовать с водой в том случае, если эта вода находится под повышенным давлением связывания, препятствующим перехо- ду ее в решетку льда и никакая капиллярная и свободная вода не может непосредственно мигрировать к растущему при 0–(–5ºC) кристаллу льда. Процесс пучинообразования охватывает значительный времен- ной интервал. Пучины появляются в результате накопления в зем- ляном полотне большого количества влаги. При зимнем промерза- 116 нии грунта в земляном полотне возникает разность температур от +4 ºC у уровня грунтовых вод до отрицательных температур в про- мерзшей зоне грунта. Под влиянием разности температур происхо- дит миграция влаги из нижних слоев к границе промерзания и в мерзлый слой по пленкам воды, покрывающим грунтовые ча- стицы, а также путем конденсации паров, поднимающихся по порам грунта от горизонта грунтовых вод. Большое влияние на миграцию влаги в зону отрицательных тем- ператур оказывают: тип грунта, степень уплотнения, расположение уровня грунтовых вод, глубина промерзания. Песчаные грунты об- ладают малой поверхностной энергией. Они промерзают без обра- зования ледяных линз. Пылеватые грунты обладают значительной поверхностной энергией и небольшим сопротивлением перемеще- нию воды в порах. Поэтому в них происходит интенсивное верти- кальное перемещение воды, а при замерзании – образование ледя- ных линз (рис. 1). Рис. 1. Образование донника: а – промерзание грунта под проезжей частью; б – оттаивание грунта весной: 1 – граница промерзания; 2 – ледяные линзы; 3 – мерзлый грунт; 4 – оттаявший сильно переувлажненный грунт; 5 – снег Глинистые грунты имеют большую поверхностную энергию и большое сопротивление перемещению воды в порах и малую ско- рость ее перемещения. Поэтому глинистые грунты промерзают 117 быстрее, чем успевает переместиться вода. При промерзании грунта вначале замерзает свободная и капиллярная вода. Перемещение пленочной влаги перемещается при отрицательной температуре, равной –3…–5 ºC. Поэтому вода проникает по пленкам в пределы промерзшего слоя грунта и в течение зимы кристаллы льда посте- пенно растут (т.е. жидкая фаза превращается в лед, увеличиваясь в объеме примерно на 9%) и образуют в земляном полотне ледяные прослойки, которые раздвигают грунтовые частицы и вызывают неравномерные поднятия («пучение») дорожной одежды (рис. 2). Рис. 2. Схема морозного пучения дорожных одежд: lо – общее пучение; lр – равномерное пучение; lн – неравномерное пучение; aп – зона пучения На интенсивность пучинообразования влияют скорость охла- ждения активного слоя и увлажнения. При слабых морозах грунты промерзают медленно, есть время для подтока воды, поэтому образование ледяных линз идет интен- сивно, а при сильных – быстрое промерзание грунтов, вода не успе- вает перераспределиться, поэтому ледяные линзы не образуются. Основное влагонакопление происходит в верхних слоях 50–60 см. В процессе пучения происходит равномерное и неравномерное поднятие дорожных одежд. Наиболее опасным является неравно- мерное пучение. Из изложенного видно, что существенное влияние на пучинооб- разование имеет промерзание грунта и глубина его промерзания. Для определения глубины промерзания авторами разработан стати- стический метод с использованием карт изолиний средней много- 118 летней глубины промерзания и карт изолиний коэффициента вариа- ции, а также метод прогнозирования пучинообразования, которые изложены в работе [9]. Для определения величины морозного пучения в зависимости от глубины промерзания земляного полотна и расположения уровня грунтовых вод авторами построен график (рис. 3), позволяющий проанализировать влияние глубины промерзания грунта земляного полотна на величину морозного пучения. Разработанный график (см. рис. 3) позволяет исследовать влия- ние глубины промерзания грунта на величину морозного пучения при разной глубине залегания уровня грунтовых вод или при одном и том же залегании уровня грунтовых вод, но для разных глубин промерзания грунта. Рис. 3. График определения величины морозного пучения в зависимости от глубины промерзания грунтов и расположения уровня грунтовых вод Литература 1. Водно-тепловой режим земляного полотна и дорожных одежд / Н.А. Пузаков [и др.]; под ред. проф. И.А. Золотаря, Н.А. Пузакова, В.М. Сиденко. – М. : Транспорт, 1971. – 414 с. 119 2. Леонович, И.И. Механика земляного полотна / И.И. Леонович, Н.П. Вырко. – Минск : Наука и техника, 1975. – 224 с. 3. Вырко, Н.П. Дорожное грунтоведение с основами механики грунтов : учебник / Н.П. Вырко, И.И. Леонович. – Минск : Вышэйшая школа, 1977. – 224 с. 4. Цытович, Н.А. Механика мерзлых грунтов / Н.А. Цытович, М.Н. Сумгин. – М. : Изд-во АН СССР, 1936. – 217 с. 5. Порицкий, Р.З. Организация наблидений за водно-тепловым режимом автомобильных дорог в Полесье : сб. «Строительство и экплуатация автомобильных дорог и мостов»/ Р.З. Порицкий, В.П. Корюков. – Минск, 1971. 6. Маслов, Н.Н. Основы инженерной геологии и механики грун- тов / Н.Н. Маслов. – Минск : Вышэйшая школа, 1982. – 511 с. 7. Сиденко, В.М. Расчет и регулирование водно-теплового ре- жима дорожных одежд и земляного полотна / В.М. Сиденко. – М. : Автотрансиздат, 1962. – 220 с. 8.Тулаев, А.Я. Круглогодовой цикл пучинообразования / А.Я. Тулаев // Трубы Дор НИИ. – 1941. – Вып. 2. 9. Леонович, И.И. Глубина промерзания грунтов – важнейший фактор водно-теплового режима земляного полотна / И.И. Леоно- вич, Н.П. Вырко // Строительная наука и техника. – 2011. – № 5. – С. 27–35. 120 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 55:57(069) ИНЖЕНЕРНО-ГЕОЛОГИЧЕСКИЙ РИСК НА ТРАССАХ МАГИСТРАЛЬНЫХ ТРУБОПРОВОДОВ И ЕГО ВЛИЯНИЕ НА ГЕОЭКОЛОГИЮ ТЕРРИТОРИИ Мякота В.Г. Белорусский национальный технический университет, г. Минск, Республика Беларусь Среди рисков, которым подвергается магистральный трубопро- вод, особое место занимает инженерно-геологический риск, кото- рый включает в себя как природную, так и антропоцентрическую составляющую. Его реализация во многом определятся не только природными воздействиями, но и человеческим фактором, а также критериями ценности территории. In the article considers the geotechnical risk in the main pipeline. Ge- otechnical risk includes both the natural and anthropocentric component. The author considers effects of natural, human factors and also the crite- ria values of the area. Магистральные трубопроводы представляют собой потенциаль- но-опасные объекты для прилегающих к ним территорий. Опас- ность обусловлена, прежде всего, тем, что по ним транспортируют- ся легко-воспламеняемые и токсичные вещества. А это значит, что в случае реализации любой нештатной ситуации может произойти их разрушение, результатом чего будет трансформациия или уни- чтожениие природных комплексов, а также повреждение инфра- структуры территории. 121 Вопросам проявления риска на магистральных трубопроводах посвящено ряд публикаций [3, 5, 6, 12]. В них рассматриваются разнообразные риски, возникающие на трассах магистральных тру- бопроводов, а также причины, вызывающие их. В настоящее время в сфере безопасности магистральных трубопроводов большое влия- ние уделяется безопасности его линейной части. С одной стороны такой подход является обоснованным, так как магистральные тру- бопроводы – это источники опасности, а, следовательно, надо знать все причины возникновения аварий. А это затруднительно, так как трубопровод – это сложный технический объект. Он представляет собой часть природно-технической системы, в которой большое значение имеют процессы, происходящие в геологической среде. Поэтому мы имеем полное право рассматривать применительно к магистральным трубопроводам такой вид риска, как инженерно- геологический. Так как инженерно-геологический риск – это один из видов рис- ка, то следует разобраться в понятии «риск», которое существует в современной литературе. Проведенный анализ публикаций по данной тематике позволяет сформулировать определение риска, под которым понимается вероятность возникновения какого-либо собы- тия с предсказуемыми последствиями за определенный промежуток времени [5, 8, 11]. Исходя из этого определения под инженерно- геологическим риском будут пониматься изменения в инженерно геологических условиях, которые приведут к разрыву трубопровода с последующим загрязнением или трансформацией прилегающих территорий и (или) повреждением транспортной инфраструктуры. В основе инженерно-геологического риска лежит взаимодействие природных и антропогенных факторов, обеспечивающих безопас- ность трубопровода. Природные факторы включают в себя проявления опасных гео- логических процессов, которые могут быть связаны с резкими кли- матическими изменениями. Данные изменения трудно предсказуе- мы, поэтому чтобы минимизировать последствия требуется анализировать многолетние данные по геофизическим, климатиче- ским и гидрологическим факторам, которые влияют на инженерно- геологические условия. Надо отметить, что по причине влияния природных факторов происходит около 17 % от общего количества аварий [1]. 122 Антропогенные факторы подразделяются на внешнее антропоген- ное воздействие и ошибку управления на стадиях существования ма- гистральных трубопроводов. В первом случае происходит умышлен- ное или случайное повреждение трубопровода с последующим загрязнением территории. Изменение инженерно-геологических усло- вий в данном случае будет связано с несоблюдением правил проведе- ния земляных работ, несанкционированными врезками и проведением ремонтных работ. Все выше перечисленное приводит к повреждению трубопровода, а, следовательно, к трансформации территории (загряз- нение и изменение почв, вырубка растительности и др.). Особенно это видно при нарушении технологии сооружения валика, следствием чего выступает заболачивание территории. К ошибке управления относятся: брак при монтажных и свароч- ных работах, недостоверность инженерно-геологических данных, которые могут в дальнейшем стать первоисточником проблем маги- стрального трубопроводного транспорта. Включение первых двух в инженерно-геологический риск не случайно, так как резкое изме- нение инженерно-геологических условий может выявить «слабые» места, которые до этого спокойно существовали и нормально могли бы просуществовать до замены. В свою очередь ошибки управления можно подразделить на слу- чайные и преднамеренные. К первым относятся брак при проведе- нии монтажных работ. Как было сказано выше, это одно из самых уязвимых мест при эксплуатации трубопроводного транспорта, ко- гда любое незначительное изменение в геологической среде или условий транспортировки может спровоцировать разрыв трубопро- вода в этом месте. К проявлению случайного риска можно отнести и недоучет инженерно-геологических условий трассы трубопрово- да. Однако в последнее время в связи с тем, что происходит посте- пенное изменение подходов к безопасности за счет экономии при проведении изысканий и обслуживания трубопроводного транспор- та, такой риск уже случаен. Таким образом, выделяется еще один подвид риска – профессиональный, связанный с тем, когда приня- тие решения доверяется непрофессионалу. Преднамеренный риск – это когда человек знает о последствиях своего решения, но все рав- но поступает именно так. Примером может быть проложение трас- сы трубопровода по территории особо охраняемых природных тер- риторий, несмотря на запрет такого строительства. На рис. 1 123 представлена структура инженерно-геологического риска и его по- следствия для территории. Рис. 1. Структура инженерно-геологического риска Риск – эта мера опасности, включающая вероятность ущерба. Поэтому можно вести речь о подверженности объекта опасным природным или техногенным воздействиям или уязвимость к этим воздействиям [11]. В нашем случае под объектом выступает маги- стральный трубопровод, а под опасностями – изменение инженер- но-геологических условий, приводящих к возникновению аварий- ных ситуаций, которые становятся источником опасности для природных комплексов. Таким образом, происходит расширение области применения определения термина «риск» на прилегающие к магистральному трубопроводу территории. Это связано с тем, что в результате изменений инженерно-геологических условий может произойти разрыв трубопровода, что в свою очередь повлечет за собой повышение вероятности возникновения риска для природных комплексов вблизи магистральных трубопроводов. Из-за того, что рассматриваемый нами риск – антропоцентрический, опасность для природных комплексов может быть заложена в самом проекте. Проиллюстрируем подобную ситуацию примером, рассмотрен- ным В.В. Пендином [9]. В нем очень хорошо видно проявление 124 инженерно-геологического риска на всех стадиях существования магистрального трубопровода. В результате недочета инженерно-геологических условий не произошло равномерного отпирания трубы на грунт. Она опиралась на выступы прочных пород, расположение в траншее которых было случайным. Давление трубопровода даже после подбивки грунта воспринималось только первоначальной поверхностью. В проекте был использован расчет нефтепровода как балки, уложенной на упругое основание, которое в данной ситуации было некорректно. Таким образом, недостоверность инженерно-геологических изыска- ний привела к ошибкам проектирования. На стадии эксплуатации данный риск получил свое развитие, ко- торое выразилось в том, что произошла сильная прогрузка трубы за счет ее обсыпки и обваловки. В результате давление на грунт пре- высило его расчетное сопротивление, что привело к тому, что вы- полненная подушка была выдавлена прежде всего на прочных по- родах и началась деформация трубы за счет образования вмятин в её опорах. Данный процесс протекал интенсивно и был обуслов- лен тем, что участки трубы между прочными грунтами продолжали оседать. Оседание было обусловлено следующими причинами: вы- давливанием грунта из-под трубы в связи с тем, что нагрузка от трубы превышала расчетное сопротивление грунтов, быстрым вы- ветриванием и разрушением глинистых сланцев под влиянием во- ды, накапливающейся в траншее за счет инфильтрации поверхност- ных вод через крупнообломочные грунты обратной засыпки; суффозионного выноса песчаных и глинистых пород потоком воды, образующегося в траншее при прокладке нефтепровода на склоне. C одной стороны существующая в настоящее время нормативная база, где прописаны практически все опасности, которым подверга- ется магистральный трубопровод и дается их анализ, должна была не допустить образование подобной ситуации [3, 12]. Однако фор- мальное отношение к проведению инженерно-геологических изыс- каний послужило началом цепочки событий, преведшим в даль- нейшем к разрушению магистрального нефтепровода. Но самое интересное, что в описываемом случае ремонтные работы, которые проводились путем врезки поврежденных участков трубы и срезки прочных пород в местах образования вмятин, не только не ликви- дировали условия образования вмятин на магистральном нефтепро- 125 воде, но и способствовали их дальнейшему развитию. Во-первых, срезка прочных пород не обеспечивает однородности условий, как правило, труба ложиться на другие выступы, которые залегают ни- же срезанных. Во-вторых, в связи с тем, что изоляция замененного участка трубы проводилась после её сварки в траншее, под трубой остаются пустоты даже при засыпке их с подбивкой грунта под нижней образующей трубы. Таким образом, проблема возникает вновь и вновь. Данный пример показывает влияние человеческого фактора на магистральный трубопровод, где причина реализации инженерно- геологического риска – недоброкачественное отношение к проведе- нию изысканий. При ответственном отношении подобная состав- ляющая инженерно-геологического риска сводится к минимуму. Но как было сказано, этот вид риска может выступать в качестве со- ставляющей экстремальной эколого-геоморфологической ситуации [7], в результате которой реализуется природная составляющая риска. Эту реализацию трудно спрогнозировать, поэтому инженер- но-геологический риск существует в связке с изысканиями, где пе- ред изыскателем ставиться задача рассмотреть все возможные из- менения. Однако сделать из-за большой протяженности магистрального трубопровода затруднительно. Следовательно, чтоб избежать последствий проявления инже- нерно-геологического риска для территории требуется комплекс- ный подход при проведении изысканий. Он позволяет оценить не только инженерно-геологические условия трасс, но выявить ряд элементов, представляющих ценность территории. К ним относятся: инфраструктура территории (пути сообщения, жилые и промыш- ленные здания), сельскохозяйственные земли и особо охраняемые природные территории [4]. На этих участках в случае реализации инженерно-геологического и других видов риска территория по- страдает намного сильнее. Для минимизации последствий данные участки должны быть хорошо исследованы. И если с инфраструк- турой территории все более или менее понятно (в качестве оценоч- ных показателей можно использовать интенсивность движения ав- томобилей и поездов, но с учетом взвешенных коэффициентов для территории), то в случае с уникальностью территории возникают проблемы. Они обусловлены в первую очередь тем, что в настоящее время в литературе ценность территории в основном представлена 126 для площадных объектов [10], а магистральный трубопровод представляет собой линейный объект. Вторая сложность в том, что при учете антропогенной преобразованности территории приведен- ная балльная оценка неприемлема для магистрального трубопрово- да. Например, лесные угодья относятся к слабой степени преобра- зованности [2, с. 15, табл. 3.1]. В нашем случае они будут выступать как одни из самых уязвимых участков в пределах трасс магистраль- ных трубопроводов. Таким образом, изыскателю трудно оценить ценность территории, на которой располагается магистральный трубопровод или в дальнейшем планируется его строительство. Таким образом, инженерно-геологический риск является одной из составляющей геоэкологической оценки трасс магистральных трубопроводов, при проведении которой выявляются участки, где в случае его реализации наиболее значимыми последствия. Проек- тировщику, строителю или изыскателю может не хватить знаний экологического направления по определению ценности территории. Отягощающим фактором является желание удешевить проект в данном случае ограничить участие специалистов из других обла- стей знаний, не связанных с технической или экономической со- ставляющей проекта, а это в свою очередь повышает проявление инженерно-геологического риска как на магистральном трубопро- воде, так и для территории. Выводы 1. Инженерно-геологический риск нельзя рассматривать обособ- лено, он имеет тесную взаимосвязь с другими видами риска и в ре- зультате его реализации происходит загрязнение прилегающей тер- ритории или трансформация растительных сообществ вплоть до их полного уничтожения. 2. Резкая смена инженерно-геологических условий может приве- сти к инициации разрыва в тех местах трубопровода, где был со- вершен брак в результате монтажных, сварочных и других видов работ, которые до этого момента существовали спокойно. 3. Инженерно-геологический риск является природно-социаль- ным, поэтому при его анализе требуется учитывать изменения при- родных условий в пределах трасс, а также человеческий фактор. 4. При проведении инженерно-геологического риска следует уделять внимание не только инженерно-геологическим условиям и состоянию трубы, а также и территории, по которой проложен 127 трубопровод (вид угодий, инфраструктура территории, наличие ценных, редких и исчезающих растений). 5. Большое влияние человеческого фактора делает данный вид риска одним из важнейших критериев при проведении геоэкологи- ческой оценки трасс магистральных трубопроводов. Литература 1. Власова, Л.В. Природные факторы при аварийности газопро- водов / Л.В. Власова // Геоэкология. – 2009. – № 3. – С. 246–270. 2. Ганина, Н.В. Методы геоэкологических исследований: Прак- тикум для студентов географического факультета специальности 1 - 33 01 02 «Геоэкология» / Н.В. Ганина. – Минск : БГУ, 2007. – 48 с. 3. Методическое руководство по оценке степени риска на маги- стральных нефтепроводах: Серия 27, выпуск 1 / Кол. авт. – М. : государственное предприятие Научно-технический центр по без- опасности промышленности Госгортехнадзора России, 2000 – 96 с. 4. Мякота, В.Г. Критерии геоэкологической оценки трасс маги- стральных трубопроводов / В.Г. Мякота // Навуковi записки Сумсь- кого державного педагогiчного унiверситету. Географiчые навуки. – Вип. 3: [Збiрник навуковiх прац / Наук. ред. Б.М. Нештаєв, А.О. Корнус та iнш.]. – Cуми: СуМДПУ, 2012. – С. 5. Мякота, В.Г. Методические подходы к оценке экологического риска на трассах магистральных трубопроводов / В.Г. Мякота // Ма- териалы, оборудование и ресурсосберегающие технологии : мате- риалы международной научно-технической конференции. – Ч. 2. – Могилев, БРУ. – С. 147–148. 6. Мякота, В.Г. Некоторые методические подходы к оценке и классификации экологического риска на трассах магистральных трубопроводов / В.Г. Мякота // Строительство – формирование сре- ды жизнедеятельности : научные труды тринадцатой международ- ной межвузовской научно-практической конференции молодых ученых, аспирантов и докторантов. – М. : МГСУ, Изд-во АСВ, 2010. – С. 301–304. 7. Мякота, В.Г. Оценка опасных геологических процессов на трассах магистральных трубопроводов Республики Беларусь с ис- пользованием материалов дистанционных съемок / В.Г. Мякота. – Минск : РИВШ, 2006. – С. 145–147. 128 8. Павлейчик, В.М. Оценка экологических рисков (на примере Оренбургской области) / В.М. Павлейчик // География и природные ресурсы. – 2001. – № 4. – С. 118–124. 9. Пендин, В.В. Геоэкологический мониторинг объектов маги- стральных трубопроводов / В.В. Пендин, О.С. Овсянникова, Т.П. Дубина // Известия высших учебных заведений. Геология и разведка. – 2002. – № 5. – С. 109–114. 10. Природно-хозяйственные регионы Беларуси : монография / под науч. ред. А.Н. Витченко. – Миснк : БГПУ, 2005. – 278 с. 11. Методические подходы и опыт оценки экологического риска В.С. Хомич [и др.] // Природопользование. – 2005. – № 11. – С. 13–22. 12. Швырев, А.А. Анализ риска для опасных производственных объектов транспортных предприятий АОА «Газпром»/ А.А Швы- рев //Энергия: экономика, техника, экология. – 2011. – № 11. – С. 53–58. 129 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.13.539.3 ОПЫТ ПРИМЕНЕНИЯ ГЕОРАДАРНОГО ЗОНДРОВАНИЯ ПРИ ИССЛЕДОВАНИИ ГРУНТОВ ОСНОВАНИЙ Поляков А.Н., Кремнев А.П. Полоцкий государственный университет, г. Новополоцк, Республика Беларусь В статье рассматриваются вопросы практического применения георадарного зондирования грунтов при проведении инженерно- геологических изысканий. Приведены результаты георадарного зондирования на различных объектах. The article discusses the practical application of georadar sensing ground during the geotechnical investigations. The results of the georadar sensing at various sites. Георадарное зондирование, как метод исследования грунтов ос- нования, находит все более широкое применение при проведении инженерно-геологических изысканий. Основное преимущество георадарного зондирования заключает- ся в том, что данный метод позволяет получить непрерывный про- филь грунтового основания на значительную глубину, обнаружить неоднородности и идентифицировать их. При этом обеспечивается высокая точность локализации объектов, предметов и границ раздела геологических слоев, глубины их залегания [1–3]. Применение гео- радарного зондирования при инженерно-геологических изысканиях 130 позволяет размещать буровые скважины в местах с наиболее выра- женными неоднородностями строения грунтового массива. В то же время, как и любой другой метод исследований, геора- дарное зондирование не лишено недостатков. Во-первых, глубина зондирования и разрешение георадара сильно зависят от электрофи- зических свойств изучаемой среды. В средах с высокой проводимо- стью метод георадиолокации может быть неэффективным. Во- вторых, для обнаружения объекта или границы необходимо чтобы объект имел существенное отличие диэлектрической проницаемо- сти от вмещающей среды. И в третьих, интерпретация георадарных данных субъективна и во многом зависит от опыта оператора. Ниже приведены примеры успешного применения георадарного зондирования при инженерно-геологических изысканиях. На рис. 1 показан профиль вдоль трассы автодороги Полоцк- Россоны, полученный в рамках выполнения госбюджетной темы ГБ4026 «Диагностика современных движений земной коры Белару- си по результатам геодезических и геолого-геофизических исследо- ваний» в рамках ГПОФИ «Недра Беларуси». Для зондирования ис- пользовались антенные блоки с центральной частотой 25 МГц (неэкранированный) для глубинных исследований и 250 МГц (экра- нированный) для исследования верхних слоев дорожного полотна. При исследовании были обнаружены локальные объекты искус- ственного происхождения и примечательные геологические образо- вания природного происхождения (предположительно палеорусло). Рис. 1. Участок трассы Полоцк–Россоны (над предполагаемым палеоруслом) 131 Георадарное зондирование применялось для проверки качества уплотнения насыпи, используемой в качестве основания для резер- вуара на новой базе хранения нефти ОАО «Нафтан», г. Новополоцк. В результате обследования была выявлена прослойка некачественно уплотненного грунта, ставшая причиной неравномерных деформа- ций искусственного основания резервуара и кольцевого железобе- тонного фундамента. На профиле, представленном на рис. 2, про- слойка неуплотнённого грунта на глубине 2,7–3,7 м выделяется слабыми контрастностью и интенсивностью окраски. Рис. 2. Грунтовая насыпь основания резервуара Примером использования георадарного зондирования для опре- деления технического состояния и фактического строения железно- дорожной насыпи является исследование на одном из участков пе- регона Верхнедвинск–Свольно. Исследование проводилось для выяснения причин возникновения постоянных неравномерных де- формаций насыпи. Визуальное обследование показало, что прилегающая к про- блемному участку территория является заболоченной низиной. Гео- радарные профили длиной более трёхсот метров были выполнены по верху насыпи вдоль железнодорожного полотна. 132 На георадарных профилях просматриваются несколько интен- сивных осей синфазности, соответствующие границам между гео- радарными комплексами. Данные границы представляет собой раз- дел сред между насыпным слоем и грунтами естественного сложения, границам между слоями насыпи, границами инженерно- геологических элементов и т.д. Внутри тела насыпи и под ней за- фиксированы сигналы, которые можно идентифицировать как ин- женерные коммуникации различного типа (кабели, трубопровод, дренажные трубы). Кроме того, на профилях обнаружен ряд искус- ственных объектов неизвестного происхождения. На профиле достаточно четко выделяется засыпанное в процессе строительства природное понижение рельефа (возможно старое русло ручья, болото), где и проходило проседание грунта. Были вы- явлены участки, характеризующиеся залеганием насыпных грунтов значительной мощности, прослойки торфа в основании насыпи, установлена неравномерность напластований. По этим результатам получена модель насыпи на интересующем участке (рис. 3). Рис. 3. Модель строения участка железнодорожной насыпи Георадиолокационное зондирование применялось для исследо- вания грунтов по трассам прокладываемых под пр. Победителей в г. Минске футляров подземных силовых кабелей. Работы проводи- лись в районе автомобильной развязки на пересечении просп. По- бедителей и ул. Орловской. В результате исследований определена мощность насыпных грунтов, на профилях выделен ряд объектов техногенного проис- хождения. В нижележащих слоях грунта природного сложения об- 133 наружены твердые включения в виде валунов и гравия практически на всем протяжении исследуемых трасс. Наиболее крупные объекты отмечены на профилях (рис. 4). Рис. 4. Модель участка прокладки футляров подземных силовых кабелей Опыт практического применения георадарного зондирования показал, что с его помощью можно оперативно получить непрерыв- ную картину строения грунтовой среды и наличие в ней неоднород- ностей, определить зоны повышенного геологического риска и бо- лее обоснованно назначить и даже уменьшить количество точек исследования грунтов традиционными методами. Это позволит повысить достоверность данных инженерных изысканий. Литература 1. Владов, М.Л. Введение в георадиолокацию : учебное пособие / М.Л. Владов, А.В. Старовойтов. – М. : Изд-во МГУ, 2004. – 153 с. 2. Кулижников, A.M. Георадары в дорожном строительстве / A.M. Кулижников, М.А. Шабашова // Автомобильные дороги: Об- зорная информация / Информавтодор. – 2000. – Вып. 2. – 54 с. 3. Макеечева, И.В. Дорожный рентген. Георадиолокационные исследования при дорожном строительстве и диагностике состоя- ния дорог / И.В. Макеечева // Строит. техника и технологии. – 2001. – № 5. – С. 38–39. 134 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.131.1 ГЕОТЕХНИКА И ИНЖЕНЕРНАЯ ГЕОЛОГИЯ: КОНФЛИКТ ИНТЕРЕСОВ?! Потапов А.Д. Федеральное государственное бюджетное образовательное учреждение высшего профессионального образования «Московский государственный строительный университет» Национальный исследовательский университет г. Москва, Россия Геотехника – развивающееся в настоящее время в России новое научное направление, которое в отличие от классической инже- нерной геологии и механики грунтов недостаточно обосновано в области, в предмете, методологии исследований и оборудовании для выполнения экспериментальных работ. В статье критически оценивается необходимость распространения геотехники взамен инженерной геологии и выполнения инженерно-геотехнических изысканий. Geotechnical – developing now in Russia a new research area, which is in contrast to classical mechanics, engineering geology and soils suffi- ciently substantiated in the area, subject, research methodology and equipment to carry out the experimental work. This article takes stock of the need to disseminate geotechnical engineering geology and instead of the engineering and geotechnical investigations. Геотехника и инженерная геология – есть ли единство или нали- цо попытка заменить уже действующую и зарекомендовавшую себя 135 в практике одну из наук о Земле, чем-то новым? Собственно – это вынесено в заголовок статьи и требует определенных обоснований. Современное развитие научных исследований и стремление ученых к познанию истины вполне естественно вызывает желание разви- вать новые научные направления. Естественные науки при нарас- тающей модернизации аппаратурной базы и распространением ин- формационных технологий также развиваются, что не обошло вниманием науки о Земле. Планету нашу мы, к сожалению, практи- чески не знаем, в большинстве своем наше знание на уровне гипо- тез и теоретических построений. Геологическая наука пока не в состоянии ответить на множество вопросов о внутреннем строе- нии Земли, о процессах и явлениях, об их причинах и последствиях. «Прямыми методами» мы пока сумели только «надкусить кожуру яблока», если уместно такое сравнение с проходкой 12-кило- метровой «Кольской сверхглубокой скважины» в земной коре. При активном строительном буме в мире все более востребованными становятся инженерно-геологические знания, а особенно сведения о состоянии и свойствах грунтов, о негативных на наш взгляд, гео- логических процессах и явлениях. Если предмет и методология и предмет наиболее важной для строительства науки – инженерной геологии четко определены, то этого нельзя сказать о новом для российской практики научном направлении – геотехнике. Автор ни в коей мере не уничижает кол- лег, которые работают на кафедрах Геотехники и которые называют себя геотехниками. В большинстве зарубежных научных сооб- ществ, да и в практической деятельности, например, в Европе гео- техника занимает вполне определенное место, по существу заменяя собой и механику грунтов и грунтоведение. Термин «геотехника», «геотехнические исследования» (geotechnicalInvestigation), давно устоявшийся и широко применяемый термин во многих западных странах. Под этим названием понимается область деятельности, включающая выполнение инженерных изысканий, расчеты дефор- маций зданий и сооружений, проектирование сооружений на грун- те, в грунте и из грунта, технологии производства строительных работ и мониторинг. В последнее время появились некие инженерно-геотехнические изыскания, при чем в самом важнейшем документе, а именно в актуа- лизированном СНиПе на инженерные изыскания для строительства. 136 В территориальных нормативных документах появилась «гео- техническая категория» для изучаемых условий строительства, при наличии уровня ответственности сооружения и категории сложно- сти инженерно-геологических условий. Эти две категории вполне достаточны для исчерпывающей характеристики основания буду- щего сооружения. Надуманность понятия «геотехническая катего- рия» очевидна, более того, оно не имеет однозначности толкования и назначения. В отчетах по инженерно-геологическим изысканиям все чаще появляется формальное отнесение вскрытых грунтов по геолого- генетической оценке к таким литологическим разностям, которые по своему генезису не могли быть сформированы в определенных, например, морских условиях. Речь идет об отнесении к суглинкам и супесям пород, коренных морских осадочных пород или к глинам пород континентального генезиса , более того пород четвертичного возраста. О генетическом подходе все более стали забывать. Это одно из следствий формализации науки. Предмет механики грунтов и ее методология общеизвестны и узаконены, равно как и предмет и методология инженерной гео- логии. Что же является возможным предметом «геотехники»? Грунт – его состояние и свойства. Однако, грунт – это предмет грунтоведения, составной части инженерной геологии. Именно рос- сийская школа генетического грунтоведения создала теоретические основы изучения горных пород в качестве грунтов. С точки зрения механики грунтов – грунт также предмет ее изучения, но уже с по- зиций механики. Таким образом, у геотехники нет предмета изуче- ния. Может быть геотехника обладает собственной методологией исследований? Но этого тоже нет, свойства изучаются методами грунтоведения, приборами, разработанными совместно учеными в механике грунтов и инженерной геологии. О состоянии грунтов геотехника мыслит категориями грунтоведения и механики грунтов. Значит, и методологии собственной у геотехники нет. Важнейший принцип отечественной школы грунтоведения, а именно, генетиче- ский подход к определению условий формирования состава, строе- ния, состояния и свойств грунтов, разделяемый не только инжене- рами-геологами и учеными в механике грунтов и скальных пород, при дальнейшем насаждении геотехники, может привести к выхо- лащиванию научной основы изучения грунтов в рамках проведения 137 инженерных изысканий для строительства. Но более важным явля- ется формализация научных исследований в «механистическом» подходе к изучению грунтов. Здесь не следует путать данного утверждения с принципами механики грунтов, которые далеко не механистические, а по настоящему, научные, исповедующие прин- ципы механики, как раздела физики. Вопросы инженерной геоди- намики и геомеханики находятся вне поля зрения геотехники. В тоже время причины и следствия развития геологических процес- сов и явлений представляют важнейший интерес для строителей. Может быть, геотехника разработала собственные методы оценки состояния грунтов, снова нет, так, например, по числу пластичности грунты именуются изначально по методике, разработанной в грун- товедении, мерзлое или немерзлое состояние определяется также грунтоведами. Такое же утверждение следует высказать о степени плотности. Даже достаточно длительное использование термина «геотехнический контроль», кстати необоснованно вошедшее в СНиП, не имеет под собой достаточной научной базы. Говорить о степени трещиноватости, выветрелости или засоленности говорить совсем не приходится. Об определении строения грунтов в геотехнике не упоминается, но может быть, свойства грунтов изу- чаются «геотехническими» методами, и вновь нет. Прочность в лаборатории определяется на сдвиговых приборах, деформируе- мость компрессионными испытаниями, то есть полностью грунто- ведческими методами на специально созданных для этих целей при- борах. Говорить об изучении свойств грунтов полевыми методами в геотехнике совсем нельзя,- это типичные инженерно-геологические методики, оборудование и способы интерпретации. Геотехника, таким образом, не имеет своей области исследова- ний, своего предмета и методологии и более того не может быть отнесена к естественнонаучным дисциплинам, в связи с метафизич- ностью основных научных (?) воззрений. В российской лучшей в мире инженерной школе, в том числе и инженерно-строительной, сложился иной подход к решению за- дач проектирования строительных объектов, который вполне обес- печен надлежащей и надежной системой инженерных изысканий для строительства. Существующая система нормативной докумен- тации в полной мере обеспечивала и безопасность, и надежность строительных объектов, многие из которых по своей грандиозности 138 многократно превосходят мировые образцы. При реализации необ- ходимой гармонизации с международной системой стандартов ис- пользование принятых за рубежом системы геотехнических показа- телей отнюдь не является непреодолимой проблемой. Она не требует многозначительного включения в систему инженерных изысканий неких никому в нашей стране неизвестных инженерно- геотехнических изысканий. Даже нет необходимости, именовать их как вид изыскательских работ, просто надо назвать, что модуль де- формации, коэффициент фильтрации, угол внутреннего трения и сцепления носят название «геотехнических» показателей. Более того, эти важнейшие для строительства показатели имеют корни в грунтоведении, которая является составной частью инженерной геологии. А для грунтоведов такое переименование не будет чем-то значительным. Существует мнение, что областью исследований геотехники является зона взаимодействия сооружения с геологиче- ской средой, где как раз и появляются геотехнические показатели, но есть же понятие «основание» сооружения, а если это сооружение подземное, то это среда для него, а если – грунт материал для со- оружения, то его свойства описываются физико-механическими по- казателями. И вновь мы приходим к классическому определению в инженерной геологии понятия грунт. И здесь следует подчерк- нуть, что успешно реализуется важнейший принцип отечественной школы грунтоведения, а именно, генетический подход к определе- нию условий формирования состава, строения, состояния и свойств грунтов, и он разделяется не только инженерами-геологами, но и учеными в механике грунтов и скальных пород. И уж никак гео- техника не может заниматься оценкой инженерно-геологических процессов, их генезисом, масштабом, развитием, последствиями, и, никакой пользы в важнейшем для современного строительства прогнозе и оценке геологического риска от геотехники ждать не приходится. Может быть у геотехники есть региональный аспект? Не очень верится что в региональном аспекте изменяется модуль деформации или коэффициент фильтрации для одних и тех же пет- рографических генетически равных разностей грунтов. Региональ- ная инженерная геология успешно развивается в нашей стране бо- лее чем три четверти века. И это понятно так как такого исключительного разнообразия условий нет ни в одной западноев- ропейской стране. 139 Здесь необходимо остановиться на одном аспекте, в связи с не- точностью перевода возникло различие в толковании терминов «геотехнические изыскания» и «геотехнические исследования». В России круг вопросов, охватываемых «геотехническими исследо- ваниями», решается в результате проведения инженерных изыска- ний (инженерно-геологических, инженерно-геодезических, инже- нерно-гидрометеорологических, инженерно-экологических), их анализ и синтез выполнения расчетов деформаций и устойчивости зданий и сооружений с использованием моделей механики грунтов, разработка и использование различных технологий производства строительных работ и мониторинг в соответствии с такими норма- тивными документами как СП 11-105-97 «Инженерно-геоло- гические изыскания для строительства», а также СП 11.13330.2011 «Основания зданий и сооружений» и других нормативных доку- ментов. Неграмотный перевод с английского и тем самым появление «инженерно-геотехнических изысканий», а не «геотехнических ис- следований» влечет за собой серьезные сложности в организации изысканий – важнейшего этапа проектно-изыскательских работ в строительстве. Первое, – это появление в Технических заданиях проектировщиков требования о проведении инженерно-геотех- нических изысканий. Что это за изыскания, как их надо выполнять, какими методами, как интерпретировать полученные результаты, что следует представлять в отчетах по изысканиям, в которых уже в пол- ном объеме приведены результаты инженерно-геологических изыс- каний не знает ни один изыскатель, равно как и проектировщик. Вто- рое, – это отсутствие квалифицированных кадров – геотехников, которых не готовит ни один университет в нашей стране. Третье, – утверждение, что в западноевропейской практике геотехника суще- ствует «испокон века», для условий нашей страны неправомочно, в силу исключительного регионального разнообразия инженерно- геологических условий. Этого в Западной Европе нет, да собствен- но особых сложностей в оценке инженерно-геологических условий на площадке строительства проектировщики, практически ни в одной из европейских стран, не встречают, да и в инженерно- геологическом аспекте районы строительства очень хорошо изу- чены. Собственно, к примеру, нигде там не встречаются вечно- мерзлые грунты, поэтому в западных странах роль изыскателей 140 снижается и основной задачей является оценка взаимодействия проектируемого сооружения с природным основанием, т.е. осу- ществляются именно геотехнические исследования в узком пони- мании этого термина. Видно, что отличие в российском и западном подходе заключа- ется лишь в том, что на западе применяют объединяющий эту об- ласть строительной деятельности термин «геотехнические исследо- вания», тогда как в нашей стране применяются по существу два термина «инженерные изыскания» и «основания и фундаменты». Для такого российского подхода имеются определенные историче- ские предпосылки, связанные с большим разнообразием природ- но-климатических и инженерно-геологических условий, что по- требовало привлечение специалистов из других, нестроительных отраслей знания, что сыграло положительную роль и позволило разработать и успешно применять хорошо структурированную систему нормативных документов, позволяющих учитывать инже- нерно-геологические, климатические, экологические особенности площадок (регионов, территорий) для целей строительства. Это закрепило некоторую организационную обособленность ин- женерных изысканий от проектных проработок, которые выполняют инженеры-конструкторы и строители. Иными словами изыскатели исторически оказались равноправными партнерами инженеров- конструкторов и строителей. На западе же исторически сложилось некоторое главенство инженеров-строителей над специалистами, поставляющими геологическую, экологическую, климатическую информацию для реализации проектов. Выводы Геотехнические исследования или более кратко геотехника – си- стема взаимосвязанных мероприятий (действий, операции) по инже- нерным изысканиям, расчетам устойчивости зданий и сооружений на грунтовом массиве, в толще грунта или из грунтов, технологии строи- тельных работ, контроль качества строительных работ, мониторинг объекта строительства окружающей застройки. Геотехника представ- ляет совокупность специальных знаний, необходимых для минимиза- ции риска разрушения зданий и сооружений и жизни людей. Геотехнические исследования (geotechnicalinvestigations) (или кратко «геотехника») (термин принят в западных странах) – сово- купность работ, необходимых для обеспечения рационального про- 141 ектирования и строительства фундаментов зданий и сооружений с минимальным риском для сооружения и жизни людей. Геотехни- ческие исследования включают следующие виды работ: инженерные изыскания – инженерно-геологические, инже- нерно-геодезические, инженерно-гидрометеорологические, инже- нерно-экологические; расчеты устойчивости и деформации оснований зданий и со- оружений методами механики грунтов; технология и производство строительных работ нулевого цикла; мониторинг и надзор за строительством. Инженерно-геологические изыскания (ИГИ) – комплекс работ производственного характера, выполняемый для получения инфор- мации об инженерно-геологических условиях территории (площад- ки) проектируемого строительства. ИГИ проводятся в соответствии с нормативно-методическими документами – сводами правил и национальными стандартами. Состав и объем ИГИ зависят от от- ветственности сооружения и степени сложности инженерно- геологических условий площадки строительства. Геотехнику следует рассматривать как важный самостоятельный раздел инженерной геологии, как к примеру техническая мелиорация грунтов. Предметом ее изучения следует определить свойства грунтов, подвергающихся воздействию технологий строительства и строитель- ных конструкции, в том числе и в зоне взаимодействия с ранее постро- енными зданиями и сооружениями, а также прогноз изменения этих свойств и оценку возможного развития негативных геологических процессов в грунтовых толщах при строительстве и эксплуатации кон- кретных зданий, сооружений и инженерных коммуникаций. В данном случае верным представляется утверждение, что основание сооруже- ния и есть искомый предмет геотехники. 142 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.131 АГРЕССИВНОСТЬ ГРУНТОВЫХ ВОД УРБАНИЗИРОВАННОЙ ТЕРРИТОРИИ (НА ПРИМЕРЕ Г. ВОЛОГДЫ) Труфанов А.И. Вологодский государственный технический университет, г. Вологда, Россия По результатам материалов изысканий, проведенных в разное время на территории г. Вологды, приводится анализ результатов химического состава подземных вод. Выявляются различные типы их агрессивности на подземные коммуникации урбанизированной территории. The article provides an analysis of the results of the chemical compo- sition of groundwater based on the results of investigations carried out at different times in the city of Vologda. The Author detects the different types of aggression of groundwater and its effect on the underground communications of urban area. Анализ материалов изысканий позволяет заключить, что при ур- банизации природной среды наибольшему изменению подверглись геологические и гидрогеологические ее компоненты. В процессе освоения территории были ликвидированы частично или полно- стью овраги, старые фортификационные каналы, малые водотоки, которые служили дренажем и регулировали уровни грунтовых вод. Небольшие речки, притоки р. Вологды, когда-то тоже дренировали прилегающие к ним участки, а в настоящее время в значительной 143 степени заилены. Все это привело к изменению инженерно- геологических и гидрогеологических условий застроенной террито- рии и прежде всего к ее подтоплению. При подъеме уровня подзем- ных вод изменяется и гидрохимический режим подземной гидро- сферы. При подтоплении территории водовмещающими грунтами становятся культурные слои. Культурные слои города отличаются крайней неоднородностью и содержат перемещенные почво- грунты, строительный мусор, промышленные и бытовые отходы, золу захоронения и пр. Качественный состав культурных слоёв определяет и химиче- ский состав подземных вод. Промышленное и хозяйственное освое- ние территории г. Вологды также вызвало ряд изменений грунтов, прежде всего их загрязнение. Основными источниками загрязнения грунтов и подземных вод являются промышленные отходы, промстоки и бытовые отходы. Наибольшему загрязнению подвер- гаются верховодка и грунтовые воды, распространенные в четвер- тичных отложениях и культурных слоях. Грунтовые воды в естественном залегании при отсутствии тех- ногенного загрязнения не агрессивные или слабоагрессивные, име- ют гидрокарбонатный кальциевый состав и сравнительно невысо- кую минерализацию (до 1 г/л) [4]. На урбанизированной территории (особенно старой части города) химический состав грунтовых вод существенно меняется (рис. 1). За счет увеличения концентрации SO4 2- и Cl – растет общая минерализация. Достаточно тесная связь химического состава подземных вод прослеживается с типом и ин- тенсивностью инженерно-хозяйственного освоения территории. Так, например, вдоль трасс автомобильных дорог резко увеличива- ется содержание ионов натрия и хлора, особенно на перекрестках дорог, где содержание их соответственно 520 мг/л и 1243 мг/л. При увеличении мощности культурного слоя, как правило, воз- растает общая минерализация вод, содержание в них азотистых со- единений (до 400 мг/л) и окисляемости (170 мг/л). Основное влия- ние на рост минерализации в пределах урбанизированной территории оказывают доминирующие компоненты загрязнений – сульфатные и гидрокарбонатные ионы. Так на некоторых участках правобережной части города содержание сульфат-иона увеличилось с 26 мг/л – 1952 год [2] до 973 мг/л – 2009 год. 144 Рис. 1. Диаграмма химического состава грунтовых вод и верховодки урбанизированной территории города Вологды [3] Источником сульфатного загрязнения грунтовых вод могут быть атмосферные осадки, поскольку над территорией промыш- ленного города осадки имеют высокое содержание сульфатов [5]. Однако на некоторых участках долины р. Вологды повышенное содержание сульфатов можно объяснить гидравлической связью грунтовых вод с водами более глубоких горизонтов, имеющими сульфатный состав. В большинстве же случаев сульфаты в грун- товых водах и верховодке имеют техногенное происхождение. По водородному показателю подземные воды могут варьировать от кислых до щелочных, но преобладают слабокислые и нейт- ральные. На участках с мощной толщей культурного слоя или распространения отложений торфа рН в водах снижается до 4,1. Щелочные грунтовые воды с рН выше 8,0 на территории города встречаются редко. Высокие концентрации сульфатов, растворенного органического вещества (судя по окисляемости), низкие значения рН и практиче- ски постоянное присутствие в грунтовых водах железа и хлора яв- ляются показателями агрессивности их по отношению к бетонным конструкциям и высокой степени коррозийности по отношению к металлическим конструкциям подземных коммуникаций. 145 В соответствии с действующими нормативными документами [1] по химическому составу подземные воды по отношению к бе- тону марки W4 обладают разными видами агрессивности. Их рас- пространение в пределах городской территории показано в табл. 1 и на рис. 2. Таблица 1 Виды агрессивных грунтовых вод на застроенной территории г. Вологды Вид агрессивности Степень агрессивности Распространение в черте города 1. Углекислотная Слабо- и среднеагрес- сивная Почти по всему городу за исключением правого берега реки Вологда на участке па- мятника 800-летия. В за- висимости от сезона степень агрессивности меняется – увеличивается в меженные периоды и уменьшается в паводки 2. Бикарбонатной щёлочности Слабоагрес- сивная Имеет очень ограниченное распространение в районе ПЗ, льнокомбината, пос. Лоста 3. Аммонийных солей Слабоагрес- сивная Встречается в районе ПЗ и центральном районе, име- ет локальное распростра- нение, вдоль железной до- роги, выгребных ям в де- ревянной застройке города 4. Общекислот- ная Слабоагрес- сивная В пределах распростране- ния торфяных участков 5. Сульфатная Слабоагрес- сивная Имеет ограниченное рас- пространение в Заречной части города, вдоль желез- ной дороги и реки Содимы 146 Рис. 2. Распространение агрессивных грунтовых вод на территории г. Вологды бикарбонатной щелочности аммонийных солей сульфатная общекислотная (по рН) углекислотная 147 Как видно из приведенных в таблице данных подземные воды слабоагрессивные по отношению к бетону. Но вместе с тем наблю- дается тенденция увеличения минерализации и загрязнения подзем- ных вод сульфатами, хлоридами вдоль автодорог, железной дороги и переход вод в агрессивные. По отношению к металлическим конструкциям подземные воды среднеагрессивные, по отношению к арматуре железобетонных конструкций слабоагрессивные. Наиболее опасными для подземных бетонных и металличе- ских строительных конструкций являются участки центрального района и района подшипникового завода. Здесь присутствуют агрессивные воды почти по всем показателям агрессивности. В районе Заречья преобладают грунтовые воды сульфатной агрессивности. Из подземных коммуникаций самым уязвимым по отношению к агрессивным грунтовым водам являются водопроводная сеть. Наибольшее количество аварий на водопроводной сети произошло в 2003 и 2010 годах соответственно 835 и 2000. Анализ и сопостав- ление мест повышенной аварийности сетей и участков распростра- нения наиболее агрессивных подземных вод даёт основание счи- тать, что причинами прорывов на водопроводных сетях не последнее место занимает агрессивность грунтовых вод. Сопостав- ление прорывов на водопроводной сети в аномально жаркое лето 2010 года с видами агрессивности грунтовых вод показало, что наибольшее количество аварий произошло в районах распростране- ния грунтовых вод, обладающих углекислотной агрессивностью (Центральный район, 6-й микрорайон, Бывалово). Наименьшее ко- личество прорывов за этот период отмечено в Заречной части горо- да, где грунтовые воды характеризуются преимущественно суль- фатной агрессивностью. Литература 1. Защита строительных конструкций от коррозии : СНиП 2.03.11–85. – М. : ОАО «ЦПП», 2007. – 56 с. 2. Лебедев, В.В. Подземные воды Вологодской области / В.В. Лебедев // Труды научной конференции по изучению Воло- годской области. – Вологда : Обл. кн. редакция,1956. – С. 84–113. 148 3. Труфанов, А.И. Подземные воды города Вологды и формиро- вание их состава / А.И. Труфанов // Лебедевские чтения. – Вологда, 1994. – С. 59–69. 4. Труфанов, А.И. Некоторые особенности химического состава подземных вод застроенной территории (на примере г. Вологды) / А.И. Труфанов // Современные проблемы инженерной геологии и гидрогеологии территории городов и городских агломераций. – М. : Наука, 1987. – С. 226–227. 5. Труфанов, А.И. К вопросу о химическом составе атмосфер- ных осадков / А.И. Труфанов, Н.А. Орлянский // Проблемы гидро- геологи, инженерной геологии и геоэкологии : материалы Всерос- сийской научной конференции с международным участием. – Томск : ИПР НИ ТПУ, 2010. 149 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.131 ГЕОЭКОЛОГИЧЕСКИЕ ПОСЛЕДСТВИЯ ПОДТОПЛЕНИЯ ГОРОДСКИХ ТЕРРИТОРИЙ (НА ПРИМЕРЕ Г. ОМСКА) Тюменцева О.В., Ибрагимов П.А., Щербак Д.А. Сибирская автомобильно-дорожная академия г. Омск, Россия Представлены результаты впервые выполненных массовых об- следований жилых и производственных помещений, расположен- ных на подтопленных территориях в г. Омске. Даны рекомендации для улучшения экологической обстановки на подтопленных терри- ториях. The results of the mass investigations of the living accommodations and the industrial premises fulfilled for the first time, which are located on the inflowed territories in the Omsk city are offered. The recommen- daitions for the improvements of the ecological conditions on the in- flowed territories are given. Введение. Город Омск – крупнейший промышленный и админи- стративный центр Западной Сибири, основанный в 1716 году, рас- положен в Прииртышской впадине, характеризующейся малыми уклонами поверхности, блюдцеобразными западинами, наличием мелких озер и заболоченных участков. Площадь города более 600 км2. Около 20 % застроенной территории занято частными од- ноэтажными преимущественно деревянными домами, примерно 30 % – многоэтажными. Интенсивное многоэтажное жилищное 150 строительство ведётся с конца 60-х годов прошлого столетия. За- стройку осуществляют крупными жилыми массивами с преоблада- нием 7–12 этажных домов на свайных фундаментах. Застраиваются территории малопригодные по инженерно-геологическим услови- ям: засыпаются овраги, мелкие озера, болота, создаются искус- ственные песчаные основания гидронамывом. К настоящему времени значительная часть застроенной ранее правобережной части города подтоплена. Грунтовая вода находится на глубине менее двух метров от поверхности земли. С целью геоэкологического обоснования защиты от подтопления территории города сотрудниками кафедры «Инженерная геология, основания и фундаменты» СибАДИ, выполнены обследования состояния жилых помещений и условий проживания населения на подтопленных территориях. При обследовании выявляли наличие признаков подтопления (сырость стен, пола, трещины, отслаивание краски, штукатурки, грибок и т.п.), измеряли влажность и температуру воздуха элек- тронным гидротермометром (Digital-Hydro / Thermometer GREISINGER electronic, made in Germany), брали пробы воды из подтопленных подвалов для химических анализов, замеряли глуби- ну залегания уровня воды в колодцах. Для установления условий проживания на подтопленных терри- ториях выполняли опрос населения о видах заболеваний, снижении урожая овощей на приусадебных участках, деформации строений. Одновременно фиксировали характер благоустройства территорий: озеленение, наличие признаков заболачивания, обеспеченность по- верхностного стока, состояние асфальтобетонных покрытий. Все эти данные заносили в специально разработанные для этих целей анкеты. Для обследований выбраны 12 подтопленных участков, ха- рактеризующихся различными геолого-геоморфологическими усло- виями. Обследованы более 500 жилых домов, а также ряд помеще- ний, занятых учебными, медицинскими, культурными и другими учреждениями. Последствия подтопления частных домов. Обследованы част- ные дома, расположенные на первой надпойменной террасе Ирты- ша (участки 2,9,12), а также в пределах коренного склона и, частично, водораздельной равнины (участки 3, 4, 5, 6) 151 Обследования показали, что на большей части подтопленных территорий, занятых частной застройкой, затапливаются огоро- ды, преимущественно весной (25–100 %), подполья (30–80 %), погреба (30–80 %). На плохие условия проживания в связи с по- стоянной сыростью, гниением пола, наличием грибка, обилием комаров указали от 20 до 62 % опрошенного населения, на ча- стые простудные заболевания – от 30 до 100 % (табл.). Из других заболеваний, связанных с проживанием на подтопленных терри- ториях, отмечены ревматизм, гайморит, воспаление лёгких, бронхиальная астма, туберкулез [2]. К настоящему времени погреба на подтопленных территориях, занятых частной застройкой, чаще всего ликвидированы, в связи с их постоянным затоплением. Подполья в большинстве домов засы- паны землёй до глубины 0,5–1,0 м. Это лишает возможности насе- ления хранить овощи на зиму, что приводит к росту их цен, усили- вает социальную напряженность. Последствия подтопления многоэтажных жилых домов. В многоэтажных домах затопление подвалов связано с деформа- цией отмосток, разрушением наружной и внутренней гидроизо- ляции, отсутствием поверхностного стока. Постоянная сырость, наличие грибка, обилие комаров характерно для домов, постро- енных на месте бывших озер без проведения гидротехнических мероприятий по отводу из озер воды. В зданиях, где трубы, по- дающие горячую воду, находятся в затопленных подвалах, из-под пола в квартиры поступает пар. На стенах, а в отдельных случаях и на потолке, выступает влага. Пол в таких домах приходит в не- годность в первые годы их эксплуатации. В домах с постоянно затопленными подвалами на дверях подъездов и зданий зимой появляется изморозь, деформиуются двери подвалов и входные двери. На лестничных площадках таких домов неприятный удушливый запах. Многоэтажные жилые дома обследованы на участках 1, 8 ,10 и 11. На участке 1, расположенном на второй надпойменной тер- расе Иртыша в правобережной части города, обследованы 5- и 9- этажные кирпичные и панельные дома, построенные в 1980– 1990 гг. Во многих домах стены в квартирах первых этажей сы- рые весь год. В некоторых зданиях имеются трещины. 152 Результаты обследований жилых помещений в г. Омске Номер участка 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 Тип застройки* 5п 9п 1д 1д 1д 1д 1д 1д 5п 9п 1д 1к 9п 3к 4к 5к 1д 1к Последствия подтопления, % от количества обследованных помещений Затапливаются: огороды - 50 100 - - 10 63 - 30 - - 26 подполья - 70 80 12 30 80 82 - 40 - - 40 погреба 65 40 82 - 60 70 - - 30 - - 57 подвалы 80 - - - - - - 20 - 75 60 - Сырость 76 60 100 26 83 40 63 70 50 75 87 65 Гниение пола, стен 41 50 100 18 70 90 55 60 30 75 70 40 Грибок 23 40 75 10 58 70 63 - - 12 22 20 Деформация строений 12 50 75 7 75 90 83 - 70 10 - 34 Гибель древесной раститель- ности 53 50 87 15 40 70 70 - 40 - 57 20 Заболачивание территории 94 50 25 - 60 60 70 - 40 - - 23 Снижение урожая овощей - 40 100 - 70 100 70 - 30 - - 32 Простудные заболевания 72 46 100 30 70 100 60 10 30 75 65 30 Плохие условия проживания 8 40 62 20 40 50 40 40 - 40 50 28 *цифра – количество этажей; буква – тип застройки: п – панельная, д – деревянная, к – кирпичная. 153 На участке 8, расположенном на первой надпойменной террасе Иртыша, обследованы 5- и 9-этажные дома, преимущественно па- нельные, построенные в период с 1971 по 1989 гг. Сырость в квартирах первого этажа в течение всего года отмечена в 70 % обследованных домов, затопление подвалов, преимущественно вес- ной – в 20 %, гниение пола – в 60 %. На плохие условия прожива- ния в связи с постоянной сыростью указали 40 % опрошенного населения (см. табл.). На участках, расположенных в пределах коренного склона (№ 10, 11), подвалы многих домов были затоплены до их заселения. Пол в таких квартирах пришел в негодность после одного года их эксплуатации. При повторном обследовании этих участков, выполненном нами через 15 лет после заселения, установлено, что на территориях с обеспеченным поверхностным стоком и озелененных древесной рас- тительностью подтопление не наблюдается. В домах, расположенных на территориях с недостаточным обеспечением поверхностного стока, подвалы по-прежнему подтапливаются, особенно весной. Условия проживания в квартирах первых этажей весьма неблагоприятные в связи с постоянной сыростью, гниением пола, стен, наличием грибка. Жители этих домов жалуются на усиление простудных заболеваний, головных болей, аллергии, гайморита, воспаления легких. На участке 11, застроенном преимущественно в период с 1958 по 1969 гг. 3-, 4- и 5- этажными кирпичными домами, в 60 % домов подвалы затапливаются постоянно. Сырость в квартирах первых этажей отметили 87 % опрошенного населения, обилие комаров да- же в зимний период времени – 57 %, гниение пола – 70 %. На пло- хие условия проживания в домах с затопленными подвалами указа- ли 50 % жителей этого участка. Кроме рассмотренных участков обследован ряд пятиэтажных кирпичных домов без подвалов, построенных в 1958–1960 гг. В та- ких домах весь год затоплены технические подполья. Последствия подтопления зданий, занятых учреждениями (ор- ганизациями). Обследования показали, что подвалы многих зданий, занятых учреждениями, подтоплены весь год (техническое училище № 21, медсанчасть № 1, школы № 41, 55, дом культуры «Металлист» и др.). Толщина слоя воды в таких подвалах достигала 30–50 см (чаще 10–15). Перемещаться в них можно только по доскам. 154 В течение всего года подтоплены также подвалы ряда зданий Омского государственного университета, Омского филиала Союз ДОРНИИ, СибАДИ. Эпизодически подтапливаются некоторые подвальные помещения Омского телецентра, медицинской акаде- мии и многих других учреждений. Влажность воздуха в подтопленных подвалах и цокольных по- мещениях выше 70 %. В отдельных случаях влажность воздуха в подтопленных подвалах достигает 75–77 % при влажности возду- ха на 4 этаже 30 % (июль месяц). Санитарные условия подвальных помещений с повышенной влажностью воздуха весьма неблагоприятны для здоровья челове- ка. Переувлажнение стен подвалов в сочетании с повышенной температурой приводит к резкому ускорению развития таких био- логических форм, как плесень, сине-зеленые микроводоросли, грибки и др. Эти формы обладают способностью образовывать химические соединения – сильно концентрированные кислоты, щелочи, органические соединения, которые способны разрушить почти все строительные материалы. Анализ воды из затопленных подвальных помещений показал, что концентрация солей в ней достигает 25–30 %. Вода, насыщенная такими вредными для здоровья людей солями, как хлориды, сульфаты, нитраты и др., испаряется, а соли отклады- ваются на поверхности подвальных стен внутри помещений. Далее эти соли со спорами грибков и продуктами их выделений, плесенью и микроводорослями диффундируют в воздух и создают антисани- тарные условия, которые приводят у работающих в этих помещени- ях к таким заболеваниям, как астма, туберкулез и др. Эксплуатиро- вать подвалы на подтопленных территориях не представляется возможным, так как условия нахождения в них людей весьма не- удовлетворительные. За рубежом штукатурку со старых зданий, насыщенную вредными для здоровья человека солями, хоронят в специальных могильниках [1]. Для улучшения экологической обстановки на подтопленных тер- риториях рекомендуется: обеспечение поверхностного стока атмосферных вод плани- ровкой рельефа, устройством водопропускных сооружений, водоот- водных канав и контроль за их работой; 155 своевременная замена пришедших в негодность водопровод- ных и канализационных труб; постоянный контроль за состоянием отмосток, своевремен- ный их ремонт; использование для полива огородов, газонов, садово-дачных участков воды, откачиваемой из колодцев, озер и болот; очистка и углубление дна озер с целью интенсификации их дренирующего действия; своевременный вывоз снега с застроенной территории за пре- делы города; озеленение территории влаголюбивой растительностью; искусственное повышение отметок поверхности земли намывным грунтом из озер; организация специальной службы контроля за работой дре- нажей; в отдельных случаях снос частных домов, построенных на за- болоченной территории. Выводы. Результаты обследований жилых и производственных помещений в г. Омске показали, что подтопление территорий ока- зывает весьма негативное влияние на условия проживания и здоро- вье населения. Затапливаются огороды, подполья, подвалы, про- грессирует заболачивание, снижается урожайность, деформируются строения. Усиливаются простудные и другие заболевания (ревма- тизм, гайморит, астма, туберкулез). Мероприятия для улучшения экологической обстановки в городе должны быть направлены на обеспечение поверхностного стока та- лых и дождевых вод, интенсификацию подземного стока и испаре- ния, обеспечение бесперебойной работы дренажей. Литература 1. Королев, В.М. Из опыта гидроизоляции подвальных помеще- ний московских зданий и сооружений / В.М. Королев, В.А. Аших- мен, Э.С. Аргал // Основания, фундаменты и механика грунтов. – 2001. – № 4. – С. 29–32. 2. Тюменцева, О.В. Геоэкологическая проблема г. Омска в связи с подтоплением территории : монография / О.В. Тюменцева. – Омск : Изд-во СибАДИ. 2003. – 205 с. 156 Секция 2 Механика грунтов как теоретическая основа современной геотехники Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.138.9 РАСЧЕТ ОСАДКИ ОСНОВАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ ИЗ АРМИРОВАННОГО ГРУНТА Банников С.Н. Белорусский национальный технический университет, г. Минск, Беларусь В предлагаемом докладе описывается методика определения осадки оснований и сооружений из армированного грунта. Армиро- ванная среда рассматривается как трансверсально-изотропный слой грунта, лежащий на сжимаемом или несжимаемом изотропном ос- новании. Приводятся данные о влиянии на осадку механических характеристик армированного грунта. In the paper is described the technique computation of bases and structures from the reinforced earth . Reinforced environment is consid- ered as transversely-isotropic layer on the compressible and incompress- ible isotropic base. The mechanical characteristics of the reinforced soil on the settlement is studied. The technique of determination mechanical characteristics of the reinforced soil is described. В настоящее время при проектировании, строительстве и реконструкции зданий и сооружений в сложных инженерно-гео- логических условиях часто возникает необходимость в усилении оснований и фундаментов. Наиболее эффективным методом сниже- ния деформативности и увеличения устойчивости грунтов основания 157 /// /// /// /// ,E 33 ,E 00 ,E 1 b 1 b Y 0P h X 0y под фундаментами является его армирование вертикальными, гори- зонтальными и наклонными элементами, которое можно произво- дить не разрабатывая котлована и не нарушая естественной струк- туры грунтов, в стесненных градостроительных условиях, с малым удельным расходом материалов и трудозатрат при достаточно ин- тенсивных темпах строительства. Компоненты напряжений и перемещений для нашего случая определялись исходя из следующих предпосылок: армированная среда рассматривается как трансверсально- изотропный слой грунта, лежащий на сжимаемом или несжимае- мом изотропном основании загруженного равномерно-распре- деленной полосовой нагрузкой; расчет напряженно-деформативного состояния армогрунта и его устойчивости ведется с учетом совместной работы грунта и армирующих элементов; свойства каждого слоя определяются значениями модулей де- формации (E1, E3), коэффициентов Пуассона ( 1 3) и толщины h; армирующие элементы и грунт жестко связаны между собой (скольжение по плоскостям раздела невозможно); размеры армирующих элементов малы по сравнению с мощностью усиливаемых слоев. При этих допущениях можно отвлечься от неоднородности сло- истой структуры и рассматривать ее как однородную трансверсаль- но-изотропную среду, обладающей симметрией относительно оси, перпендикулярной к плоскостям слоев (рис. 1). Рис. 1. Расчетная модель армированного грунта E0, ν0 158 С учетом вышесказанного нами получены формулы для вычисления напряжений и осадок для армированного и подстилающего слоев: для армированного слоя для подстилающего слоя: ,cos 0 1 2 1 1111 y2 0 d h x h y sh h y ch h y M h p ,1 1 1 11 1 2 cos 0 )1(2 12 0 0 00 d h x h y sh h y ch M h y E p где y1, y2 – вертикальные сжимающие напряжения; ;1 1 ;1;1 1 3 2 3 3 33 3 3 13 2 11 E E E S E S E S 3 33 66 21 EE EE S ; ; 1 33 2 113 1 SS Q . 2 33 2 213 2 SS Q ,1111 11 1 cos 2 22 110 0 d h x h y Dsh h y Cch h y Bsh h y Ach h p y ,1 1 1 11 11 cos 0 2 2 2 2 2 1 1 1 1 0 1 d h x h y shDQ h y chCQ h y shBQ h y chAQ p 1 2 3 4 159 A( 1), B( 1), C( 1), D( 1), M( 1) – неизвестные коэффициенты [1], которые определялись при следующих граничных условиях (см. рис.1): для y = 0 1 = 0; y1= y2 ; 1 = 2 ; для y = h 1 = 0; Исследование выше приведенных формул показало, что осадка армированного грунта уменьшается с уменьшением коэффициента анизотропии. Так, для армированного слоя грунта (при Po = 0,3 МПа; E/E3 = 0,25; E0/E3 = ; = 3 = 0,35; b1 = 1м; h = 3 м) осадка составила 1 = 0,038 м, а для неармированного грунта (при Po = 0,3 МПа; E/E3 = 1; E0/E3 = ; = 3 = 0,35; b1 = 1м; h = 3 м) - 1 = 0,12 м. Расчет осадок подпорных конструкций производится нами с ис- пользованием метода послойного суммирования. При исследовании работы таких оснований грунтовая среда с армирующими элементами рассматривалась нами как трансверсально-изотропная среда [2] со следующими граничными условиями (рис. 2). Рис. 2. Расчетная схема: 1 − армирующие элементы; 2 − грунт; 3−ограждающая конструкция ;cos sin 2 1 1 0 1 11 1 0 d h xh b p y а б 160 В результате решения уравнений равновесия и неразрывности нами были получены выражения для определения напряжений в виде: ; γ arctg γ arctg γ arctg γ arctg γ arctg γ arctg γ arctg γ arctg γγ γγ 11 1 22 2 11 1 22 2 12 120 z y az y baz y az y baz y baz y az y baz y azP (5) . γ arctg γ arctg γ arctg γ arctg γ arctg γ arctg γ arctg γ arctg γγ 11 1 22 2 11 1 22 2 12 0 y y az y baz y az y baz y baz y az y baz y azP (6) Здесь 1 и 2 – корни характеристического уравнения, которые для нашего случая определялись по следующим формулам: , 11 3311 2 13661366 1 2 4)2(2 γ S SSSSSS (7) , 11 3311 2 13661366 2 2 4)2(2 γ S SSSSSS (8) Нами также предложено производить расчет нестабилизиро- ванных осадок армированных водонасыщенных грунтов по следу- ющей зависимости: ,срkt USS 9 где Sk – конечная стабилизированная осадка слоя грунта, усиленно- го дренирующими элементами; Ucp – степень консолидации слоя, равная величине h wo wt ср dyP P h U 0 1 1 или в приближенной форме ; 1 1 1 h wo wt cp yP P h U где y – толщина расчетных слоев, на которое разбивается линей- но-деформируемое основание; Pwt – избыточное поровое давление в грунтовой массе для любого момента времени, определяемое при 161 решении уравнения консолидации для пространственной задачи в виде: где Kx, Ky, Kz – коэффициенты фильтрации воды через грунт соот- ветственно в направлении осей x, y и z; w – удельный вес воды; Pwо – начальное избыточное поровое дав- ление, определяемое по формуле: где При изучении вопроса работы водонасыщенного армированного основания учитывалось влияние на степень консолидации (Ucp) сле- дующих факторов [3]: коэффициентов механической анизотропии (n = E/E3) и бокового расширения грунтов ( , 3); толщины уплотняемого слоя и ширины прикладываемой нагрузки в виде ω = h/b1; граничных условий по водопроницаемости; отношение горизонтальной проницаемости (Кx) к вер- тикальной (Кz); водопроницаемость армирующих элементов. Учет этих факторов производили для двух случаев: 1. Уплотняемый водонасыщенный армированный слой грунта конечной толщины с проницаемой верхней частью лежит на не- сжимаемом водонепроницаемом основании (случай ППОН); 2. Уплотняемый водонасыщенный армированный слой грунта конечной толщины с проницаемой верхней частью лежит на не- сжимаемом водопроницаемом основании (случай ППОП). , 2 , 2 2 , 2 2 , 2 2 , z K y K x K E t tw z tw y tw x W ztw ;112 1 2 33 2 2 mm ;3EEm ,xуxwо . SS SS Ψ; Ψ Α 3313 1311 1 1 162 Для расчета осадок по формуле (9) нами были разработаны но- мограммы по определению степени консолидации (Ucp). Они пред- ставлены на рис. 3, 4. Рис. 3. Графики зависимости степени консолидации водонасыщенного армированного слоя грунта толщиной h = 5b1 от фактора времени (случай ППОН) Рис. 4. Зависимость степени консолидации армированного слоя грунта толщиной h = 5b1 от коэффициента дренирования r для случая ППОН при Кх/Kz = 1 0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 Фактор времени Т С те п н ь к о н с о л и д а ц и и в % 0,001 0,01 0,1 1,0 Рис.3 Графики зависимости степени консолидации водо-насыщенного армированного слоя грунта толщиной h=5b1 от фактора времени ( случай ППОН ) Kx/Kz=50 Kx/Kz=10 Kx/Kz=5 Kx/Kz=1 Фактор времени Т 100 80 60 40 20 0 0.001 0.005 0.01 0.05 0.1 0.5 1.0 С те п ен ь к он со л и да ц и и в % r=5 r=10 r=20 r= 163 Безразмерный фактор времени определялся по следующей фор- муле: По приведенным графикам, задаваясь интересующим нас мо- ментом времени по формуле (10) определяем фактор времени Т и, учитывая коэффициент фильтрационной анизотропии, полу- чим соответствующую степень консолидации слоя толщиной h. Далее подставляя значения Ucp в формулу (9) находим консоли- дационную осадку St. По результатам численного моделирова- ния установлено, что, например, при h/b1 = 2 время консолида- ции армированного слоя имеющего m = Kx/Kz = 50, сокращается по сравнению с изотропным по водопроницаемости основанием в 28 раз. Время 50 % степени консолидации слоя увеличивается с ростом его толщины как для случая ППОН, так и для ППОП. Так, например, при сравнении оснований с h/b1 = 1 и h/b1 = 5 увеличение произошло в 11 раз для ППОН и в 16 раз для ППОП. Время консолидации оснований зависит также и от их гранич- ных условий. Например, если рассмотреть время достижения 50 % степени консолидации слоев толщиной h/b1 = 1 для случаев ППОН и ППОП, то выясняется, что во втором случае оно со- кращается примерно в 4 раза. В том случае, когда армирующие элементы кроме уменьшения осадок выполняют роль дренажных конструкций задача консоли- дации армированного основания превращается из плоской в про- странственную. Нами также были построены графики зависимости степени консолидации водонасыщенного армированного слоя грунта от коэффициентов анизотропии m = Kx/Kz и дренирования r = lcв/dсв (рис. 4). Из анализа полученных результатов можно сде- лать вывод, что усиление оснований дренирующими элементами позволяет значительно сократить время консолидации. Это сокра- щение будет тем интенсивнее, чем меньше отношение r = lcв/dсв. 10 2 2 3 h tKE Т w z 164 Литература 1. Банников, Н.Д. Распределение напряжений и перемещений в трансверсально-изотропном слое грунта, лежащем на сжимаемом изотропном основании и нагруженного равномерно-распределенной полосовой нагрузкой / С.Н. Банников // Расчет и проектирование оснований и фундаментов в сложных инженерно-геологических условиях. Межвузовский сборник научных трудов. – Воронеж, 1999. – С. 41–45. 2. Банников, С.Н. Деформативность и устойчивость подпорных конструкций из армированного грунта / С.Н. Банников // Геотехни- ка Беларуси: Наука и практика : сборник статей международной научно-технической конференции. – Минск, 2008. – С. 121–132. 3. Банников, Н.Д. Консолидация водонасыщенного слоя грунта усиленного вертикальными армирущими элементами / С.Н. Банни- ков, Басем Джазаа // Проблемы технологии производства строи- тельных материалов, изделий и конструкций строительства зданий и сооружений. Материалы 2-й Республиканской межвузовской конференции. – Брест, 1998. – С. 48–53. 165 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.131.522 О НАПРЯЖЕННОМ СОСТОЯНИИ ОСНОВАНИЯ АБСОЛЮТНО ЖЕСТКОГО ШТАМПА ПРИ КОНЕЧНОМ ЗНАЧЕНИИ ВЕЛИЧИНЫ КОЭФФИЦИЕНТА ТРЕНИЯ ПО КОНТАКТУ «ШТАМП-ГРУНТ» Богомолов А.Н., Ушаков А.Н.*, Богомолова О.А.* *Волгоградский государственный архитектурно-строительный университет, г. Волгоград, Россия Пермский национальный исследовательский политехнический университет, г. Пермь, Россия Рассмотрено напряженное состояние грунтового основания аб- солютно твердого штампа при конечном значении величины коэф- фициента трения по контакту «штамп-основание». Установлено, что в общем случае распределение напряжений в грунтовом осно- вании зависит как от величины коэффициента бокового давления грунта, так и от численного значения величины коэффициента тре- ния по рассматриваемому контакту. Исключение составляет случай отсутствия трения, для которого картины изолиний соответствую- щих компонент напряжения в основании под абсолютно жестким штампом не зависят от коэффициента бокового давления грунта. The stress state of soil foundation of solid punch at a finite value of the coefficient of friction at the contact «stamp-base» was considered. It was found that in general the distribution of stresses in the soil depends on the basis of the coefficient of lateral soil pressure and on the numeri- 166 cal values of the friction coefficient of the subject terminal. The excep- tion is the absence of friction, for which the pattern contour correspond- ing components of the stress at the base of a rigid stamp is not dependent on the coefficient of lateral earth pressure. Рассмотрим абсолютно жесткий штамп с прямолинейным гори- зонтальным основанием при условии, что на границе штамп – грунт коэффициент трения принимает постоянное значение. Будем счи- тать, что главный вектор внешних сил, действующих на штамп, имеет вид ,,0 PYX (1) где P заданная положительная величина. Пусть отрезок L границы полуплоскости, соприкасающийся со штампом, расположен симметрично относительно начала координат и имеет длину 2а, так что для точек t отрезка L имеем: ata Определим напряженное состояние в точках полуплоскости. Известно [1], что в случае плоской задачи теории упругости компоненты напряжения yx σ,σ и xyτ удовлетворяют следующим соотношениям: ,)(Re4)()(2σσ zzzyx (2) .)()()()(2τ2σσ zzzzzi xyxy (3) Рис. 1. Расчетная схема задачи (Цитируется по работе [1]) 167 Функция напряжения для рассматриваемого случая [1, с. 433] имеет вид , )()(2 )1( )( 2 1 2 1 zaza eikP z i (4) где k – коэффициент трения, а – некоторый постоянный пара- метр, связанный с коэффициентом трения k условием , 2 1 0, 1 1 ktg (5) где 43 , – коэффициент Пуассона, связанный с коэффициентом бокового давления 0 соотношением 1 0 )1( . Значения 0 и 21 соответствуют случаю отсутствия трения (k=0) и бесконечно большого его значения (k ). Перейдем к вычислению компонент напряжения. Представим (4) в виде , 2 )1( )( )ln( 2 1 )ln( 2 1 zazai ee eikP z (4՛ ) и выберем ветвь логарифма так, как это было сделано в [1, с. 352]. Тогда получим ,)sin(cos)cossin( 2 )( 2 1 21 rkrirkr P z ,)sin(cos)cos(sin 2 )( 2 1 21 rkrirkr P z ,)()( 2 )( 1221 2 1 kllikll P z где ),sinsin( 211 thshl ,coscos 212 thshl 168 , 1 2 1 212 1h , 1 2 1 211 2h ),( 2 12 21r ),( 2 3 12 21s ),( 2 3 12 21t ,arctg1 xa y ,arctg2 xa y ,)( 221 yxa .)( 22 2 yxa После соответствующей подстановки соотношения (2) и (3) при- мут вид .)sincos()()(2 2 ),cos(sin 2 2 1 21 2112 2 1 2 1 21 rikrk P kllikll Py i rkr P xyxy yx Теперь легко записать выражения для компонент напряжений: ),cos2(sin 1 )( 212 1 12 2 1 rkr P kll Py x (6) ,sin 1 )( 212 1 12 2 1 r P kll Py y (7) .sin 1 )( 212 1 21 2 1 rk P kll Py xy (8) 169 а б в г д е Рис. 2. Картины изолиний горизонтального x (а–б), вертикального y (в–г) и касательного τxy (д–е) напряжений в основании штампа при = 3, = 0,01, Pо = 1, = 0,42 для глинистого грунта (левый столбец) и при = 3, = 0,022, Po = 1, = 0,3 для песчаного грунта (правый столбец) при k = 0,25 170 Прежде чем продолжить изложение материала, отметим следу- ющее обстоятельство. Формулы (6–8) получены и приведены нами ранее в работе [2], там же приведены картины изолиний компонент напряжений в основании штампа при конкретных значениях рас- четных параметров (см. рис. 2). Коэффициент трения бетона по грунту, согласно [3], принят равным k = 0,25. Как видно из рис. 2, картины изолиний всех трех компонент напряжения асимметричны относительно вертикальной оси. Это побудило авторов сделать весьма смелое предположение о возмож- ности одностороннего выпора грунта из-под штампа, когда его ос- нование однородно и изотропно. Однако это не так. Оказалось, что компоненты напряжения, величины которых определяются формулами (6–8), обладают симметрией относитель- но и x , такой что ),,,(),,( yxyx xx ),,,(),,( yxyx yy ).,,(),,( yxyx xyxy (9) Это утверждение легко проверить, например, рассмотрев выра- жение для вертикальной компоненты напряжения y , и второго выражения из соотношений (9). Обозначим fyxf ),,( . Нетрудно видеть, что ),( ),( ),( ),( 2 1 2 1 yx yx yx yx , ),(),(),(),( 2121 yxyxyxyx . (10) Покажем, что rr sinsin . Действительно, имеем 171 .sin 22 sin 2 cos 22 sin 2 sinsin r xa y arctg xa y arctgxa y arctg xa y arctg xa y arctg xa y arctgxa y arctg xa y arctg xa y arctg xa y arctgxa y arctg xa y arctg xa y arctg xa y arctgxa y arctg xa y arctg r (11) Аналогично можно показать, что .coscos ,coscos,sinsin ,sinsin,coscos st tsst tsrr (12) Тогда, с учетом соотношений (10) – (12), получаем 2211 , llll . (13) Применяя соотношения (5), (10–13), для компоненты вертикаль- ного напряжения имеем 172 .),,( sin ),(),( 1 ),( ),( )( ),( ),( sin ),(),( 1 ),( ),( )( ),( ),( ),,( 212 1 12 2 1 212 1 12 2 1 yy yy yx r yxyxyx yxP kll yx yxPy r yxyxyx yxP lkl yx yxPy yx Аналогичным образом проверяются и оставшиеся два соотноше- ния из (9). Таким образом, при конечном значении величины коэффициента трения, картины изолиний всех трех компонент напряжения в однородном и изотропном основании симметричны относительно вертикальной оси. На рис. 3–8 в качестве примеров приведены картины изолиний напряжений для двух типов грунтов при 1P , 35a и различных коэффициентах трения k ; соответствующие значения величин получены при помощи формулы (5). Заметим, что значения параметра , полученные при помощи формулы (5), зависят как от значений коэффициента трения, так и от величин коэффициента Пуассона, определяющего тип грунта. А это значит, и это подтверждает анализ рис. 3–8 и формул (6–8), что и значения компонент напряжения в соответствующих точках основания зависят от k и о. Исключение составляет лишь случай отсутствия трения, т.е. k = 0. Согласно (5), независимо от значений коэффициента Пуассона, численное значение α = 0. Таким образом, картины изолиний компонент напряжения под абсолютно жестким штампом с прямолинейным горизонтальным основанием при k = 0 для любых типов грунтов будут одинаковыми. 173 k = 0,00; = 0,00 k = 0,25; = 0,023 k = 1,00; = 0,089 k = 3,00; = 0,226 k = 6,00; = 0,332 k = 15,00; = 0,427 Рис. 3. Изолинии компоненты горизонтального напряжения для песчаного грунта ( 3,0 ) 174 k = 30,00; = 0,463 k = 50,00; = 0,478 k = 100,00; = 0,489 Рис. 3. Окончание k = 0,00; = 0,00 k = 0,25; = 0,023 k = 1,00; = 0,089 Рис. 4. Изолинии компоненты вертикального напряжения для песчаного грунта ( 3,0 ). 175 k = 3,00; = 0,226 k = 6,00; = 0,332 k = 15,00; = 0,427 k = 30,00; = 0,463 k = 50,00; = 0,478 k = 100,00; = 0,489 Рис. 4. Окончание 176 k = 0,00; = 0,00 k = 0,25; = 0,023 k = 1,00; = 0,089 k = 3,00; = 0,226 k = 6,00; = 0,332 k = 15,00; = 0,427 Рис. 5. Изолинии компоненты касательного напряжения для песчаного грунта ( 3,0 ) 177 k = 30,00; = 0,463 k = 50,00; = 0,478 k = 100,00; = 0,489 Рис. 5. Окончание k = 0,00; = 0,00 k = 0,25; = 0,011 k = 1,00; = 0,044 178 Рис. 6. Изолинии компоненты горизонтального напряжения для глинистого грунта ( 42,0 ). k = 3,00; = 0,125 k = 6,00; = 0,220 k = 15,00; = 0,357 k = 30,00; = 0,425 k = 50,00; = 0,454 k = 100,00; = 0,477 Рис. 6. Окончание 179 k = 0,00; = 0,00 k = 0,25; = 0,011 k = 1,00; = 0,044 k = 3,00; = 0,125 k = 6,00; = 0,220 k = 15,00; = 0,357 Рис. 7. Изолинии компоненты вертикального напряжения для глинистого грунта ( 42,0 ) 180 k = 30,00; = 0,425 k = 50,00; = 0,454 k = 100,00; = 0,477 Рис. 7. Окончание k = 0,00; = 0,00 k = 0,25; = 0,011 k = 1,00; = 0,044 Рис. 8. Изолинии компоненты касательного напряжения для глинистого грунта ( 42,0 ) 181 k = 3,00; = 0,125 k = 6,00; = 0,220 k = 15,00; = 0,357 k = 30,00; = 0,425 k = 50,00; = 0,454 k = 100,00; = 0,477 Рис. 8. Окончание 182 Литература 1. Мусхелишвили, Н.И. Некоторые основные задачи математи- ческой теории упругости / Н.И. Мусхелишвили. – М. : Наука, 1966. – 707 c. 2. Богомолов, А.Н. Об одностороннем выпоре грунта однородно- го основания из-под центрально нагруженного фундамента / А.Н. Богомолов, А.Н. Ушаков, О.А. Богомолова // Вестник граж- данских инженеров : науч.-техн. журн. – СПб : СПбГАСУ, 2010. – № 1 (22). – С. 85–90. 3. Основания, фундаменты и подземные сооружения. Справоч- ник проектировщика. – М. : Стройиздат,1985. – 462 с. 183 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.131 НЕЛИНЕЙНАЯ МЕХАНИКА ВЫТЕСНЕНИЯ ДИСПЕРСНЫХ ГРУНТОВ В ОСНОВАНИЯХ ФУНДАМЕНТОВ Борозенец Л.М. Тольяттинский государственный университет, г. Тольятти, Россия Светлой памяти мудрого учителя Ю.А. Собалевского посвящается Проведен анализ экспериментальных исследований, результаты которого положены в основу разработки законченной единой тео- рии аналитической нелинейной механики дисперсных грунтов в основаниях фундаментов. Рассмотрены механическая и мате- матическая модели теории. The analysis of experimental researches was carried out, the results of which were taken as the basis for developing a complete unified theory of analytical nonlinear mechanics of dispersed grounds at the bases of the foundations. The mechanical and mathematical models of the theory were examined. Введение. Общая задача нелинейной механики дисперсных грунтов включает: всестороннее изучение, математическое выраже- ние, количественное описание физико-механических процессов, протекающих в дисперсных грунтах под нагрузкой; расчет их напряженно-деформированного состояния; прогноз прочности и устойчивости оснований фундаментов и грунтовых сооружений. 184 За модель механического поведения дисперсных грунтов приня- та дискретная среда, расчетная модель которой наделена их физико- механическими особенностями, определенными по результатам экспериментально-теоретических исследований [3]. Метод механики дисперсных грунтов содержит: решение урав- нений равновесия краевых и промежуточных предельных состояний грунтов; определение геометрических соотношений зон напряжен- но-деформированных состояний по предельным равновесиям; вы- бор физических уравнений состояний при полученных краевых и промежуточных условиях; вид уравнения состояния выбирается для определения расчетной модели математического описания экс- периментальных данных [1]. Решение оснований по предельным состояниям включает: расчет несущей способности, прочности и устойчивости грунтов с исполь- зованием раздела модели теории их предельного состояния или предельного равновесия; расчет деформаций грунтов или осадок фундаментов с использованием положений раздела модели теории их нелинейного деформирования. Экспериментально-теоретические исследования. Результаты исследования сжимаемости однородного супесчанистого основания штампа в натурных полевых условиях взяты по литературным дан- ным [3]. Начальное преобразование экспериментального графика 3 нелинейной общей осадки штампа (рис. 1), производится с учетом характера развития дополнительных нелинейных упругих осадок штампа enS по графику 2, принятых за значения фактических не- линейных упругих деформаций супесчанистого основания. Численные значения ординат нелинейных упругих осадок enS по ступеням нагрузки и суммарных значений нелинейных упругих деформаций enS – приведены в табл. 1 и показаны в виде графика 5 на рис. 1. Значения вертикальных отрезков ломанного графика 1 рассмат- риваются как суммарные величины пластически-фрикционных объемных и пластически-фрикционных сдвиговых деформаций основания по ступеням нагрузки штампа. Пропорционально полу- ченным расчетным величинам 1285 кПа и 1085 с кПа, производится дифференцирование значений вертикальных отрезков 185 экспериментального ломанного графика 1 по ступеням нагрузки штампа cnS и их суммарных значений c nS на элементарные со- ставляющие величины осадок, соответственно nS и c nS , nS и сnS , данных в табл. 1 и показанных на рис. 1 в виде элементарных пластически-фрикционных объемных осадок nS – 6 и пластически- фрикционных сдвиговых осадок сnS – 7. Рис. 1. Графики зависимостей осадок от нагрузок: экспериментальные: 1 – ступенчатый пластически-фрикционных осадок; 2 – ступенчатый суммарный пластически-фрикционных осадок и дополнительных упругих осадок; 3 – нелинейный аппроксимированный по точкам со значениями конечных осадок S = f (p) ( ); расчетные: 4 – общий S = f (σ) ( ); экспериментальные и расчетные; 5 – упругих объемных осадок; 6 – пластически-фрикционных объемных осадок; 7 – пластически-фрикционных сдвиговых осадок 186 Таблица 1 Экспериментальные поступенчатые осадки штампа № СН * nР , мПа Общие Упругие Пластически-фрикционные Объемные Суммарные Объемные Сдвиговые нS кS e nS e nS c nS c nS nS nS c nS c nS 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 0 0,00 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 1 0,05 1,2 1,8 1,2 1,2 0,6 0,6 0,33 0,33 0.27 0,27 2 0,10 3,0 5,0 1,2 2,4 2,0 2,6 1,08 1,41 0,92 1,19 3 0,15 6,0 8,0 1,0 3,4 2,0 4,6 1,08 2,50 0,92 2,10 4 0,20 8,5 10,5 0,5 3,9 2,0 6,6 1,08 3,58 0,92 3,02 5 0,25 11,0 15,0 0,5 4,4 4,0 10,6 2,17 5,75 1,83 4,85 6 0,30 17,0 20,0 2,0 6,4 3,0 13,6 1,63 7,38 1,37 6,22 7 0,35 23,0 29,0 3,0 9,4 6,0 19,6 3,25 10,5 2,75 8,97 8 0,40 33,5 41,5 4,5 13,9 8,0 27,6 4,34 15,0 3,66 12,60 9 0,45 50,5 75,0 9,0 22,9 24,5 52,1 13,31 28,31 11,19 23,79 * Ступень нагрузки Экспериментальный график нелинейной общей осадки от нагрузки 3 полевого испытания супеси штампом преобразован и представлен в виде трех элементарных графиков 5, 6, 7 составля- ющих видов осадок, которые используются как исходные данные при теоретических исследованиях. Решение уравнений состояний предельных равновесий дис- персных грунтов под нагрузкой. Задача взаимодействия жесткого квадратного штампа с супесчанистым основанием решалась в осесимметричной пространственной постановке. Математическая модель грунта базируется на открытых пяти состояниях предельных равновесий грунтов при сдвиге по элементарным площадкам в контактах между их частицами. Нелинейность напряженности су- песчанистого основания по границам состояний предельных 187 равновесий определяется соответственно значениями пяти углов внутренней связности и трения грунтов: ;1 (1) ;2/5,222 (2) ;453 (3) ;2/5,674 (4) .905 (5) Коэффициенты внутренней связности и трения грунта ki = tg n Θi, (6) где n – показатель степени, изменяющийся от единицы до двух, в зависимости от вида грунта. Коэффициент увеличения значений нормального и равного ему сдвигающего усилия, как составляющих от величин значений рав- нодействующих усилий отпора грунта σ и с k = sin + cos . (7) Уравнения состояний предельных равновесий для силы упруго- сти скелета грунта σ и силы его удельного сцепления с по боковым поверхностям уплотненного ядра и ствола сваи, соответственно: ktgc i n ii ])[( ; (8) ktgc i n ii )( . (9) Попредельно равновесные пластически-связностные напряжения см. табл. 2. Сходимость авторского теоретического (рис. 2) и эксперимен- тального исследования формообразования уплотненного ядра по С.Е. Кагановской (рис. 3). 188 Рис. 2. Расчетная форма уплотнённого ядра грунта в виде пирамидального тангенсоида под квадратной подошвой фундамента в супесчанистом основании Рис. 3. Подвижный экран с изображением уплотненного ядра в глине по С.Е. Кагановской [2] 189 Таблица 2 Напряжение состояний предельных равновесий № СПР * Пластически-фрикционные Суммарные Объемные Сдвиговые i i c i c i c i , c i , 1 10,51 10,51 8,87 8,87 19,38 19,38 2 16,93 27,41 14,30 23,17 31,23 50,61 3 20,33 47,77 17,16 40,33 37,49 88,10 4 30,70 78,47 25,93 66,26 56,63 144,73 5 49,50 127,97 41,79 108,05 91,29 236,02 * Состояние предельного равновесия Определение геометрических соотношений зон напряженно- деформированных состояний предельных равновесий дисперс- ных грунтов под нагрузкой. Расчет геометрических параметров и их соотношений для выбора физических уравнений нелинейно деформированного состояния производится по начальным, проме- жуточным и конечным краевым предельным напряжениям в основании фундамента. Радиусы границ зон предельных напряжений, ограниченных по- лупространством: ,/ 4554 RR (10) ………………. …. ./ 0550 RR (15) Схема развития зон предельных напряженно-деформированных состояний грунта в основании 3 под фундаментом 1 от уплотненно- го ядра 2 приведена на рис. 4. 190 Рис. 4. Схема развития зон предельных напряженно-деформированных состояний грунта: 1 – под фундаментом; 2 – в объеме уплотненного ядра; 3 – в его основании Мощность сжимаемой толщи каждого слоя грунта между грани- цами: ;5 ря hhh (16) ;55 Rh (17) ;544 RRh (18) ………… ….. ;211 RRh (21) ;1RRh strstr (22) .00 strRRh (23) 191 Сжимаемость каждого слоя грунта или физические уравнения состояний: ;/])(5,0[ mnppnp ЕhРS (24) ;/])(5,0[ 555 m np ЕhS (25) ;/])(5,0[ 4454 m nЕhS (26) ……………………….. ….. ;/])(5,0[ 051121 ЕhS (29) ;/])(5,0[ 1 m nstrstrstr ЕhS (30) ,/])(5,0[ 000 m nstr ЕhS (31) где mnЕ – поступенчатые модули нелинейной общей, нелинейной упругой, пластической объемной и пластической сдвиговой дефор- маций; n – номера ступеней нагрузки; m – обозначения видов де- формаций: о – общей, е – упругой, γ – объемной, с – сдвиговой. Модули нелинейных общих, нелинейных упругих объемных, пластических объемных и пластических сдвиговых деформаций дисперсных грунтов. Поступенчатые модули всех видов нелиней- ных деформаций определены по значениям экспериментальных осадок mnS (см. табл. 1). ,/,, m ninin m n ShE (32) где в числителе находится сумма произведений средних значений расчётных «предельноравновесных» напряжений на значения мощ- ностей слоев грунта, i - номер состояния предельного равновесия. По значениям модулей нелинейных деформаций определяются «эталонные» коэффициенты пропорциональности относительно модуля общей деформации ,/ EEk mm m n (33) значения которых занесены в табл. 3. 192 Коэффициенты mnk являются физически действительными для любых разновидностей дисперсных грунтов, имеющих собственный модуль деформации Е. Поступенчатые модули нелинейных видов деформаций для лю- бых разновидностей дисперсных грунтов .EkE mn m n (34) Таблица 3 Эталонные коэффициенты пропорциональности модулей нелинейных и пластических деформаций грунтов № СН* Значения коэффициентов деформаций нелинейных пластических общих упругих объемных сдвиговых 0 nk е nk nk с nk 1 1,48 2,19 7,96 9,75 2 1,39 2,18 3,74 4,47 3 1,99 2,35 3,21 3,74 4 1,72 2,73 2,92 3,46 5 1,58 2,94 2,31 2,71 6 1,66 2,50 2,14 2,57 7 1,35 1,95 1,72 2,07 8 1,17 1,65 1,42 1,64 9 0,82 1,00 0,83 1,00 * – ступень нагрузки Значения расчетных осадок при предельных равновесиях ./,, m ninin m i EhS (35) Значения поступенчатых нелинейных осадок ., m in m n SS (36) 193 Предельная несущая способность грунта основания уплотненно- го ядра в форме пирамидального тангенсоида ,..5 рАNАF пбd (37) где τ5 – предельное касательное напряжение сопротивления связно- сти сдвигу по боковой поверхности пирамидального тангенсоида площадью Аб.п., см. рис.1. Полная предельная осадка фундамента на последней ступени нагрузки .0,9 0 9 iSS (38) Построенный по значениям напряжений и деформаций расчет- ный график зависимости осадки от напряжения S = f(σ) совершенно совпадает с экспериментальным графиком зависимости осадки от нагрузки S= f (р), несходимость значений экспериментальных и расчетных осадок составляет около 0,3 %. Выводы 1. Впервые по результатам экспериментальных и теоретических исследований разработана методика построения элементарных со- ставляющих видов графика нелинейной общей деформации дис- персных грунтов: – графики нелинейной упругой объемной, пла- стической объемной и пластической сдвиговой деформации. 2. Создана законченная единая теория нелинейного деформиро- вания предельно напряжённых дисперсных грунтов для решения общих задач механики грунтов. 3. Расчетные исследования, основанные на положениях разрабо- танной теории аналитической нелинейной механики грунтов, обла- дают высокой степенью объективности, сравнимой с экспе- риментальной. 4. Получена возможность определять предельную несущую спо- собность и нелинейную деформацию дисперсных грунтов в основаниях фундаментов с построением расчетных графиков за- висимости осадок от нагрузок, сопоставимых с экспери- ментальными. 194 Литература 1. Борозенец, Л.М. Модель теории нелинейного упругого и пластического деформирования дисперсных грунтов в основаниях фундаментов. Механика грунтов в геотехнике и фундаменто- строении : материалы Всероссийской науч.-техн. конф. / Л.М. Боро- зенец. – Новочеркасск : ЮРГТУ (НПИ), 2012. – С. 102–109. 2. Кагановская, С.Е. Исследование устойчивости глинистого ос- нования с помощью экранов / С.Е. Кагановская // ОФМГ. – 1973. – № 3. – С. 29–31. 3. Клейн, Г.К. Основания и фундаменты / Г.К. Клейн, Н.М. До- рошкевич, П.П. Смиренкин. – Третье изд-е, перераб. и доп. – М. : Высш. шк., 1967. – 264 с. : ил. 195 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.131.53 РАСЧЕТНОЕ ИССЛЕДОВАНИЕ ПРЕДЕЛЬНОЙНЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ И НЕЛИНЕЙНОЙ ДЕФОРМАЦИИ ОСНОВАНИЯ ОПЫТНОЙ БУРОНАБИВНОЙ СВАИ Борозенец Л.М. Тольяттинский государственный университет, г. Тольятти, Россия Проведены расчетные исследования предельной несущей спо- собности и нелинейной деформации основания опытной бурона- бивной сваи. Выявлено, что по причине «технологического дефек- та» предельная несущая способность по опытным данным на 2892 кН получилась меньше возможной расчетной при одинаковой осад- ке сваи. The calculated researches of the ultimate bearing capacity and non- linear displacement of its foundation were pursued. It was found out that because of the “technological defect” the ultimate bearing capacity of experimental results on 2892 kN was lower than the possible calculation under the same immersion of stilt. Введение. По данным авторов экспериментального исследования буронабивных свай [2] перед началом проектирования и устройства свайных фундаментов под опоры водоводов Загорской гидроакку- мулирующей электростанции были проведены опытные работы по отработке технологии изготовления и определению их несущей способности. По результатам экспериментального исследования 196 значение предельной несущей способности основания, например, буронабивной сваи № 7 составило 7915,5 кН. По данным расчетной проверки с использованием положений за- конченной модели теории нелинейного упругого и пластически- фрикционного деформирования предельно напряженного грунта значение предельной несущей способности суглинистого основания той же сваи получилось 10 806,9 кН [1]. Выявленное расхождение в значениях предельной несущей способности основания бурона- бивной сваи послужило поводом для проведения анализа результа- тов экспериментального и расчётного исследования в настоящей работе с целью установления истинной причины данного расхож- дения значений по несущей способности основания. Экспериментальное исследование условий формирования предельной несущей способности и деформации основания бу- ронабивной сваи. Состав грунтового основания: с поверхности до глубины 5 м залегают покровные и до глубины 35 м подстилающие моренные суглинки с включениями гравия, гальки, валунов. Давление бетона на стенки скважины измерялось с помощью тензорезисторных мессдоз. Бетонирование производилось через бункер с направляющим патрубком. Бетонная смесь с осадкой ко- нуса 20-22 см подавалась в скважину прямым сбросом. Показания по мессдозам снимались после сброса в скважину бетона с удельным весом 323,б кН/м 3 из бадьи объемом 3 м3. Характер распределения горизонтальных давлений бетона измеренных мессдозами по глубине сваи №7 после бетонирования и при нагру- жении, показан на рис. 1. Буронабивные сваи через 2-6 месяцев после изготовления испы- тывались осевой вертикальной статической нагрузкой. График за- висимости осадки сваи №7 от нагрузки показан на рис. 2. Нагрузка на сваю была доведена до N0 = 7600 кН, достигнутая осадка соста- вила 34 мм. 197 Рис. 1. Эпюры радиального давления r по длине сваи №7 после бетонирования и при нагружении: 1 – гидростатическое давление бетонной смеси; 2 – после заполнения скважины; 3 – при нагрузке 7600 кН; 4 – расчетная эпюра давления связности грунта Рис. 2. Графики зависимости осадки от вертикальной нагрузки буронабивной сваи №7: 1 – экспериментальный; 2 – апроксимированный по экспериментальным данным; 3 – расчетный по боковой поверхности ствола сваи по данным опыта; 4 – расчетный по боковой поверхности уплотненного ядра грунта в виде сложного тангенсоида вращения под уширением ствола и нижним концом сваи; 5 – расчетный график возможной несущей способности сваи; 6 – то же боковой поверхности ствола сваи 198 Расчетное исследование предельной несущей способности основания буронабивной сваи. Последовательно анализируются эпюра давлений 2 после укладки бетона в скважине и эпюра давле- ния 3 в процессе нагружения сваи (см. рис. 1). Прямая МС участка эпюры 2.2 обозначает теоретическую эпюру «динамогидростатического» давления. На основании этого давле- ния делается заключение о том, что при прямом сбросе бетона в буровую скважину диаметром 1 м в сухом суглинистом основании расчетное динамогидростатическое давление на стенки скважины проявляется с глубины 10,8 м и подчиняется гидростатическому закону для тяжелой жидкости с плотностью бетона. Приращение динамогидростатического давления бетона на стен- ку скважины в точке М на глубине 10,8 м и то же в точке С на глу- бине 18,3 м расширяет скважину, в результате чего форма нижней части сваи приобретает вид усечённого кругового конуса с основанием у нижнего конца сваи. В таком состоянии боковая по- верхность расширенной нижней части фактически выключается из работы. Для подтверждения вывода о выключении из работы расширен- ной нижней части ствола сваи выполняется расчёт равномерно рас- пределённого давления грунтов на её боковую поверхность по экс- периментальной и расчётной предельной нагрузке на основание. Предельные сжимающее нормальное давление и равное ему по значению сдвигающее касательное сопротивление сдвигу на боко- вой поверхности ствола сваи по состояниям предельных равновесий kKciir )1, ( , (1) где с – удельное сцепление грунта; – удельное давление объем- ной силы тяжести скелета сухого грунта; К1 – суммарный коэффи- циент внутренней связности и трения грунта в основании сваи. То же по боковой поверхности сложного уплотненного ядра грунта в виде усеченного конуса под уширением ствола сваи и тангенсоида вращения под ее нижним концом kKciir 1, )( , (2) 543211 tgtgtgtgtgtgK i ; (3) 199 где i – углы внутренней связности и трения грунта; k – коэффици- ент давления удельного веса скелета сухого грунта и удельного сцепления с cossink , (4) где φ – угол внутреннего трения грунта. Площадь боковой поверхности уплотненного ядра грунта в виде сложного тангенсоида вращения под уширением ствола и нижним концом сваи (рис. 3). 1,654 яяя ААА м 2. (5) Рис. 3. Расчетная схема сложного уплотненного ядра грунта в виде усеченного конуса под уширением ствола сваи и тангенсоида вращения под ее нижним концом: 1 – низ уширения; 2 – нижний конец сваи; 3 – составное уплотненное ядро грунта в виде тангенсоида вращения и усеченного конуса; 4 – прямой конус; 5 – усеченный конус 200 Предельная несущая способность уширения ствола и нижнего конца сваи 1,2108)( 1, kКсАF янкd кН. (6) Полная нагрузка на нижний конец сваи 5,791550 GNN кН, (7) где 5,3515G кН – собственный вес сваи. Опытная предельная несущая способность грунтов по боковой цилиндрической поверхности ствола сваи 4,5807,, нкdбпd FNF кН. (8) Расширение скважины от динамогидростатического давления начинается от координаты глубины 11,6 м в точке N. Предельная несущая способность боковой поверхности цилин- дрической части ствола сваи по расчётным давлениям 3,580733,22,11,, мсмспспспсбпd ААААF кН, (9) Разность опытного и расчётного значений получилась фактиче- ски нулевая. Следовательно, в технологии изготовления буронабив- ных свай с прямым сбросом бетонной смеси следует учитывать влияние дополнительного приращения динамогидростатического давления на стенки скважин, способного деформировать и вы- теснять грунт с увеличением их диаметров, что в конической форме уширения является недопустимым и является «технологическим дефектом». Возможная предельная расчётная несущая способность основа- ния сваи без учёта технологического дефекта при 8699,бпdF кН 9,10806,, нкdбпdd FFF кН. (10) Расчетное исследование предельной нелинейной деформации основания буронабивной сваи. Теоретическое определение пре- дельной осадки данной сваи базируется на предположении, что она 201 формируется исключительно как результат деформации основания под уширением ствола сваи и ее нижним концом (см. рис. 3). Пре- дельные сжимающие нормальные напряжения i и равные им по значению сдвиговые касательные i при предельном равновесии грунта выражается равенством (2). После решения уравнений состояния с определением предель- ных значений напряжений в основании под уширением ствола и нижним концом сваи с теоретическим построением уплотненного ядра рассчитываются геометрические параметры и их соотношения для выбора физических уравнений по начальным, промежуточным и конечным краевым предельным напряжениям в его основании. Конечное максимальное краевое предельное напряжение 5 огра- ничивается полупространством основания с радиусом 5R , совме- щенным с плоскостью нижнего конца сваи по ее оси в точке О с практическим совпадением вершины тангенсоида вращения с по- верхностью полупространства. Радиусы границ зон предельных напряжений по глубине ограни- ченного полупространства приведены в табл. 1. Таблица 1 Значения попредельноравновесных деформаций № СПР* θi, гра д. tg θi σi, кПа τi, кПа Σσi, кПа Στi, кПа Ri, м Δhi, м ΔSi, мм σ0 - - 3,70 - - - 86,26 71,69 12,0 σstr - - 18,34 - - - 14,57 4,88 1,6 1 24 0,445 26,51 26,51 26,51 26,51 10,09 6,12 4,5 2 34, 5 0,687 40,92 40,92 67,43 67,43 3,97 1,86 2,8 3 45 1 59,54 59,54 127,0 127,0 2,11 0,86 2,3 4 55, 5 1,455 86,63 86,63 213,6 213,6 1,25 0,48 2,1 5 66 2,246 133,7 133,7 347,3 347,3 0,77 0,77 8,9 Р - - 1132,4 - - - - - - * – состояние предельного равновесия 34,2 202 ./55 ii RR (11) Мощность сжимаемых толщ слоёв грунта между границами по- лусфер (см. табл. 1). ;5 уRh (12) ;544 RRh (13) ………………. ….. .00 strRRh (18) Сжимаемость каждого слоя грунта ;05555 /])(5,0[ EhPS (19) ;054454 /])(5,0[ EhS (20) ……………………………… ….. ;051 /])(5,0[ Estrstrstr hS (25) .05000 /])(5,0[ EhS str (26) Модуль нелинейной общей деформации 6405 0 5 EkE МПа, (27) где 8206,005k – поступенчатый эталонно-модельный коэффици- ент нелинейной общей деформации. Суммарная осадка по расчетному исследованию 2,34iSS мм, (28) что практически совпадает с экспериментальной осадкой S = 34 мм (см. рис. 2). Следовательно, предположение о том, что осадка буронабивной сваи с уширением ствола формируется исключительно как резуль- тат деформации основания под уширением ствола и нижним кон- цом сваи является обоснованным. Выводы 1. Определено, что в результате технологического дефекта не- сущая способность боковой поверхности ствола сваи уменьшилась на 2891,4 кН от максимально физически возможной по расчету. 203 2. Экспериментальные данные практически полностью совпада- ют с результатами расчетного исследования, что указывает на объ- ективность положений модели новой теории нелинейного деформи- рования предельно напряженного грунта. 3. Полная предельная осадка определяется только величиной де- формации основания под уширением и нижним концом буронабив- ной сваи. 4. Предельная несущая способность буронабивной сваи генери- руется силами связности и трения грунтов основания как по боко- вой поверхности ствола сваи, так и уплотненного ядра грунта слож- ной формы в виде усеченного конуса и тангенсоида вращения. Литература 1. Борозенец, Л.М. Модель теории нелинейного упругого и пластического деформирования дисперсных грунтов в основаниях фундаментов : материалы Всероссийской науч.-техн. конф. «Меха- ника грунтов в геотехнике и фундаментостроении» / Л.М. Борозе- нец. – Новочеркасск : ЮРГТУ (НПИ), 2012. – С. 102–109. 2. Мамонов, В.М. Исследование условий формирования несущей способности и прочности столов буронабивных свай / В.М. Мамо- нов, П.М. Ермошкин // ОФМГ. – 1982. – № 1. – С. 10–14. 204 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.131 РЕАКТИВНОЕ КОНТАКТНОЕ ДАВЛЕНИЕ ГРУНТА НА ПЛОСКУЮ ПОДОШВУ ЖЕСТКОГО ФУНДАМЕНТА Будыльская Е.А. Тольяттинский государственный университет, г. Тольятти, Россия Предложена методология расчетного определения формы уплот- ненного ядра грунта в виде пирамидального тангенсоида под квад- ратной подошвой фундамента и седлообразной эпюры реактивного контактного давления грунта на плоскую подошву жесткого фун- дамента. The methodology of the calculated shape determination of the pressed ground core was proposed in the form of pyramidical tangensoid under the square foundation base and the saddle-shaped epure of the reactive square ground pressure on the flat hard foundation base. Согласно экспериментальным и теоретическим исследованиям [4], эпюры контактного реактивного давления грунта на плоскую подошву жесткого фундамента под нагрузкой имеют нелинейный седлообразный вид. Актуальность решения задачи заключается в том, что необходи- мо иметь расчетную эпюру достоверных контактных реактивных давлений грунта на подошву фундамента, пригодную для объектив- ного расчета рациональных конструкций фундаментных плит. Ме- тодика расчетного исследования базируется на положениях разра- ботанной новой модели теории нелинейного деформирования пре- 205 дельно напряженного грунта [1], [2], и на результатах эксперимен- тального исследования сжимаемости однородного супесчанистого основания штампа (фундамента) в натурных полевых условиях, взя- тым по литературным данным [3]. Супесь авторами испытывалась в шурфе, на отметке глубины за- ложения фундамента, квадратным жестким железобетонным штам- пом площадью А = 0,5 м2 (в = 707 мм). Нагружение штампа произ- водилось ступенями по 25 кН с выдержкой до условной стабилиза- ции осадки. Испытание доведено до стабилизации деформации сдвига на последней предельной ступени нагрузки при давлении p = 450 кПа. Внешняя предельная нагрузка на штамп при мм75S . pAN . (1) В соответствие с положениями применяемой модели теории не- линейного деформирования предельно напряженного грунта ис- пользуются пять открытых состояний предельных равновесий дис- персных грунтов при сдвиге по микроплощадкам в контактах меж- ду их элементарными частицами, характеризуемые соответственно пятью углами внутренней связности и трения грунта: 1 ; (2) 2/5,222 ; (3) 453 ; (4) 2/5,674 ; (5) 905 (6) и коэффициентами внутренней связности и трения грунта tgnθi, зна- чения которых приведены в табл. 1, где – угол внутреннего тре- ния грунта; n – показатель степени в зависимости от вида дисперс- ного грунта. По значениям углов внутренней связности и трения θi, рассчиты- ваются геометрические параметры и на рис. 1, а графически вы- страивается форма уплотненного ядра в пределах зон напряженно- деформированного состояния грунта в виде пирамидального тан- генсоида. 206 Под подошвой фундамента под влиянием «контурного эффекта сжатия грунта» концентрично формируются оболочки внутренних элементарных четырехгранных пирамидальных тангенсоидов обжа- того грунта с образующими боковых поверхностей 1–11…5–10, по которым соответственно действует предельные напряжения от 4,1911 кПа до 23655 кПа, показанные в табл. 2. Рис. 1. Расчетная форма уплотненного ядра в виде пирамидального тангенсоида под квадратной подошвой фундамента в супесчаном основании (а) и эпюра реактивного контактного давления грунта на плоскую подошву жесткого фундамента 207 Таблица 1 Углы и коэффициенты внутренней связности и трения грунта № СПР * Углы внут- ренней связности и трения грунта Коэффициенты внутренней связности и трения грунта tg1,1 θi Суммарные значения коэффициентов Σtg1,1 θi Средние значения суммарных коэффициентов itg 1,1 θi θi, град. 1 2 3 4 5 6 1 θ1 24,0 0,517 0,517 0,258 2 θ2 34,5 0,833 1,350 0,934 3 θ3 45,0 1,00 2,350 1,850 4 θ4 55,5 1,511 3,867 3,108 5 θ5 66,0 2,435 6,296 5,082 * Состояние предельного равновесия Таблица 2 Попредельно равновесные напряжения № СПР * Пластически-фрикционные, кПа объемные сдвиговые суммарные i i c i c i c i , c i , 1 10,51 10,51 8,87 8,87 19,38 19,38 2 16,93 27,41 14,30 23,17 31,23 50,61 3 20,33 47,77 17,16 40,33 37,49 88,10 4 30,70 78,47 25,93 66,26 56,63 144,73 5 49,50 127,97 41,79 108,05 91,29 236,02 * Состояние предельного равновесия Расчетная предельная несущая способность грунта основания уплотненного ядра в виде пирамидального тангенсоида 208 ..5 пбd AF , (7) где τ5 – предельное касательное напряжение, кПа; Аб.п. – площадь боковой поверхности пирамидального тангенсоида, м2. Исходя из условия NFd , (8) сделан вывод о том, что равномерно распределенное давление фундамента на грунт от внешней нагрузки уравновешивается кон- тактным реактивным давлением грунта на его подошву, изменяю- щемуся по седлообразному виду экспериментальной эпюры. Дан- ный вывод подтвержден следующим методологическим расчетом. По данным в табл. 1 рассчитываются средние значения коэффи- циентов внутренней связности и трения грунта i n tg при n = 1,1: 2/)(5,0 11,10 1,1 10 1,1 tgtgtg ; (9) ………………………………… …. 2/)5,0 51,14 1,1 54 1,1 ( tgtgtg . (13) Таблица 3 Ординаты напряжений седлообразной эпюры № СПР * Площади элемен- тарных площадок подошвы Произведение зна- чений площади и коэффициента Si, м 2 Ординаты напряжений эпюры σi, МПа Ai Ai, м 2 1 А0-1 0,0098 0,0025 0,080 2 А1-2 0,0512 0,0478 0,205 3 А2-3 0,1534 0,2837 0,360 4 А3-4 0,1590 0,4991 0,591 5 А4-5 0,1267 0,6438 0,963 * Состояние предельного равновесия Определяются приведенные в табл. 3, значения элементарных площадок подошвы штампа по зонам контактных давлений Аi: 209 А0-1 = А0, (14) А1-2 = А1- А0, (15) ……………… …. А4-5 = А- А3. (18) Произведение значения элементарных площадок подошвы штампа по зонам контактного давления на средние значения коэф- фициентов внутренней связности и трения грунта Si, (табл. 3): 10 1,1 101 tgAS ; (19) ……………………. …. 54 1,1 545 tgAS . (23) Суммарное значение произведений: 51 ... SSSi . (24) Распределение контактных реактивных давлений грунта по эле- ментарным площадкам подошвы штампа ;..5 пбd AF (25) Средние значения контактных реактивных давлений грунта по этим площадкам подошвы штампа .... 51 SSSi (26) Значения расчетных ординат контактных реактивных давлений грунта на границах этих площадок подошвы штампа σi, (табл. 3): 54 1,1 51 1,1 55 / tgtg ; (27) 54 1,1 41 1,1 54 / tgtg ; (28) )4443 (2 ; (29) )3332 (2 ; (30) )2221 (2 . (31) 210 Расчетная седлообразная эпюра распределения контактных реак- тивных напряжений грунта по подошве фундамента графически изображается на рис. 1, б. Суммарная эпюра ординат равномерно распределенных контактных давлений подошвы фундамента от внешних нагрузок Р и ординат неравномерно распределенных кон- тактных реактивных напряжений грунта по подошве фундамента σi графически построена на рис. 2. Рис. 2. Эпюры ординат неуравновешенных контактных давлений по подошве фундамента от влияния нагрузки Р и контактных реактивных напряжений грунта σi под подошвой фундамента В центральном ядре площади подошвы фундамента получаются неравномерно-распределенные ординаты неуравновешенных кон- тактных давлений по подошве от внешней нагрузки с наибольшим значением pmax = 0,370 МПа, которые уравновешиваются контакт- ными реактивными напряжениями грунта по контурным полосам площади подошвы, за пределами центрального ядра, с максимальным значением ординаты σmax = 0,513 МПа. Такой ха- рактер эпюр показывает, что на контурных свесах фундаментных плит концентрируется значительные нагрузки, которые необходимо правильно рассчитывать для объективной оценки их работы. Таким образом, разработана методология расчета ординат седло- образных эпюр достоверных контактных реактивных давлений грунта на плоскую подошву фундамента, предназначенных для рас- чета экономичных и надежных фундаментных плит, рациональных конструкций. По результатам экспериментально-теоретических исследований сделаны следующие выводы: 211 1. На основании опытных и расчетных исследований разработана методология определения ординат нелинейных эпюр контактных реактивных напряжений грунта под плоской подошвой жесткого фундамента с использованием положений законченной теории не- линейного упругого и пластического деформирования предельно напряженных дисперсных грунтов в основаниях фундаментов. 2. Методологический расчет, основанный на положениях ука- занной теории, обладает высокой степенью объективности, сравни- мой с экспериментальной. 3. Впервые получена возможность рассчитывать прочность плоских жестких фундаментных плит по фактическому контакт- ному реактивному напряжению грунтов под их подошвой; проек- тировать экономичные, надежные фундаменты рациональных кон- струкций. Литература 1. Борозенец, Л.М. Модель теории нелинейного упругого и пластического деформирования дисперсных грунтов в основаниях фундаментов : материалы Всероссийской науч.-техн. конф. «Меха- ника грунтов в геотехнике и фундаментостроении» / Л.М. Борозе- нец. – Новочеркасск : ЮРГТУ (НПИ), 2012. – С. 102–109. 2. Будыльская, Е.А. Исследование влияния уплотненного ядра на распределение контактного давления грунта по подошве нагружае- мого фундамента / Е.А. Будыльская // Студенческие дни науки. – Тольятти : ТГУ, 2012. – С. 39–41. 3. Клейн, Г.К. Основания и фундаменты / Г.К. Клейн, Н.М. До- рошкевич, П.П. Смиренкин. – 3-е изд., перераб. и доп. – М. : Высш. шк., 1967. – 264 с. : ил. 4. Тетиор, А.Н. Проектирование и сооружение экономичных фундаментов / А.Н. Тетиор – Киев : Будiвельник, 1975. – 203 с. : ил. 212 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.152.633 СРАВНЕНИЕ ГЕОТЕХНИЧЕСКИХ РАСЧЕТНЫХ КОМПЛЕКСОВ НА ПРИМЕРЕ РАСЧЕТА ОГРАЖДЕНИЯ КОТЛОВАНА В Г. КИЕВЕ Губашова В.Е. Департамент специальных и гидротехнических работ, СП «Основа-Солсиф», г. Киев, Украина В статье рассмотрены несколько расчетных геотехнических ком- плексов и проведено сравнение полученных результатов на основа- нии расчета ограждения котлована в г. Киеве. Geotechnical calculation systems and a comparison of the results based on the pit fence calculation in Kiev city have been presented. При устройстве глубоких выемок для выполнения паркингов и других подземных сооружений стоит важная задача правильного расчета конструкции ограждения котлована, которая в свою очередь усложняется присутствием существующих зданий в непосредст- венной близости к глубокой выемке. На данный момент для инженера-геотехника существует воз- можность широкого выбора среди существующих геотехнических расчетных комплексов, которые бы подходили для решения постав- ленной задачи. Современные геотехнические программы позволяют не только рассчитывать ограждающие конструкции для глубоких выемок, но и позволяют моделировать поведение зданий, примы- кающих к выполняемому ограждению, в зависимости от фаз откоп- ки и других строительных работ. 213 В данной статье рассмотрено и проанализировано применение четырех расчетных комплексов на примере расчета ограждения котлована под строительство офисно-жилого комплекса по ул. Паньковская, 14-б и ул. Саксаганского/Паньковской, 70/14-б в г. Киеве. Проект ограждения, а также работы по устройству ограждающих конструкции и другим мероприятиям выполнены СП «Основа-Солсиф». Период работ по возведению ограждающих конструкций: ок- тябрь 2006 – июнь 2008 гг. В примыкании к ограждению котлована (рис. 1) находилось два 6-ти этажных (А и В), 5-ти этажное – D и 4-х этажное – С здания. По результатам инструментального обследо- вания здания находились в непригодном к нормальной эксплуатации состоянии. Рис. 1. Схема расположения существующих зданий и ограждения котлована По результатам инженерно-геологических исследований ослож- няющим фактором было наличие в основании существующих зда- ний слоев песчаного грунта текучей консистенцией. Для предотвращения дальнейшего развития трещин в распо- ложенных в непосредственной близости жилых домах, а так же вы- буривания грунта из-под существующих фундаментов были выпол- нены следующие мероприятия: устройство разъединительных диафрагм из микросвай диа- метром 180 мм и шагом 200 мм для предотвращения влияния строи- тельства ограждения котлована на существующие здания и недопу- щения выбуривания грунта из-под фундаментов; 214 укрепительная инъекция, выполненная с целью увеличения жесткости мягкопластичного и текучего грунтов путем уменьшения его подвижности за счет внедрения в грунт линз инъектируемого цементного раствора. Расчетная схема ограждения котлована представляла собой ограждение из буровых свай диаметром 820 мм с шагом 1,0 м с грунтовыми инъекционными анкерами (рис. 2). Рис. 2. Расчетная схема Для сравнительного расчета ограждающей конструкции на рас- сматриваемом объекте были применены следующие геотехнические комплексы: ФОК-ПК Парус, PARIS, Plaxis 2D, Plaxis 3D Foundation. Программа украинских разработчиков «ФОК - ПК Парус» пред- назначена для проектирования гравитационных подпорных стен и подпорных стен из буронабивных свай или шпунтов в обычных и сейсмических условиях строительства. Конструкция ограждения котлована вводится путем задачи ха- рактеристик жесткости единичной сваи (шпунта) и ее шага. Харак- теристики анкеров задаются так же на единичный элемент с указанием шага и предварительного напряжения. Грунтовые слои (рис. 3) задаются только горизонтальными. На рис. 4 показаны ре- зультаты расчетов – эпюры момента, горизонтальных перемещений, эпюра поперечных усилий, а так же программа рассчитывает необ- ходимую расчетную площадь арматуры для буровой сваи. 215 Рис. 3. Ввод характеристик слоев грунта Рис. 4. Результаты расчета по программе Парус Программа PARIS, разработанная специалистами Solétanche- Bachy France, предназначена для расчета всех типов плоских струк- тур с учетом фаз, упругопластической реакции грунта и предварительно напряженных элементов. Рассматривается пове- дение конструкций в соответствии с гипотезами сопротивления ма- териалов, применяемый метод решения – Метод перемещений, ис- пользующий матрицы жесткости [3]. Характеристики жесткости ограждающей конструкции задаются приведенными, то есть с учетом шага, также и анкера. Программа дает возможность зада- вать как горизонтальное, так и наклонное расположение грунтовых слоев, а так же выбирать методику расчета, подходящую для рас- сматриваемого случая (рис. 5). Результирующие графические дан- ные представляют всю необходимую информацию об усилиях в конструкции и анкерных или распорных креплениях (рис. 6). PLAXIS 2D – это расчетная программа использующая схемы ко- нечных элементов в двумерной системе, которая разработана спе- циально для анализа деформаций и устойчивости в различных гео- технических условиях. Реальные ситуации могут быть сведены к плоской или осесимметричной модели[1]. Основные модели для расчета глубоких выемок: упруго-пластичная модель Мора-Кулона включает в себя пять входных параметров: модуль Юнга (Е), коэффициент Пуассона ( ), сцепление (с), угол трения ( ) и угол дилатансии ( ); 216 Рис. 5. Выбор модели для расчета грунтаи ввод его физико- механических характеристик Рис. 6. Результаты расчета по программе PARIS. Эпюра изгибающих моментов в конструкции модель твердеющего грунта – как и для модели Мора-Кулона, предельные состояния давления описаны посредством угла внут- реннего трения (φ), сцепления (с), и угла дилатансии (ψ). Однако жесткость грунта описана более точно, используя три различных вводных жесткости: модули деформации при нагрузке (Е50), при разгрузке (Еur) и одометрический (Еoed). Программа позволяет рассчитать не только конструкцию ограж- дения с анкерными поясами, но и отсекающие диафрагмы из мик- росвай (рис. 7 и 8), то есть совместную работу двух ограждающих элементов, что не позволяют остальные расчетные комплексы. Рис. 7. Выбор модели для расчета грунта и ввод его физико-механических характеристик (интерфейс для программы PLAXIS 3D) Рис. 8. Общие перемещения, представленные цветовыми полями 217 PLAXIS 3D Foundation – это программа для расчетов по конеч- ным элементам в трехмерной системе, разработанная специально для анализа конструкций основания (а так же наземных), в том чис- ле и в открытом море. Ввод данных для трехмерной модели аналогичен двухмерной. Характеристики свайного ограждения задаются приведенными с учетом шага свай, а программа видит их как стену (рис. 9), но вер- сия 3D дает возможность задавать анкер как единичный элемент. Результаты расчета необходимо интерпретировать в обратном по- рядке на элемент (сваю) ограждающей конструкции (рис. 10). Рис. 9. Элементы расчетной модели Рис. 10. Общие перемещения конструкции ограждения котлована Изучая сравнительную таблицу по результатам расчетов (табл. 1) можно сделать следующие выводы: программы, рассчитывающие двухмерную модель, Парус и Paris дают очень близкие значения по перемещениям; Plaxis 3D показывает перемещения незначительно выше, чем двухмерный расчетный комплекс Plaxis, но трехмерная модель, учитывающая работу конструкции в целом, показывает не только максимальное значение перемещений в конструкции, но и области их распределения (рис. 10), что позволит изменять шаг анкерных элементов по длине ограждения; в большинстве расчетных элементов замеренные фактические перемещения меньше по своей величине, чем расчетные, либо не- значительно превышают. По результатам инструментального об- следования ненормативными являются перемещения ограждения 218 в области сечения 3-4, которые произошли вследствие аварийного замачивания и изменения характеристик грунтов. Необходимо отметить, что сравнение программ, основанных на различных методиках расчета – условное, и предоставляет только дополнительную информацию для инженера-проектировщика по отношению к ожидаемым результатам. Таблица 1 Сравнение результатов расчета и геодезических измерений Расчет- ное сече- ние (см. рис. 1) Геотехнические программы Замерен- ные го- ризон- тальные переме- щения, мм Parus Paris PlaxisV 8.6 Plaxis 3D Гориз. пере- меще- ние, мм Изги- бающий момент, тм Гориз. пере- меще- ние, мм Изги- бающий момент, тм Гориз. пере- меще- ние, мм Изги- бающий момент, тм Гориз. пере- меще- ние, мм Изги- бающий момент, тм 1-2 13,4 34,9 11,3 31,7 18,2 29,4 22,97 25,88 7 2-3 8,9 40,6 23,1 37,2 24,8 36,2 23,19 32,3 14 3-4 7,8 33,8 6,15 27,1 9,4 24,6 19,94 22,9 34 4-5 5,7 20,3 22,7 21,0 28,6 19,37 23,12 18,8 12 5-6 18,4 46,8 14,4 38,6 25,7 33,4 28,48 35,36 7 6-7 6,7 15,2 14,8 27,1 22,4 21,1 27,60 22,31 14 7-8 13,4 44,2 11,4 22,7 13,8 28,7 17,57 24,31 18 8-9 7,6 21,1 6,9 23,7 13,1 19,0 28,93 17,02 16 9-1 9,3 52,7 5,8 15,5 13,4 32,5 20,56 23,93 13 В июне 2008 года компания закончила работы по возведению ограждающей конструкции котлована (рис. 11). В период всех ра- бот, а так же во время возведения подземной части здания велись инструментальные наблюдения за прилегающими жилыми домами, которые показали отсутствие осадок и дополнительное раскрытие существующих трещин. 219 Рис. 11. Конструкция котлована. Вид на дом А – Саксаганского 70/16 Широкий спектр современного рынка, предлагающего геотехни- ческие расчетные комплексы, может удовлетворить большинство требований инженеров-геотехников и решить большинство постав- ленных задач в области исследования взаимодействия ограждаю- щих конструкций и грунтового массива. Но необходимо не забы- вать, что результаты расчетов, получаемые при применении рас- смотренных комплексов, зависят в большей степени от качества вводимых данных, а особенно инженерно-геологических, и в остальном от профессионализма инженера-геотехника. Ни одна расчетная программа не освобождает инженера-проектировщика от осмысления и понимания как работает ограждающая конструкция, чтобы правильно интерпретировать получаемые расчетные данные. Литература 1. Plaxis Version 8. General information. Plaxisbv, AN Delft, The Netherland. www.plaxis.nl. 2. Plaxis Version 8. Material models manual. Plaxisbv, AN Delft, The Netherland. www.plaxis.nl. 3. Aide sur le logiciel PARIS. Solétanche-Bachy France. http://www.soletanche-bachy.com. 220 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) EARTH STRUCTURES IN TRANSPORT ENGINEERING – SUSTAINABLE APPROACH AND TECHNICAL SOLUTION Vaníček Ivan Czech Technical University in Prague Prague, Czech Republic Требования к качеству земляных сооружений для транспортной инженерии (автомагистралей, высокоскоростных железных дорог, аэропортов) растут в результате увеличения транспортной нагрузки, скорости транспорта, а также в связи с тем, что экологические аспек- ты играют все более важную роль. Прежде всего, в статье рассматри- ваются экологические аспекты, а также тот факт, что подобного рода новые земляные сооружения располагаются в более сложных грунто- вых условиях. Закрепление грунта играет очень важную роль и в случае использования менее свойственных материалов и в случае увеличения уклона склона для уменьшения площади, которую зани- мает транспортная инфраструктура. С этой точки зрения внимание уделяется подпорным стенам из бетонных блоков. В статье будет по- казан особый подход к определению разных предельных состояний таких подпорных стен, в особенности внешней и внутренней устой- чивости. Расчет устойчивости основан на собственных компьютер- ных расчетах с учетом закрепления, как дополнительной горизон- тальной силы между отдельными полосами. Demands on the quality of earth structures of transport engineering (motorways, high speed railways, airports) are increasing as a result of increasing transport loading, transport speed and also that environmental aspects are playing more important role. First of all environmental as- 221 pects are discussed in the paper as well as the fact that these new earths structures are situated on more complicated subsoil. Soil reinforcement is playing very important role either how to use less appropriate materi- als or to increase slope inclination for limitation of the land which is oc- cupied by transport infrastructure. From this point of view the attention is devoted to retaining walls from segmental concrete blocks. Specific approach, how to solve the different limit states of such retaining wall will be shown, especially external and internal stability. Stability calcu- lation is based on own software counting with reinforcement as with ad- ditional horizontal force between individual strips. 1 INTRODUCTION – BASIC ASPECTS Transport engineering is currently undergoing relatively rapid devel- opment. This is foremost indicated by the development of an internation- al highway network and by the construction of many new airports and these moreover in very difficult circumstances. Also at the same time there is a reconstruction of the railway network for higher speeds and entirely new construction of routes for high speed trains. As well the amount and area of dedicated car park space grows. At the same time the philosophy of “Sustainable Construction” has been getting primary at- tention in recent years, Vaníček (2011). This new approach shows that an excellent technical solution is a necessary precondition, but not a suf- ficient one. Other aspects to which the modern project must apply itself to, are the environmental, sociological and architectural ones, and of course also an economic perspective, because the final solution should be economically competitive, (Vaníček, Kuráž & Chamra 2005). From the point of view of general principles of transport engineering we can identify the following specific points: The total area for construction of transport infrastructure has a pronounced tendency to grow and impacts significantly on land appro- priation, especially land already marked as greenfields sites, and this can be considered as a negative factor. Earth structures in nowadays construction of transport infrastruc- ture present a significant potential for using various secondary materials, waste, by-products in the process of construction. 222 In response to a growing concern for environmental protection the requirements placed on earth structures in constructions of transport in- frastructure are increasing with special regard for possible crashes by different transport methods and the escape of any transported dangerous substances into a surrounding area. This, however, also relates to com- mon products involved in any operation, be it oil drops, fuels, vehicle engine products etc. These specific points go on to influence conceptual approaches to the design of new, and the reconstruction of existing transport infrastructure. 2 SITUATION OF TRAFFIC NETWORK, LONGITUDINAL SECTION The above mentioned specific points influence the total approach to construction of transport infrastructure, and for linear projects it mani- fests itself in situating their route, or respectively this fact can come up in longitudinal profile. Land protection changes a perspective on situating the route even when it may significantly complicate the actual design of earth structure. It involves: Greater utilization of brownfields for situating new routes. Situating of a route of transport infrastructure to an area with diffi- cult foundation conditions – it involves especially territory with very soft subsoil, with subsoil structurally unstable or territory that is sliding. Situating the route away from the areas with significant supplies of drinking water or with a detailed specification of its protection. With new approaches this also changes perspectives on the longitudi- nal profile of the route. In the classical interpretation a balance between embankments and cuttings was in favour. From the present point of view it is obvious, that generally there exists a surplus of materials, which could be used for embankments and that is why the condition of bal- anced capacities loses its significance. At present with urban develop- ment the surplus of mined soils increases, for example as a result of un- derground construction, tunnels, enlarged capacities of excavations of construction pits for the use of building land also under the terrain level etc. The next area is production of a significant volume of waste rock in the mining and processing of raw materials, recycled materials from con- struction demolitions, products created from processing and utilization of raw materials – for example power station and heating plant fly ash 223 from coal burning. And so we could continue in this elaboration, because it is possible to anticipate continually new suggestions. 3 APPROACHES TO CROSS-SECTIONS During the design of earth structure cross-section (mainly for motor- way) two main points are the most significant. First one is connected with land acquisition, when nowadays the land is more valuable and hence the footprint is minimised. The second one is the technical solu- tion of slope stability for such steepened structures. In this case the tech- nical solution uses mainly soil reinforcement in its two main concepts, reinforcement by geosynthetics for embankments and soil nailing for cuttings. However the high demand for protection against surface erosion has to be accounted for. The details of all these problems of earth struc- tures are described in more detail by (Vaníček & Vaníček 2008). Rein- forced slope allows steeper slopes and hence reduction of the amount of soil required for the construction of the embankment or utilization of soils that would otherwise be categorised as potentially suitable or un- suitable. The use of reinforcement is reducing the amount of fill material, which is sustainable for the case of reduction of the transport require- ments. Roughly the same applies to cuttings where reinforcement by soil nailing is decreasing the amount of soil that otherwise would be excavat- ed and transported elsewhere. Another alternative shows the construction of the road in mountainous area, when one lane is made with the help of soil nailing and the other lane is constructed from soil reinforced em- bankment in which the soil from cutting for the first line is used, Fig. 1. Fig. 1. Construction of the road in mountainous area – combination of reinforced soil embankment and soil nailed cutting 224 4 REINFORCED SOIL WITH SEGMENTAL CONCRETE BLOCK Small prefabricated blocks have different shapes as patented by differ- ent producers, but are mostly similar to hollow brick. Weight is around 20 kg, so that the block is easily transported by one man. Connection between individual blocks and the reinforcing element (geogrid sheet) is realized by way of friction. Detail of such a connection is shown in Fig. 2 where grav- el grains filling the inner space in the block are partly sunk between a mesh of grids, so the size should be in a certain ratio to meshes. Facing can be vertical or graded (stepped) and for the first case the connection can be improved e.g. by a vertical steel bar. For the graded wall, a small buttress ensures stability of the blocks during the compaction of a new layer and also after completing the whole wall, increases inner stability, especially against bulging. Typical examples of external and internal stability which have to be checked are shown in Fig. 3. To improve the aesthetic aspect producers can create a face to look like natural stone. Special blocks, called concrete planter boxes, are a little bit wider and the front part is filled by top soil for better planting. Small prefabricated blocks have different shapes as patented by different producers, but are mostly similar to hollow brick. Weight is around 20 kg, so that the block is easily transported by one man. Connection between individual blocks and the reinforcing element (geogrid sheet) is realized by way of friction. Detail of such a connection is shown in Fig. 2 where gravel grains filling the inner space in the block are partly sunk between a mesh of grids, so the size should be in a certain ratio to meshes. Fig. 2. Wall from small prefabricated blocks with a detail of typical block 225 Facing can be vertical or graded (stepped) and for the first case the connection can be improved e.g. by a vertical steel bar. For the graded wall, a small buttress ensures stability of the blocks during the compac- tion of a new layer and also after completing the whole wall, increases inner stability, especially against bulging. Typical examples of external and internal stability which have to be checked are shown in Fig. 3. To improve the aesthetic aspect producers can create a face to look like nat- ural stone. Special blocks, called concrete planter boxes, are a little bit wider and the front part is filled by top soil for better planting. Fig. 3. Assumed failure mode under a centrally loaded surface strip foundation on geogrid-reinforced soil 5 IMPLEMENTATION OF REINFORCING ELEMENT EFFECT INTO SLOPE STABILITY CALCULATION METHOD Let us suppose a simple case of slope reinforced with one reinforcing element, see Fig. 4 and observe how this element contributes to the in- crease of slope stability for individual assumptions. According to the assumption ad a) the reinforcing element, its design tensile strength, re- acts in the horizontal direction. This additional effect from the reinforc- 226 ing element is additional moment acting on cantilever y, which is the distance of the reinforcing element from the centre of the circular slip surface. This assumption is the recommended one in BS 8006:1995. It is obvious that in the upper part of slope the positive influence is lower than for the same element situated in the lower part of the slope. This approach assumes the maximum engagement of the reinforcing element without any deformation. Fig. 4. Main options how to incorporate the reinforcing element into slope stability analysis In the second case ad b) the influence of reinforcing element is re- flected as additional moment acting on cantilever R, which is the radius of circular slip surface. In principle this approach assumes that due to the development of shear plane accompanied by shear strain along the cir- cumference of the circular slip surface the tensile force in the reinforcing element is mobilized also along this circumference. The influence of the reinforcing element is constant, independent of its position in the slope. 227 This assumption represents another extreme; tensile force is activated after a significant shear strain in soil. The third case ad c) reinforcing element is acting as additional hori- zontal force, the maximum of which is in the point of intersection with slip surface. This horizontal force is decreasing on both sides, in the di- rection of slope face side or in the direction of anchoring. The difference on inter-slice boundary is this additional force. In principle it is pre- stressing force between individual slices. The effect is variable, depend- ing on the position in the slope, and is increasing with increasing area of the triangle which is bordered by design tensile force TD and by length of reinforcement to the slope surface. Generally the highest effect is in the place where the tangent line parallel to the slope is touching slip surface; roughly in the lower third of the slope. The author prefers this approach also for easier application with general shape of the slip surface. Due to this assumption the method of (Janbu 1973) was used for the calculation of the reinforced slope (Vaníček & Škopek 1989), (Vaníček 2000). Janbu’s method, which is adopted uses on each slice, to which the whole slope is divided, equilibrium equation in horizontal and vertical directions and momentum one. Due to the fact that the calculation of this way modified Janbu’s method is rather long for hand calculations and for the determination of the most dangerous slip surface with minimum factor of safety, a com- puter program SVARG (Slope Reinforced by Geosynthetics) was devel- oped, see (Vaníček & Vaníček 2000). The program can almost immedi- ately solve factor of safety for selected slip surface or in a very short time find the worst slip surface. The slip surface can be general. This program also automatically checks the anchorage length of the rein- forcement with the expression: atgh T L gs dL k 2 (1) where gs ‒ angle of internal friction between soil and reinforcing ele- ment; a ‒ adhesion between soil and reinforcing element; h ‒ depth of the reinforcing element below the surface; Td ‒ design tensile strength of the reinforcing element; γL ‒ partial factor for anchorage length, e.g. = 3 based on Czech requirements. 228 6 CONCLUSIONS This paper refers to the new demands on earth structures. Two main aspects that are defining the requirements are environmental ones and design ones. Within the environmental aspects we count the situation of route though complicated areas (brownfields, highly compressible and landslide prone areas), use of waste or by-product materials for the actual construction (e.g. fly ash, slug) and contamination from these materials as well as from oil drops, accidents, etc. Into the design aspects we count recommendation of Eurocode 7 – Geotechnical design and two basic limit states – ultimate limit state and serviceability limit state, for which the first one was specified in more details. ACKNOWLEDGEMENTS The work presented in this paper was carried out with funding from the research project TE0120168 of the Technological Agency of the Czech Republic CESTI – Centre for effective and sustainable transport infrastructure. references 1. Janbu, N. (1973). Slope Stability Computations. Embankment Dam Engineering. Casagrande Volume. Hirchfeld RC and Poulos SJ (eds). John Wiley and Sons, New York, pp 47–86. 2. Vaníček, I. & Vaníček, M. (2008). Earth Structures in Transport, Water and Environmental Engineering. Springer, 637p. 3. Vaníček, I. & Škopek, P. (1989). Stability calculation of rein- forced soil slope. In: Proc. 12th IC SMFE, Rio de Janeiro, 17/28, pp 1321–1324. 4. Vaníček, M. (2000). Limit design approach of the reinforced of the reinforced soils. Acta polytechnica, vol 40, No 2, pp 74-77 5. Vaníček,I.(ed.): (2011). Sustainable Construction. CTU Press, Prague 2011, 163 pp. 6. Vaníček, M. & Vaníček J. (2000). Stability calculation of rein- forced slopes using program SVARG. (In Czech). Geotechnika, vol 3, No 2, pp 30–31. 7. Vaníček, I., Kuráž, V. & Chamra, S. (eds) (2005). Sustainable construction 1. (In Czech). CTU Press, 222 p. 229 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.131 PILE-RAFT FONDATIONS IN SOFT SOIL Martin Vozár Словацкий технический университет, строительный факультет, кафедра геотехники, г. Братислава, Словакия На площадках, где на значительную глубину от поверхности простираются слабые грунты с низкой несущей способностью и высокой деформативностью, фундаменты глубокого заложения, такие как сваи, обычно принимаются проектировщиками при стро- ительстве высотных зданий, что приводит к высокой стоимости строительства. Тем не менее, в некоторых случаях, относительно дешевый тип фундамента, такой как сплошная плита, при примене- нии может препятствовать возможности разрушения при сдвиге благодаря огромным нагрузкам на нижележащие грунты, но резуль- тирующая осадка будет намного больше допускаемой. Таким обра- зом, для того чтобы иметь экономически выгодный тип фундамен- та, сплошной фундамент устанавливается над основанием предпо- лагаемого здания, а сваи устанавливаются в определенном месте под плитой с целью увеличения несущей способности комбиниро- ванной системы с уменьшенной результирующей осадкой. Однако в уплотняемых слабых грунтах, взаимодействие между грунтом, плитой и сваями становится зависимым от времени. В данной ста- тье предлагается простая методика для проектирования свайно- плитных систем и ее сравнение с такой же моделью МКЭ. In areas where soft soil of low strength and high deformability ex- tends over considerable depth from ground surface, deep foundation like 230 piles are adopted by the designers for construction of high rise buildings, resulting high cost of construction. However, in such cases, a relatively cheaper foundation system like raft if adopted can counteract the possi- bility of shear failure due to huge super structural loads on the sub soil but the resulting settlement would be too large to be permitted. Thus, to have an economic foundation system, a raft is provided over the base of the proposed building and some piles are installed at specified location below the raft to increase the load carrying capacity of the combined sys- tem with reduced resulting settlement. But in a consolidating soft soil, the interaction between soil, raft and pile becomes time dependent. In this paper, a simple design methodology for pile raft system is proposed and with the same MKP model is compared. 1Ing. Martin Vozár, Katedra geotechniky, Stavebná fakulta STU v Bratislave, Radlinského 11, 813 68 Bratislava, tel.: 02/59274281, e-mail: martin.vozar@stuba.sk 1. Introduction In soft clayey subsoil, performance of a foundation is very much af- fected by time dependent soil deformation. Time dependent behaviour of soil results from properties of consolidation which has certain non linear characteristics. In soft ground, piled raft foundation are widely used and employed in construction of high rise buildings for their low overall and differential settlement with higher bearing capacity. The design of piled raft is based on the soil – structure interaction between the constituting elements and this is achieved through different method proposed by Pou- los (2001), Katzenbach et al. (2000), Randolph (1994), Franke (1991). However, the piled raft subsoil interaction problem is highly complicated as it depends on large number of parameters like pile-raft geometry, pile spacing, sub soil characteristics etc. Especially, load deformation of soft soil may become non linear under high stress level. In case of submerged condition soft ground displays low strength, sensitive thixotrophy and high compressibility. Hence, in realistic design of piled raft foundation system time dependent behaviour of soil deformation and consolidation characteristic of the founding ground should be given due importance. In this paper, an attempt has been made to formulate a design method for calculation of load carrying capacity of piled raft system in a soft consolidating underlying soil stratum. Pile elements are used to control 231 or restrict the average settlement to a permitted value and at any point of time, the raft shares a portion of load so that the piles carry the remaining super structural load. The effect of ongoing consolidation settlement is considered in design. The time effects of interaction of piled raft and soil is numerically modelled. As a result, the time dependent behaviour of interaction of the piled raft and the soil is investigated in this paper by incorporating the effect of consolidation of the sub soil. Proposed method includes the field per- formance of pile from routine pile load test conducted at the construction site in Eastern part of Kolkata city in a very unique soft clay deposit ex- tending from 2 m to 16 m (more or less) below ground level. But it is necessary comper this results with MKP models. 2. Literature Survey of Analytical studies on Piled-Raft In the analytical field, pioneering work was started by Butterfield & Banerjee (1971) and thereafter important developed models are Strip- Spring model by Poulos (1991), Plate-Spring model of Clancy and Ran- dolph (1992), Boundary element method by Sinha (1997), FEM applica- tion in raft and Boundary element for pile by Hain and Lee (1978), Franke et al. (1994), FEM analysis involving plain strain & axisymmet- ric problem by Hooper (1974); Prokoso & Kulhawy (2001), 3D FEA by Zhang et al. (1991). All these methods do have specific objectives in studying the overall & differential settlements, raft bending and paramet- ric effects. Time effects in soil structure analysis was first considered by Wood et al. (1975) on the basis of 1D Terzaghi‟s model of consolidation by virtue of finite difference method. Then the time dependent response of the piled-raft-soil interaction system under vertical loading was ana- lysed by Cheng et al. (2004) using 2D FEM based on Biot's theory of consolidation. The linear creep Page 3 of 11 In the analytical field, pioneering work was started by Butterfield & Banerjee (1971) and thereafter important developed models are Strip- Spring model by Poulos (1991), Plate-Spring model of Clancy and Ran- dolph (1992), Boundary element method by Sinha (1997), FEM applica- tion in raft and Boundary element for pile by Hain and Lee (1978), Franke et al. (1994), FEM analysis involving plain strain & axisymmet- ric problem by Hooper (1974); Prokoso & Kulhawy (2001), 3D FEA by Zhang et al. (1991). All these methods do have specific objectives in studying the overall & differential settlements, raft bending and paramet- ric effects. Time effects in soil structure analysis was first considered by 232 Wood et al. (1975) on the basis of 1D Terzaghi‟s model of consolidation by virtue of finite difference method. Then the time dependent response of the piled-raft-soil interaction system under vertical loading was analysed by Cheng et al. (2004) using 2D FEM based on Biot's theory of consolida- tion. The linear creep model was incorporated by Viladkar et al. (1993) into FEM in interaction analysis and it is found that bending moment, con- tact pressure and differential settlement vary with time. A simplified rheo- logic element model was used by Xia (1994) to evaluate the distribution of raft contact pressure on visco-elasto plastic soil. A three dimensional FEM is proposed by An et al. (2001) to predict the creep settlement of founda- tion on elasto visco plastic soil. The interaction analysis considering time effects induced by both viscosity and consolidation was conducted by Wang et al. (2001) in which a closed form fundamental solution of stresses of saturated visco elastic soil underlying raft under vertical loading is de- rived. However, a critical study of Poulos (2001) showed that results from such models shows large scatter from each other. For the present work, to understand the raft soil, raft pile and pile soil interaction of composite pile raft foundations some practical assumptions have been made for the stress strain behaviour of the pile, the subsoil and raft. The interaction of the pile and soil responses is restricted in linearly elastic region. Such assumptions have resulted in satisfactory outcome in the piled raft researches based numerical model of Roy and Chattopadh- yay (2011) and on finite element models of Mossallamy et al.(2009), Jeong et al. (2003). The proposed method is formulated basically to determine the time re- quired, iteratively, by the piled raft composite foundation where load sharing and consequent load transfer between the pile and raft reaches an optimum balanced state for a super structural load on it in a soft consolidating sub soil. Study was also done to evaluate the separate individual load carrying capacities of raft and pile. As piles take huge load on a very small amount of settlement, corresponding load sharing and settlement of the raft is also stud- ied. The time settlement relationship for the raft is also obtained taking into consideration consolidation properties of the existing soil profile. This is done to recognize time effects in interaction of piled raft and sub soil as it has got a practical significance as Chun-yi Cui et al. (2005) through his EVP soil model has shown that reactions and deformation of pile raft foundation varies with time in consolidating soft ground condition. Capacity of pile is determined through load test. The total settlement and load settlement char- 233 acteristic of pile is determined through load settlement curves obtained from the routine load test. 3. Capacity of piled raft foundation For a raft, proposed design approach starts with evaluation determina- tion of its bearing capacity from both the shear failure criteria and per- missible settlement limits for existing subsoil profile. The safe load for the raft is finalized following the most critical condition of the above two criteria. Now from the routine pile load tests the load that could be safely taken by the pile is evaluated through load settlement curves. Thus for a chosen settlement of „D ‟, if raft carries a load, DR and pile carries a load, DP, then the capacity of piled raft foundation, D PR can be ex- pressed as D PR =D R+ D P (1) Here settlement „D ‟ takes care of both immediate and consolidation settlement of the subsoil profile. Figure 1 illustrates the schematic presentation of pile load test result and piled raft load sharing. 4. Calculation of DP The value of settlement „D ‟ of the combined pile-raft system, can be taken and adopted as per project requirement or subsoil condition and corre- sponding load on pile i.e. D P can be obtained directly from the load settle- ment curves of the conducted routine load test on pile. The value of „D ‟ can be varied to obtain required load sharing mechanism between the piles and the raft within linear zone of the load settlement curve of the pile. Example Figure 1: Schematic diagram (a) Load settlement curve of routine pile load test; (b) Load taken by raft and pile at chosen settlement, D, from pile load test curve. 234 5. Calculation of ‘DR’ As mentioned previously, „D ‟ in the proposed approach is the total settlement i.e. sum of both initial and consolidation settlement for the raft. The value of „D R‟ for raft is calculated considering both consolida- tion settlement and immediate settlement of the existing subsoil profile. At a consolidation settlement of Dc, let the load taken by the raft be DRc. At that load of DRc, corresponding immediate settlement, DI is calculat- ed. DRc can be derived from the consolidation equation. From the above equation, DR can be written as (2) (3) p0 – is the initial overburden pressure ; H – height of compressible strata; CC – compression index; e0 – initial void ratio of the consolidating layer. So that the total settlement of the raft and pile becomes almost identi- cal and hence „D R‟ can be written as D Rc = D R Figure 2 illustrates the schematic representation of time settlement curve of raft, load settlement of the raft and gradual consolidation set- tlement process of the piled raft foundation respectively. In addition, the time settlement of raft is incorporated to obtain the optimum time re- quired to reach the balanced state of the piled raft foundation where load transfer and total settlement of piled raft becomes almost negligible and full load carrying capacity of the piled raft foundation is mobilised. Water table was found to be at 0.8 m below existing ground level. From geological exploration we have return results before equalization subgrade surface. It was equalization for 8.0 m below existing ground level. 235 Example Figure 2: Schematic diagram (a) Time settlement curve of raft; (b) Load settlement of raft at chosen settlements; (c) gradual consolidation settlement of pile raft composite. Example Table 1: Soil profile with design soil parameters 236 Example Figure 3: Adopted piled-raft geometry 15x15 m raft; 1000 mm diameter pile having length 30 m Example Figure 4: MKP model of pile-raft foundation 237 Example graf 1: Comperison of results 6. Conclusions The present method is in good agreement with the established model (1 -8%). In this proposed method the pile dimensions, raft dimensions, different suitable methods of pile group arrangement could be incorpo- rated in tentative designs to make a most cost effective and efficient foundation system for a prototype foundation system. The present meth- od by virtue of its procedures, includes the all the soil-structure interac- tion effects of pile, raft and composite piled raft foundation system as the method is solely based on the determination of all the engineering char- acteristic of a site physically and capacity of pile is directly calculated from the routine load tests. References 1. An G.F. and Gao D.Z. (2001) “3D FEM Application to the Prediction of Creep Settlement of Soft Clay Consideration Elastic-Visco Plastic Consolidation”, Journal of Tongji University, 29(2): 195-199. 2. Butterfield, R. and Banerjee, P. K. (1971) “The Problem of Pile Group- Pile Cap Interaction, Geotechnique”, 46(2), 135-142. 3. Cheng, Z.H., Ling, D.S. and Chen, Y.M. (2004) “Time Effects on Pile Raft Foundation on Vertical Loading”, China Civil Engineering Journal, 37(2): 73-77. 4. Chun-yi Cui, Mao-tian Luan and Ying-hua Zhao (2005) “Time- dependent Behaviour of Piled Raft on Soil Foundation with Reference to Creep and Consolidation”, EJGE, Vol.14, Bund. A, 1-14. R af t st re e ( kP A ) Settlement (mm) Comperison of results Raft stress analitical Raft stress MKP 238 5. Clancy, P. and Randolph, M. F. (1992) “Analysis and Design of Piled Raft Foundations”, Research Report No. G 1062, Department of Civil Engineering, University of Western Australia, Perth, Australia. 6. Franke, E. (1991) “Measurement Beneath Piled Rafts”, Keynote Lecture, ENPC Conf., Paris, 1-21. 7. Franke, E., Lutz, B. and El-Mossallamy, Y. (1994) “Measurements and Numerical Modeling of High Rise Building Foundations on Frankfurt Clay”, Geotechnical Special Publication, ASCE, 40, 1325-1336. 8. Hain, S. J. and Lee, I. K. (1978) “The Analysis of Flexible Pile Raft System”, Geotechnique, 28(1), 65-83. 9. Hooper, J. A. (1974) “Observations on the Behavior of Piled Raft Foundation on London Clay”, Proc. Institution of Civil Engineers, Part 2, 55, 855-877. 10. Jeong, Gyo-Sung and Choi sik-Kyung, (2003) “Design Charts of Piled Raft Foundation on Soft Clay”, Proc. 13th Int. Offshore and Polar Engg. Conf., Honululu, Hawaii, USA, May, 2003, 753-755 Page 11 of 11 11. Poulos, G. Harry. (1991) “Analysis if Piled Strip Foundations”, Computer Methods and Advances in Geomechanics, (Eds.) Beer, G., Booker, J.R. and Carter, J. P., Balkema, Rotterdam, 153-191. 12. Poulos, G. Harry. (2001) “Piled Raft Foundation: Design and Application”, Geotechnique, 51(2), 95-113. 13. Prokoso, W. A. and Kulhawy, F. H. (2001) “Contribution to Piled Raft Foundation Design”, Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering, ASCE, 127(1), 17-24. 14. Randolph, M.F. (1994) “Design Methods for Pile and Piled Rafts”, Proc. 13th Int. Conf. on Soil Mech. Found. Engg., New Delhi, 61-81. 15. Roy, S. and Chattopadhyay, C. B. (2011) “A Simple Procedure for Design of Piled Raft System”, Proc. 3rd Indian Young Geotechnical Engineers Conference, 25-26, March, 2011, 121-126. 16. Roy, S.and Chattopadhyay, C. B. (2010) “Piled-Raft Foundation Behaviour on Consolidating Soft Soil”, ICSECM_2011/SEC-11-49,1-10. 17. Sinha, J. (1997) Piled Raft Foundations subjected to Swelling and Shrinking Soils, Ph. D. Thesis, University of Sydney, Australia. 18. Viladkar, M.N., Ranjan, G. and Sharma R.P. (1993) “Soil- Structure Interaction in the Time Domain”, Computer and Structure, 27(2): 429-442. 239 19. Wang. J.H., Chen, J.J. and Pei, Jie. (2001) ““Interaction between Super structure and Layered Visco- Elastic Foundation Considering Consolidation and Rheology of Soil”, Journal of Building Structures, 35(4): 489-492. 20. Wood, L.A. and Larnach, W.J. (1975) “The Interactive Behaviour of Soil-Structure System and its Effect on Settlements”, Symposium on Recent development in Analysis of Soil Behaviour and their Applications to Geotechnical Structures, University of New South Wales, Australia, 75-87. 21. Xia, Z.Z. (1994) “Calculation of Contact Pressure Distribution on Elasto-Visco Plastic Soil Medium”, China Civil Engineering Journal, 27(2): 56-64. 22. Zhang, G. M., Lee, I. K. and Zhao, X. H. (1991) “Interactive Analysis Behavior of Raft-Pile Foundations”, Proc. Of Geo coast, 91, Yokohama, 719-764. 240 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.32.159.5 РАСЧЕТ ОСАДОК ГРУНТОВЫХ ОСНОВАНИЙ Жакулин А.С., Жакулина А.А. Карагандинский государственный технический университет, г. Караганда, Казахстан В статье приведены результаты многолетних геодезических наблю- дений за осадками оснований дымовых труб промышленных объектов Карагандинской области. Проводится сравнение фактических осадок дымовых труб с расчетными и предельно допустимыми регламентиру- емыми строительными нормами. Установлено, что необходимо вне- сение поправок в общепризнанную формулу расчетов оснований по второй группе предельных состояний. This paper presents the results of the long-term settlement observa- tions of the ground under the chimney structures of industrial facilities in Karaganda state. The actual settlements of the structures and the maxi- mum allowable settlements (by the building codes) are compared. The conclusion is made on the need to amend the recognized formula given by the building codes for the ground analysis by the second group of lim- iting states. Данные инженерно-геологических изысканий и лабораторных анализов результатов исследований свойств грунтов основания по- казывают, что они обладают высокими значениями плотности и низкими коэффициентами пористости. Лабораторные исследова- ния подтверждают повышение влажности грунтов и перехода глин основания из полутвердого в тугопластичную консистенцию. 241 Физико-механические свойства грунтов объектов приведены в табл. 1. Tаблица 1 Физико-механические свойства грунтов Св-ва грунтов Ед. изм Дымовая труба, высотой Н = 250 м Н = 100 м Н = 150 м о кН/м 3 21,1 20,6 20,3 s кН/м 3 27,0 26,9 27,2 % 18 19 17 Jl 0,26 0,21 0,26 е 0,49 0,66 0,52 град. 21 22 19 с МПа 0,06 0,08 0,06 Ео МПа 15,0 16,9 17,2 Основание фундамента дымовых труб представлено красно- бурыми глинами полутвердой консистенции, мощностью 7–8 м. Фундаменты дымовых труб высотой до 250 м монолитные же- лезобетонные. Подошва фундамента – круглая, диаметром 40,0 м, высотой 4,0 м. Расчетная нагрузка на основание от дымовых труб составляет примерно 21,1 т/м2 . Для всех видов фундаментов при- нят бетон марки М300, на сульфатостойком портландцементе. Стабилизация осадки фундамента наступила через 5–7 лет после окончания работ по возведению монолитного железобетонного ствола. Графики зависимости осадки от времени железобетонных дымовых труб приведены на ( рис. 1). Для сравнения расчетных осадок фундаментов с фактическими и предельно допустимыми (по СНиП) значениями был произведен перерасчет осадки фундамента дымовой железобетонной трубы вы- сотой 250 м. Осадка определялась на расчетную нагрузку: для ды- мовой трубы – 21,1 т/м2 на уровне верхнего обреза фундамента. Осадки вычислялись методом элементарного послойного сумми- рования согласно СНиП РК 5.01-01-2002 «Основания зданий и со- оружений» и методом эквивалентного слоя Цытовича. Сравнения расчетных, фактических, а также предельно допустимых по СНиП 242 осадок приведены в табл. 2. Из приведенных данных фактическая осадка фундаментов дымовых труб в 3–4 раза меньше расчетных осадок. Рис. 1. Осадки дымовых труб во времени. 1 – Дымовая труба Н=100м; 2 – Дымовая труба Н = 250м,3- по Еврокоду; 4 – Дымовая труба Н = 150 м Tаблица 2 Сравнение расчетных, фактических и предельно допустимых по СНиП осадок Объект Осадка,s, мм Факти- ческая Расчетная su послой- ного сум- мирования эквивалентного слоя Дымовая труба Н=150 м 34 92 103 200 Дымовая труба Н=250 м 32 149 210 200 Дымовая труба Н=100 м 23 83 90 200 Следует отметить, что строительные нормы не учитывают про- цесс консолидации и ползучести скелета грунта основания во вре- мени. Расчет конечных осадок методом послойного суммирования основан на моделях упругого полупространства. Еврокод «Геотехника 7» предполагает определения осадок с уче- том упругих, консолидационных составляющих и ползучести 243 грунтов основания. Осадку фундаментов с учетом ползучести грун- тов основания рекомендуем определять: S =S0+S1+S2, (1) где S – общая осадка; S0 – мгновенная-упругая осадка; S1 – осадка, вызванная консолидацией; S2 – осадка, вызванная ползуче- стью (вторичная); Общую мгновенную осадку фундамента определяем с использо- ванием теории упругости по следующей формуле: ,/0 mEpbfs (2) где Em – расчетное значение модуля упругости; f – коэффициент осадки фундамента; р – контактное давление, линейно распреде- ленное по подошве фундамента. Составляющие общих осадок с учетом консолидации и ползуче- сти определяем: ),/ln(21 vkv ttHbpHmsss (3) где ),/ln(/ vkt ttb характеристика интенсивности ползучести грунта определяемый при компрессионных испытаниях; hsktt / - деформация ползучести; kts – осадка ползучести, накопленная на временном участке (t-tv), см; h- высота образца, см; t – время уплотнения образца от начала его нагружения, сутки; tv – время окончания фильтрационной консолидации, сутки. Литература 1. Булычев, Н.С. Механика подземных сооружений в примерах и задачах : учебное пособие для вузов / Н.С. Булычев – М. : Недра, 1989. – 270 с. 2. Ухов, С.Б. Механика грунтов, основания и фундаменты / С.Б. Ухов. – М. : Высшая школа, 2002. – 566 с. 3. Основания зданий и сооружений : СНиП РК 5.01-01-2002. 244 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.154 ВЛИЯНИЕ БУРОИНЪЕКЦИОННОЙ ОПРЕССОВКИ НА ПЛОТНОСТЬ СЛОЖЕНИЯ ГРУНТОВ И НЕСУЩУЮ СПОСОБНОСТЬ СВАЙ И АНКЕРОВ Игнатов С.В. Белорусский национальный технический университет, г. Минск, Беларусь В статье приведены результаты опытных лабораторных исследо- ваний изменчивости свойств грунтов вокруг расширяемой инъекци- ей скважины и учет этой изменчивости при определении несущей способности анкеров и свай. The results of experimental laboratory studies of the ground variabil- ity around the injection expanded hole and the usage of this variability while piles and anchors bearing capacity determination are given in the paper. В связи с достаточно плотной застройкой городских территорий в крупных населенных пунктах республики происходит в основном точечная застройка свободных земельных участков, и как следствие инженер–строитель сталкивается с необходимостью передачи на основания больших сосредоточенных нагрузок от надземных кон- струкций. Можно отметить, что физические характеристики строи- тельного материала всегда постоянны и нам заведомо известны, то характеристики грунта в большей мере являются величинами, из- меняющимися во времени и ориентации. Поэтому перед инжене- ром-строителем стоит задача обеспечить надежность, экономич- 245 ность, экологичности принятых конструктивных решений нулевого цикла, что на сегодняшний день недостижимо без технической ме- лиорации грунтов оснований. Одним из наиболее широко применяемых методов улучшения характеристик грунтов и повышения их несущей способности явля- ется инъекция – т.е. закачка под давлением в скважину цементных растворов или бетона, что приводит к опрессовке окружающего грунта при вытеснении его в стороны и к увеличению поперечного сечения полости. За счет этого происходит изменение физико- механических свойств грунта, окружающего полость, повышение несущей способности свай и анкеров. Эта технология позволяет эффективнее, в сравнении с традиционными способами, возводить новые фундаменты, усиливать существующие основания, обеспечи- вая экономичность и социальный эффект, возможность работы в стесненных условиях объектов без динамических воздействий на них, с малым удельным расходом материалов и трудозатрат при достаточно высоких темпах производства работ. Под руководством доктора тех. наук, проф. Никитенко М.И. в лабораториях кафедры «Геотехника и экология в строительстве» БНТУ по разработанной методике нами были проведены лабора- торные крупномасштабные исследования по изучению характера изменения свойств песчаных и глинистых грунтов, окружающих заинъецированное тело за счет опрессовки, с последующей инфиль- трацией избыточной влаги из цементного раствора в грунт и затвердеванием цементного камня. После опрессовки цементного раствора с В/Ц = 0,5 в опытных лотках под давлением выдерживались технологические перерывы, продолжительностью 7, 14 и 28 суток для обеспечения набора прочности цементным камнем, далее производилась раскопка за- инъецированного тела, отбор опытных образцов и выполнялось опытное динамическое зондирование вокруг инъекционного тела. Наличие технологических перерывов обусловлено тем, что цемент- ный раствор есть жидкая среда с В/Ц = 0,5, а для твердения цемент- ного камня необходимо В/Ц = 0,23-0,27, то избыток «лишней» влаги из раствора не вступал в химическую реакцию с цементом и проникал в поры грунта, тем самым изменяя его влажность на контакте «цементное тело – грунт», что приводит к некоторому снижению прочностных характеристик грунта в начальный период 246 после инъецирования. По результатам лабораторных исследований, определено, что большая величина влажности W околосвайного массива (по сравнению с удаленным на расстояние 2,5–3,0R грунта) для глинистых грунтов обнаруживается более чем через 21 сутки после инъекции; для песчаных грунтов данное изменение не прояв- ляется через 10 суток. Это обусловлено различной фильтрационной способностью песчаного и глинистого грунтов. По результатам выполненных опытных замеров влажности и плотности выявлено, что за счет инъекции происходит уплотне- ние грунтов. Так, для супеси пылеватой плотность грунта на грани- це с инъекционным телом на 28-е сутки от момента инъекции со- ставляет 22,5кН/м3, а на удалении в природном состоянии – 18,0кН/м3, а для песка среднего данное изменение на 14-е сутки со- ставляет от 19,5 кН/м3 до 17,6 кН/м3. Как следствие на удалении от инъекционного тела происходит и увеличение коэффициента пори- стости (рис. 1). а б Рис. 1. Графики изменения коэффициента пористости супеси пылеватой (а) и песка среднего (б) с удалением от оси заинъецированной скважины: 1 – через 7 суток после инъекции; 2 – через 14 суток после инъекции; 3 – через 28 суток после инъекции Результаты опытного динамического зондирования песка сред- него вокруг инъекционного тела показали, что в период 7–14 суток изменение сопротивления зондированию составляет не более 0,5 мПа, что говорит о стабилизированном состоянии и о постоян- ном значении угла внутреннего трения и сцепления. Однако в радиальном направлении происходит существенное снижение со- противления динамическому зондированию: с 6 МПа на границе 0,45 0,50 0,55 0,60 0,65 0 100 200 300 е R, мм 1 2 3 0,58 0,60 0,62 0,64 0,66 0,68 0,70 0,72 0 100 200 300 е R, мм 1 2 247 инъекционного тела до 3,0 МПа в природном состоянии (данному изменению соответствует уменьшение угла внутреннего трения с 35,5 º до 33 º, и значительное уменьшение сцепления: с 1,2 кПа до 0,0 кПа). Для супеси пылеватой радиальное изменении условного динамического сопротивления на 28 сутки составляет 9 МПа (на границе инъекционного тела) до 6,0 МПа на удалении, что соответ- ствует уменьшению угла внутреннего трения с 29 º до 28 º, удельно- го сцепления – с 40 кПа до 36 кПа. По результатам выполненных исследований для скважин с начальным диаметром 110 мм были выведены зависимости по определению коэффициента пористости в радиальном направлении от заинъецированной скважины: ● для супеси пылеватой (с Еприрод.=6,5,0–16,0 МПа) при увеличе- нии начального диаметра скважины в 1,24 – 1,27 раза растворами с В/Ц=0,5 через 28 суток после устройства инъекционного тела из- менение коэффициента пористости от границы заинъецированного тала до расстояния 2R от него можно найти: ;)2(0015,0)2(103 1 2 1 6 0, RRRRее iiRi (1) ● для песка среднего (при Еприрод.=10,0–16,0МПа; R0,1/R1,1=1,19 – 1,23; В/Ц=0,5) коэффициент пористости определяется: ;)2(0003,0)2(109 1 2 1 7 0, RRRRее iiRi (2) где еi,R – искомое значение коэффициента пористости на расстоя- нии «0R – 2R» от инъекционного тела; e0, – природное значение ко- эффициента пористости грунта; R1 – радиус опрессованной скважи- ны, мм; 2R1 – зона влияния опрессовки грунта, мм; Ri – расстояние, на котором определяется коэффициент пористости, мм. Инженерная методика расчета несущей способности буро- инъекционных свай и анкеров по грунту может основываться на закономерностях перемещения стенок скважины при инъекционной опрессовке с учетом нижеприведенных допущений: основной показатель, к которому следует выполнять привязку прочностных и деформационных характеристик грунтов, является коэффициент пористости – отношение переменной величины Vпор к постоянной величине Vскелета,; 248 расширение скважин при опрессовке сначала происходит в грунтах с меньшим модулем деформации, после достижения оди- накового модуля деформации всех пластов, прорезываемых сваей, расширение скважины происходит равномерно в радиальных направлениях; доминирующим фактором при расширении скважин является объем закаченного цементного раствора или бетона в скважину, а не давление закачки раствора в скважину, фиксируемое на выходе из бетононасоса; увеличение диаметра скважины не превышает 65%; поведение грунта при данном увеличении диаметра происхо- дит в соответствии с теорией упругости; характеристики грунта в природном состоянии известны; несущая способность грунтов определяется после технологиче- ского перерыва после выполнения конструкций, который составляет не менее 10 суток для песков гравелистых, крупных и средних; 20 су- ток для песков пылеватых и не менее 30 суток для глинистых грунтов. Проектирование свай и анкеров с учетом изменчивости свойств грунтов при опрессовке необходимо выполнять при двух типах ин- женерно-геологических условиях: при однослойном грунте основания вдоль тела сваи или корня анкера; при прорезании телом сваи или корнем анкера двух и более ИГЭ. А. При однослойном грунте оснований вдоль тела сваи учет из- менчивости свойств грунта при определении несущей способности необходимо выполнять в следующей последовательности: А.1. определяются начальные размеры (диаметр и длина сква- жин). Начальный объем скважины находиться из выражения: 3 0 2 0 0 ,4 мL d V (3) А.2. задается необходимый диаметр сваи или размер корня анке- ра путем введения коэффициента: . (4) 0d d K кd 249 При назначении коэффициента Kd следует учитывать природную плотность сложения окружающего грунта и длину или глубину рас- положения отрезка тампонирования скважины. По выполненным нами исследованиям мы рекомендуем коэффициент Kd принимать не более 1,65. А.3. определяется объем раствора (Vк), необходимого для уклад- ки в скважину при данном диаметре сваи с учетом опрессовки и уплотнения пяты сваи: 3 2 02 2 ,/) 4 (/) 4 ( мKL d KKL d V пkdпк к к , (5) где ● Кп – безразмерный коэффициент уменьшения объема зоны за- делки. Определяется по [3] в зависимости от водоцементного отно- шения инъекционной смеси для фильтрующих грунтов и при ис- пользовании дренирующих оболочек по таблице 1 [3]: Таблица 1 В/Ц 0,40 0,45 0,50 0,55 0,60 Кп 0,70 0,66 0,62 0,59 0,55 ● Lк – конечная длина тела сваи или корня анкера, определяемая из вы- ражения: EdE d к KK d LK ddK LL )1( 22 0 0 00 0 (6) ● КЕ – коэффициент влияния деформационных характеристик грунта, определяемый из отношения осредненных модулей деформации: осред- ненного модуля на высоту do вверх от пяты сваи Ев к осредненному моду- лю деформации грунта на глубину do вниз от пяты сваи Ен. Принимается по таблице 2: Таблица 2 Ев/Ен 0,3 0,5 0,75 1,0 1,25 1,5 КЕ 0,1 0,25 0,6 0,9 1,0 1,1 А.4. нагрузка, воспринимаемая пятой сваи, определяется по за- висимости [3]: 250 RAFdv , (7) где А – площадь пяты сваи или уширение анкера с учетом опрес- совки грунта ( для анкера принимается активная площадь, переда- ющая усилие на грунт лобовой поверхностью) R – сопротивление грунта под нижним концом сваи, МПа, опре- деляемое в зависимости от глубины залегания пяты, гранулометриче- ского состава грунта и коэффициента пористости основания. А.5. нагрузка, воспринимаемая боковой поверхностью, опреде- ляется по зависимости [3]: hRuF n i fiкdv 1 , (8) где uк – периметр сваи или анкера, полученный путем опрессовки грунта; hi – толщина грунта, соприкасающаяся с боковой поверхно- стью ствола сваи или анкера; Rfi – расчетное сопротивление трению грунта на боковой поверхности сваи или анкера в пределах члене- ния на i слоев. Так как сопротивление грунта под нижним концом сваи и расчетное сопротивление трению грунта на боковой поверхности зависит от коэффициента пористости, то значение нового коэффи- циента пористости уплотненного инъекцией грунта на контакте буроинъекционнтого тела с грунтом можно найти по выражению (для свай с начальным диаметром скважины 114–500 мм и коэффициентом пористости 0,5 < e < 0,75): ● для супеси пылеватой: 1 2 1 6 0, 00143,0107,2 RRее Ri (9) ● для песка среднего: 1 2 1 7 0, 00029,0101,8 RRее Ri (10) А.6. несущая способность сваи и анкера находиться как сумма несущей способности по пяте и по боковой поверхности по суще- ствующим методикам. 251 Б. Определение несущей способности свай и анкеров в случае двух- и более слойного основания необходимо выполнять в следующей последовательности: Б.1. определяются начальные размеры (диаметр и длина сква- жин), находиться объем скважины Б.2. определяется необходимый диаметр сваи или размер корня анкера путем введения осредненного коэффициента Кd,ср. При опре- делении коэффициента Kd,ср необходимо учитывать, что в первую очередь происходит опрессовка грунта с меньшим модулем дефор- мации. Б.3. после выравнивания значения модуля деформации вдоль тела сваи или анкера принимаем, что происходит плоско парал- лельное расширение скважины. Диаметры расширенных скважины принимаются за условные начальные диаметры dк 0, относительно которых и происходит расширение скважины. Б.4. Для слоистого напластования грунтов оснований находим грунт с максимальным значением модуля деформации Еmax. По таб- личным данным для слоев, обладающим модулем меньшим чем Еmax находим значение коэффициента пористости при Еi = Еmax. Б.5. находим величины диаметров скважины в различных слоях при равном модуле деформации грунтов, прорезаемых сваей. Б.6. определяется осредненный объем раствора (Vк,ср), необхо- димого для заполнения буровой скважины с учетом опрессовки стенок скважины и уплотнения пяты сваи: 3 1 2,0 2 , 1 , 2 , ,/) 4 (/) 4 ( мKL d KKL d V n i пi к id n i пiк iк к (11) Б.7. несущая способность сваи и анкера находиться как сумма несущей способности по пяте и по боковой поверхности. Методика определения лобового сопротивления с учетом измен- чивости грунтов оснований идентична как для свай и анкеров при однослойном грунте основания и описана выше. Нагрузка, воспри- нимаемая боковой поверхностью, определяется как сумма вдоль всего тела сваи или анкера с учетом измененного (увеличенного) за счет опрессовки размера тела буроинъекционной конструкции и уплотненного грунта вокруг инъекционного тела. 252 Литература 1. Прочностные и деформационные характеристики грунтов по данным динамического зондирования. Правила определения : ТКП 45–5.01–17–2006 (02250). – Введ. 03.03.2006. – Минск : Мин- стройархитектуры, 2006. – 20 с. 2. Грунты. Метод ускоренного определения степени уплотнения динамическим зондированием : СТБ 1377–2003. Введ. 31.01.2003. – Минск : Минстройархитектуры, 2003. – 14 с. 3. Проектирование и устройство буроинъекционных анкеров и свай : пособие П18–04 к СНБ 5.01.01–99 / М.И. Никитенко [и др.]; Минархстрой Респ. Беларусь. – Минск, 2004. – 79 с. 253 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.012.4 : 624.042.7 ОЦЕНКА РЕЗУЛЬТАТОВ РАСЧЕТА ЗДАНИЯ НА СЕЙСМИЧЕСКОЕ ВОЗДЕЙСТВИЕ С ИСПОЛЬЗОВАНИЕМ РАЗНЫХ МЕТОДОВ Кичаева О.В., Раджабзадег Могсен Харьковский национальный университет строительства и архитектуры, г. Харьков, Украина В статье приведены результаты численных исследований напряженно-деформированного состояния монолитного железобе- тонного здания при сейсмическом воздействии в условиях Ирана. Сейсмическое воздействие задавалось с использованием: статиче- ской теории определения сейсмических нагрузок, спектрального метода динамической теории и прямым динамического метода с применением инструментальных записей ускорений грунта при землетрясениях («time-history»), который представляет собой сей- смическую нагрузку, изменяющуюся во времени. The article contains results of numerical investigations of stress-strain state of monolithic reinforced concrete of buildings under seismic impact in terms of Iran. Seismic impact was using: static theory of seismic loads, the spectral method of the dynamic theory and modification of direct dynamic method with the use of instrumental records accelerations ground during earthquakes («time-history»), which is a seismic loading, changing in time. Более 85 % территорий Ирана являются сейсмоопасными, около 20 % из 160 разрушительных землетрясений, зафиксированных в прошлом веке по всему миру, произошли в Иране. 254 Во многих случаях к этому присоединяются неблагоприятные условия площадки: плохие грунты, близость тектонических разло- мов, сложный рельеф и т.д. При этом сейсмическая опасность по- стоянно растет. В большинстве городов Ирана значителен удельный вес сооружений, построенных без учета сейсмичности. В соответствии с ростом инженерных знаний при изучении характера сейсмических воздействий на здания, характера работы всего здания в целом на сейсмические воздействия менялись и методы расчета на сейсмичность. Можно выделить следующие методы расчета зданий на сейсмо-стойкость: 1) методы, основанные на статической теории сейсмичности. 2) методы расчета по акселограммам прошлых землетрясений. 3) метод расчета по спектральным кривым. 4) стохастические методы расчета. Статическая теория сейсмостойкости является наиболее простой, но она игнорирует деформацию здания. Начало разработки этой теории положено трудами Омори и Сано в 1900 г. По этой теории колебания здания сводятся к идентичному движению вместе с основанием. Ускорение всех точек здания равны ускорению основания, а распределение сейсмических инерционных сил по высоте подобно распределению масс. Максимальные значения сейсмических сил представляются горизонтально направленными статическими силами, и определяются по формуле: Qk g W QmWS c 0 0 , (1) где m, Q – масса и вес части сооружения; S – сейсмическая сила, действующая на эту часть; W0 – максимальное сейсмическое ускорение; g – ускорение силы тяжести. Величина kc является коэффициентом пропорциональности между весом части здания и сейсмической силы максимального ускорения грунта и ускорения силы тяжести. В статистической теории величина этого коэффициента устанавливается на основе макросейсмических данных разрушительных землетрясений и принимается в практических расчетах в соответствии с балль- ностью района. Очевидно, что статический метод расчета справед- лив лишь для жестких сооружений, деформации которого пренебре- 255 жительно малы по сравнению со смещениями оснований при землетрясениях. Недостатки статического метода были частично сглажены в динамическом методе расчета на сейсмостойкость. Мононобе (Япония) в 1920 году принял колебания основания по синусо- идальному закону и рассмотрел установившиеся вынужденные колебания сооружения, представленные в виде системы с одной степенью свободы. В результате для расчета сейсмических сил была получена формула: QkS c , (2) где kc – т.н. коэффициент сейсмичности; Q – вес сооружения; β – коэффициент динамичности, равный 2 o 2 T T1 1 , (3) где Т – период собственных колебаний здания; То – период колебаний основания при землетрясении. В решении предполагалось, что движение основания при землетрясении представлено плавным, достаточно регулярным колебательным процессом с периодом порядка То – 1 сек. На самом деле основание сооружения при землетрясении испытывает сложные многочастотные сейсмические движения, носящий нерегулярный характер, не поддающийся простому анали- тическому описанию. В тоже время реальные сооружения представ- ляют собой системы с распределенными массами, обладающими сложным спектром собственных колебаний, как-то сочетающимся со спектром колебаний основания при землетрясении. Под влиянием этих факторов была развита новая форма динами- ческого метода расчета на сейсмостойкость, получившая название спектрального метода или метода расчета по спектральным кривым. Идея этого метода состоит в том, что вместо описания развития во времени процесса сейсмических колебаний здания (сооружения), принимаются в рассмотрение максимальные величины различных факторов движения основания при землетрясении (ускорений, скоростей, смещений) по отдельным компонентам процесса 256 колебаний. Эти величины определяются на основе анализа сейсмо- грамм и акселограмм реальных землетрясений. В результате получают спектральные кривые, описывающие максимальные сейсмические смещения, скорости, ускорения. С помощью этих спектральных кривых рассчитываются максимальные сейсмические усилия в здании и соору- жении, и затем оценивается их прочность и несущая способность. Идея спектрального метода впервые была предложена М. Био в 1933 г. Использование спектрального метода позволило существенно повысить надежность и эффективность сейсмического строительства. Недостатком этого метода является невозможность проследить развитие сейсмического воздействия на сооружение во времени. Кроме того, спектральный метод использует разложение решения в ряд по нормальным формам свободных колебаний и потому пригоден для анализа только линейных колебаний. От этих недостатков избавлен метод расчета по фактическим акселограммам, который позволяет получить все параметры НДС сооружения в виде функций во времени. Это позволяет более полно выполнить оценку прочности и надежности здания (сооружения) в сейсмических районах. Однако вопрос упирается в получении таких акселограмм до землетрясения. Практически каждое землетрясение имеет свою акселерограмму для конкретного района, конкретных инженерно-геологических условий, положения центра землетря-сения относительно объекта и т.д. Угадать, какую акселограмму исполь- зовать для расчета сооружения в каждом конкретном случае для возможного землетрясения – задача чрезвычайно трудная. Внедрение вероятностных методов в теорию инженерных расчетов нашло свое отражение в теории сейсмостойкости. Признано, что решение задачи сейсмостойкости должно оцени- ваться на вероятностных (статистических, стохастических) методах, учитывающих случайный характер процесса землетрясения. Уже спектральный метод содержит в себе идею отказа от полного детер- министического описания сейсмических колебаний. Это приводит к вероятностной постановке задачи сейсмостойкости, где функция для ускорений является реализацией случайного процесса, вероятные характеристики которого могут быть установлены по инструментальным записям прошлых землетрясений. При этом решение задачи состоит в определении вероятностных характе- 257 ристик смещений по заданным вероятностным характеристикам сейсмического воздействия. Использование программных комплексов, работа которых осно- вана на использовании метода конечных элементов, позволяет вы- полнять расчеты на прочность и жесткость не отдельных конструк- тивных элементов, а всего здания в целом, включая фундаменты и основание. Расчетная схема системы «основание – фундамент – здание» при таком расчете моделируется конечными элементами и, в динамическом аспекте представляет собой систему со многими степенями свободы. При сейсмическом воздействии, представля- ющем кинематическое динамическое нагружение на здание через основание и фундамент, такая система «основание – фундамент – здание» должна рассматриваться как динамическая система со многими степенями свободы. Само сейсмическое воздействие пред- ставляет собой чрезвычайно хаотичный и нерегулярный характер движения почвы и основания, поэтому математическое описание сейсмического воздействия представляет очень сложную задачу. В рамках численного исследования рассмотрено 5-этажное зда- ние в г. Куме (Иран) на территории с 10%-й вероятностью превы- шения расчетной сейсмической интенсивности в течение 50 лет, также характеризующейся нормами Ирана [1] как район с очень вы- сокой сейсмической опасностью и уровнем ускорения грунта 0,35g, что соответствует 9 баллам по шкале MSK-64. Здание монолитное железобетонное каркасного типа с размерами в плане 14,4 х 12 м, высота этажа 3,24 м, общая высота составляет 16 метров (рис. 1). Сейсмическая нагрузка задавалась: 1) в виде эквивалентной статической нагрузки (метод 1); 2) по спектральному методу рас- чета (метод 2); 3) прямым динамическим методом с применением инструментальных записей ускорений грунта при землетрясени- ях («time-history») (метод 3). Расчет выполнялся с помощью про- граммного комплекса ETABS (SAP2000), основанном на методе конечных элементов, расчетная схема здания – рис. 2. В рамках исследования НДС здания по прямому динамическому методу были выполнены линейный и нелинейный расчеты. Для задания сейсмической интенсивности использовались акселерограммы разрушительного землетрясения в г. Бам (Иран), произошедшего в 2003 г. 258 Рис. 1. Типовой план здания Рис. 2. 3D-модель здания На основании анализа результатов численного расчета видно, что значения перемещений центра масс этажей при трех вышепере- численных методах распределились так (табл. 1): 1) максимум наблюдается при расчете по методу 2, минимум – по методу 3; 2) значения перемещений, вычисленные методом 1, близки к значени- ям, вычисленным по методу 2; 3) значения перемещений (метод 1) меньше перемещений (метод 2) на 0,4 … 2,7 %, перемещения по методу 3 меньше перемещений по методу 1 на 14 …19 %. 259 Таблица 1 Перемещения центра масс этажей в зависимости от метода расчета Метод расчета Графики перемещений, см Значения перемещений центра масс этажей, см Эквивалентная нагрузка QkS c перемещения по осям х (UX) и y (UY) по результатам расчета по эквивалентной нагрузке 0,6958 – 6,3375 (с 1-го по 5-й этаж) Динамический спектральный ме- тод определения сейсмических нагру- зок а) перемещения по оси х по результатам спектрального расчета (SPEC1Х) и эквивалентной нагрузки (ЕХ) б) перемещения по оси у по результатам спектраль-ного расчета (SPEC2Y) и эквивалентной нагрузки (ЕY) 0,6986 – 6,5125 (с 1-го по 5-й этажи) 260 Окончание табл. 1 Метод расчета. Графики перемещений, см Значения перемещений центра масс этажей, см Прямой динамический методом с применением инструментальных запи- сей ускорений грунта при землетрясени- ях («time-history») а) амплитуда горизонтальных ускоре- ний по х, см/с2 б) амплитуда горизонтальных ускорений по у, см/с2 Прямой динамический мето- дом с применением инструментальных записей ускорений грунта при землетря- сениях («time-history») а) амплитуда горизонтальных ускоре- ний по х, см/с2 б) амплитуда горизонтальных ускорений по у, см/с2 перемещения по осям х (UX) и y (UY) по результатам расчета по динамическим методом («time- history») 0,5984 – 5,2875 (с 1-го по 5-й этажи) Литература 1. Iranian buildings codes and standards. Iranian code of practice for seismic resistant design of buildings. Standard No. 2800, 3rd Edition / Building and Housing Reseach Center. – 83 р. -2000000 0 2000000 0 10 20 30 -2000000 0 2000000 0 10 20 30 -2000000 0 2000000 0 10 20 30 -2000000 0 2000000 0 10 20 30 261 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.1 ВЛИЯНИЕ АНИЗОТРОПИИ ПРОЧНОСТНЫХ СВОЙСТВ ГРУНТОВ НА УСТОЙЧИВОСТЬ ОТКОСОВ Кремнев А.П., Вишняков Н.Н, Седун Е.А. Полоцкий государственный университет, г. Новополоцк, Беларусь В статье рассматривается влияние анизотропии прочностных свойств грунтов на устойчивость откосов. Приводятся результаты расчета коэффициента устойчивости откосов с учетом анизотропии прочностных свойств грунтов. The article discusses the effect of anisotropy of strength properties of soils in the slope stability. The results of the calculation of the stability of slopes in view of the anisotropy of mechanical properties of soils. При проектировании зданий и сооружений вблизи откосов оцен- ка их устойчивости является обязательным условием выполнения требований первой группы предельных состояний. Необходимость строительства вблизи откосов особенно возникает в городах, распо- ложенных в пойме рек, а также на холмистой местности. В Витеб- ской области к ним можно отнести г.Витебск, Оршу, Полоцк и др. Для расчета устойчивости наиболее универсальным методом является метод круглоцилиндрических поверхностей скольжения. Как известно, данный метод позволяет определить коэффициент устойчивости откоса любого очертания и литологического строения с учетом поверхностных и объемных сил, в том числе и фильт- рационных. Однако, как показывает практика [1], результаты расчета 262 не всегда соответствуют реальным очертаниям поверхности склона откоса. Зачастую откосы природного и искусственного происхож- дения имеют уклон значительно превышающий расчетный. На наш взгляд, одной из причин такого несоответствия является недостаточно полная оценка особенностей прочностных свойств грунтов и, в частности, их анизотропии. На сегодняшний день доказано, что большинство грунтовых от- ложений по своей природе анизотропны [1]. Практически все грун- ты осадочного происхождения в той или иной мере обладают де- формационной, фильтрационной или прочностной анизотропией. Без ее учета невозможно представить дальнейшее совершенствова- ние методов расчета грунтовых оснований и грунтовых массивов. Испытания грунтов в приборе одноплоскостного среза показали, что сопротивление грунта сдвигу в двух взаимно перпендикуляр- ных плоскостях может отличаться почти в 2 раза. При этом большее сопротивление сдвигу достигнуто на образцах, сдвиг которых про- исходил в направлении перпендикулярном плоскости изотропии. Существующие методы расчета устойчивости откосов и прог- раммные комплексы не учитывают влияние ориентации расчетной поверхности скольжения по отношению к плоскости изотропии. И это, на наш взгляд, вполне объясняет тот факт, что фактическое очертание откосов характеризуется большим углом заложения, чем получаемое по расчету. Для изучения влияния анизотропии прочностных свойств грун- тов на коэффициент устойчивости откоса нами был проведен мате- матический эксперимент с применением объекто-ассоциативного программного комплекса, разработанного В Полоцком государ- ственном университете [2,3]. Расчет выполнен на примере очертания реального откоса, рас- положенного в карьере «Боровое» Витебской области. Коэффици- ента устойчивости откоса определялся для различных вариантов соотношений угла внутреннего трения и удельного сцепления при срезе вдоль и поперек плоскости изотропии. Зависимость изменения прочностных характеристик грунтов от угла наклона поверхности сдвига к плоскости изотропии была при- нята по формулам 1 и 2, как наиболее распространенная [4]: 2 121 sin)( tgtgtgtg (1) 263 2121 sin)( cccc (2) где tgφ1 и с1 – прочностные характеристики при сдвиге параллельно плоскости изотропии; tgφ2 и с2 – то же, при сдвиге поперек плоско- сти анизотропии; α – угол наклона поверхности сдвига к плоскости анизотропии. Для сравнения первоначально был выполнен расчет коэффици- ента устойчивости фактического очертания откоса без учета анизо- тропии прочностных свойств грунтов. Коэффициент устойчивости в этом случае оказался равным 0.28, хотя признаков обрушения не было обнаружено по всему периметру карьера. Далее расчет был выполнен при различных соотношениях проч- ностных свойств, определяемых параллельно и перпендикулярно плоскости изотропии. На первом этапе расчета учитывалось только увеличение угла внутреннего трения грунта, а удельное сцепление принималось постоянным и равным 0. Результаты расчета этого этапа приведены в табл. 1. Таблица 1 Угол внутренне- го трения вдоль плоскости изотропии, φ1, градус Угол внутреннего трения поперек плоскости изотропии, φ2, градус Соотношение φ2/ φ1 Коэффициент устойчивости, η 30 33 1.1 0.29 30 36 1.2 0.36 30 39 1.3 0.39 30 42 1.4 0.53 30 45 1.5 0.58 На втором этапе расчета учитывалось только увеличение удель- ного сцепления грунта, а угол внутреннего трения принимался по- стоянным и равным 300. Результаты расчета приведены в табл. 2. Из проведенного математического эксперимента можно сделать вывод, что учет анизотропии прочностных свойств грунтов оказы- вает существенное влияние на коэффициент устойчивости откоса. При учете изменения прочностных свойств грунтов в зависимости 264 от угла наклона плоскости сдвига к плоскости изотропии коэффи- циент устойчивости откоса возрастает и приближается к практиче- ским данным. Таблица 2 Удельное сцепление вдоль плоско- сти изотропии, с1, кПа Удельное сцеп- ление поперек плоскости изо- тропии, С2, кПа Соотношение с2/ с1 Коэффициент устойчивости, η 1 2 2 0.59 1 3 3 0.71 1 4 4 0.81 1 5 5 0.86 1 10 10 1.09 Литература 1. Кремнев, А.П. Анизотропия прочностных свойств песчаных грунтов. Сборник статей международной научно-технической кон- ференции / А.П. Кремнев, Н.Н. Вишняков. – Минск : БНТУ, 2008. 2. Глухов, Д.О. Объектно-ассоциативный подход к построению алгоритмов расчета и визуализации пространства цилиндрических поверхностей скольжения в расчетах устойчивости откосов / Д.О. Глухов, А.П. Кремнев, Т.М. Глухова // Вестник Полоцкого государственного университета. Фундаментальные науки. – № 4. – Новополоцк: РИО ПГУ, 2011. – С. 43–51. 3. Кремнев, А.П. Определение наиболее опасной поверхности скольжения при расчете устойчивости откосов методом круглоци- линдрических поверхностей скольжения / А.П. Кремнев, Д.О. Глу- хов, Н.Н. Вишняков // Вестник Полоцкого государственного уни- верситета серия F. Прикладные науки. Строительство. – Новопо- лоцк: ПГУ, 2011. – С. 37–41. 4. Иванов, П.Л. Грунты и основания гидротехнических соору- жений / П.Л. Иванов. – М. : Высш. шк., 1991. – 447 с. 265 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.131 ФУНДАМЕНТАЛЬНЫЕ ОСНОВЫ МЕХАНИКИ ГРУНТОВ Кулачкин Б.И., Радкевич А.И., Митькин А.А., Шмидт Д.Д. Институт по проектированию транспортных сооружений «Транспроект», г. Москва, Россия, «ТрансКапСтрой», г. Москва, Россия Рассмотрены наиболее важные аспекты механики грунта, кото- рые пока не нашли широкого применения в практике геотехники, включая: модель «Геомассив–основание–фундамент–сооружение»; аналого-дискретную модель грунта; эффект «Кулачкина-Радке- вича»; капиллярную модель грунта; классификацию грунта; поро- вое давление, природное (бытовое) давление. The most important aspects of soil mechanics which weren’t used in geotechnical practice are considered, including: “Geosolid – Bed – Basement – Object” model, analogue-discrete subgrade model, Ku- lachkin-Radkevich effect, capillary subgrade model, soil classification, interstitial pressure, ground (natural) pressure. Модель «Геомассив – основание – фундамент – сооружение». Эта модель существенно расширяет область применения традици- онной модели «основание – фундамент – сооружение» как в части механики грунта, так и в окружающей среде. Наиболее ярко новая модель проявляет себя в транспортном строительстве, когда имеют место линейно протяженные сооружения (мосты, путепроводы и др). В частности, эта модель рассматривает каждую опору 266 большого и среднего моста как отдельное сооружение [1, 2]. Проек- тировщики и строители в Московском регионе широко используют модель «Геомассив – основание – фундамент – сооружение», при- чем «ТрансКапСтрой» уже более 5 лет на всех объектах. При строительстве моста через р. Ликова (Московский регион) основание одной из опор содержало реликтовый врез, который су- щественно снижал прочность основания [3]. В результате пришлось вносить изменения в проект. Еще один яркий пример. Мостовой переход через р. Волга у с. Пристанное длиной более 20 км. Рассматривать проект или его часть без модели «геомассив – основание – фундамент – сооруже- ние» практически невозможно. Модель «Геомассив – основание – фундамент – сооружение» имеет широкие возможности для своего развития в отношении окружающей среды, когда природные условия и технология суще- ственно влияют на проекты в части геотехники [4]. Здесь следует отметить широко используемый за рубежом Observation Method в геотехнике окружающей среды [5]. В качестве примера примене- ния данного метода в геотехнике можно привести коррекцию про- екта на развязке Дмитровского шоссе в Москве, когда была произ- ведена замена забивных свай на буронабивные по ряду экологиче- ских и геотехнических причин [6]. Аналого-дискретная модель грунта. Все известные модели грунта, широко используемые в механике грунтов – аналоговые (непрерывные). На самом деле грунт – аналого-дискретная среда [7, 8, 9, 10]. Наиболее ярким представителем такой среды является просадочный грунт. Процесс просадки грунта очень сложно контролировать в строительной практике. И хотя предпринимается много различно- го рода попыток описать этот процесс аналитически, на основе не- прерывных функций, результат нельзя признать положительным [8]. В том, что грунт, основание, геомассив являются аналого- дискретной средой, можно легко убедиться, посмотрев на диаграм- мы зондирования (аналоговая регистрация) в различных источниках [9, 10]. Если рассматривать с общих позиций механики, то все извест- ные модели грунта, а также др. строительных материалов (сталь, бетон, полимер и др.) основаны на 3-х идеальных телах: Гук (Н) – 267 упругость, Ньютон (N) – вязкость, и Сен-Венан (Stv) – сухое трение в их различных сочетаниях и интерпретациях, и, естественно, явля- ются аналоговыми (непрерывными), но что касается грунта, то он вполне укладывается (современные научные представления) в рамки теории предельного равновесия и др. На первый взгляд это действительно так. Вместе с тем исследования, выполненные в 80-х годах прошлого века и позднее, включая зондирование, показали, что это совсем не так [11, 12]. Именно зондирование и в общем глу- бокое исследование измерительных систем [13] позволило получить эти принципиально новые результаты [14, 15]. Если иметь в виду реальные модели грунта, то они наделены различного рода свой- ствами, полученными экспериментальным путем [16]. Существо этих результатов заключается в следующем. Практически все статические процессы заканчиваются измерением некоего кон- кретного значения перемещения (деформации), нагрузки (напря- жение, давление). Что касается динамики, анализа и соотношения инерционных характеристик объекта исследования и измерительной системы не было ни в РФ ни за рубежом. Необходимое соотношение было реа- лизовано в измерительных системах для статического зондирования [1, 2]. Это позволило обнаружить дискретность грунта во всем диа- пазоне нагрузок, начиная даже практически с нуля. Таким образом, на базе практически «безинерционных» измерительных систем по отношению к грунту, получена новая информация о прочности грунта в широком понимании этого термина. В дополнение к иде- альным аналоговым телам N, H и Stv добавлено идеальное хрупкое тело «Кулачкин-Радкевич» (KR) [17, 18], которое, с нашей точки зрения, в полной мере решает вопрос поведения грунта под нагруз- кой во всем диапазоне, но это касается также всех материалов (сталь, бетон, полимер и др). Идеальная аналого-дискретная модель может быть представлена состоящей из четырех идеальных тел: N (Ньютон), H (Гук), Stv (Сен-Венан) и KR (Кулачкин-Радкевич). Простейшая схема модели представлена на рис. 1. Реальные модели существенно дополняют и усложняют идеаль- ную модель. Идеальная аналого-дискретная модель на основе четы- рех идеальных тел N, H, Stv и KR допускает их различные комби- нации как в отношении последовательности, так и весовой функции 268 относительно физико-механических свойств. Главным ее отличием от современных представлений свойств материалов является то, что может быть иной порядок проявления свойств, например традици- онный Н N Stv а может быть KR H N Stv и др. Рис. 1 Безусловно, на основе экспериментальных исследований полу- чено очень много побочных свойств, которые информационно обо- гащают грунт и, конечно, модели. К примеру, новую модель с параметром просадки возможно рекомендовать для практического применения в просадочном грунте. Эффект «Кулачкина-Радкевича» [19, 20]. Этот эффект позво- лил в какой-то степени обнаружить аномальное явление. Поровое давление внутри песчаной насыпи, образованной гидронамывом (строительство мостового перехода в г. Саратове через р. Волга у села Пристанное), оказалось меньше атмосферного (!). Этот результат был получен благодаря новой методике измере- ний порового давления в процессе статического зондирования. В данном случае проводилось измерение порового давления в процессе его релаксации при остановке зонда. Эта методика принципиально отличается от рекомендуемой, изложенной в международном стандарте на СРТ. K Грунт H St N 269 В итоге оказалось, что поровое давление внутри песчаной насы- пи являлось неким стабилизирующим фактором, что повысило устойчивость песчаной насыпи. Этот эффект важен для понимания процессов, происходящих в массиве грунта как при техногенном воздействии, так и при эволюции верхних слоев литосферы. Капиллярная модель грунта. Высота капиллярного поднятия, капиллярные силы и их учет в различного рода расчетах имеют важное значение в геотехнике. В нормах РФ в достаточно общем виде обозначены высоты капиллярного поднятия для различных видов грунта. Проведенные исследования в различных регионах РФ, в том числе с использованием ННК (нейтрон-нейтронный каро- таж) и ГК (гамма-гамма каротаж) показали, что высота капиллярно- го поднятия нестабильна и не достигает величины более 2 м [21]. В процессе эволюции или техногенеза могут образовываться как традиционные капилляры так и капилляры Жомена [11]. На этой основе разработана комбинированная капиллярная модель. Одним из главных выводов этой модели является отсутствие прямой связи между высотой и силой капиллярного поднятия (тем более, что объемная и весовая влажности по высоте каймы капиллярного поднятия нестабильны и сама кайма неровная). Экспериментальные исследования проводились в различных ре- гионах РФ. Большое количество исследований выполнялось в Узбекистане. Разработанная комбинированная модель показывает, что боль- ших высот капиллярное поднятие не достигает, хотя в одной из своих работ К. Терцаги допускал, что высота капиллярного подня- тия может достигать более 100 м. Поровое давление. Вопрос с поровым давлением был решен в большой степени в рамках открытия №186 [22] «Закономерность распределения порового давления в глинистых породах». Это от- крытие позволяет рассматривать поровое давление как элемент памяти образования и эволюции верхних слоев литосферы. Здесь следует отметить, что вслед за этим открытием последовало много научных работ о некоей памяти воды и больших возможностях методики ее оценки. Исследования показали [1, 2, 22, 23], что в водонасыщенных песках (открытый геомассив) поровое давле- ние в полной мере соответствует гидростатическому давлению. В глинистой породе [24, 25] поровое давление распределено 270 неравномерно и может быть меньше гидростатического, равно ему или больше его, вплоть до литостатического давления [26]. В качестве такого примера можно привести измерение порового давления в неоднородном геомассиве одного из районов Таллина. Широкое применение методики измерения порового давления было основано на применении прибора «ПИКА» [24, 27, 28, 29, 30]. Классификация грунта. Известно, что К. Терцаги и Р. Пек вве- ли понятие переуплотненного грунта. Однако долгое время в РФ переуплотненный грунт как категория не фигурировал. В конце 20- го века Б.И. Кулачкиным была введена новая классификация грун- та: переуплотненный – нормальноуплотненный – недоуплотненный грунт. Переуплотненный грунт был введен в МГСН-2003. Практи- ческое использование этой классификации позволило обосновать возможность надстройки существующих зданий и сооружений, в частности, в Москве. Использование этой классификации было осуществлено при проектировании и строительстве автодороги «Шантала – Клявлино» в Самарской обл. и при строительстве маги- страли Север-Юг в Израиле. Природное давление. Природное давление, которое пред- ставляется как h, не в полной мере отражает суть вопроса. Так, С.Б. Ухов и его коллеги [31] пишут, что это сложный с инженерной точки зрения вопрос. Природное давление, во вся- ком случае на небольших глубинах, зависит от эволюции верх- них слоев литосферы. Чтобы каким-то образом прояснить этот вопрос, проведен ряд исследований. Стало ясно, что определение природного (бытово- го) давления не может быть решено аналитически. Кстати, этот вопрос неким образом связан с классификацией грунта (переуп- лотненный, нормальноуплотненный и недоуплотненный грунт). Были предприняты попытки оценить природное (бытовое) давле- ние через боковое давление. Был сконструирован зонд [32] для статического зондирования с измерением бокового давления, причем в конструкции предусмотрена компенсация от различно- го рода погрешностей. Эксперименты показали, что природное (бытовое) давление может быть экспериментально определено в необходимых случаях, что существенно уточняет различного 271 рода расчеты. Особенно это важно для оценки устойчивости склонов и откосов. Литература 1. Кулачкин, Б.И. Проблемы и перспективы геотехники / Б.И. Кулачкин, А.И. Радкевич, А.Д. Соколов. М. : РАЕН, 2003. 2. Фундаментальные и прикладные проблемы геотехники / Б.И. Кулачкин [и др.]. – М. : РАЕН, 1999. 3. Шмидт, В.И. Опыт проектирования моста через р. Ликова / В.И. Шмидт [и др.] // Вестник мостостроения. – №3–4. – 2004. 4. Основы строительной экологии / Б.И. Кулачкин [и др.]. – Са- ратов : Изд-во. Саратовского университета, 2000. 5. Morgenstern, N.R. The Observation Method in Environmental Ge- otechnics / N.R. Morgenstern // Proceedings of the First International Congress on Environmental Geotechnics. Edmonton. –Canada, 1994. 6. Шмидт, Д.Д. Концепция исследования качества искусствен- ных сооружений в условиях Москвы / Д.Д. Шмидт // Транспортное строительство. – №5. – 2013. 7. Кондрауров, И.И. Теория дискретного распределения верти- кальных напряжений и деформаций сжатия в однородных и слабых грунтовых основаниях / И.И. Кондрауров // Всесоюзный съезд по теоретической и прикладной механике. –А Н СССР, 1960. 8. Крутов, В.И. Проектирование и устройство оснований и фундаментов на просадочных грунтах / В.И. Крутов, А.С. Кова- лев, В.А. Ковалев. – М. : Изд. АСВ, 2013. 9. Ильичев, В.А. Советско-голландский эксперимент в области зондирования грунтов / В.А. Ильичев [и др.] // Основания, фунда- менты и механика грунтов. – 1986. – №5. 10. Кулачкин, Б.И. Исследование метода зондирования для опре- деления относительной просадочности и коэффициента фильтрации лессовых грунтов : автореф. дис. … канд. техн. наук / Б.И. Кулачкин. – М. : НИИОСП, 1975. 11. Кулачкин, Б.И. Экспериментально-теоретические исследова- ния и разработка метода зондирования в инженерной геологии : / автореф. дис. … д.г.-м.н. / Б.И. Кулачкин. – Ташкент, 1991. 12. Kulachkin, B.I. Cone Penetration Testing in Russia / B.I. Kulachkin, Yu.G. Trofimenkov, L.G. Mariupolsky, I.B. Rygkov // 272 Proceedings of the International Simposium on Cone Penetration Test- ing. Linkoping, Sweden, 1995. 13. Теория информации и ее практические приложения (сборник переводов) / под ред.А.А. Харкевича. – М. : Изд. физ.-мат.лит., 1959. 14. Kulachkin, B.I. Soil Classification by means of PIKA-10 Statik Penetration Tests / B.I. Kulachkin, N.P. Betelev, V.P. Otrepiev, A.Z. Chister // Proc. of the 1st Int. Symposium on Penetration Testing (ISOPT-1). Orlando, USA, 1988. 15. Kulachkin, B.I. Soil Massives subdivision into Types of Soil / B.I. Kulachkin, A. Anand, A.I Radkevitch, N.P. Betelev // Proceedings of the Mongolian Geotechnic Conference MGC-96. Ulaanbaatar, Mon- golia, 1996. 16. Kulachkin, B.I. Survey on Site of Port Salif in Yemen / B.I. Kulachkin, A.I. Radkevitch, M.A. Trotsky, P.A. Schepetinov, I.P. Shlykov, J.G. Shakhgeldyan // Proceedings of the International Sim- posium on Cone Penetration Testing. Linkoping, Sweden, 1995. 17. Непрерывно аналого-дискретная модель грунта / Б.И. Кулачкин [и др.] // Транспортное строительство. – №4. – 2000. 18. Кулачкин, Б.И. Аналого-дискретная модель грунта / Б.И. Кулачкин, А.И. Радкевич // Международная научно- практическая конференция «Геотехника-99». – Пенза, 1999. 19. Кулачкин, Б.И. Область пониженного давления внутри пес- чаной насыпи / Б.И. Кулачкин, А.И. Радкевич, Д.В. Паранин // Тре- тья Украинская научно-техническая конференция по механике грунтов и фундаментостроению. –Одесса, 1997. 20. Кулачкин, Б.И. Эффект Кулачкина-Радкевича при возведении песчаной насыпи гидронамывом / Б.И. Кулачкин, А.И. Радкевич, В.И. Беда, Д.В. Паранин. Б.И. Кулачкин, А.И. Радкевич, В.И. Беда, Д.В. Паранин // 8-я Международная конференция по эксперимен- тальным исследованиям инженерных сооружений, ЭИИС-98, 1998. 21. Кулачкин, Б.И. Капиллярная модель грунта / Б.И. Кулачкин // Рекламный листок. М., ВДНХ СССР, 1979. 22. Кулачкин, Б.И. Диплом №186. Научное открытие – Законо- мерность распределения порового давления в глинистых породах / Б.И. Кулачкин, А.И. Радкевич, Ю.В. Александровский, Б.С. Остю- ков // М., РАЕН, 1991. 273 23. Dalmatov, B.I. Field Investigations Clay Soils / B.I. Dalmatov, B.I. Kulachkin // Proceedings of 10th Int. Conf. of Soil Mech. and Found. Eng.v.2, Rotterdam, 1981. 24. Кулачкин, Б.И. Поропьезометр / Б.И. Кулачкин // – 1М. Пас- порт НТД. М., НИИОСП, 1983. 25. Кулачкин, Б.И. Кулачкин, Б.И. Новая методика измерения по- рового давления. Паспорт НТД / Б.И. Кулачкин., М., НИИОСП, 1984. 26. Кулачкин, Б.И. Кулачкин, Б.И.Измерение порового давления в грунтах зондированием / Б.И. Кулачкин, Н.П. Бетелев, А.З. Гинстер, В.П. Отрепьев. // Библиографическая информация: Строительство и архитекткра. Выпуск 5, ВНИИИС, 1984. 27. Кулачкин, Б.И. Кулачкин, Б.И.Аномально высокие пластовые давления и средства их измерения / Б.И. Кулачкин, Н.П. Бетелев, А.З. Гинстер, В.П. Отрепьев // Библиографическая информация. Строительство и архитекткра. Выпуск 5, ВНИИИС, 1984. 28. Кулачкин, Б.И. Руководящий нормативный документ. Мор- ские инженерно-геологические изыскания. Определение строитель- ных свойств донных грунтов комплектом ПИКА-10 / Б.И. Кулачкин и др.// Мингазпром, Баку, Гипроморнефтегаз, 1984. 29. Кулачкин, Б.И. Кулачкин, Б.И.Использование результатов статического зондирования для оценки физико-механических ха- рактеристик грунтов / Б.И. Кулачкин // Сб. №74. Основания, фун- даменты и подземные сооружения. М., Стройиздат, 1984. 30. Кулачкин, Б.И.Литологическое расчленение грунтовых мас- сивов в Волгоградском Поволжье по результатам статического зон- дирования комплектом ПИКА-10 / Б.И. Кулачкин, Н.П. Бетелев, В.П. Отрепьев, А.З. Гистер // Инженерная геология, №4, 1986. 31. Ухов, С.Б. Механика грунтов, основания и фундаменты / С.Б. Ухов и др. // М., Высшая школа, 2007. 32. Кулачкин, Б.И. Кулачкин, Б.И.Устройство для определения физико-механических свойств грунта / Б.И. Кулачкин и др. // А.с. №1191521. Бюлл. №42, 1985. 274 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.042 РАСЧЕТ ГОРИЗОНТАЛЬНО НАГРУЖЕННЫХ СВАЙ, ЗАЩЕМЛЕННЫХ В РОСТВЕРК, С УЧЕТОМ ДЛИТЕЛЬНОГО ДЕФОРМИРОВАНИЯ Лучковский И.Я, Есакова С.В. Харьковский национальный университет строительства и архитектуры, г. Харьков, Украина В работе рассмотрены горизонтально нагруженные сваи, защем- ленные в ростверк и погруженные в упруго-ползучее основание Винклера с линейно возрастающей жесткостью. In the article describes the horizontally loaded pile with embedment in the grillage and immersed in elastic-creeping base of Winkler with linearly increasing stiffness. Современные методы расчета свай на горизонтальную нагрузку стремятся более широко охватить все факторы, влияющие на изме- нение свойств грунтов при нагружении. Прежде всего, это учет рео- логических свойств основания. Ползучесть Винклерова основания приводит к неравномерному возрастанию деформаций конструк- ций, а также к неравномерному изменению контакных напряжений горизонтально нагруженных свай. Применительно к принятой модели основания с линейно возрас- тающим в момент загружения коэффициентом постели zC0 , пред- ставим закон деформирования грунта при длительном загружении, используя предпосылки теории «старения» в виде [1] 275 t p z t p z tz t bCbC y 0 0 0 2 , (1) p z bzKС0 ; (2) где t – характеристика получести основания; pb – расчетная ширина сваи; K – коэффициент пропорциональности; 0 , t – нагрузка от сваи на единицу длины основания в произвольный момент времени τ = 0, t. Представим исходное дифференциальное уравнение изгиба сваи при длительном нагружении в виде 0 4 4 z t z t z y EI , (3) затем из (1) найдем zt : t t zz tp z z t ybC 2 2 00 . (4) Подставив (4) в (3), получим исходное уравнение изгиба сваи z t ptz t t p z t EI b yz EI bK z y 04 4 22 2 . (5) Произведя замену переменной, после ряда преобразований получаем x p ttx tt z t bK yx x y 04 4 2 , (6) 276 где 5 2 2 EI bK t p t , zx tt . Упруго-мгновенное решение для сваи, защемленной в ростверк, согласно «Руководству» [2], может быть получено из общего случая загружения сваи в уровне поверхности силой Q0 и моментом M0 при равенстве нулю угла поворота φ0 в начале координат. Однако для данного случая решение можно упростить, исполь- зуя решение И.В. Урбана [3], при φ0 = 0 получим в упругой стадии . ; ; ; 43 0 0 42 0 0 4 0 3 0 33 0 0 32 0 0 3 0 2 0 23 0 0 22 0 0 2 0 0 13 0 0 12 0 0 1 0 zzz z zzz z zzz z zzzz D EI Q C EI M Ay EI Q D EI Q C EI M Ay EI M D EI Q C EI M Ay D EI Q C EI M Ayy (7) Принимая на нижнем конце сваи условие 0HQ ; 0HM , из двух нижних уравнений (7) получаем , ; 3 0 0 0 0 0 0 H H T EI Q y V Q M (8) где HV , HT – новые функции, зависящие от длины сваи H . 277 . ; 3443 3443 0 3443 3443 0 HHHH HHHH H HHHH HHHH H CACA DCDC T CACA DADA V (9) Таким образом, из (9) имеем возможность найти 0max MM и 0max yy , а 00 и 0max QQ заданы как начальные параметры. Далее из системы (7) и (8) найдем деформации и усилия в упругой стадии . ; ; ; 40404 0 30303 0 0 202022 0 0 101013 0 0 zHzHzz zHzHzz zHzHzz zHzHzz DVCTAQQ DVCTA Q M DVCTA EI Q DVCTA EI Q y (10) При этом распределение контактных напряжений в упругой ста- дии, в соответствии с законом (2) и решением (10), имеет вид ,111 0 000 zHzHzz DVCTAQx (11) где 50 EI bK p , zx 00 . С учетом (11) исходное дифференциальное уравнение (6) полу- чает выражение 12. 2 , 1110004 4 zHzHz t p tx tt DVCTAQxbK yx x txy 278 Решением этого уравнения является сумма частного решения «u» и общего решения «s». Частное решение ищем в виде .013 0 12 0 11 DrCrAru (13) Дифференцируя (13), получаем .013 0 12 0 114 4 IVIVIV DrCrAr z u (14) Используя функции И.В. Урбана [3], можно показать, что существует соотношение: .013 0 12 0 1104 4 DrCrArz z u (15) Теперь, с использованием частного решения (13), уравнение (12) имеет вид )16(.( 2 0 1 0 1 0 10 2 0 0 13 0 12 0 110 DVCTAQ bK DrCrAr HH t p t t Приравнивая коэффициенты при функциях начального нагруже- ния 01A , 0 1C и 0 1D , найдем значение коэффициентов ir , а затем и частное решение . 2 0 1 0 1 0 10 0 2 0 DVCTAQ bK u HH t t p t (17) Далее представим общее решение однородного уравнения (12) (без правой части) в виде .131211 ttt DNCNANs (18) 279 С учетом (17) и (18) запишем решение уравнения (6) 19.)( 2 , 0 1 0 1 0 1 0 0 2 0 131211 DVCTAQ bK DNCNANtxy HH tp tt ttt Произвольные постоянные найдем из граничных условий при :0x 0,0 ty ; ;,0 0 EI Q ty при :Hx 0, tHy ; .0, tHy При этом учтем, что: ;12 AA ;23 AA ;34 AA ;12 BB … ; .34 DD Кроме этого, учтем, что функции И.В. Урабана при z = 0 равны нулю, исключая только четыре, которые равны единице: .10000 4321 DCBA Далее, дифференцируя уравнение (19) и используя граничные условия, получаем систему уравнений для определения .iN При отсутствии поворота в месте защемления сваи в ростверк получаем, что условие y' (0,t) = 0 удовлетворяется автоматически. Из условия EI Q ty 0 ,0 находим , 2 0 0 0 5 0 3 3 EI Q Q bK N tp tt t откуда получаем . 2 1 0 3 0 3 t tt t EI Q N (20) Далее, используя условия на нижнем конце сваи, получаем из (19) систему уравнений с двумя неизвестными 1N и 2N 280 . 2 ; 2 43404 04 0 0 24241 33303 03 0 00 3231 00 0 00 0 HHHH HH tt tHH HHHH HH tt tHH t tt t tt DNDVC TAQ EI CNAN DNDVC TAQ EI CNAN (21) Обратим внимание, что в соответствии с решением (10), при Нz функции стоящие в скобках системы (21), обращаются в ноль, а система упрощается . ; 434241 333231 HHH HHH ttt ttt DNCNAN DNCNAN (22) Это позволяет, с учетом (20), найти произвольные постоянные 1N и 2N . А в соответствии с полученным выше новым решением (9), (10) выражения для произвольных постоянных упрощаются , 12 1 ; 12 1 3 0 2 3 0 1 tH t t tH t t V EI Q N T EI Q N (23) где функции HtТ и H tV определяются по формуле (9) при ;t . 2 150 t t С использованием полученных результатов запишем решение уравнения (19) в виде: 281 24. 12 12 1, 000 10101 3 1113 0 0 HHHHzt HH t HH t zt DVCTA DVCTA EI Q tzy ttt Из (24) можно получить максимальное перемещение при х = 0. А если принять, что значения функций HТ 0 и H tТ отличаются незна- чительно, то приближенно можем записать через 2 0 Н t Н ср ТТ Т : ,1 2 ,0 23 3 0 0 tH cpT EI Q ty (25) т.е. решение с учетом линейной ползучести основания получается путем умножения упруго-мгновенного решения на коэффициент, учитывающий реологические свойства основания. Взяв последовательно производные из выражения (24), нетрудно получить значения tz, , tzM , и tzQ , . Литература 1. Лучковский, И.Я. Взаимодействие конструкций с основа- нием / И.Я. Лучковский. – Бібліотека журналу ІТЕ. Том 3. –Харків : ХДАГХ, 2000. – 264 с. 2. Руководство по проектированию свайных фундаментов / НИИОСП им. Н.М. Герсеванова Госстроя СССР. – М. : Стройиздат, 1980. 3. Урбан, И.В. Расчет сваи на горизонтальную нагрузку с учетом ее гибкости / И.В. Урбан // Труды МЭМИИТ. – Вып. 58. – 1949. – С. 49–60. 282 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.13 ПРИРОДА СЦЕПЛЕНИЯ И ВНУТРЕННЕГО ТРЕНИЯ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТОВ Ляшенко П.А. Кубанский государственный аграрный университет, г. Краснодар, Россия Отражена природа сцепления и внутреннего трения глинистых грунтов. Показаны характер взаимодействия между глинистыми частицами при разных расстояниях между ними и с учетом их сме- щений при сжатии и сдвиге The article describes the essence of internal friction and cohesion of clayey soils. Here presents the feature of the interaction between clay particles at different distances between them by taking into consideration of displacement of the particles under compression and shearing. Введение. Глинистые грунты состоят из песчаных и пылеватых частиц, связанных между собой на контактах глинистыми частица- ми и их микроагрегатами (рис. 1). Физико-химическая природа кон- тактов глинистых частиц известна. Параллельные грани соседних частиц образуют контакт типа «базис-базис» [1-3].При поступа- тельном перемещении в таком контакте действуют силы, потенциал которых «характеризуется наличием двух потенциальных миниму- мов на расстояниях 1h и 2h (получивших название соответственно ближнего и дальнего), а также разделяющего их энергетического барьера maxU » [1–3]. 283 Глинистые частицы имеют форму пластин с их взаимной ориен- тацией отличной от параллельной. Они могут располагаться под углом друг к другу, образуя контакт типа «базис-скол» [1, 3]. Силы в контактах двух типов могут существенно различаться, что влияет на механизм разрушения микроструктуры грунта под нагрузкой. Рис. 1. Микроструктура глины (по А. Казагранде [4]): 1 – частицы глины; 2 – уплотненные коллоиды; 3 – зерна песка и пыли Известно, что глинистые частицы образуют микроагрегаты, прочность которых больше прочности грунта, в целом, причём гра- ницы микроагрегатов выглядят размытыми [1, 3]. Легко предполо- жить, что микроагрегаты связаны между собой произвольно ориен- тированными глинистыми частицами, образующими контакты типа «базис-скол». Внутри микроагрегатов частицы более упорядочены и контактируют по типу «базис-базис». Взаимодействие глинистых поверхностей. Примем за основу известное описание взаимодействия параллельных граней (типа «базис-базис» – рис. 2) и построим его помощью модель взаимо- действия частиц в контакте типа «базис-скол». Предположим, что глинистая частица плоской формы взаимо- действует с одним микроагрегатом (базовым) силами ближней агре- гации, а со смежным – силами дальней агрегации 2bF [1, 3]. 284 Рис. 2. Реакция контакта типа «базис-базис» на поступательное перемещение параллельных граней глинистых частиц Внешняя нагрузка стремится сблизить микроагрегаты, а контак- тирующая частица, поворачиваясь вокруг точки закрепления на ба- зовом микроагрегате, сопротивляется сближению (рис. 3). Решение задачи о равновесии контактирующей частицы в микропоре между микроагрегатами показало, что нормальная составляющая сопро- тивления увеличивается с ростом угла поворота до максимума max , при угле m , а затем падает до нуля. Рассмотрим контакт типа «базис-скол», лежащий на поверхности максимальных касательных напряжений )( max . При малых углах поворота контактирующей частицы деформация контакта происхо- дит упруго. При некотором значении угла поворота o каса- тельное напряжение, соответствующей тангенциальной составля- ющей реакции контакта, достигает предельного значения o.limmax и остаётся постоянным в диапазоне углов поворота mo . Тан- генциальное перемещение u увеличивается со скоростью, опреде- ляемой значениями o.lim и коэффициента вязкости поровой жидко- сти . 285 Рис. 3. Схема деформации контакта с поворотом контактирующих частиц в упругой фазе (а) и пластично-вязкой (б). При больших напряжениях контактирующие частицы сливаются с микроагрегатом (в) Значение тангенциального перемещения ограничено свободным пространством на поверхности )( max наиболее крупных пор. По- следние сложены из элементов с такими же контактами, только раз- рушаются в первую очередь вследствие концентрации напряжений на них. Поэтому разрушение группы наиболее крупных пор на )( max влечет сдвиг по микропорам слоя микроагрегатов и формирование физической поверхности скольжения (рис. 4). Сопротивление сдвигу на поверхности определяет сцепление грунта c , входящее в условие прочности Ш. Кулона. Модель поверхности скольжения. Поверхность скольжения искривляется на наиболее крупных минеральных зернах, причем искривление тем больше, чем крупнее зерна (рис. 5). Если длину площадки скольжения по наиболее крупным порам обозначить че- рез 4M , а размер наиболее крупных зерен – через 4L , то угол от- клонения поверхности от поверхности )( max можно выра- зить формулой: 44 2/ MLarctg . 286 Рис. 4. Сдвиг микроагрегатов с разрушением наиболее крупных пор образует площадку на поверхности скольжения Угол внутреннего трения по условию прочности Ш. Кулона вы- разим формулой: 2 . На наиболее крупных зернах происходит торможение поверхно- сти скольжения, а высокая концентрация напряжений создает усло- вия для преобразования контактов типа «базис-скол» в контакты типа «базис-базис». В условиях ограниченности тангенциального перемещения сопротивление контакта возрастает до значений om .lim [5], а увеличение внешнего давления до значений max2bF приводит к слиянию контактирующей частицы с микроагрегатом (рис. 3, в). Определение характеристик и параметров модели поверх- ности скольжения. Из представленной выше модели следует, что перемещение микроагрегатов происходит быстро, когда поверх- ность скольжения проходит через наиболее крупные поры, лежа- щие на поверхности максимальных касательных напряжений. Скорость перемещения уменьшается, когда поверхность скольже- ния огибает наиболее крупные зёрна. Если сопротивление сколь- жению оказывает группа контактов на макроскопической площад- ке, то изменение скорости регистрируется прибором при нагруже- нии грунтового тела. 287 Рис. 5. Поверхность скольжения развивается ступенями, преодолевая сопротивление на поверхности наиболее крупных зерен Действительно, при нагружении с постоянной скоростью увели- чения давления на образец грунта в компрессионном приборе ско- рости деформации изменяется циклически (рис. 6) [6, 7]. Рис. 6. Скорость деформации сжатия образца, вычисленная с шагом регистрации осадки 0,005 мм 288 В рамках представленной модели рост скорости деформации можно трактовать как перемещение группы контактов по участку поверхности скольжения, а уменьшение скорости – как огибание поверхностью скольжения группы наиболее крупных зерен. Тогда регистрация деформации с малым шагом (не более 0,005 мм) позволяет использовать испытание образца грунта для определения характеристик микроструктуры и коэффициентов уравнения сдвиговой прочности Ш. Кулона. Например, для образца № 99, твердого суглинка с коэффициен- том пористости 0, 65, испытанного в компрессионном приборе, по- лучены значения: 4L = 0,03 мм, 4M = 0,22 мм, = 16 о, c = 67 кПа. Литература 1. Природа прочностных и деформационных свойств глинистых пород / В.И. Осипов. – М. : Изд-во МГУ, 1979. – 235 с. 2. Нерпин, С.В. Физика почвы / С.В. Нерпин, А.Ф. Чудновский. – М. : Наука, 1967. – 583 с. 3. Осипов, В.И. Глинистые покрышки нефтяных и газовых ме- сторождений / В.И. Осипов, В.Н. Соколов, В.В. Еремеев. – М. : Наука, 2001. – 238 с. 4. Гольдштейн, М.Н. Механические свойства грунтов: (Напря- женно-деформативные и прочностные характеристики) / М.Н Голь- дштейн. – М. : Стройиздат, 1979. – 304 с. 5. Ляшенко, П.А. Контактное взаимодействие элементов микро- структуры глинистого грунта [Электронный ресурс] / П.А. Ляшен- ко, В.В. Денисенко // Научный журнал КубГАУ. – Краснодар : КубГАУ, 2012. – № 78. 6. Ляшенко, П.А. Модель деформации структуры глинистого грунта // ГЕОЭКОЛОГИЯ. Инженерная геоэкология. Гидрогеоло- гия. Геокриология, 1994. – № 6. – С. 34–42. 7. Ляшенко, П.А. Вычисление характеристик микроструктуры грунта в опыте с компрессионным сжатием образца [Электронный ресурс] / П.А. Ляшенко, В.В. Денисенко // Научный журнал КубГАУ. – № 45(01). – 2009. – Режим доступа : http://ej.kubagro.ru/2009/01/pdf/03.pdf. 289 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.131.25 К ВОПРОСУ НАЗНАЧЕНИЯ ДАВЛЕНИЯ НА ОСНОВАНИЕ, СЛОЖЕННОЕ ПОНТИЧЕСКИМИ ИЗВЕСТНЯКАМИ Матус Ю.В. Одесская государственная академия строительства и архитектуры, г. Одесса, Украина Приведена методика назначения давлений на понтические «пильные» известняки одесского региона, базирующаяся на опыт- ных данных о прочности на одноосное сжатие лабораторных образ- цов грунтов с последующей экстраполяцией их прочности на проч- ность грунтового массива. Приведена методика призначення тисків на понтичні «пільні» вап- няки одеського регіону, що базується на дослідних даних про міцність на одновісне стискування лабораторних зразків ґрунтів з наступною екстраполяцією їх міцності на міцність ґрунтового масиву. Methods over of setting of pressures are brought on the limestones of the Odessa region, being based on the experienced data about durability on the monaxonic compression of laboratory standards of soils with subsequent extrapolation of their durability on durability of the ground array. На территории одесского региона геолого-литологическое стро- ение площадок строительства представлено, как правило, верхним напластованием лессовых супесей и суглинков общей мощностью 290 от 0 до 23 м, подстилаемым красно-бурыми глинами и пон- тическими известняками, неоднородными по простиранию и мощ- ности. Верхняя часть понтических известняков сложена рыхлыми мергелистыми разностями, содержащими отдельные слои желто- буро-охристого перекристаллизованного известняка, подстилаемые мелкоплитчатыми, перекристаллизованными, разрушенными извест- няками с включением красно-бурых глин, а средняя – белыми и светло-желтыми, так называемыми «пильными», анизотропными известняками-ракушечниками со слабой цементацией, с резкой структурной неоднородностью, обусловленной слоистостью, значи- тельной микро и макротрещиноватостью и пористостью, наличием включений, каверн и пр. В нижней части разреза залегают плотные, желто-серые перекристаллизованные известняки. По современной классификации скальных грунтов перекристал- лизованные известняки верхней и нижней части разреза относятся к полускальным грунтам низкой и пониженной прочности, а «пиль- ные» известняки-ракушечники – к полускальным грунтам весьма низкой прочности (предел прочности Rс на одноосное сжатие в водонасыщенном состоянии менее 1 МПа). В последнее время в одесском регионе «пильные» понтические известняки все чаще начинают использоваться непосредственно в качестве естественных оснований многоэтажных зданий с несколькими подземными этажами. Кроме того, в старых частях городов и поселков региона на известняках, выходящих на поверх- ность, имеются ранее построенные здания, реконструкция которых связана с увеличением нагрузки на фундаменты. Полевые и лабораторные исследования прочности «пильных» известняков-ракушечников, как материала грунтового основания зданий и сооружений, выполнены только в последние годы, и при том в количестве, делающим невозможным обобщение их результа- тов по региону. Лабораторные образцы для определения прочности понтических известняков отбирают методом выпиливания в подземных выработ- ках (катакомбах), что, естественно, возможно далеко не всегда, и гораздо реже из керна, полученного бурением при проходке сква- жин, где отбор сплошного (монолитного) керна известняка, как правило, существенно затруднен, а в большинстве случаев и просто невозможен. 291 Для косвенной оценки показателей свойств «пильного» извест- няка и его классификации инженеры-геологи используют характе- ристики процесса бурения, состав и выход керна. Таким образом, чаще всего в результате проведенных инженерно-геологических изысканий в отчете имеются лишь данные об отношении известняка к той или иной группе по пределу прочности на одноосное сжатие в водонасыщенном состоянии Rc. Отсутствие данных о пределе прочности «пильного» известняка- ракушечника на конкретной площадке и наличие сведений только лишь о верхнем пределе его прочности заставляет инженера при- нимать необоснованные решения по назначению давления на ос- нование. Проблема назначения безопасных, обоснованных давлений на естественные основания, сложенные полускальными грунтами – понтическими «пильными» известняками, на основе анализа име- ющихся экспериментальных данных по определению прочности на одноосное сжатие лабораторных образцов грунтов одесского регио- на с последующей экстраполяцией этих данных на прочность мас- сива полускальных грунтов – достаточно актуальна, имеет теоре- тическое, и практическое значение. По действующему стандарту [1] предел прочности (временное сопротивление) при одноосном сжатии определяют на образцах грунта в форме круглого цилиндра диаметром от 40 до 100 мм и отношением высоты к диаметру от 1:1 до 2:1 или в форме прямо- угольного параллелепипеда с торцевыми гранями размерами от 40 40 до 100 100 мм и таким же отношением высоты к размерам торцевых граней. Причем испытание образцов трещиноватых грун- тов диаметром (или размером торцевой грани) менее 60 мм не до- пускается. Прочность основания, сложенного известняком-ракушечником по умолчанию принимается равной прочности его образца с любыми стандартными размерами. В то же время известно, что прочность образцов зависит от их объема и с увеличением размеров образца прочность уменьшается, что обусловлено повышением ве- роятности нахождения в его теле дефектов, имеющих большие раз- меры, чем дефекты, расположенные в образце меньших размеров. Стандартом на полускальные грунты это положение игнорируется. 292 Такой подход можно оправдать только тем обстоятельством, что работа образца грунта при его одноосном сжатии в лаборатории и работа объемного элемента массива грунтового основания проис- ходит в существенно разных условиях, в следствии чего объемный элемент, находящийся внутри грунтового массива, обладает суще- ственно большим сопротивлением нагрузке. Объем лабораторных исследований образцов известняка- ракушечника, выполненный на данный момент в процессе инже- нерно-геологических изысканий, существенно меньше объема ана- логичных исследований, выполненных в промышленности строи- тельных материалов [2]. В связи с чем, были совместно рассмотре- ны и проанализированы результаты исследований прочности «пильного» известняка-ракушечника понтического яруса на 4 грун- товых площадках и 26 месторождениях одесского региона. В промышленности строительных материалов при определении марки природных камней принимают предел прочности на одноос- ное сжатие кубов с размером ребер 200 мм, целого камня (390 190 188, 490 240 188, 390 190 288) или половины камня, распиленного поперек. Таким образом, размеры образцов природ- ных камней превышают размеры образцов, рекомендуемых стан- дартом на полускальные грунты, в следствии чего, значение вре- менного предела прочности будет меньше примерно на 30%, чем прочность, полученная на стандартных [1] образцах. Из анализа опытных данных следует, что зависимости между средней плотностью «пильного» известняка-ракушечника в воздушно-сухом состоянии и его пределом прочности (времен- ным сопротивлением) в водонасыщенном состоянии Rс, а также между плотностью и коэффициентом размягчаемости ksaf не име- ют какого-либо, ярко выраженного, закономерного характера и достаточно хаотичны, что является следствием резкой структур- ной неоднородности и наличия существенно различной структур- ной прочности у плотных и мягких разностей понтических извест- няков. Среднее арифметическое значение минимального предела прочности (временного сопротивления) на одноосное сжатие (соот- ветствующее нижней граничной линии, параллельная оси и окаймляющей область рассеивания точек на графике Rс = f( )) ла- бораторных образцов в водонасыщенном состоянии «пильного» 293 известняка-ракушечника, установлено равным Rс = 0,45 МПа. Среднее арифметическое значение максимального коэффициента размягчаемости в воде, найденное аналогично, равно ksaf = 0,67. Для установления осредненного коэффициента бокового расши- рения (коэффициента Пуассона) для известняков различных видов и месторождений использовано 21 опытное их значение [3] (данные по «пильным» известнякам-ракушечникам автору не известны). Статистическая обработка указанных опытных значений при одно- сторонней доверительной вероятности = 0,95 дала расчетное зна- чение коэффициента Пуассона для известняков в целом, равное = 0,29. Рассмотрим вопрос о экстраполяции прочности образца полус- кального грунта на прочность массива грунтового основания. Отдельно взятые обломки трещиноватого, «пильного» известня- ка-ракушечника раздавливаются в массиве при некотором значении нагрузки. Сопоставим их прочность с прочностью образца, испы- танного в лаборатории. Стандартное раздавливание происходит в условиях отсутствия нагрузок по бокам образца (при отсутствии боковых ограничений), т.е. со свободным поперечным расширени- ем, а каждый отдельно взятый обломок грунтового основания окружен соседними обломками и блоками, и свобода его бокового расширения существенно ограничена. Очевидно, что для раздавли- вания обломка известняка, входящего в систему обломков, необхо- димо бόльшее усилие, чем при раздавливании соответствующего стандартного образца. Соседние обломки или блоки испытывают давление со стороны обломка, подвергающегося сжатию, и препятствуют поперечной деформации последнего. Существенно большие значения прессиометрического модуля деформации известняков (Е = 100...200 МПа) обусловливают тот факт, что зона деформации под фундаментом, при передаваемых на грунтовое основание давлениях от 1 до 1,5 МПа, не выходит в плане за пределы подошвы фундамента. В связи с чем, с большой долей вероятности можно предположить, что обломок системы, подвергающийся раздавливанию, как и в целом весь материал си- стемы обломков грунтового основания, будет работать в условиях невозможности бокового расширения. 294 При передаче сжимающей нагрузки от столбчатых или ленточ- ных фундаментов на сравнительно небольшую по размерам пло- щадь участка поверхности грунтового основания, сложенного «пильным» известняком-ракушечником, указанная нагрузка вызы- вает не общую, а местную деформацию сжатия основания, при ко- торой полускальный грунт будет иметь повышенную прочность благодаря как удерживающему влиянию обоймы, так и пере- распределению на нее некоторой части сжимающей нагрузки от фундамента. Коэффициент увеличения давления равен корню куби- ческому из соотношения площадей сечения обоймы, приходящейся на фундамент, к площади подошвы фундамента и не должен при- ниматься более 1,5 (аналогично практике расчета бетонных кон- струкций на местное сжатие (смятие)). Одна из гипотез прочности материала, а, именно, «гипотеза де- формаций» предполагает, что прочность сплошной системы опре- деляется той деформацией, которая возникает в ней в момент раз- рушения при действии любой системы сил, и что во всех случаях, когда материал получает одну и ту же деформацию, он может счи- таться равнопрочным. Тело, сжимаемое одной силой, действующей по направлению координатной оси z (одноосное сжатие с напряжением = P/F), и тело, сжимаемое по трем взаимно пер- пендикулярным направлениям (главные напряжения z, x, и y) мо- гут считаться равнопрочными только при условии равенства де- формаций по направлению оси z. В пределах прямой пропорцио- нальности между напряжениями и относительными деформациями это требование выражается следующим условием /E = z/E – ( x/E + y/E) (1) или = z – μ ( x + y). (1а) Здесь, E и – соответственно модуль упругости (модуль Юн- га) и коэффициент поперечной деформации (коэффициент Пуассона). Соотношение между относительной поперечной 1 и отно- сительной продольной деформациями для каждого материала 295 является величиной постоянной и в случае упругих деформаций равно 1 = – , (2) а зависимость между напряжениями и относительными продольны- ми деформациями выражается законом Гука = E. (3) Для рассматриваемого случая можно записать x = y = z, (4) где – коэффициент бокового распора, равный = 1 . (5) Окончательно, для условий невозможности бокового расшире- ния, запишем = z – ( z + z) (6) или 21z . (6а) Таким образом, 221 1 z . (7) Приняв равным Rс, получим безопасное (минимальное) допус- каемое давление на естественное основание, сложенное полускаль- ными грунтами в условиях невозможности их бокового расширения cz R221 1 . (7а) 296 При подстановке в формулу (7а) значения коэффициента Пуас- сона = 0,29, получим z = 1,31 Rс. Для «пильных» известняков- ракушечников одесского региона, как в водонасыщенном, так и сухом их состояниях, значение допускаемого давления на есте- ственное основание можно после округления принять равным со- ответственно 0,6 и 0,9 МПа. Отметим, что указанному подходу к определению допускаемого давления свойственны надежность и осторожность. Выводы 1. При известном пределе прочности Rс на одноосное сжатие во- донасыщенных образцов «пильных» известняков-ракушечников, определение допускаемого давления на естественное основание необходимо выполнять по формуле (7а), учитывающей невозмож- ность бокового расширения материала грунтового основания. 2. При отсутствии сведений о пределе прочности Rс на одноос- ное сжатие водонасыщенных образцов и коэффициенте размягчае- мости в воде ksaf для «пильных» известняков-ракушечников одес- ского региона, рекомендуется принять их значение равными соот- ветственно 0,45 МПа и 0,67. 3. В необходимых случаях следует увеличить допускаемое дав- ление, учитывая эффект местного приложения нагрузки на грунто- вое основание. Литература 1. Грунты. Метод лабораторного определения предела проч- ности (временного сопротивления) при одноосном сжатии : ГОСТ 17245-79. 2. Якубець, О.О. Про пилчасті вапняки Північно-Західного уз- бережжя Чорного моря / О.О. Якубець // Геологія узбережжя і дна Чорного та Азовського морів у межах УРСР : міжвід. респуб. наук. зб. – Київ : Видав. Київ. ун-ту, 1972. – Вип. 6. – С. 87 – 93. 3. Справочник (кадастр) физических свойств горных пород. – М. : Недра, 1975. – 279 с. 297 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.154 ПРОЧНОСТЬ И ДЕФОРМАЦИИ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТОВ ПРИ ТРЕХОСНОМ РЕЖИМНОМ ЧЕРЕДУЮЩЕМСЯ СТАТИЧЕСКОМ И ЦИКЛИЧЕСКОМ НАГРУЖЕНИИ Мирсаяпов И.Т., Королева И.В., Сабирзянов Д.Д. ФГБОУ ВПО «Казанский государственный архитектурно- строительный университет», г. Казань, Россия В статье приведены результаты экспериментальных исследова- ний прочности и деформации глинистых грунтов при трехосном режимном чередующемся статическом и циклическом нагружении выполненных в лаборатории кафедры «Оснований, фундаментов, динамики сооружения и инженерной геологии». The paper presents the results of experimental studies of strength and deformation of clay soils under triaxial modal alternating static and cy- clic loading performed in the laboratory of the Department "of Founda- tions and Structural Dynamics of Engineering Geology." Основания зданий и сооружений в реальных условиях эксплуа- тации подвергаются одновременному воздействию циклических и длительных статических нагрузок. При этом такое режимное нагружение (чередование нагружений) приводит к изменению напряженно-деформированного состояния основания, и как след- ствие, к изменению механических характеристик грунта. Особенно ярко эти изменения проявляются в глинистых грунтах, обладающих реологическими свойствами. 298 В связи с вышеизложенным проведены режимные трехосные ис- пытания глинистых грунтов при чередующихся блоках циклическо- го и длительного статического нагружения. Для проведения серии экспериментов использован прибор трех- осного сжатия (рис. 1), разработанный авторами, в котором давле- ние на грунт передается при помощи механических рычагов. Все стенки камеры прибора являются жесткими и подвижными. Нагруз- ка передается через рычаг, что обеспечивает поддержание постоян- ства давления. Испытания проводятся при различных значениях среднего нормального напряжения m . При этом вертикальные 1 и боковые 2 = 3 напряжения прикладывались к образцу незави- симо. Для испытаний применялись искусственно приготовленные об- разцы глинистого грунта нарушенной структуры, имеющие форму куба с размерами 100 х 100 х 100 мм. Испытывались образцы гли- нистого грунта со следующими характеристиками: W = 23%; Wр = 19%; WL = 34%; ρ = 1,96 г/см 3; Ip = 15%; IL = 33%. Образцы подго- тавливались в соответствии с приложением «В» ГОСТ 30416-2010. Испытания грунта при режимном длительном статическом и циклическом нагружении проводились по следующей методике (рис. 2): в начале испытания образец грунта обжимался всесторон- ним давлением и выдерживался до наступления условной стабили- зации объемной деформации грунта. Затем к образцу ступенями прикладывалась вертикальная нагрузка. На определенном этапе вертикального нагружения, когда прод достигала определенной заданной величины, соответствующей max , начиналась разгрузка образца до min , а затем вновь нагружение до max . Циклы верти- кального нагружения выполнялись непрерывно, без ожидания наступления условной стабилизации относительной объемной де- формации. После приложения заданного количества циклов прило- жения образцы выдерживались под действием длительной статиче- ской нагрузки в течении 24–168 часов. Затем проводилось по ана- логичной схеме чередующиеся циклическое и длительное статиче- ское нагружение образца грунта в соответствии со схемой, приве- денной на рис. 3. 299 Рис. 1. Общий вид прибора трехосного сжатия Рис. 2. Схема нагружения образца грунта В результате проведения экспериментов получены характер из- менения линейных и объемных деформаций, зависимость увеличе- ния деформации от величины максимальных вертикальных и объемных напряжений цикла, количества циклов, времени дей- ствия и величины длительной статической нагрузки. По результатам испытаний построены графики между средними напряжениями σm и объемными деформациями v (рис. 5, 6), между интенсивностью деформаций i (рис.5, 9, 10 ) и между средними напряжениями σm и интенсивностью деформаций сдвига i (рис. 5, 9, 10). 300 Рис. 3. Принятый режим комбинированного длительного статического и циклического нагружения Рис. 4. Развитие относительной деформации при циклических нагружениях Рис. 5. Паспорт грунта 301 Рис. 6. Зависимость между объемными напряжениями (σm) и объмными деформациями (Δεν) Рис. 7. Паспорт ползучести Совместный анализ приведенных графиков показывает, что при увеличении средних напряжений и времени действия нагруз- ки происходит развитие деформации изменения формы (положи- тельная дилатансия) при уплотнении грунта в пределах испытан- ного объема. 302 Рис. 8. Зависимость объемных деформаций от количества циклов Рис. 9. Зависимость средних напряжений от интенсивности деформаций сдвига Рис. 10. Зависимость интенсивности касательных напряжений от интенсивности деформаций сдвига 303 Рис. 11. Зависимость средних напряжений от относительной объемной деформации При действии циклических нагрузок в пределах каждого блока происходило увеличение объемных ( v ) и линейных деформаций ( 1 ). Деформации с различной интенсивностью развивались на всем протяжении испытаний, причем наиболее интенсивно проис- ходили в первом блоке на начальном этапе нагружений (до 1000 циклов) и составили ( 2 1 2 1067.0,1075.0v ). При пе- реходе в блок с длительно действующей статической нагрузкой в момент изменения режима нагружения происходит незначитель- ное уменьшение полных деформаций за счет упругой составляю- щей или они стабилизируются. Затем, по мере увеличения времени выдержки под длительно действующей нагрузкой, происходит дальнейшее нарастание деформаций на величину 01.0005.0v . Характер развития деформаций в блоках с длительно действую- щей статической нагрузкой зависит от продолжительности дей- ствия циклической нагрузки в предыдущем блоке и продол- жительности рассматриваемого блока нагружения (см. рис. 8–11). Природа этого явления объясняется эффектом задержки развития микро- и макротрещин и эффектами самоупрочнения и само- залечивания глинистого грунта за счет восстановления структурных коагуляционных связей после перехода на блок длительно дей- ствующей статической нагрузки. 304 При переходе на блоки с циклическим нагружением наблюдает- ся увеличение скорости накопления деформаций. Необходимо от- метить, что накопление общих деформаций происходит в основном за счет пластической (неупругой) составляющей. Упругие дефор- мации в пределах блоков нагружений практически не изменяются (см. рис. 8–11). Литература 1.Вознесенский, Е.А. Поведение грунтов при динамических нагрузках / Е.А. Вознесенский // − М.: Изд-во МГУ, 1997. − 286 с. 2. Зарецкий, Ю.К. Лекции по современной механике грунтов / Ю.К. Зарецкий // − Ростов-на-Дону: Изд-во Рост. ун-та,1989.− 607 с. 3. Мирсаяпов, И.Т. Исследование прочности и деформативности глинистых грунтов при длительном трехосном сжатии / И.Т. Мир- саяпов, И.В. Королева // Известия Казанского государственного ар- хитектурно-строительного университета. − Казань, 2009. – №2(12). − С. 167–172. 4. Мирсаяпов, И.Т., Королева И.В. Особенности деформирова- ния глинистых грунтов при циклическом трехосном сжатии / И.Т. Мирсаяпов, И.В. Королева // Международный журнал Геотех- ника. 2010. №6. − С. 64–67. 305 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.131 ЭКСПЕРИМЕНТАЛЬНЫЕ ИССЛЕДОВАНИЯ ДЕФОРМИРОВАНИЯ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТОВ ПРИ РЕЖИМНОМ ДЛИТЕЛЬНОМ ТРЕХОСНОМ НАГРУЖЕНИИ Мирсаяпов И.Т., Королева И.В., Чернобровкина О.Ю. ФГБОУ ВПО «Казанский государственный архитектурно- строительный университет», г. Казань, Россия Приведены результаты экспериментальных исследований проч- ности и деформаций глинистых грунтов в условиях трехосного сжа- тия при ступенчатом режимном длительном нагружении, модели- рующем последовательность нагружения основания. Получены но- вые данные о развитии объемных и линейных деформаций в зави- симости от режима нагружения и длительности действия нагрузки. The Results over of experimental studies of strength and deformation of clay soils in a triaxial compression with stepwise modal long-term loading, simulating the sequence of loading the base. The new data on the development of linear and volumetric strain, depending on the mode of loading and duration of the load. В практической геотехнике используются модели механического поведения грунта, требующие определения параметров из опытов на приборах трехосного сжатия. Такой подход позволяет моделиро- вать напряженно-деформированное состояние грунта под фунда- ментом и таким образом перенести результаты испытаний малых образцов на прогноз конечной величины осадок зданий 306 и сооружений с учетом длительности в реальных условиях. При де- формировании глинистых грунтов под нагрузкой ощутимы времен- ные эффекты: релаксация, ползучесть и снижение прочности при длительном воздействии, т.е. происходит изменение напряженно- дефор-мированного состояния во времени. В реальных условиях строительства и эксплуатации нагрузки на грунтовое основание прикладываются поэтапно по мере возведения здания или сооружения. При этом чередуются этапы активного нагружения и длительной выдержки образца под нагрузкой. Основываясь на том, что в основаниях, сложенных глинистыми грунтами, напряженно-деформированное состояние зависит от ис- тории предшествующего нагружения, учет особенностей деформи- рования глинистых грунтов при режимном длительном нагружении дает возможность более точно изучить реальные свойства грунтов, и таком образом приблизить теоретические прогнозы к реальному поведению грунтов оснований. В связи с этим экспериментальное изучение напряженно-деформированного состояния глинистых грунтов в условиях режимного длительного трехосного сжатия яв- ляется актуальной задачей. Испытывались образцы глинистого грунта нарушенной структу- ры со следующими характеристиками: W = 23 %, Wp = 22,8%, WL = 40,1 %, ρ = 1,94 г/см 3, Ip = 17,3 %. После изготовления образца были отобраны пробы грунта и определены его прочностные характеристики: φ = 20,6о, с = 67,47 кПа. Отклонение по плотности и влажности в пределах высоты образца составили менее 1 % от заданных величин, что позволило считать образец однородным. Испытания проводились в приборе трехосного сжатия (рис. 1) в условиях трехосного режимного длительного статического нагружения, особенностью которого было чередование этапов сту- пенчатого приложения девиаторного нагружения и длительной вы- держки образца под нагрузкой (рис. 2): на первом этапе образец подвергался всестороннему обжатию при σm = 80 кПа, затем обра- зец при постоянном значении бокового давления σ2 = σ3 = 80 кПа подвергался ступенчатому режимному девиаторному нагружению. Величина ступени составляла от 90 кПа, длительность выдержки до 5 суток. 307 Рис. 1. Внешний вид прибора трехосного сжатия Рис. 2. Режимы нагружения По результатам испытаний построены графики зависимости между средними напряжениями σm и объемными деформациями εv, между интенсивностью касательных напряжений τi и интенсив- 308 ностью деформаций сдвига γi (рис. 3) и между средними напряже- ниями σm и интенсивностью деформаций сдвига γi, паспорт грунта (рис. 4) и паспорт ползучести грунта (рис. 5). Совместный анализ приведенных графиков показывает, что при увеличении средних напряжений и времени действия нагрузки происходит развитие де- формаций изменения объема и деформации изменения формы при уплотнении грунта в пределах испытанного объема. Рис. 3. График развития объемных деформаций во времени Рис. 4. График развития объемных деформаций во времени. Фрагмент 1 Рис. 5. График развития объемных деформаций во времени. Фрагмент 2 Время,t 309 На рис. 4 и 5 показаны фрагменты графика изменения объемных деформаций во времени, по которым можно проследить изменение деформаций в образце. Деформации развиваются на протяжении всего испытания. При этом наиболее интенсивный прирост дефор- маций на каждой ступени активного девиаторного нагружения наблюдается в момент приложения нагрузки и составляет до 3 % от максимальных значений объемных деформаций, достигнутых при разрушении образца. На этапе выдержки образца под нагрузкой при активном девиаторном нагружении существенный прирост дефор- маций установлен в первые 5–10 минут наблюдения, который со- ставляет от 5 % до 8 % от прироста объемных деформаций за весь блок нагружения, затем скорость деформирования уменьшается. В тех случаях, когда выдержка ступени нагружения продолжалась более 1 суток, прирост объемных деформаций составляет от 2 % на первых этапах длительного режимного нагружения до 40 % на по- следнем этапе выдержки перед разрушением. Следует отметить, что скорость деформирования образца на этапе длительной выдержки снижается до 10 раз. В проведенных исследованиях ((рис.6–10) на этапе всесторонне- го обжатия образца интенсивность деформации сдвига равна 0,01056, при этом интенсивность касательных напряжений состав- ляет 0,00058, на втором этапе девиаторного нагружения 0,010875 и 0,525, на третьем же этапе нагружения эти показатели составляют 0,01128 и 0,1045 соответственно. На третьем этапе прирост соста- вил 44% и 17% соответственно. В этапе нагружения предшествую- щему разрушению эти показатели были 0,02522 и 0,5981 также со- ответственно. Что касается объемных деформаций то тут можно сказать, что на втором этапе девиаторного нагружения прирост со- ставил 4,9 %, на третьем этапе 3,5 %, на 9 этапе 4,6 %, а на послед- нем этапе 34,5 %. Значение же объемного модуля деформации от роста напряжений на этапе всестороннего обжатия составляет 8,278 от максимального значения при разрушении, при втором этапе де- виаторного нагружения составляет 22 %, а после длительной вы- держки на этапе разрушения 35 % или 7,259 МПа. В момент прило- жения нагрузки на этом же этапе значение модуля составило 11,095, то есть за 92 суток изменение составило 92 %. Значение объемной деформации выросло на 16 % за время длительной вы- держки, то есть за все 14 этапов. 310 Рис. 6. Паспорт ползучести Рис. 7. Паспорт ползучести. Фрагмент 3 Рис. 8. Паспорт грунта 311 Рис. 9. Паспорт ползучести. Фрагмент 4 Деформации с различной интенсивностью развивались на всем протяжении испытаний. Наиболее интенсивно они росли в первом этапе при начальном периоде нагружения (до 40 минут), а законо- мерности их развития в этих этапах были такие же как и при стаци- онарном режиме. При переходе на более высокий уровень нагрузки наблюдался скачок полных деформаций грунта. Внутри второго этапа начинается плавный рост деформаций по мере увеличения времени действия нагрузки аналогично второй стадии первого этапа нагружения. Однако скорость их развития была меньше, чем на первом этапе нагружения. При переходе к другим блокам вышеопи- санные закономерности повторялись, но в каждом последующем блоке скорость развития деформаций уменьшилась. Заключение. Анализ вышеприведенных результатов экспери- ментальных исследований позволяет раскрыть закономерности раз- вития деформаций грунта при повышающемся режиме трехосного длительного нагружения, когда уровень нагрузки повышается сту- пенями при переходе от одного блока к другому. При действии длительной статической нагрузки в пределах каж- дого этапа во всех испытанных образцах происходило увеличение деформаций грунта: объемных – от 2 % до 5 % на каждом этапе нагружения от максимальных значений при разрушении, лишь на последнем этапе длительной выдержки они выросли от 30 % до 40 %; линейные – от 3 % до 10 % от максимальных значений; де- формации сдвига – на первых этапах режимного длительного нагружения составили от 30 % до 45 %, затем отмечается снижение интенсивности деформаций сдвига до 5 %, на этапе, предшествую- щем разрушению, деформации сдвига увеличились до 35 %). 312 Рис. 10. Графики изменение объемного модуля деформации во времени для каждого режима нагружения 313 Литература 1. Вялов, С.С. Реологические основы механики грунтов / С.С. Вялов // Уч. пособие для вузов. – М., Высшая школа, 1978. – 447 с. 2. Мирсаяпов, И.Т. Исследование прочности и деформативности глинистых грунтов при длительном трехосном сжатии / И.Т. Мир- саяпов, И.В. Королева // Известия Казанского государственного архитектурно-строительного университета. – 2009. – №2 (12). – С.167–172. 314 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.154.1 ПЛИТНО-СВАЙНЫЕ ФУНДАМЕНТЫ ПРИ ЦИКЛИЧЕСКОМ НАГРУЖЕНИИ Мирсаяпов И.Т., Шакиров М.И. ФГБОУ ВПО «Казанский государственный архитектурно- строительный университет», г. Казань, Россия В статье приведены результаты модельных исследований де- формирования плитно-свайного фундамента в процессе цикличе- ских нагружений, выполненных в лаборатории кафедры «Основа- ния, фундаменты, динамика сооружений и инженерной геологии». Проведен анализ полученных данных, которые позволили устано- вить основные закономерности деформирования системы плитно- свайный фундамент - грунт межсвайного пространства. The article presents results of simulation studies de-formation of plate-pile foundation in the process of cyclic loading, performed in the laboratory of the Department "Bases,foundations, structural dynamics and engineering geology." Conducted analys gives the data, which al- lowed to establish basic laws of deformation of plate-pile foundation - soil of between pile space. В современных условиях на фундаменты зданий и сооружений и на их основания наряду с постоянно действующими статиче- скими нагрузками передаются различного рода циклические нагрузки, которые в целом ряде случаев являются основными, определяющими безопасность и эксплуатационную пригодность отдельных элементов и здания в целом. При больших нагрузках 315 или неблагоприятных инженерно-геологических условиях пло- щадок строительства одним из способов увеличения несущей способности и уменьшения осадок оснований является примене- ние плитно-свайных фундаментов. Совместное деформирование системы «сваи – плитный рост- верк – грунт межсвайного пространства» с учетом перераспределе- ния усилий между отдельными элементами в процессе цикличе- ских нагружений практически не изучены. В связи с вышеизложенным возникает необходимость исследо- вания поведения плитно-свайных фундаментов при циклическом нагружении. Экспериментальные исследования проводились в объемном ла- бораторном лотке с размерами 1,0x1,0x1,0м (рис. 1). В качестве ро- стверка модели фундамента использовалась железобетонная плита с размерами 400x400x40мм, армированная проволочной арматурой Ø3 Вр-I. Рис.1. Внешний вид испытательного стенда 316 Для исследования поведения плитно-свайного фундамента была использована теория моделирования. На основе теории моделирования и анализа результатов пробных экспериментальных исследований сваи моделировались полыми пластиковыми трубками диаметром 7 мм, с длиной 400 мм и толщиной стенки 1 мм со следующими значениями прочностных и деформационных характеристик: прочность на сжатие Rсж = 92,0 МПа; модуль деформации Eсж = 700 МПа. Грунтом основания являлась супесь полутвердая (модуль дефор- мации E = 4,1 МПа, угол внутреннего трения φ = 15º, удельное сцеп- ление C = 3,3 кПа, плотность ρ = 1,4 т/м3, влажность W = 11 %). При экспериментальных исследованиях принята модель плитно- свайного фундамента с количеством свай 30 шт. при шаге 7d. Мо- дели свай устанавливались вертикально и засыпались грунтом с послойным уплотнением. Нагружение модели плитно-свайного фундамента осуществлялось с помощью гидравлического домкрата ступенями в зависимости от режима испытания. На каждой ступени нагружения фиксировались значения осадок основания по показателям индикаторов часового типа ИЧ, прогибоме- ров, а также напряжения и деформации в грунте основания и моделях свай. Деформации моделей свай определялись с помощью наклеенных по длине тензорезисторов. Напряжения и деформации грунта в различных точках основания определялись датчиками давления. Проведенные исследования позволили установить основные за- кономерности изменения напряженно-деформированного состояния основания плитно-свайного фундамента в процессе циклического нагружения. Изменение усилий в сваях, расположенных в характерных зонах плитно-свайного фундамента, приведены на рис. 2. Как видно из ри- сунка, циклическое нагружение приводит к изменению усилий в сваях. Характер изменения усилий в сваях показывает перераспределение усилий между сваями и грунта межсвайного пространства. На рисунке 3 приведены графики изменения напряжений в различных зонах грунта между сваями. Как видно из рисунка, происходит увеличение напряжений в грунте во всех зонах грунта по мере увеличения количества циклов нагружения. При этом необ- ходимо отметить, что наибольшее увеличение напряжений проис- ходит под плитным ростверком. 317 Рис. 2. Изменение усилий в сваях плитно-свайного фундамента под действием циклической нагрузки Рис. 3. Изменение напряжения в грунте под действием циклической нагрузки на разных уровнях от плиты ростверка Циклические нагружения вызывали увеличения осадок основа- ния как в пределах плитного ростверка, так и за его пределами, причем интенсивность их развития зависела от координаты рас- сматриваемой точки. Интенсивное развитие осадок независимо от 318 координат рассматриваемых точек основания происходило в течении первых 200 циклов повторных нагружений. Так, напри- мер, для точек 1, 2, 3, 4, 5 полная величина осадок основания за первые 200 циклов по отношению к начальным в первом загруже- нии увеличились на 417 %, 395 %, 377 %, 381 %, 411 %, а в последующем за весь период до окончания нагружения на 121 % 117 % 131 % 119 % 124 %. Изменение осадок модели плитно-свайного фундамента при циклическом нагружении описывается уравнением NPSNS 3max1 141,0)( где S1 – осадка при статической нагрузке; Pmax – максимальная нагрузка цикла в т·с; N – количество циклов нагружения при до- стижении предела несущей способности. Рис. 4. График развития осадок оснований моделей плитно-свайных фундаментов при различных уровнях нагрузки Осадки основания, измеренные в процессе ступенчатых цикли- ческих нагружений после различного количества повторной нагруз- ки, изменяются аналогично деформациям грунта между сваями. Анализ изменения осадок оснований при ступенчатом нагруже- нии после различного количества циклов показывает, что прираще- ние осадок происходит, в основном, за счет увеличения их остаточ- ной части. При этом увеличение осадок составляет до 30% по срав- нению с первым циклом нагружения. 319 Рис. 5. Осадка основания фундамента плитного ростверка после 200 циклов сту- пенчатого нагружения (модель №1) Рис. 6. Осадка основания фундамента плитного ростверка после 1500 цик- лов ступенчатого нагружения (модель№3) При циклическом нагружении происходит снижение несущей способности модели плитно-свайного фундамента, которое описы- вается уравнением NNPNP ln173,78)ln(477,1)( 2ст где Рст – несущая способность модели плитно-свайного фундамента при статическом нагружении; N – количество циклов нагружения при достижении предела несущей способности. 320 Снижение несущей способности основания модели плитно- свайного фундамента при циклическом нагружении по сравнению со статическим нагружением составляет 66,7% за 2500 циклов нагружений. Рис. 7. Изменение несущей способности модели плитно-свайного фундамента при циклическом нагружении Литература 1. Мирсаяпов, И.Т., Особенности деформирования глинистых грунтов при циклическом трехосном сжатии / И.Т. Мирсаяпов, И.В. Королева //Международный журнал Геотехника. 2010. – № 6.− С. 64–67. 2. Мирсаяпов, И.Т. Несущая способность и осадки моделей плитно- свайных фундаментов при циклическом нагружении / И.Т. Мирсаяпов, М.И. Шакиров // Интеграция, партнерство и инновации в строи- тельной науке и образовании: научное издание / Министерство обра- зования и науки РФ, ФГБОУ ВПО МГСУ. – М., 2012. − С. 528–531. 3. Вознесенский, Е.А. Поведение грунтов при динамических нагрузках / Е.А. Вознесенский // Москва. Изд-во МГУ, 1997. − 286 с. 4. Зарецкий, Ю.К. Лекции по современной механике грунтов / Ю.К. Зарецкий // Ростов-на-Дону: Изд-во Рост. ун-та, 1989. 607 с. 321 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.131.6 ОСОБЕННОСТИ КОНСОЛИДАЦИИ СЛАБЫХ ГЛИНИСТЫХ ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГРУНТОВ БОЛЬШОЙ МОЩНОСТИ Мосичева И.И. Одесская государственная академия строительства и архитектуры, г. Одесса, Украина Предложена методика оценки предпостроечного уплотнения слабых водонасыщенных глинистых оснований портовых террито- рий при устройстве в них несовершенных вертикальных песчаных дрен. Estimation methods preconstruction seal weak water-saturated clay base port areas at the device in their imperfect vertical sand drains. В портовом строительстве инженерные сооружения различного функционального и конструктивного назначения возводятся, как правило, на слабых водонасыщенных глинистых грунтах [1]. Это априори предполагает улучшение физико-механических характери- стик таких оснований посредством предпостроечного уплотнения. Одним из эффективных способов ускорения процесса консоли- дации является применение вертикальных песчаных дрен, плоского поверхностного дренажа толщиной 0,4–0,5 м и последующего со- здания уплотняющей нагрузки [3]. В практике портового гидротехнического строительства мощ- ность слабых водонасыщенных глинистых грунтов может достигать 322 25 и более метров. В этих случаях приходится применять дрены, не достигающие водоупора, т.е. несовершенные. Одной из причин, не позволяющих широко применять способ предпостроечного уплотнения слабых оснований с помощью несо- вершенных песчаных дрен, являлось отсутствие методов их расчёта, в частности, консолидации поддренного слоя, при различных гра- ничных условиях. На рис. 1 представлена расчётная схема консолидации слабого основания при применении несовершенных песчаных дрен, соглас- но которой расчет консолидации основания мощностью H сводится к раздельному определению нестабилизированных осадок S 1Ht (верхнего слоя, в пределах дрен) и S 2Ht (нижнего слоя, под дренами) с последующим их суммированием при одних и тех же значениях времени консолидации t [4]. Задача уплотнения слабого основания по предложенной расчетной схеме состоит в получении выражения для определения S 2Ht нестабилизированных осадок нижнего слоя. а б в Рис. 1. Расчетные схемы уплотнения основания с несовершенными песчаными дренами: а – всего основания мощностью 21 ННН ; б – верхнего слоя мощностью дрНН1 ; в – нижнего слоя мощностью 12 ННН 323 Предлагаемая методика расчета предпостроечного уплотнения оснований, сложенных однородной толщей слабого глинистого во- донасыщенного грунта при водонепроницаемой и водопроницаемой нижней границе основана на известных предпосылках теории филь- трационной консолидации грунтов [7] и принятого дополнительно- го допущения о замене действительной области уплотнения эквива- лентной ей грунтовой полусферой радиусом R [8]. Для принятой условной области уплотнения дифференциальное уравнение консолидации, начальное и граничные условия имеют вид [2]: r u rr u C t u vr 2 2 2 ; ; 0 qu t 0 0rr u ; 0 Rr u , где u – поровое давление; t – время; vrC – коэффициент консолида- ции; r – переменный радиус полусферы; q – величина равномерно распределённой нагрузки уплотнения; r 0 – радиус дрены; R – ради- ус расчётной полусферы, определяемый по формуле [1]: 3 2 2 2 145,1 H D R e . Фильтрационный критерий эквивалентности уплотняемого ци- линдрического объёма грунта под дреной и равной ему грунтовой полусферы, а также площадей по контакту подошвы цилиндра грунта с подстилающим дренирующим или водоупорным слоем принят соответственно из равенств: цил эквV V dBdrdArBAFdzdrdAzrAF 2222211111 ),,(),,( , круг областиэквповS S Э dBdARrBAFdrdAHzrAF .. 21224112113 ),,(),,( , (3) ( 2) (1) 324 где Vцил – объем эффективного грунтового цилиндра под дреной; Vэкв – объем области, эквивалентной грунтовому цилиндру; Sкруг – площадь контакта эффективного цилиндра с подстилающим слоем; Sпов. экв. области – площадь эквивалентной области, где выполнено условие на границе (водоупор или дренирование). Выполнение обоих условий в каждый момент времени процесса консолидации означает выполнение равенства ээ RR 1 , где – погрешность в реализации критериев эквивалентности. Для количественной оценки расчёта консолидации нижнего (поддренного) слоя грунта 2Н были выполнены компрессионные испытания идентичных образцов ила суглинистого, моделирующие разные условия фильтрации. Серия 1 – при фильтрации поровой воды в вертикальном направ- лении; серия 2 – при горизонтальной фильтрации в центральную песчаную дрену диаметром 0,2дрd см; серия 3 – при фильтрации в центральное отверстие в штампе диаметром 0,2отвd см; серия 4 – при вертикальной фильтрации через центральное отверстие в штампе и в днище прибора. Испытания проведены на нестандартных компрессионных прибо- рах (одометрах), при размерах образцов (диаметр 1400D мм и высота 500H мм) с отсутствием перекоса штампа и выдавливания слабого грунта (иловой пасты в текучем состоянии). Образцы для ис- пытаний приготавливались по так называемой «сухой» методике [5]. Целью опытов серий 1 и 2 являлось получение эксперименталь- ных значений коэффициентов консолидации при вертикальной ( vС ) и радиальной ( rC ) фильтрации поровой воды. Коэффициенты консолидации vC и rC по результатам опытов се- рий 1 и 2 определены по методикам [6], а величина vrC при комбини- рованном направлении фильтрации поровой воды в опытах серий 3 и 4 – по предлагаемой методике с использованием выражения: %50 2 2 %50 t d R TC др vrvr , 325 где %50vr T – фактор времени при величине степени консолидации образца vrQ = 0,50, определяемый по опытному графику зависимо- сти mnTfQ vrvr ,, , при 7 0 дрd D n и 5,20 дрd H m ; %50t – вре- мя достижения степени консолидации образца 50,0vrQ , опреде- ляемое по опытному графику зависимости tfQvr lg [6]. На рис. 2 и 3 приведены графики консолидации образцов иловой пасты по результатам опытов серий 3 и 4. На этих же рисунках для сравнения приведены графики консо- лидации, полученные в результате расчета консолидации образцов по методам, изложенным в [8], при двух значениях коэффициента консолидации vrС , полученных опытным и расчетным путями. Как видно из указанных рисунков, расчетные кривые консолида- ции, полученные с использованием значений коэффициентов vrС , определенных непосредственно по результатам соответствующих консолидационных испытаний, достаточно тесно согласуются с опытными кривыми. Рис. 2. Кривые консолидации при испытании с центральным отверстием в штампе диаметром d = 2,0 см (по данным 3-х опытов): 1 – опытная кривая; 2 – расчетная кривая при v p vr CС ( + )rC /2=1,98см 2 /мин; 3 – то же, при 33,0опvrС см 2 /мин 326 Рис. 3. Кривые консолидации при фильтрации поровой воды в днище и центральное отверстие в штампе диаметром d = 2,0 см (по данным трех опытов): 1 – опытная кривая; 2 – расчетная кривая при v p vr CС ( + )rC /2=1,98см 2 /мин; 3 – то же, при 56,0опvrС см 2 /мин Корректность методических предпосылок и принятой расчетной схемы показана на рис. 4, где приведены кривые консолидации, по- лученные по результатам всех четырёх серий опытов. Все четыре опытных графика находятся в логической согласованности между собой. Рис. 4. Сводные кривые консолидации при фильтрации поровой воды: 1 – в центральную песчаную дрену d = 2,0 см; 2 – в центральное отверстие в штампе d = 2,0 см и днище одометра; 3 – в днище одометра; 4 – в центральное отверстие в штампе 327 Выводы 1. Предложенное допущение о тождественной замене области уплотнения нижнего (поддренного) слоя равновеликой ей полусфе- рой получило экспериментальное обоснование. 2. Расчетная реализация изложенного подхода вполне корректна при определении коэффициента консолидации vrС в соответст- вующих специальных испытаниях с учетом моделирования условий дренирования. Литература 1. Абелев, М.Ю. Слабые водонасыщенные глинистые грунты как основания сооружений / М.Ю. Абелев // – М: Стройиздат, 1973. – С. 288. 2. Араманович, И.Г. Уравнения математической физики / И.Г. Араманович, В.И. Левин // – М. : Наука, 1964. – С. 286. 3. Марченко, А.С. Морские портовые сооружения на слабых грунтах / А.С. Марченко // – М. : Транспорт, 1976. – С.192. 4. Марченко, А.С. Расчёт уплотнения слабых глинистых основа- ний при устройстве висячих песчаных дрен / А.С. Марченко, А.К. Посуховский, А.В. Школа // В кн.: Портовое гидротехническое строительство. Вып.36. – М. : Транспорт, 1974.– С.95-101. 5. Посуховский, А.К. Экспериментальные исследования кон- солидации образцов илистого грунта в различных условиях дре- нирования / А.К. Посуховский, И.И. Мосичева (под руков. проф. Школа А.В.) // Вісник ОДАБА. Вип. 13.– Одесса: ОДАБА, 2004.– С. 142–148. 6. РД 31.31.06 – 79. Руководство по расчёту уплотнения слабых грунтов для портового гидротехнического строительства // – М. : 1983. – C. 72. 7. Флорин, В.А. Основы механики грунтов. Т II / В.А. Флорин // М-Л. : Госстройиздат, 1961. – C. 507. 8. Школа, А.В. Инженерный метод расчёта предпостроечного уплотнения слабых глинистых оснований с применением несовер- шенных песчаных дрен при двусторонней вертикальной фильтра- ции поровой воды / А.В. Школа, И.И. Мосичева // Вісник Одеського національного морського університету. Вип.10. – Одесса: ОНМУ, 2003.– С. 125–130. 328 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.13 О ПОВЫШЕНИИ НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ СВАЙ ВО ВРЕМЕНИ Новский А.В., Логинова Л.А. Одесская государственная академия строительства и архитектуры, г. Одесса, Украина Выполнен анализ работ по исследованию процесса повышения несущей способности свай во времени в разных регионах и приведены результаты испытаний, выполненных в г. Одессе. An analysis of studies on the process of improving the bearing capacity of piles with time in different region and the results of tests in Odessa. При работе свай в водонасыщенных глинистых грунтах боль- шое значение имеет изменение порового давления и напряжения в скелете грунта, которое, в свою очередь, оказывает существенное влияние на несущую способность свай и изменение сил трения по их боковой поверхности во времени. Грунтовая среда на момент забивки свай по С.С. Вялову пред- ставляет собой равновесную, неоднородную, термодинамическую систему [1]. В процессе погружения сваи вокруг ее ствола происхо- дит изменение ряда параметров: порового давления; структурной прочности; а так же тиксотропные изменения, вызывающие сниже- ние сил трения и др. Термодинамическая система переходит из рав- новесного в локально-неравновесное состояние. После забивки сваи наблюдаются изменения параметров, нару- шенных в процессе уплотнения. Снижается поровое давление воды, 329 повышается значение структурной прочности, происходят тиксо- тропные изменения, оказывающие влияние на повышение сил тре- ния на боковой поверхности сваи. Длительность процессов перехо- да в равновесное состояние зависит от состава и состояния грунто- вой среды. В глинистых грунтах с показателем текучести IL ≤ 0,5 она составляет 6...10 суток, при IL = 0,5...1,0 достигает 20...30 суток. Поэтому в действующем стандарте определение несущей способно- сти свай рекомендуется проводить после «отдыха» от 6 до 20 суток. Большой объем исследований, посвященных повышению несу- щей способности свай во времени, был проведен в г. Перми Барто- ломеем А.А. Было установлено, что поровое давление увеличивает- ся в начальный период после уплотнения, а по мере его снижения происходит увеличение эффективных давлений, которые возраста- ют до их стабилизации. Одновременно наблюдается возрастание сил трения по боковой поверхности свай [2]. Максимальное значение порового давления было зафиксировано в процессе погружения сваи при прохождении ее острием уровня расположения мессдоз. Это можно объяснить тем, что при погру- жении сваи глинистый грунт вытесняется в стороны и формируется уплотненное ядро ниже ее подошвы. В результате вдоль ствола сваи образуется зона уплотнения, в пределах которой происходит сокращение объема пор, заполненных водой и газом. Так как вода не сжимаема, сокращение объема пор происходит за счет сжатия газа в пределах зоны уплотнения. В процессе забивки и сразу после ее окончания уплотненное яд- ро ниже подошвы сваи и зона уплотнения вокруг ее ствола являют- ся неравновесной системой по отношению к окружающему природ- ному грунту. Высокое поровое давление в пределах уплотненной зоны в процессе релаксации напряжений снижается за счет вытес- нения поровой воды. Одновременно происходит восстановление прочности структурных связей. Следствием этих процессов являет- ся повышение несущей способности свай. В строительной практике этот процесс получил название «отдых сваи». На рис. 1 приведены графики изменения порового давления, структурной прочности и сил трения по боковой поверхности ство- ла, полученные А.А. Бартоломеем по результатам наблюдений при испытаниях натурных свай. 330 Рис. 1. Результаты исследований изменения во времени параметров состояния глинистых грунтов вокруг ствола сваи: 1 – порового давления; 2 – структурной прочности; 3 – сил трения Большой интерес представляют исследования, проведенные в г. Рязани Г.М. Смиренским и др. [3]. На рис. 2 и в табл. 1 приве- дены результаты этих исследований, подтверждающие нарастание несущей способности свай во времени. Исследования выполнены на участках, геологическое строение которых представлено суглинками от полутвердой до текучей кон- систенции. Повышение несущей способности с момента погруже- ния до истечения 80 сут. составило от 1,7 до 6,5 раз. Таблица 1 Повышение несущей способности свай во времени в зависимости от состава и состояния грунтов № опыта IL Вид грунтов Р, кН в % через t, суток k=Pt/Po 0 15 30 80 1 - Песок ср. крупн - - - - - 2 0 - 0,25 Супесь 253 377 394 427 1,69 3 0 - 0,25 Суглинок 186 317 364 407 2,19 4 0,25 -0,5 Суглинок 50 122 139 - 2,78 5 0,5 - 1,0 Суглинок 57 142 179 232 4,06 331 Окончание табл. 1 Примечания: k – коэффициент роста нагрузки; Р0 и Рt – нагрузка на сваю в день забивки и через t суток. Рис. 2. Увеличение несущей способности свай во времени: 1–8 – номер опыта по результатам исследований Г.Н. Смиренского По результатам исследований Г.Н. Смиренского можно выде- лить два этапа нарастания несущей способности свай. К первому относится период восстановления термодинамической системы в пределах объема уплотненного грунта, на втором - происходит повышение несущей способности в период длительного процесса изменения свойств грунтов вокруг ствола сваи. Эффект повышения несущей способности свай так же был уста- новлен авторами при испытаниях грунтов сваями на ряде объектов г. Одессы. При строительстве 19-ти этажного здания по ул. Раз- умовской, 10/12 испытаны сваи через 2, 24 и 111 суток после по- гружения. Результаты этих исследований приведены на рис. 3 и 4. № опыта IL Вид грунтов Р, кН в % через t, суток k=Pt/Po 0 15 30 80 6 0,5 - 1,0 Суглинок, ил 64 199 243 293 4,56 7 0,25-0,7 Суглинок 64 233 355 - 4,74 8 >1,0 Суглинок, глина 43 134 179 - 4,16 9 >1,0 Суглинок, глина 50 199 264 323 6,46 332 Рис. 3. Результаты испытаний призматических свай при разной продолжительности «отдыха»: Рис. 4. График увеличение несущей способности свай во времени Оценка повышения несущей способности выполнена с использованием данных при осадке, равной 10 мм. По результа- там проведенных исследований коэффициент увеличения нагрузки 333 за период с 20 суток до 111 составил 1,22 (1740 кН/ 1425 кН). Сле- дует отметить, что этот показатель увеличивается при осадках ме- нее 10 см. Так при определении несущей способности свай при осадке 5 см. он равен 1,36. Таким образом, в водонасыщенных глинистых грунтах одесского региона наблюдается повышение несущей способности свай во времени. Этот коэффициент, по результатам статических испыта- ний, следует определять при осадке не менее 10 мм. Литература 1. Вялов, С.С. Реологические основы механики грунтов. – М. : Высшая школа. – 1978. – 447 с. 2. Бартоломей, А.А. Основы расчета ленточных свайных фунда- ментов по предельно допустимым осадкам. – М. : .Стройиздат. – 1982. – 222 с. 3. Смиренский, Г.М., Нудельман Л.А., Радугин А.Е. Свайные фундаменты гражданских зданий. – М. : Стройиздат. – 1970. – 141 с. 334 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.131.524.4;624.131.253 МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА ПОЛУСКАЛЬНЫХ ПОРОД И МЕТОДЫ ИХ ОПРЕДЕЛЕНИЯ Новский А.В., Новский В.А., Тугаенко Ю.Ф., Вивчарук В.В. Одесская государственная академия строительства и архитектуры г. Одесса, Украина Изложены методика и результаты лабораторных и полевых ис- следований механических характеристик известняка-ракушечника юго-западной части Причерноморского плато, который используют в качестве основания фундаментов и свай. A method and results of laboratory and field researches of mechanical descriptions of limestone-shell rock of south-west part of the Pricherno- morskogo plateau is expounded, which is used as foundation of founda- tions and piles. Инженерно-геологическое строение юго-западной части При- черноморского плато Украины характеризуется залеганием извест- няка-ракушечника на разной глубине от дневной поверхности. В связи со строительством зданий повышенной этажности и уси- лением фундаментов существующих сооружений, возникает необ- ходимость использования его в качестве основания фундаментов или несущего слоя для буронабивных свай. Однако, механические свойства этой породы исследованы недостаточно. В инженерно- геологических изысканиях их оценка выполняется по значению 335 предела прочности на одноосное сжатие, а расчет буронабивных свай, опирающихся на известняк-ракушечник, выполняют как свай- стоек, при этом расчетная несущая способность может в несколько раз отличаться от фактической. Дело в том, что известняк- ракушечник одесского региона не является скальной породой. Это полускальная порода, которая по деформативным свойствам во многом идентична дисперсным грунтам. В связи с этим изучение свойств известняка-ракушечника является актуальной задачей. Комплексные исследования были начаты в 1997 г. при разработ- ке проекта усиления фундаментов здания Одесского национального академического театра оперы и балета, а затем на строительстве группы высотных зданий и усилении фундаментов некоторых уни- кальных сооружений. Эти исследования проводились как на строи- тельных площадках, так и в лабораторных условиях [1, 2, 3 и 4]. Как известно, породы с жесткими структурными связями оцени- вают по пределу прочности на одноосное сжатие в водонасы- щенном состоянии. Однако, этот показатель не позволяет оценить другие свойства известняка-ракушечника, к которым относятся: структурная прочность, модуль деформации и сопротивление сдви- гу вдоль боковой поверхности буронабивных свай. Структурная прочность pstr известняка-ракушечника это пре- дельная величина сопротивления, при которой приложенная нагрузка уравновешивается прочностью ракушек и структурных связей на их контактах. При этом в основании фундаментов наблю- даются преимущественно упругие деформации, исчезающие после снятия нагрузки. Напряжения, превышающие структурную проч- ность, вызывают разрушение ракушек и их структурных связей, следствием чего является уплотнение породы. Остаточные дефор- мации нарастают в пределах объема зоны необратимых деформа- ций, формирующейся в основании фундаментов, что было установ- лено опытами в приборе ОИСИ-4, рабочее кольцо которого состоит из двух частей. Образец грунта также состоит из двух частей, на поверхности одной из которых установлены фиксаторы деформа- ций. Внешний вид зоны деформации образца известняка- ракушечника представлен на рис.1. В полевых условиях показатели прочностных и деформативных свойств известняка оценены по результатам испытаний штампами диаметром 300 мм в скважинах на разных горизонтах. 336 Рис. 1. Характер деформирования известняка-ракушечника под опытным штампом Примыкание подошвы штампа к поверхности забоя выполняли по специальной технологии, включающей зачистку забоя и вырав- нивание его цементным раствором толщиной 7–10 см. Нагрузку на стойку штампа прикладывали ступенями. Часть опытов проведена с кратковременным замачиванием основания. Схемы установки штампов, методика проведения испытаний и их результаты показа- ны на рис. 1, а; б. Особенностью деформативных свойств известняка-ракушечника является наличие двух характерных ветвей на графике зависимости осадки от нагрузки. Первая ветвь характеризуется деформациями, возникающими в результате упругого сжатия породы при давлени- ях, не превышающих структурную прочность (рис. 1, в). В этих условиях сжимаемость определяется модулем упругой деформации Ео. Вторая ветвь отражает необратимые деформации, возникающие в результате разрушения структуры породы, следствием чего явля- ется ее уплотнение. Этот участок графика близок к прямолинейной зависимости. Сжимаемость породы в этом случае следует оцени- вать модулем деформации Е. 337 Рис. 2. Результаты исследований известняка-ракушечника опытными штампами: а – геологическая колонка со шкалой абсолютных отметок и высотным положением подошвы штампов; – схема испытаний; в – графики зависимости осадки от давления; 1 – стойка-штамп; 2 – анкерные сваи; 3 – опорная балка; 4 – домкрат; 5 – манометр; 6 – прогибомеры; 7 – полиэтиленовая пленка; 8 – цементный раствор Пересечение второй ветви графика с осью давлений определяет значения структурной прочности. На рис.1,в приведены результаты трех испытаний, выполненных на абсолютной отметке 10,0 м. Величине pstr, определенной в точке пересечения второй ветви зависимости осадки от нагрузки с осью Р, соответствуют осадки, близкие 1 мм. Поэтому, при данной технологии подготовки осно- вания и методике проведения исследований за критерий определе- ния значения pstr, принята осадка, равная 1 мм. Средние значения структурной прочности и модуля деформации, полученные по ре- зультатам полевых исследований, приведены в табл. 1 338 Таблица 1 Значения структурной прочности и модуля деформации № ИГЭ Глубина ниже кровли ИГЭ, м Рstr, МПа Е, МПа в интервале давлений Р, МПа 1,1–1,5 1,5–2,5 7 1,10 3,0 1,15 1,35 4,0–1,7 – – 20–9 8 0,8 3,6 1,88 1,38 – – 24–6 30–9 Лабораторные испытания проведены на образцах «пильного» из- вестняка-ракушечника. Для проведения исследований был переобо- рудован компрессионный прибор, в котором нагрузка на образец площадью 60 см2 передавалась штампом площадью 15 см2. Испыта- ния выполнены по методике циклически возрастающей нагрузки. Каждая ступень представляла самостоятельный цикл, состоящий из приложения нагрузки, ее выдерживания до стабилизации осадки и разгрузки. Примененная методика позволила измерить на каждой ступени величину общей осадки, ее остаточную и упругую состав- ляющие. График зависимости упругой составляющей осадки от давления состоит из двух ветвей. Первая – отражает нарастание упругих де- формаций при давлениях меньше структурной прочности, а вторая - при давлениях больше структурной прочности. Давление, соответ- ствующее точке пересечения ветвей определяет значение струк- турной прочности (рис. 3). Сопротивление известняка-ракушечника сдвигу вдоль боковой поверхности буронабивных свай определяли в лабораторных усло- виях на моделях свай, а также при испытании свай-анкеров в полевых условиях. Модельные сваи бетонировали так, чтобы ниже их подошвы оста- валась полость, и приложенная нагрузка передавалась боковой по- верхностью. В выполненных исследованиях разрушение известняка произошло при перемещениях ствола 0,2–0,4 мм по поверхности, рас- положенной от стенок скважины на расстоянии проникания цементно- 339 го раствора при бетонировании сваи. При повторном загружении сваи после «срыва» сопротивление вдоль боковой поверхности уменьшает- ся на 35–40 %. Это означает, что сопротивление сдвигу после разру- шения структурных связей трансформируется в сопротивление трению по разрушенной поверхности. Эту особенность работы буронабивных свай в известняке-ракушечнике следует учитывать при определении их несущей способности. Рис. 3. Результаты испытания образца «пильного» известняка-ракушечника в лабораторных условиях: а – схема испытания; б – график зависимости осадки штампа и ее упругой составляющей от давления; 1 – дополнительный штамп; 2 – образец Контрольные испытания натурных буроинъкционных свай- анкеров выдергивающей нагрузкой выполняли с использованием ме- тодики циклически возрастающей нагрузки. Особенностью этой ме- тодики является то, что после каждой ступени нагрузки она снимает- ся до нуля. Такой характер загружения позволяет определить общие перемещения, а также упругую и остаточную составляющие. В даль- нейшем эти данные позволили определить длину растянутого участ- ка при каждой ступени загружения, а также сопротивление извест- няка-ракушечника по боковой поверхности сваи. 340 На рис. 4 приведены результаты испытания сваи-анкера на вы- дергивание. Рис. 4. Графики зависимости общих, упругих и остаточных деформаций при испытании сваи-анкера на выдергивание Длина растянутого участка сваи для каждой ступени нагрузки определена с использованием закона Гука по зависимости (1): li = E x Syi / δ ср i: (1) где: Е – модуль упругости арматурной стали, равный 1,9 · 10 5 МПа; S v,y.i – упругая составляющая измеренной деформации; σср, i – сред- нее значение напряжения в арматурном стержне в пределах длины деформированного фрагмента, σср,i = 0,5 Рv,.i/As где: Аs – площадь поперечного сечения арматурного стержня, а коэффициент 0,5 учи- тывает треугольную форму эпюры напряжений. Сопротивление сдвигу вдоль боковой поверхности сваи в пределах любого фрагмента длины можно определить по формуле: Δ fi = Δ Pi /Δ ℓv u (2) 341 где Δ fi – приращение сил трения по боковой поверхности для каждой ступени нагрузки; Δ Pi – приращение нагрузки; Δ ℓv – приращение фрагмента длины сваи; u – периметр сечения ствола сваи. Из графика на рис. 4 видно, что максимальное сопротивление по боковой поверхности возникает в известняке-ракушечнике. Рис. 4. График изменения сил трения по боковой поверхности на разных фрагментах длины сваи-анкера По результатам комплексных исследований построены графики зависимости сопротивления сдвигу вдоль боковой поверхности бу- ронабивных свай и структурной прочности от предела прочности на одноосное сжатие для образцов разной прочности (рис. 5). Таким образом, зная стандартную характеристику известняка- ракушечника (предел прочности на одноосное сжатие) можно опре- делить необходимые для расчета фундаментов и буронабивных свай значение структурной прочность и сопротивления сдвигу. Результаты исследований внедрены при проектировании новых и усилении существующих фундаментов ряда зданий и сооружений в г. Одессе. 342 Рис. 5. Совмещенный график зависимости структурной прочности и сопротивления сдвигу вдоль боковой поверхности свай от предела прочности на одноосное сжатие Литература 1. Колесников, Л.И. Экспериментальное исследование несущей спо- собности буроинъекционных свай в основании здания Одесского театра оперы и балета / Л.И. Колесников, Ю.Ф. Тугаенко и др.// Основания, фун- даменты и механика грунтов.‒ 2000. – № 5. ‒ С. 23‒ 29. 2. Новский, В.А. Исследование прочностных и деформативных свойств известняка-ракушечника в лабораторных условиях / В.А. Новский //Вісник Одеської державної академії будівництва та архітектури. Випуск 29. ‒ Одеса : ОДАБА. ‒ 2008. ‒ С. 289‒295. 3. Тугаенко, Ю.Ф., Напряженно деформированное состояние бурона- бивных свай и их основания, сложенного понтическими известняками / Ю.Ф. Тугаенко, А.П. Ткалич, В.А. Новский //Проблемы механики грунтов и фундаментостроения в сложных грунтовых условиях: Труды междуна- родной научно – техн. Конфер., посвященной 50 – летию БашНИИстроя. Том 1. Свайные фундаменты. – Уфа, 2006. – С. 137 – 141. 4. Тугаенко Ю.Ф. 2008. Процессы деформирования грунтов в основаниях фундаментов свай и свайных фундаментов / Ю.Ф. Тугаен- ко // Одесса: «Астропринт». – 216 с. 343 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.154 АНАЛИЗ ОПРЕДЕЛЕНИЯ НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ СВАЙ-АНКЕРОВ ПО СУЩЕСТВУЮЩИМ МЕТОДИКАМ Самородов А.В., Табачников С.В. Харьковский национальный университет строительства и архитектуры, г. Харьков, Украина В статье приводится анализ определения несущей способности анкерных свай по существующим методикам, применяемым в инженерной практике и оценка их соответствия натурным испы- таниям буроинъекционной сваи в полевых условиях. This article provides an analysis of the definition of bearing capacity of anchor piles on existing methods used in engineering practice, and assess their compliance full-scale testing of CFA piles in field conditions. Существует широкий класс фундаментных конструкций на сваях, где сваи воспринимают выдёргивающие усилия. Таковы фундаменты для: оттяжек и башенных сооружений, выносных опор покрытия стадионов, опор линий электропередачи и ветряков, отдельно стоя- щие под колонны со значительным эксцентриситетом [1] др. При креплении ограждений котлованов, сводов тоннелей, подпорных и каменных стен, откосов и других строительных конструкций ши- роко используют анкеры, работающие на выдергивание. Анализ существующих подходов, методик и решений по данной тематике показывает, что буроинъекционные технологии устройства анкеров и свай в настоящее время весьма перспективны и про- дуктивны для решения геотехнических задач в строительстве [1–15]. 344 Поэтом оценка несущей способности свай-анкеров на выдергиваю- щую нагрузку является актуальной областью для исследования. Для буроинъекционных свай характерно увеличение несущей способности за счет сопротивления по боковой поверхности, что обуславливается применением прогрессивных технологий бурения и опрессовки скважин, хотя исследований в этом направлении недо- статочно. В данной работе представлен анализ результатов расчёта несущей способности 12-ти метровой буроинъекционной сваи-анкера по разным методикам на действие выдергивающей нагрузки и сопоставление их с результатами натурных испытаний в г. Харько- ве [6]. Расчетная схема сваи-анкера представлена на рис. 1. Рис. 1. Расчетная схема буроинъекционной сваи-анкера Согласно инженерно-геологических изысканий, на площадке строительства встречены песчаные и глинистые грунты с физико- механическими характеристиками, представленными в табл. 1. Для испытанной в данных инженерно-геологических условиях сваи-анкера нами выполнены расчеты несущей способности по из- ложенным в [1–15] методикам. В табл. 2 и на рис. 2 приведены по- лученные результаты. В этих расчетах у сваи-анкера принят ствол 345 Ø0,69 м, т.к. реальный объем закачанного в скважину Ø0,63 м бето- на составил на 20 % больше ее геометрического объема. Таблица 1 Физико-механические свойства грунтов Н аи м ен ов ан и е У сл ов н ы е об оз н ач ен и я Е д. и зм ер ен и я Слой 1- н ас ы п н ой гр ун т 2- су гл и н ок т вё р- ды й 3- су гл и н ок п о- л ут ве рд . 4- п ес ок м ел к и й , ср ед н ей п ло тн о- ст и 5- п ес ок с ре дн ей к ру п н ос ти , п ло тн ос ти 6- гл и н а тв ёр да я Удельный вес грунта γ кН/м3 16,3 19,14 20,12 18,0 20,0 17,57 Удельное сцепл. грунта с кПа – 35 40 8 8 23 Угол внутренне- го трения φ град. – 24 25 36 38 22 Модуль деформации Е МПа – 20 28 32 40 15 Показатель текучести IL - – 0 0,15 – – 0,1 Показатель пластичности Ip – 0,1 0,11 – – 0,16 Полученные результаты при натурных испытаниях были умень- шены на 11,2 тс (вес 12-ти метровой анкерной сваи Ø0,69 м), т.е. учитывается только сопротивление по боковой поверхности. Нами предпринята попытка определить несущую способность сваи-анкера на базе теории предельного равновесия. Однако экс- перименты с моделью сваи без уширения не выявили фотографи- ческим методом плоскостей скольжения, хотя дополнительное испытание модели сваи с уширением показало явное наличие плоскости скольжения при выдергивании сваи (рис. 3). Это свя- зано с тем, что сил трения между боковой поверхностью сваи и массивом грунта недостаточно для того, чтобы «поднять» призму песка вверх. 346 Таблица 2 Методики определения несущей способности Методика Формула ДБН [2] 1 n F u f hd c cf i i n , 1 i i zg i i i i f tg c ЦНИИС МинТрансСтрой [11, 12] 1 1 1 1 cos2 sin 2 2 2 2 n F m D ld k k i h tg ck ФундаментПроект МинМонтаж- СпецСтрой [11] F km d l p tgd p b k b ВСН 506-88 «Про- ектирование и устройство грунтовых анке- ров» [13] 1 sinF D l tg c Kd k k og p c ; 2 2 2 1 0 00,5 cos sinog kh g 2 2 21,01 / / 1,01 / 11 1K D D A Ap c k 1 0 0/ 1 sinogA E c tg DIN 1054-2005 [14] d k k skF D l q Руководство[15]. HF kmu f hd i i Методика ПолтНТУ [16] 1 n F u hd cf i i i ; g tg ci i i i ; ζi = 0,3665+0,00157Ipi 347 Рис. 2. Результаты определения несущей способности буроинъекционной сваи-анкера по различным методикам Рис. 3. Плоскость скольжения, определенная фотографическим методом Анализ результатов определения несущей способности свай- анкеров по разным методикам позволяет сделать такие выводы: большинство методик определения несущей способности свай-анкеров не применимы для буровых свай большого диаметра (d > 0,3 м). Разница значений составила от 17 % до 244 % в сравнении с данными натурных испытаний; близкие результаты к натурным испытаниям дали методики ДБН – разница на 7,7 % и ПолтНТУ (Винникова Ю.Л.) – разница на 4,3%. Это подтверждает наше мнение [6], что табличные значения 348 ДБН сопротивления грунта на боковой поверхности свай отражают его сдвиг при выдёргивании, а у вдавливаемых свай несущая спо- собность больше в 1,6 раза за счет сжатия грунта; решение теории предельного равновесия для определения не- сущей способности сваи без уширения не применимы. Литература 1. Сорочан, Е.А. Фундаменты промышленных зданий / Е.А. Со- рочан. – М. : Стройиздат, 1986. – 303 с. 2. ДБН В.2.1-10-2009 Зміна №1. Основи та фундаменти споруд. Основні положення проектування. - Київ: Мінрегіонбуд України, 2011. – 55 с. 3. ДСТУ Б В.2.1-1-95. Грунти. Методи польових випробувань палями. Київ: Укрархбудінформ, 1997. – 58 с. 4. ДСТУ Б В.2.1-27:2010. Палі. Визначення несучої здатності за результатами пальових випробувань:.К.: Мінбуд України, 2011. – 12 с. 5. Рекомендации по применению буроинъекционных свай / НИИОСП им. Н.М. Герсеванова. – М. 2005. – 53 с. 6. Самородов, А.В. Полевые исследования несущей способности буроинъекционных свай при действии выдёргивающих и вдавливающих нагрузок / А.В. Самородов, С.В. Табачников // Збірник наукових праць (галузеве машинобудування, будівництво). – Полтава : ПолтНТУ, 2012. – Вип. 4(34). – С. 239–245. 7. Weerasinghe R.B. Uplift Capacity of Shallow Anchorages in Weak Mudstone / Weerasinghe R.B., Littlejohn G.S. // Ground Anchor- ages and Anchored Structures: Proceedings of the International Confer- ence Organized by the Institution of Civil Engineers - London, 1997. – P. 23–34. 8. Barley, A.D. The single bore multiple anchor system / Ground Anchorages and Anchored Structures: Proceedings of the International Conference Organized by the Institution of Civil Engineers. - London, 1997. – P. 65–76. 9. John Wiley. Geotechnical Engineering Handbook, Procedures (ed- itor: Ulrich Smoltczyk). – Germany, 2003. – P. 701. 10. Горбунов-Посадов, М.И. Основания, фундаменты и подзем- ные сооружения / М.И. Горбунов-Посадов, В.А. Ильичёв, В.И. Кру- 349 тов и др. ; под общ. ред. Е.А. Сорочана и Ю.Г. Трофименкова // Справочник проектировщика – Москва : Стройиздат, 1985. – 480 с. 11. Руководство по проектированию и технологии устройства ан- керного крепления в транспортном строительстве – М. : ЦНИИС, 1987. 12. ВСН 506-88 Проектирование и устройство грунтовых анке- ров, Москва: Минмонтажспестрой СССР, 1989. 13. DIN 1054:2005, «Sicherheitsnachweise im Erd- und Grundbau» 14. Руководство по проектированию опускных колодцев, погру- жаемых в тиксотропной рубашке / Харьковский Промстройниипро- ект Госстроя СССР. – М. : Стройиздат, 1979. – 128 с. 15. Троценко, Д.О. Рекомендації з визначення несучої здатності ґрунтових анкерів, виготовлених за допомогою електрохімічного закріплення / Д.О. Троценко, Ю.Л. Винников, В.С. Яковлєв // Будівельні конструкції: Міжвідомчий науково-технічний збірник наукових праць (будівництво). – Київ, ДП НДІБК, 2011. – Вип. 75. – С. 31–37. 350 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 691.32.008.6 РАСЧЕТ ОСАДКИ СВАЙНО-ПЛИТНОГО ФУНДАМЕНТА Сернов В.А. Белорусский национальный технический университет, г. Минск, Беларусь) Аннотация: В статье приведены методики расчета осадки свай- но-плитных фундаментов, учитывающие рассеивание напряжений под плитой в межсвайном пространстве. Abstract: The methods of piled-raft foundations settlement calcula- tion are given in the article. Stress dissipation under the raft base is tak- ing into account. Анализ результатов экспериментальных и теоретических иссле- дований, проведенных до настоящего времени в нашей стране и за рубежом [1], а также данных модельных исследований, выполнен- ных в лаборатории и на полигоне кафедры «Геотехника и экология в строительстве» БНТУ [2, 4], и натурных испытаний на строитель- ных площадках [3, 4] г. Минска позволили выявить основные зако- номерности взаимодействия элементов свайно-плитного фундамента с основанием. Проведенные теоретические и экспериментальные ис- следования показали, что традиционные расчетные схемы для опре- деления несущей способности и осадки свайных фундаментов чрез- мерно упрощены, не учитывают взаимодействие элементов фунда- мента, а результаты расчетов часто в несколько раз отличаются от экспериментальных данных. В соответствии с действующими 351 нормативно-техническими документами осадка группы свай опре- деляется для условного массива. Принимается, что грунт в пределах условного фундамента оседает вместе со сваями. Такая схема не позволяет правильно отразить роль шага свай и учесть взаимодей- ствие фундаментной плиты с основанием. Экспериментально было установлено [4], что при уменьшении шага свай в группе от 6d до 3d без изменения размеров условного фундамента осадка последне- го снижалась в 2 и более раза. При включении плиты в работу осад- ка фундамента также существенно уменьшается. Результаты прове- денных исследований опровергают широко распространенное до сих пор предположение о том, что грунт межсвайного пространства оседает вместе со сваями. Рассмотрим некоторые факты подтвер- ждающие, что вертикальные деформации грунта межсвайного про- странства незначительны по сравнению с осадкой свай. Во-первых, давление на грунт под нижними концами свай в де- сятки раз превышает давление на том же уровне в межсвайном пространстве от сил трения вдоль их боковых поверхностей. Сле- довательно, осадка свай должна быть больше осадки окружающего грунта. Во-вторых, вертикальные напряжения от сил трения вдоль боко- вых поверхностей свай резко уменьшаются с удалением от них. Значения этих напряжений в любой плоскости, перпендикулярной ее оси, можно определить, используя решение Д. Пати (1963) [5]: 237,1)/(148,1 rRfpzб , (1) где f — расчетное сопротивление грунта по боковой поверхности сваи в пределах последних 1–2 м у острия; r — радиус сваи; R — расстояние от оси сваи до исследуемой точки. Эпюры напряжений, построенные по зависимости (1) показыва- ют, что максимальные вертикальные напряжения, возникающие у боковой поверхности сваи, резко затухают с удалением от нее (рис. 1). Эти расчеты подтверждаются результатами эксперимен- тальных исследований, проведенных С. И. Цымбалом [6] и объяс- няют отсутствие значительных вертикальных перемещений грунта уже на расстоянии менее 0,5d от боковой поверхности сваи при проведении модельных исследований [2]. 352 Рис. 1. Эпюра распределения вертикальных напряжений в уровне нижнего конца свай от сил трения грунта по боковой поверхности В-третьих, при достижении сваей сдвигов от осадки ее ствол начинает проскальзывать относительно окружающего грунта без дальнейшего увеличения сил трения вдоль боковой поверхности [7]. При последующем нагружении свай вся дополнительная нагрузка передается на грунт их нижними концами и увеличения осадки межсвайного грунта не происходит. В-четвертых, многочисленные натурные и модельные испытания [2–4] показали, что при включении ростверка в работу несущая спо- собность свайного фундамента возрастает, а деформативность уменьшается, что было бы невозможно при осадке окружающего грунта вместе со сваями. Результаты выполненных экспериментальных и теоретических исследований [1–4] позволяют сделать следующие выводы: 1. Расчет осадки свайного фундамента как условного массива с некоторым допущением можно применять для групп с шагом свай не более 3-4d, и передачей большей части нагрузки на основание их боковыми поверхностями. С увеличением шага свай и уменьше- нием доли работы их боковых поверхностей этот метод будет да- вать значительную погрешность. В данном случае осадку группы свай целесообразно рассчитывать исходя из осадки одиночной сваи с учетом их взаимодействия в группе. 2. Поскольку осадка группы свай значительно больше чем у окружающего грунта, включенный в работу ростверк, оседая вме- 353 сте с ними, оказывает давление на основание. С увеличением осадки напряжения под ростверком возрастают и рассеиваются частично или полностью в пределах длины свай, уменьшая дав- ление на грунт под их нижними концами. В результате сглажива- ния максимальных пиковых напряжений под остриями свай, осадка фундамента с низким ростверком значительно меньше, чем с высоким. Схема перераспределения давлений на грунт основания от внешней нагрузки N при уменьшении шага свай и включении рост- верка в работу приведена на рисунке 2. Как было установлено вы- ше, давление под нижними концами свай Рн во много раз превыша- ют давления на том же уровне от сил трения вдоль их боковых по- верхностей Рб. При достаточно большом шаге свай (рис. 2, б) эпюры давлений Рн и Рб на основание на уровне их нижних концов будут аналогичны таким же эпюрам одиночных свай (рис. 2, а). а б в г Рис. 2. Схема распределения давления на грунты основания одиночной сваи (а), группы свай с высокими (б, в) и низкими (г) ростверками Увеличивая количество свай в группе без изменения внешней нагрузки N и размеров фундамента, давление на грунт межсвайного пространства Рб возрастает за счет передачи большей части этой нагрузки боковыми поверхностями свай из-за увеличения их общей площади и наложения напряжений вследствие уменьшения их шага (рисунок 2в). Давление под нижними концами свай Рн уменьшает- ся, поскольку возрастает площадь их опирания на грунт. Кроме то- го, как показывает практика, несущая способность боковых поверх- ностей свай реализуется раньше, чем их нижних концов, особенно в песчаных грунтах, где значение сдвиговой осадки составляет все- го несколько миллиметров [7], и вследствие этого, при увеличении 354 количества свай в первую очередь уменьшаются давления под их нижними концами свай. При взаимодействии ростверка с основанием (рис. 2, г) под его подошвой возникает давление рр и часть нагрузки N переда- ется на грунт межсвайного пространства, разгружая основание на уровне нижних концов свай. При этом, в первую очередь, уменьшаются напряжения под остриями свай Рн. За счет обжатия грунта в основании ростверка и возникновения горизонтальных распорных напряжений возрастают силы трения вдоль боковых поверхностей свай, а неравномерность вертикальных напряжений в уровне их нижних концов уменьшается. Таким образом, эффек- тивность взаимодействия ростверка с основанием связана не только с уменьшением доли нагрузки, приходящейся на сваи, но и в снижении неравномерности давлений на грунт в уровне их нижних концов. Нагрузка на основание распределяется более равномерно. Часть напряжений затухает в пределах межсвайного пространства, не достигая уровня нижних концов свай, и осадка такого фундамента гораздо ниже, чем группы свай с высоким ро- стверком. При расчете осадки свайного фундамента деформации бетон- ных конструкций обычно не учитываются, а за расчетное сече- ние принимается плоскость на уровне нижних концов свай. Определяются дополнительные напряжения от внешней нагруз- ки на эту плоскость и с учетом деформационных свойств грун- тов, расположенных ниже расчетного сечения, определяется осадка фундамента. При взаимодействии ростверка с грунтом часть нагрузки рассеивается в пределах межсвайного простран- ства, не оказывая влияния на напряженное состояние основания на уровне нижних концов свай. Величину рассеянной нагрузки можно определить, зная деформационные свойства грунта меж- свайного пространства и характер затухания напряжений под по- дошвой ростверка. Результаты экспериментальных исследований показывают, что в верхней части основания группы свай с высоким ростверком верти- кальные напряжения практически отсутствуют. Силы трения вдоль боковых поверхностей свай незначительны в пределах 1–2 м от их оголовков, а при забивке свай, в верхней части основания часто об- разуется зазор между ее стволом и грунтом, а силы трения отсут- 355 ствуют вообще. С глубиной вертикальные напряжения в межсвай- ном пространстве от сил трения вдоль боковых поверхностей воз- растают и в однородных грунтах достигают максимального значе- ния на уровне нижних концов свай. При включении ростверка в работу максимальные вертикальные напряжения возникают под его подошвой и уменьшаются с глубиной как под фундаментом на естественном основании. Для оценки возможности применения теории линейно- деформируемых тел при определении напряжений в грунте меж- свайного пространства под подошвой ростверка выполнено сравне- ние теоретических и опытных данных. На рисунке 3 представлены эпюры распределения напряжений в основании ростверков для фундаментов с разным количеством и шагом свай, построенные по экспериментальным [8] и расчетным данным по теории линейно- деформированных тел. На рис. 3 слева даны эпюры распределения вертикальных напряжений в межсвайном пространстве для групп свай с высо- кими ростверками, справа — для групп свай с низкими роствер- ками. Эпюры в основании низких ростверков имеют седлообраз- ную форму, поскольку напряжения от давления ростверка на грунт с глубиной затухают, а от сил трения вдоль боковых по- верхностей свай возрастают. Для сравнения экспериментальных и теоретических данных построены эпюры дополнительных вер- тикальных напряжений от взаимодействия ростверка с основани- ем по разнице седлообразной эпюры суммарных напряжений в правой части схемы и эпюры для группы свай с высоким рост- верком в левой ее части. Сравнение теоретических и опытных значений показывает их совпадение, даже при давлениях под ростверками свыше 0,6 МПа. Погрешность составила не более 5 %. Для расчета же фундамента на естественном основании схожих размеров по теории линейно-деформируемых тел, давление под подошвой не должно превышать расчетное сопротивление грунта R = 0,24 МПа при за- глублении d = 1 м. Таким образом, значения напряжений в меж- свайном пространстве от взаимодействия ростверка с основанием с высокой точностью можно определить по теории линейно- деформируемых тел. 356 Рис. 3. Экспериментальные и теоретические эпюры распределения напряжений в основании ростверка В зависимости от геометрических параметров свайного фунда- мента и напряжений под подошвой ростверка глубина сжимаемой толщи Нс может быть меньше или больше длины свай L. В случае Нс < L (рис. 4) давление под подошвой ростверка рассеивается в межсвайном пространстве и не оказывают влияние на напряжен- ное состояние грунта на уровне нижних концов свай. Если Нс > L (рис. 5) давление под подошвой ростверка рассеивается не полно- стью в пределах длины свай и на уровне их нижних концов возни- кают дополнительные напряжения вызывающие увеличение осадки свай. Эти выводы подтверждаются результатами эксперименталь- ных исследований. Из графиков на рис. 4 видим, что напряжения 357 в основании группы свай с низким ростверком выше, чем у группы с высоким, в случаях, когда Нс < L. Аналогичные результаты были получены при исследовании деформации грунта межсвайного про- странства моделей в лотке с прозрачной стенкой [2]. Если глубина сжимаемой толщи Нс превышает длину свай L при расчете осадки группы свай необходимо учитывать дополнительные напряжения на уровне их нижних концов. Расчет осадки свайного фундамента с несущим ростверком представляет собой решение задачи с двумя неизвестными. Во- первых, неизвестна осадка фундамента. Во-вторых, неизвестна доля нагрузки, передаваемая на основание ростверком. Данная задача может быть решена методом последовательных приближений исхо- дя из условия равенства осадок группы свай и ростверка либо гра- фическим способом. Задаваясь значениями осадки с определенным шагом строятся графики зависимости осадки ростверка и группы свай от нагрузки: sr = f(Pr) и sp = f(Pp). Суммируя эти графики можно получить зависимость осадки свайного фундамента с несущим ро- стверком от нагрузки sp r= f(Ppr) (рис. 6). Рис. 4. Схема распределения вертикальных напряжений под подошвой ростверка при Н с< L Рис. 5. Схема распределения вертикальных напряжений под подошвой ростверка при Н с> L 358 Рис. 6. Графический способ определения осадки свайного фундамента с несущим ростверком График зависимости sr = f(Pr) для ростверка строится как для фун- дамента на естественном основании. Поскольку не вся площадь по- дошвы ростверка опирается на грунт, а часть ее передает нагрузку на сваи, при построении зависимости sr = f(Pr) необходимо использовать приведенную площадь подошвы ростверка rrA . Приведенная площадь равна разнице фактической площади ростверка и сумме площадей по- перечных сечений свай, входящих в состав фундамента. cir r r nAAA , (2) где Ar — площадь подошвы ростверка, м 2; ciА — площадь поперечного сечения сваи, м 2; n — количество свай в фундаменте. Поскольку глубина сжимаемой толщи зависит от соотношения длины и ширины l/b фундамента, значения l/b у приведенного и фактического ростверка должно быть одинаковым. График зависимости sp = f(Pp) для группы свай строится с учетом дополнительных вертикальных напряжений от взаимодействия ро- стверка с основанием на уровне нижних концов свай. При расчете осадки группы буронабивных свай можно использовать график за- висимости осадки от нагрузки одиночной сваи, полученный по результатам статических испытаний. В этом случае осадка фунда- мента определяется с учетом коэффициента группового эффекта, характеризующего увеличение осадки группы свай при их взаимо- 359 действии по отношению к одиночной свае. Просуммировав долю нагрузки, воспринимаемую раздельно ростверком и сваями, можно построить график зависимости осадки свайного фундамента с не- сущим ростверком от нагрузки spr = f(Ppr) (см. рис. 6). По данной зависимости можно определить осадку spr и соответствующие зна- чения доли нагрузки, воспринимаемой раздельно ростверком Pr и сваями Pp в любой момент нагружения фундамента. Условия работы грунта в основании ростверка и фундамента на естественном основании отличаются тем, что группа свай, пред- ставляющая собой вертикальное армирование основания под рост- верком, препятствует выпору грунта из-под его подошвы. Этот фак- тор вызывает значительное увеличение несущей способности грун- та в основании ростверка в сравнении с фундаментом на естествен- ном основании. Эффективность армирования будет возрастать с уменьшением шага свай. В настоящее время не существует мето- дики расчета, позволяющей точно определить предельное сопро- тивление грунта, расположенного между армирующими элемента- ми. Результаты диссертационных исследований, выполненных С.Н. Банниковым, показали, что в случае вертикального армирова- ния грунта его несущая способность возрастает в 2 и более раза. Несущая способность группы свай определяется суммой пре- дельных сопротивлений грунта вдоль их боковых поверхностей и под их нижними концами. Срыв сил трения вдоль боковых по- верхностей свай, как правило, происходит раньше, чем глубинный выпор грунта из-под нижних концов. При взаимодействии роствер- ка с основанием изменяются условия работы грунта вдоль боковых поверхностей и под нижними концами свай. В межсвайном про- странстве возникают горизонтальные напряжения, создающие до- полнительный распор, и соответственно, способствующие увеличе- нию сил трения вдоль боковых поверхностей свай, а вертикальные напряжения в уровне их нижних концов создают дополнительную пригрузку, препятствующую выпору грунта. Напряжения, возника- ющие в основании ростверка, способствуют увеличению несущей способности свай. Однако, в верхней части межсвайного простран- ства осадка грунта, расположенного под подошвой ростверка, будет незначительно отличаться от осадки свай. Поскольку, для реализа- ции сил трения вдоль боковых поверхностей свай разница этих осадок должна достигнуть некоторого значения сдвиговой осадки Sсд, в верх- 360 ней части основания боковая поверхность свай включается в работу лишь частично. Значение Sсд зависит от вида грунта [7], а для песча- ных грунтов Sсд не превышает 5 мм. Снижение сопротивления боко- вых поверхностей свай, в результате влияния ростверка, в песчаных будет незначительным и при расчете несущей способности этот фак- тор можно не учитывать. В глинистых грунтах сдвиговая осадка до- стигает 25мм и влияние ростверка на сопротивление боковых поверх- ностей свай распространяется на гораздо большую глубину, чем в пес- ках. При расчете несущей способности свай в глинистых грунтах со- противление их боковых поверхностей рекомендуется не учитывать до глубины равной В/2 от подошвы ростверка (В —ширина подошвы ро- стверка). Значение глубины равное В/2 принято по результатам анали- за эпюр затухания напряжений в основании ростверка, построенных по экспериментальным данным. Таким образом, взаимное влияние свай и ростверка способствует увеличению несущей способности этих элементов фундамента по сравнению со значениями, полученными при их раздельном нагруже- нии. Результаты модельных и натурных испытаний свайных фунда- ментов показывают, что несущая способность группы свай с низким ростверком часто оказывается больше суммарной несущей способ- ности свай и ростверка при их раздельных испытаниях в тех же грунтовых условиях. При включении ростверка в работу графики зависимости осадки от нагрузки s = f(P) имеют более пологий харак- тер. Экспериментально сложно установить предельное сопротивление грунта в основании такого фундамента, поскольку при ступенчатом загружении, с увеличением осадки возрастает сопротивление роствер- ка и горизонтальный распор грунта вдоль боковых поверхностей свай. Деформации стабилизируются даже при их значениях, существенно превышающих предельно допустимые осадки. Предельное давление в основании ростверка армированного сва- ями с выпором грунта из-под его подошвы может быть достигнуто только при осадке, значительно превышающей ее предельно допу- стимое значение. При таком условии решение данной задачи не имеет практического значения, поэтому при оценке предельной нагрузки на свайный фундамент учитывается не несущая способ- ность грунта в основании ростверка, а прогнозируемое значение доли работы ростверка при расчетной осадке. Поскольку значение нагрузки, передаваемой ростверком на основание, зависит от осадки 361 фундамента, задача по определению предельного сопротивления грунта и его деформаций решается совместно, используя рассмот- ренный выше графический метод. Литература 1. Сернов, В.А. Совместная работа свай с ростверком в песчаных грунтах / В.А. Сернов // Сб. науч. тр./ ПГАСА. – Днепропетровск, 2003. – Вып. 22, ч.1. : Строительство, материаловедение, машино- строение. – С. 252–256. 2. Сернов, В.А. Исследование напряженно-деформированного состояния грунта в межсвайном пространстве / В.А. Сернов // Гео- техника Беларуси : наука и практика : сб. статей междунар. науч.- технич. конф., Минск, 20-22 мая 2008 г. / БНТУ; редкол. : М.И. Никитенко [и др.]. – Минск, 2008. – 239–246 c. 3. Сернов, В.А. Эффективные конструкции свайных фундамен- тов с несущими ростверками / В.А. Сернов // Перспективы развития новых технологий в строительстве и подготовке инженерных кад- ров Республики Беларусь: сб. науч. трудов XVI Междунар. науч.- методич. семинара, Брест 28-30 июня 2009 г. : в 2 ч. / БрГТУ; ред- кол. : А.А. Борисевич [и др.]. – Брест, 2009. – Ч. II. – С. 174–178. 4. Sernov, V.A. The increase of bearing capacity of pile foundations taking into account soil-raft interaction / V.A. Sernov // Modern Build- ing Materials, Structures and Techniques: The 10th International Confer- ence. – Lithuania, 2010. – S. 1153–1160. 5. Далматов, Б.И. Проектирование свайных фундаментов в усло- виях слабых грунтов / Б.И. Далматов, Ф.К. Лапшин, Ю.В. Росси- хин. – Л. : Стройиздат, 1975. – 240 с. 6. Цымбал, С.И. Экспериментальное исследование напряженного состояния в основании модели висячей сваи / С.И. Цымбал // Рес- публ. межвед. науч.-техн. сб. – Киев : Будiвельник, 1973. – Вып. 6 : Основания и фундаменты. – С. 134–141. 7. Лапшин, Ф.К. Расчет свай по предельным состояниям / Ф.К. Лапшин. – Саратов : Изд-во Сарат. ун-та, 1979. – 152 с. 8. Козачок, Л.Д. Исследование распределения вертикальных напряжений в основании кустов висячих свай с низким ростверком: дис. … канд. техн. наук : 05.23.02 / Л.Д. Козачок. – Л., 1979. – 174 л. 362 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.131.37:624.131.43 МЕХАНИКАГРУНТОВ КАК ТЕОРЕТИЧЕСКАЯ ОСНОВА СОВРЕМЕННОЙ ГЕОТЕХНИКИ Соболевский Д. Ю. Белорусский национальный технический университет, г. Минск, Республика Беларусь Доклад посвящен проблеме дилатансии в механике грунтов. До- казывается, что классическая механика грунтов в части определе- ния прочности сохраняет свою справедливость только при условиях так называемой свободной дилатансии, или в тех случаях, когда де- формации объема в процессе формоизменения не стеснены. Авто- ром дана общая трактовка теорий прочности, в которой прочност- ные и деформационные характеристики гранулированной среды количественно взаимосвязаны. Report is dedicated to problem of Dilatancy in soil mechanics. It is proven that classical soil mechanics in part of strength evaluation is valid only in case of so called free dilatancy or in condition when volume de- formation while distortion are not restricted. Author presents general version of strength theory when strength and deformation parameters of granular media are strictly correlated. Дилатансия есть фундаментальное свойство зернистой среды, требующее специального учета и описания. О. Рейнольдс 363 В 1994 и 1995 гг. автором были опубликованы монографии «Прочность и несущая способность дилатирующего грунта» [1, 3] и «Strength of Dilating Soils and Load-Holding Capacity of Deep Foundations» [2]. В монографиях делался вывод о том, что классическая механика грунтов в части определения прочности оснований сохраняет свою справедливость только при условиях так называемой свободной ди- латансии, или в тех случаях, когда деформации объема в процессе формоизменения не стеснены. Ограничение объемных деформаций существенно влияет, а скорее определяет прочность, демонстрируемую гранулирован- ным материалом, и является существенным фактором прочности для грунтов, имеющих значительные включения фрикционной фракции. В качестве иллюстрации используем простой пример О.Рейнольдса с мешками, наполненными одним и тем же песком, из которых один был изготовлен из жесткой резины, а второй из по- датливого каучука. Разумеется, сопротивление сжатию, равно как и деформирование обоих мешков будет разным. К чему же отнести прочность: к сопротивлению песка или жест- кости резины? К чему отнести прочность в основании глубокой опоры: к сопротивлению сдвигу в зоне внутреннего выпора или к деформационным характеристикам массива грунта, окружающего зону разрушения? Что собой являет прочность: поведение грунта в заданных условиях деформирования или производную от раз и навсегда измеренных прочностных параметров? Вопрос: как и в каких условиях измеренных. Как ни странно, но этот простые и очевидные вопросы, возника- ющие каждый раз при попытке расчета несущей способности сваи, анкера или траншейного фундамента, оценке устойчивости подпор- ных сооружений, остаются без ответа более 100 лет. Смеем утвер- ждать большее: эти вопросы замалчиваются или игнорируются. Между механикой грунтов, одной из главных задач которой является описание прочности на основе математических 364 и физических моделей, и практической геотехникой возник и нарастает разрыв: case histories или know-how явно превали- руют над теорией. Весьма странно, что этот разрыв не стано- вится предметом ожесточенных дискуссий. Тем более, что мы имеем дело с прикладной наукой, синтезирующей многие смежные отрасли знания. Наукой, призванной обслуживать практическую инженерную деятельность. Настоящий доклад есть еще одно приглашение научной и инженерной общественности к широкой дискуссии по фундамен- тальной проблеме дилатансии в механике грунтов как к ключу к устранению многих противоречий и несуразностей в описании прочности грунтов. 1. Простое решение сложной проблемы? Разрушение или мобилизация сдвиговой прочности могут про- исходить по двум основным схемам: - когда деформации объема не ограничены и - когда изменение объема грунта при сдвиге включает сопротив- ление со стороны массива грунта или другого материала, окружа- ющего зону разрушения. Для иллюстрации возьмем выпор грунта из-под основания фундамента мелкого заложения и контактный сдвиг по боковой поверхности армирующего грунт плоского элемента (рис. 1, 2). Предполагаем, что грунт плотный, имеющий крупную зерни- стую структуру, а армирующий элемент абсолютно жесткий. 1.1. Состояние свободной дилатансии Моделью, иллюстрирующей напряженно-деформированное состояние в момент начала выпора, может служить полоса на по- верхности грунта, нагруженная некоторым весом, равным сред- нему нормальному давлению на поверхности скольжения σno (рис. 1, б). 365 Рис. 1. Состояние свободной дилатансии: а – выпор из-под основания фундамента мелкого заложения; б – участок линии скольжения и действующие напряжения; 1 – крайняя линия скольжения; 2 – область выпора; 3 – массив грунта Рис. 2. Состояние стеснённой дилатансии: а – сдвиг полосы, армирующей грунт; б – участок полосы сдвигов; 1 –полоса, армирующая грунт; 2 – зона дилатансии; 3 – массив грунта В процессе сдвига, в контактном слое грунта, происходит пере- упаковка зерен с уменьшением плотности их сложения – объемная деформация (дилатансия). Однако эта деформация не приводит к изменению нормального давления в полосе скольжения σn= σno = const. (1) 366 Данный простой пример отражает состояние так называемой свободной дилатансии, описываемой в классической механике грунтов законом Кулона или уравнением Ренкина: τu ≤ σnotgφ (2) (σo1 – σo3) / (σo1 + σo3) ≤ sinφ (3) где τu– предельное сопротивление сдвигу; σno– начальное нормаль- ное напряжение; φ – угол внутреннего (контактного) трения грун- та; σo1 и σo3 – главные нормальные напряжения. 1.2. Состояние дилатансии ограниченной или стесненной Рассмотрим особенности сдвига в грунте того же гранулометри- ческого состава, плотности и влажности по контакту с внедренным в массив телом, например корнем анкера (рис. 3). Допустим, что в начальном состоянии на поверхность этого тела воздействует то же нормальное давление, что и в случае поверхностного выпора (рис. 1, а) и зададим вопрос, опишет ли уравнение (2) предельное сопротивление сдвигу, а, следовательно, и несущую способность анкера с определенной площадью контактной поверхности. Очевидно – нет. Для расчета несущей способности будут ис- пользованы данные полевых испытаний, накопленная статистика, инженерное чутье, но никогда закон сухого трения, заимствован- ный для грунтов. При этом будет подразумеваться, что разница между расчетным значением (по Кулону) и фактическим может со- ставить и 10 и 15 раз! Рассмотрим причину такого вопиющего несо- ответствия с помощью модели, представленной на рис. 3, а, б. Начальное давление на поверхность сдвига внутри массива грун- та равнялось той же величине σno. Однако при воздействии сдвига- ющей нагрузки зерна грунта в полосе скольжения ведут себя иначе. При достижении предельного сопротивления сдвигу τu происходит то же разуплотнение зерен с их переупаковкой и проворачиванием. Наблюдается объемная деформация дилатансии, которая встречает отпор окружающего массива грунта, в котором изменения сложения зерен нет. 367 Рис. 3. Модель сдвига по контакту корня анкера в массиве грунта: а – начальное состояние; б – состояние предельной мобилизации контактного трения; 1 – корень анкера; 2 – зона дилатансии; 3– массив грунта; 4– граница зоны распределения упругих деформаций Соответственно, именно эта реакция определит нормальное дав- ление при сдвиге и величину мобилизуемой прочности, т.е. σn ≠ σno . (4) На рис. 3, б это реакция массива на дилатансию, отображено в виде упругой пружины. Если вернуться к наглядной модели Рейнольдса, то прочность грунта определит жесткость мешка, в который он помещен. Меш- ком является массив, в котором не происходит переупаковки зерен или пластической деформации с дилатансией. Уравнения (2) и (3) в таком случае получат вид: τu ≤ σno + tgφ' (5) (σo1 – σo3) / (σo1 + σo3 +2σd) ≤ sinφ', (6) 368 где σd– приращение нормального давления от дилатантного распо- ра; φ' – мобилизованный угол внутреннего (контактного) трения. Очевидно, что нормальное давление должно зависеть от дефор- мируемости массива грунта, а значение угла внутреннего трения следует уточнить с учетом условий разрушения. Могут ли быть модели свободной и ограниченной (стесненной) дилатансии количественно описаны? 2. Основные допущения и закономерности 2.1. Разделение деформаций на пластические и упругие Эффективные теории, как правило, строятся на простых и понятных моделях. Механика Ньютона не допускает в математических формулах физических законов большого числа переменных параметров. Ин- женер, как пользователь теории нуждается в определенности. Быв- шие популярными в 20 веке громоздкие упруго-пластические тео- рии не имели успеха прикладного именно по этим причинам. Итак, в предлагаемой нами модели предполагается, что разру- шение с пластическим деформированием грунта всегда локализова- но в некоторой ограниченной области (зоне), за пределами которой деформации являются упругими. Подтверждением справедливости этого положения могут стать многочисленные исследования, показывающие, что пластические дилатантные деформации, как правило, ограничиваются тонким слоем по контакту сдвига в 10–15 средних диаметров зерен, либо приурочены к размеру и форме вдавливаемого тела при внутреннем выпоре (например, под нижним концом сваи). Пластическая деформация несвязного грунта может быть связана только с возникновением скольжений в точках контакта зерен или их скалывания. Оба этих явления носят необратимый характер и приводят к изменению исходного сложения зерен. Обратимые же деформации, обусловлены только деформированием в точках кон- тактов и не связаны с изменением исходной упаковки зерен. По- добное деформирование означает сжатие собственно материала зе- рен и по своей природе является упругим. 369 Понятно, что упругое деформирование такого рода возможно лишь при очень небольших перемещениях. Так и есть. Для песков дилатантное перемещение, в т.ч. фиксируемое при сдвиговых ис- пытаниях, редко превышает доли миллиметра, т.е. величин, редко учитываемых в геотехнической практике. Затруднение вызывает определение значений модуля упруго- сти грунта Е, что обусловлено недостаточной разработанностью методов измерения и отсутствием прикладного интереса к этой характеристике. Представляется, что предпочтительнее использовать геофизиче- ские измерения модуля упругости через прохождение продольных волн. В первом приближении возможно применение штамповых и компрессионных испытаний с многократной повторностью нагру- зок и разгрузок (секущий модуль). Эта величина составляет порядка восьми значений модуля де- формации: Е = 8Ео , (7) где Ео – модуль общей деформации песка. Описания упругой реакции массива на дилатансию зоны разру- шения нами возможно посредством коэффициента упругого отпора (равномерного сжатия) K = Δσd / Δδd, (8) отражающим пропорциональность между приращениями дила- тантного напряжения Δσd и соответствующим перемещением Δδd. Эти величины связаны с модулем упругости массива соотноше- ниями: Ляме , для осесимметричной задачи (сдвига цилиндрического тела) Е = (1 + υ)rK, (9) и Шлейхера, для плоской задачи (сдвига по полосе) 370 Е = (1 – υ2)ωbK , (10) где Е – модуль упругости массива грунта; υ – коэффициент Пуассо- на; r – радиус поверхности сдвига; K – коэффициент упругого отпо- ра грунта; ω – коэффициент формы сдвигаемой поверхности; b – ширина поверхности сдвига. 2.2.Модель контактного сдвига во взаимосвязи с упругим деформированием массива Вернемся к модели сдвига в условиях ограниченной дилатан- сии (рис. 3). Упругую реакцию массива грунта сверху от полосы скольжения можно отобразить размещением пружины некоторой жесткости S = ΔP/Δδd , (11) где: ΔP – приращение давления от сжатия при дилатантном пере- мещении Δδd. При сдвиге поверхности площадью А: ΔP = Δσd/A, (12) а с учетом (8) (13) Приведенные выше простые математические построения показывают возможность моделирования условий ограничения дилатансии в приборах при приложении нагрузки через упру- гую пружинную связь (динамометр). Таким образом, величина мобилизованной сдвиговой прочности является функцией жесткости массива грунта, модуля упругости и угла внутреннего трения τu= f(K,E,φ') (14) 371 2.2. Условия дилатансии в зависимости от геометрии зоны разрушения Исходя из модели на рис. 3, дилатансия есть перемещение условной границы между пластическими и упругими деформация- ми, диктуемое жесткостью массива грунта. Характеристика жестко- сти есть производная от модуля упругости массива и площади кон- такта. При малой площади жесткость больше. Соответственно и большее приращение нормального давления. Иными словами, одна и та же объемная деформация грунта одинакового гранулометрического состава, имеющего одинако- вое значение модуля упругости, вызовет разное приращение нормального давления в основании сваи диаметром 100 мм и 1000 мм. Удельное сопротивление сдвигу и/или сопротивле- ние внутреннему выпору у сваи меньшего диаметра окажется больше. На модели (рис. 4) это можно наглядно иллюстрировать длиной пружины, моделирующей реакцию массива грунта. В случае сваи большего диаметра длина пружины больше. Соответственно, при- ращение нормального давления меньше. Наши исследования выявили, что дилатантная составляющая со- противления сдвигу достаточно хорошо описывается уравнением τd=a√ , (15) где a – коэффициент крупности зерен грунта. Для сдвига плоскости и цилиндрического тела τd = a√ (16) и τd = a√ . (17) 372 Рис. 4. Сдвиг сваи малого и большого диаметра: а – свая малого диаметра; б – свая большого диаметра; 1 – микросвая; 2– зона дилатансии; 3– массив грунта; 4 – опора большого диаметра; 5 – пружины, моделирующие упругие свойства грунта; 6– граница зоны распределения упругих деформаций 2.3. Параметр прочности как функция условий дилатансии Нами выявлено, что угол внутреннего или контактного трения φ' есть функция условий реализации дилатансии. Угол внутреннего трения можно выразить как сумму углов ми- нерального трения φμ и трения зацепления (межгранулярного тре- ния) φg φ' = φμ+ φg . (18) Минеральное трение есть относительная константа, отвечающая минеральному составу. Для кварцевых песков угол минерального трения составляет порядка 28 град. Реализуемый угол межгранулярного трения φg зависит от условий дилатансии в зоне разрушения и диктуется жесткостью массива грунта. Чем более дилатансия стеснена, тем больше ме- ханизм сдвига приближается к механизму минерального трения и тем меньше влияние зацепления зерен. 373 Это явление достаточно хорошо описываются экспоненциальной функцией вида φ' = φμ+(φо φμ) , (19) где ( φо φμ) есть не что иное, как угол зацепления зёрен φg. Для осесимметричной задачи (сдвига цилиндрического тела) φ' = φμ+( φо φμ) , (20) Соответственно, для плоской φ' = φμ+( φо φμ) ( ) (21) Таким образом, параметр прочности есть функция не только природного сложения грунта, но также и геометрии зо- ны разрушения. 3. Графическое описание универсального закона прочности Приведенные выше аргументы не опровергают условия прочно- сти в редакции (1) или (2). Подразумевается лишь, что нормальное давление в зоне сдвига и величина реализуемого параметра прочности являются функция- ми упругой реакции массива грунта на дилатансию. Если такой ре- акции нет, то возникает частный случай, при котором нормальное давление в зоне сдвига постоянное, а угол внутреннего трения до- стигает максимальной величины. Универсальное описание сдвиговой прочности возможно с помощью группы графиков на рис. 5 , и, соответственно, уравне- ниями (22) и (23). 374 Рис. 5. Графики зависимостей «предельное сопротивление сдвигу τu – начальное нормальное давление σno», «дилатантная составляющая прочности τdи угол внут- реннего (контактного) трения φ'– коэффициент упругого отпора отпора K» τu≤ a√ σnotg[φμ+( φо φμ) ]. (22) τu≤ a√ σnotg[φμ+( φо φμ) ( ) . (23) 4. Дилатансия – связующее звено между прочностными и деформационными параметрами При ограничении дилатансии наблюдается два параллельных яв- ления. Прирост нормальных напряжений оказывается настолько больше, а реализуемое значение угла внутреннего трения настолько меньше, насколько сильнее ограничение свободы 375 деформирования объема в процессе формоизменения. При этом предельное сопротивление сдвигу (внутреннему выпору) опре- деляется уровнем нормальных напряжений, мобилизованных в момент максимальной дилатансии. Свободная дилатансия является частным случаем условий разрушения. Один и тот же грунт при разных условиях прояв- ляет разную прочность. Дилатансия есть мост между прочно- стью грунта и условиями его деформирования. Как показано выше, существует корреляционная связь между значениями параметров прочности и модулем упругости грунта. Прочность грунта является функцией условий разрушения, кото- рые определяются двумя фундаментальными свойствами: внутрен- ним трением и дилатансией. Заданное значение параметра прочно- сти отсутствует. Угол внутреннего трения может изменяться от максимального значения при свободной дилатансии φо до мини- мального, близкого к величине минерального трения φg при полном ее ограничении. Теория прочности Кулона-Мора в ее традиционном прочте- нии, равно как и стандартные методы испытаний грунтов, справедливы лишь в частном случае полностью свободной ди- латансии. Этот факт и объясняет причину неудач при попытках ее использования для задач современной геотехники. Технология возведения фундаментов является фактором, определяющим условия мобилизации прочности основания, ко- торые могут соответствовать схемам как свободной и стесненной дилатансии. Фактор стесненной дилатансии является главным резервом по- вышения несущей способности и эффективности фундаментов глу- бокого заложения. Понимание этого открывает путь к совершен- ствованию технологий, обеспечивающих активное и целена- правленное воздействие на грунт основания. Подобные технологии называют интенсивными. 376 Включение дилатансии, как фундаментального свойства и важнейшего фактора прочности, в современную механику грунтов откроет большие перспективы для развития этой науки как теоретической основы практической деятельности. Устраняются многие противоречия. Создается метод оценки поведения системы «конструкция-грунт» как композитного ма- териала. Автор убежден, что задача учета дилатансии при оценке прочно- сти далеко выходит за рамки механики грунтов. Аналогичные явле- ния и процессы свойственны веществам разного фазового состоя- ния, а, соответственно, и поведению материалов в них. Литература 1. Соболевский, Д.Ю. Прочность и несущая способность дилати- рующего грунта / Д.Ю. Соболевский. – Минск : Навука i тэхнiка, 1994. – 232 с. 2. Sobolevsky, D.Yu. Strength of Dilating Soil and Load-Holding Capacity of Deep Foundations / D.Yu.Sobolevsky. – Rotterdam : A.A. Balkemapubl., 1995. – 243 p. 3. Режим доступа : http://www.twirpx.com/files/pgs/basement/soils/. 377 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.131 ПЕСКИ IN SITU: ПОРИСТОСТЬ Сысоев Ю.А. ООО «Оренбург Прожект Менеджмент», г. Москва, Россия Рассматриваются теоретические и практические аспекты оценки коэффициента пористости песков in situ. Discusses the theoretical and practical aspects of the coefficient of porosity sands estimation in situ. Наиболее точными и надежными методами оценки пористости песка в естественном залегании остаются методы, применяемые при работе в естественных или искусственных обнажениях и открытых горных выработках. Отбор качественных проб песка ненарушенной структуры из буровых скважин – весьма трудоемкое мероприятие, тем не менее, тщательная подготовка и проведение отбора пробы песка с глубины при отношении к процессу как к серьезной полевой операции, видимо, позволяет добиться приемлемого качества ре- зультата для слоев, залегающих выше уровня грунтовых вод. Из насыщенных песков, без специализированных методик отбора, применение которых в подавляющем большинстве случаев не рен- табельно, отобрать образец ненарушенной структуры практически невозможно. Мнение авторитетных исследователей на протяжении многих десятилетий остается неизменным на этот счет. В литературе время от времени предлагаются различные спосо- бы определения коэффициента пористости песков, не предполага- ющие обязательного условия наличия в распоряжении инженера 378 образца ненарушенной структуры. Некоторые из них весьма экзо- тичны. Другие основаны на эмпирических данных, не всегда учи- тывающих все факторы влияния и ограниченных условиями прове- дения опыта. Именно поэтому при разработке новых способов оценки пористости песков in situ, потенциал следует искать в известных зависимостях. Вот они: minmaxmax eeeeId , (1) minmax minmax ddd ddd d ppp ppp I . (2) В формуле (2) параметр, представляющий собой пару значений (pd max; pd min), можно назвать предельной плотностью скелета грунта. Теоретически имеется бесконечное множество значений параметра предельной плотности, соответствующих той или иной влажности и методу укладки грунта в условиях необходимой работы, затрачи- ваемой на его предельное уплотнение или необходимых усилий, если речь идет о получение наиболее рыхлой структуры. Принимая величину такой работы (усилий) максимальной, с практических по- зиций наибольший интерес представляют сами методы укладки, в первую очередь, условия, при которых реализуются эти методы [4]: укладка грунта может быть выполнена при его влажном состоя- нии (MW), в сухом состоянии при гигроскопической влажности (D) и в условиях водной седиментации (S). Сравнение значений предельных плотностей одного и того же песка, уложенного максимально плотно и максимально рыхло раз- личными методами, показывает [4, 8]: максимальные и мини- мальные коэффициенты пористости, входящие в формулу опреде- ления степени плотности Id, следует оценивать через соответству- ющие значения плотности скелета, полученные на увлажненных образцах. Несмотря на это, в подавляющем большинстве случаев предельную плотность песков определяют при их гигроскопической влажности. При таком положении дел становится ясно, почему в результате получаются не совсем те значения Id, какие имел в виду К. Терцаги, впервые предложивший классифицировать пес- 379 ки, используя этот показатель, убежденный в том, что механические свойства несвязных грунтов почти целиком зависят от него [5]. Структура песка, как и любого другого грунта, суть система морфологических, геометрических и энергетических признаков. Степень плотности Id относится к показателям, характеризующим энергию структуры. Без установления потенциала энергии структу- ры невозможно представить изыскания на строительной площадке. Исследования изменения энергии структуры в направлении ее минимальных значений (в направлении pd max) – задача сложная, но контролируемая, в отличие от исследований в направлении максимальных значений энергии (в направлении pd min), потенциал которой уже частично реализован под воздействием природных факторов. До настоящего времени отсутствуют унифицированные методы определения параметра pd min, при том, что наиболее рыхлый песок может быть получен только методом влажной отсыпки. Создание очень рыхлых структур влажного песка происходит благодаря возникновению капиллярного эффекта между частицами. Явление, представляющее собой увеличение объема влажного песка по от- ношению к объему сухого песка, Г.П. Чеботарев называл явлением разбухания. Г.П. Чеботарев считал, что в лабораторных условиях при создании наиболее рыхлой структуры песок должен быть со- вершенно сухим. В противном случае необоснованно возрастает значение emax, а это, в свою очередь, в недопустимой степени уве- личивает значение относительной плотности [9]. Главным аргу- ментом в этом вопросе Г.П. Чеботарев называл невозможность разбухания песка в природных условиях, поскольку пески в естественном состоянии откладываются или из текущей воды, когда они полностью насыщены, или под действием ветра, когда они абсолютно сухие. Принимая во внимание мнение Г.П. Чеботарева, все же пред- ставляется, что среда образования природной структуры песка не имеет отношения к оценке его предельных состояний. Условия укладки песка в сухом состоянии или водной седиментациеи важны при физическом моделировании структуры образца, когда генезис и плотность отложений известны. Но при создании рыхлой струк- туры этими методами укладки нельзя утверждать, что потенциаль- ная энергия уплотнения таких структур будет максимальной. 380 Образовываясь из флюидов или газа, осадок в процессе своего преобразования, начиная с установления контактов соударения между частицами, проходит различные стадии в направлении к своему устойчивому равновесному состоянию. Этот процесс со- провождается созданием организованных локально равновесных структур с минимумом энтропии внутри системы. Теорема о ми- нимуме производства энтропии, впервые сформулированная И. Пригожиным, выполняется только в окрестностях состояния равновесия – области линейных неравновесных явлений, для кото- рой скорости необратимых процессов являются линейными функ- циями вызывающих их сил. На границе этой области и следует определять предельные максимальные энергетические признаки структуры грунта. За ее пределами, в системах далеких от равно- весия, динамическое поведение "может быть совершенно иным, более того, даже прямо противоположным тому, которое предска- зывает теорема о минимуме производства энтропии" [1]. То есть, за пределами области линейных неравновесных явлений грунта как системы морфологических, геометрических и энергетических признаков не существует. В связи с этим представляется, что подобрать лабораторный ана- лог структуры грунта, обладающей максимальной энергией сложе- ния, используя различные методы укладки – задача практически неосуществимая, в то время как теоретический эквивалент такой структуры исследован М.Н. Гольдштейном. Он основан на имею- щемся сходстве между молекулярными и дисперсными системами: если для первых мерой свободной энергии и объема может служить температура, то для вторых такой мерой служит коэффициент по- ристости, в своем максимуме эквивалентный температуре кипения молекулярных тел [2]. Определяя предельные значения коэффициентов пористости, М.Н. Гольдштейн ссылается на исследования Х. Винтеркорна, пока- завшего практическую неизменность соотношений изменений объ- ема вещества абсолютно плотного состояния в зависимости от его критических температур. Рассматривая пористость песков в тер- модинамическом аспекте, М.Н. Гольдштейн приводит определения предельных состояний грунта, эквивалентных состояниям молеку- лярного вещества Винтеркорна, которые оно приобретает при тем- пературах, равных температурам абсолютного нуля, плавления 381 и кипения. Переходя от молекул вещества к частицам грунта и определяя коэффициенты пористости грунта, соответствующие таким предельным состояниям при различной укладке частиц, М.Н. Гольдштейн [2] приводит данные, которые, после ряда преоб- разований, можно представить как: 1142,1 minmax ee , (3) 1121,1' minee , (4) где emin – коэффициент пористости в абсолютно плотном сложении; emax – коэффициент пористости в абсолютно рыхлом сложении; e' – критический коэффициент пористости при нулевой нормальной нагрузке (σн = σ3 = 0). Критический коэффициент пористости песка при нулевой нор- мальной нагрузке (нулевых сжимающих напряжениях) соответству- ет, таким образом, песку, находящемуся в состоянии Id = 0,5. По- скольку критическая пористость увеличивается с уменьшением сжимающих напряжений, коэффициент пористости при степени плотности Id = 0,5 является максимально возможным критическим коэффициентом пористости песка. Максимальное значение крити- ческого коэффициента пористости e'max с дальнейшим его соотнесе- нием с минимальным предельным (остаточным) углом внутреннего трения песка (φ'min), следует принять за критерий разделения песков на две основные группы состояний – рыхлое и плотное. А значение плотности скелета, соответствующее максимальному критическому коэффициенту пористости – за третий предельный показатель плотности скелета песка, определяющий его устойчивость – и статическую, и динамическую. Далее, с учетом выражения (3), представим формулу (1) в виде: mineMIMe ede , (5) где Ме = 1,42 x (1 + e min) – 1, а коэффициент пористости emin рассчи- тывается как: W d W ds Mp Mpp e max max min , (6) 382 где pd maх (МW) – максимальная плотность скелета грунта, получен- ная методом его укладки во влажном состоянии. Рассмотрим этот параметр более подробно. В трехкомпонентной системе влажность – плотность скелета грунта – работа уплотнения величина pd maх (МW) представляет собой предел функции pd (М W) = f (А), где А – работа. При фиксированном значении А систему можно рассматривать как двухкомпонентную и график зависимости pd (М W) = f (W) приобретает эвтектическую форму с максимумом функции pd (МW) при определенном значении аргумента (влажности). Это значение влажности принято называть оптимальным (Wopt). Величина pd maх (МWopt) является пределом функции pd (М Wopt) = f (А), в связи с этим не существует возможности опреде- лить истинное значении pd maх (MWopt), поскольку, геометрически, любое значение pd (MWopt) всегда будет оставаться меньше горизон- тальной асимптоты pd (MWopt) = pd maх (MWopt) графика функции pd (MWopt) = f (А). Поэтому основным становится вопрос: что следует принимать за максимальную работу уплотнения, и, в более широ- ком смысле – какой методики следует придерживаться при опреде- лении pd maх (МW) для подстановки этого значения в формулу (6)? К. Терцаги [8] и вслед за ним Г.П. Чеботарев [9] в качестве мето- да определения emin называют метод Проктора: минимальный коэф- фициент пористости должен отвечать структуре песка, находящейся в самом плотном состоянии, «какое только может быть получено лабораторным путем» [8]. Это утверждение представим в виде: Wopt dA W d MpkMp maxmax , (7) где kA (kA > 1) – коэффициент работы, pd maх(MWopt) – плотность ске- лета грунта, определенная по стандартной методике Р. Проктора (для песков – по ГОСТ 22733). Нужно заметить, что определение значения коэффициента kA, ко- торое без всякого практического ущерба можно было бы принять при расчетах pd maх (МW) по формуле (7) – вопрос тщательных лабо- раторных исследований. На текущем этапе разработки этого вопро- са значение коэффициент kA было бы обоснованным принять рав- ным 1,035 – за счет перехода от стандартной методики испытаний к методике AASHO (в терминологии ГОСТ 22733 – модифициро- 383 ванной методике Проктора) и 1,5% предельной погрешности опре- деления максимальной плотности, допускаемой ГОСТ 22733 в параллельных опытах. Таким образом, оценив коэффициент пористости в абсолютно плотном сложении emin, остается найти последнюю неизвестную величину из формулы (5). Это степень плотности Id. Для решения большого круга практических задач целесообразно воспользоваться наиболее простой и надежной из имеющихся кор- реляционных зависимостей, рекомендованной рядом авторитетных отечественных и зарубежных исследователей [3, 4, 6]: 'log vcd qBAI , (8) где А = 98 и В = 66 – эмпирические коэффициенты; Id (%), qc (т/м 2) и σ'v (т/м 2) – соответственно, степень плотности, удельное сопро- тивление грунта под конусом зонда и эффективное вертикальное напряжение на глубине Z (м). Зависимость (8) получена Р. Ланцелоттой для нормально уплот- ненных песков на основании обработки более чем 140 эксперимен- тов, выполненных разными исследователями на песках различных видов, и впервые опубликована в работе М. Ямиолковского с соавторами в 1985 году [10]. В работе [10], при расчетах Id, необходимость оценки эффектив- ного вертикального напряжения σ'v отмечена особенным образом. Тем не менее, вклад этого параметра незначителен по сравнению с вкладом других составляющих зависимости. Кроме того, коррект- ная оценка величины σ'v представляет собой относительно сложную техническую задачу. Поэтому, при производстве инженерно- геологических изысканий, выполняемых на территории стран СНГ тысячами организаций, не обремененных дорогостоящим СРТ- оборудованием, множеством дополнительных датчиков и програм- мных продуктов, формулу P. Ланцелотты без какого-либо практи- ческого ущерба можно представить в виде: 5,0 1 log ni i iiRcd hRaqBAI , (9) 384 где обозначения Id, qc, А и В – те же, что в формуле (8); aR – коэф- фициент размерности, равный 1 т/м3; Ri – безразмерный параметр, зависящий от разновидности грунта i-го слоя и положения i-го слоя относительно уровня подземных вод; hi – мощность i-го слоя (м), n – количество расчетных слоев в интервале глубин 0 – Z м. Неизвестным в формуле (9) является параметр R. Для песков, плотность сложения которых определена тем или иным способом в качественном или полуколичественном выражении, параметр R (табл. 1) может быть получен при фиксированных средних значени- ях степени водонасыщения на основании общих результатов работы С.И. Синельщикова [7]. Эти результаты заложены в основу таблиц Б.18 ГОСТ 25100, В.2 TDS 609-2003, Б.1 СТБ 947-2007. Таблица 1 Значения R-параметра для песков Плотность сложения Пески гравелистые, крупные и средней крупности Пески мелкие и пылеватые ниже УГВ выше УГВ ниже УГВ выше УГВ Плотный 1,13 1,89 1,09 1,84 Средней плотности 1,02 1,75 0,99 1,71 Рыхлый 0,96 1,68 0,89 1,59 Для глинистых прослоев в толще песчаных отложений R − параметр грунтов, залегающих выше уровня подземных вод, определяется зависимостью: Ra p R . (10) Для полностью насыщенных глинистых разностей, залегающих ниже пьезометрического уровня и испытывающих гидродинамиче- ское давление нижележащих обводненных прослоев, значение R- параметра рассчитывается по формуле: 385 ea p R R s 1 1 , (11), где p и ps, – соответственно природная плотность и плотность ча- стиц глинистого грунта (т/м3); e – коэффициент пористости; aR – коэффициент размерности, равный 1 т/м3. Представленная выше методика оценки коэффициента пористо- сти песков in situ, несколько оптимизированная в части определения показателя emin, применена на объектах Роснефть, Шлюмберже- Восток, Эксон Нефтегаз Лимитед при изысканиях морских, лагун- но-морских и аллювиально-морских песков четвертичного возраста, слагающих периферийные части Северо-Сахалинской равнины. В рамках проекта «Сахалин-1» коэффициенты пористости пес- ков получены c применением методики в ходе инженерно- изыскательских работ для реконструкции буровой площадки «Чай- во». Цель реконструкции – бурение дополнительных эксплуатаци- онных скважин месторождения и строительство инфраструктурных сооружений. Уникальный объект реконструкции – рельсовые пути перемещения крупнейшей в мире буровой установки «Ястреб» с трубными стеллажами общим весом более 4,5 тыс. тонн – проек- тировался на сваях диаметром 762 мм с проектной глубиной погру- жения 20 м. Способ погружения свай - забивной. Площадь участка изысканий – 25 га. Разрез основания полностью сложен песками, в том числе насыщенными. В ходе практического применения методики, с глубины 2,0–6,5 м, из песков, залегающих выше уровня грунтовых вод, с особой тща- тельностью были отобраны 22 пробы ненарушенной структуры с целью дальнейшего сравнения коэффициентов пористости, полу- ченных расчетным и опытным путем. В качестве первичных ин- струментов отбора использовались одинарная колонковая труба и грунтонос вдавливающего типа. Опытная проба песка для оценки плотности и коэффициента пористости отбиралась методом режу- щего кольца после извлечения основной пробы. Следующие физи- ческие показатели характеризуют опытные образцы песка: ρs = = 2,62-2,66 г/см3; ρ = 1,49-1,94 г/см3; W = 2-14%. За критерии сравнения принимались значения допустимой отно- сительной погрешности параллельных определений физических 386 характеристик, приведенные в приложении 3 ГОСТ 5180. Макси- мальная допустимая разница результатов параллельных определе- ний коэффициента пористости, рассчитанная для каждой пробы, лежит в диапазоне абсолютных значений 0,05–0,09. По 5 точкам сравнения из 22 разница в коэффициентах пористости, полученная расчетным и опытным путем, превысила значения из указанного диапазона. Однако определения коэффициента пористости расче- том по представленной методике и стандартным методом лишь весьма условно можно назвать параллельными. В силу объективных причин сравнению должны подвергаться не пары значений, а стати- стические характеристики выборок, в частности, их нормативные показатели, разница между которыми в абсолютном выражении со- ставила соответственно 0,01 и 0,03. Таким образом, результаты расчетов коэффициента пористости песков по предложенной методике и по ГОСТ 5180 (ГОСТ 12071) показали хорошую сходимость, возможность использования мето- дики применительно к объектам различного уровня, ее оптимиза- ции и дальнейшего развития. Литература 1. Гленсдорф, П. Термодинамическая теория структуры, устой- чивости, флуктуаций / П. Гленсдорф, И. Пригожин // – М. : Мир, 1973. – 280 с. 2. Гольдштейн, М.Н. Механические свойства грунтов / М.Н. Гольдштейн //– М. : Стройиздат. 1973 г. – 375 с. 3. Зиангиров, Р.С. Статическое зондирование в инженерно- геологических изысканиях / Р.С. Зиангиров, В.И. Каширский // Ин- женерная геология, ноябрь 2006 г. – С. 13–20. 4. Ишихара, К. Поведение грунтов при землетрясениях / К. Ишихара – СПб. : НПО «Геореконструкция – Фундаментпроект», 2006. – 384 с. 5. Радина, В.В. Об относительной плотности песков / В.В. Ради- на //В сб.: «Труды Гидропроекта», № 3. – М. : Госэнергоиздат, 1960 г., – С. 163–170. 6. Рожков, И.Б. Статическое зондирование грунтов / И.Б. Рож- ков, О.Н. Исаев // Монография. – М. : Издательство Ассоциации строительных вузов, 2010. – 496 с. 387 7. Синельщиков, С.И. О предельных плотностях песчаных грун- тов / С.И. Синельщиков // Сб. : «Отчетное совещание по научно- исследовательским работам 1954 г.».– М. : НИИОСП, 1956. – С. 159–161. 8. Терцаги, К. Механика грунтов в инженерной практике / К. Терцаги, Р. Пек // – М. : Государственное издательство по строи- тельству, архитектуре и строительным материалам, 1958. – 608 с. 9. Чеботарев, Г.П. Механика грунтов, основания и земляные со- оружения / Г.П. Чеботарев, пер. с англ. // Под общ. ред. Н.Н. Мас- лова. – Изд. 2-е.– М. : Книжный дом «ЛИБРОКОМ», 2009. – 616 с. 10. Jamiolkowski, M., New developments in field and laboratory test- ing of soils / M. Jamiolkowski, C.C. Ladd, J.T. Germaine and R. Lancellotta // Proc. 11th International Conference on Soil Mechanics and Foundation Engineering, 1985, – San Francisco, Vol. 1, pp. 57–153. 388 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.131 ОПРЕДЕЛЕНИЕ КОЭФФИЦИЕНТОВ УПРУГОСТИ НАМЫВНЫХ ТРАНСВЕРСАЛЬНО-ИЗОТРОПНЫХ ГРУНТОВ Талецкий В.В. Белорусский государственный университет транспорта, г. Гомель, Беларусь Предлагаются методики определения постоянных коэффициен- тов упругости намывных трансверсально-изотропных грунтов при разных напряженно-деформированных состояниях. Методики по- вышают точность и уменьшают трудоемкость испытаний за счет сокращения количества испытуемых образцов грунта и проведения всех испытаний в одном приборе. Proposed methodology for determining the constant coefficients of elasticity of transversally-isotropic artificial warps at different stress- strain states. Methods of in-creases the accuracy and reduce the com- plexity of testing by reducing the number of test samples of the soil and all the tests in one device. Многочисленными экспериментальными исследованиями уста- новлена начальная анизотропия прочностных и деформационных свойств намывных грунтов [1, 2, 3]. Следовательно, намывные грунты с достаточной степенью точности можно рассматривать как трансверсально-изотропную среду, у которой механические свой- ства по всем горизонтальным направлениям одинаковы, но отлича- ются от свойств в вертикальном направлении. 389 Уравнения закона Гука для такой среды в декартовой системе координат x, y ,z с осью изотропии z и плоскостью изотропии xy имеют вид: x = C11 x + (C11 – 2C66) y + C13 z; xy = C66 xy; y = (C11 – 2C66) x + C11 y + C13 z; yz = C44 yz; (1) z = C13( x + y) + C33 z; xz = C44 xz, где x, y, z, xy, yz, xz – нормальные и касательные напряжения; Cij – постоянные коэффициенты упругости (для грунтов – коэффи- циенты деформации); x, y, z, xy, yz, xz – относительные осевые и сдвиговые деформации. В соответствии с 4 для определения постоянных коэффициентов упругости проводятся испытания трех образцов грунта в приборе с независимо регулируемыми главными напряжениями 5 . Испытываются два образца грунта. Один образец нагружается по девиаторической траектории в плоскости XOZ, ортогональной плоскости изотропии и ограничиваются деформации в направлении оси у, y = 0. Образец вырезается и помещается в прибор таким об- разом, чтобы угол наклона плоскости изотропии к направлению действия напряжений был 45 (рис. 1). Производится равномерное сжатие образца напряжениями x = z , затем напряжения по оси Z увеличиваются с постоянным приращением z, а напряжения по оси X уменьшаются с такой же величиной приращения x = z до определенного уровня напряжений z и x , после чего разгружа- ются до напряжений z = x . Измеряются полные деформации х и z при напряжениях z и x и остаточные деформации хp и zp после разгрузки до z = x . По полным и остаточным деформациям вычисляются упругие осе- вые деформации хe = х хp, ze = z zp. Коэффициент упругости С44 определяется по формуле (1) из отношения касательных напря- жений xz, определенных на площадках с максимальными касатель- ными напряжениями xz =( z – x)/2, и упругих сдвиговых деформа- ций этих площадок γxze = ze хe (рис. 2): C44 = xz/γxze. Второй образец нагружается по девиаторической траектории в плоскости изотропии XOY, с ограничением деформаций 390 в направлении оси Z, z = 0 (рис. 3). Производится равномерное сжа- тие образца до напряжений x / = y /. Затем, напряжения по оси Y уве- личиваются с постоянным приращением y, а напряжения по оси X уменьшаются с такой же величиной приращения x = y до опреде- ленного уровня напряжений y и x . После чего образец разгружа- ется до напряжений y = x . Измеряются полные деформации х и y при напряжениях x и y и остаточные деформации хp и yp, после разгрузки до y = x . По полным и остаточным деформациям вычис- ляются упругие осевые деформации хe = х – хp, ye = y – yp. Коэффи- циент упругости С66 определяется по формуле (1) из отношения каса- тельных напряжений xy, определенных на площадках с максимальными касательными напряжениями xy = ( y – x)/2, и упругих сдвиговых деформаций этих площадок γxye = ye хe (рис. 4): C66 = xy/γxye. Рис. 1. Схема расположения образца в приборе при определении коэффициента С44 Рис. 3. Схема расположения образца в приборе при определении коэффициента С66 Рис. 2. Напряженно-деформированное состояние образца при определении Рис. 4. Напряженно-деформированное состояние образца при определении 391 коэффициента С44 коэффициента С66 Третий образец испытывается в приборе с независимо регулируе- мыми главными напряжениями по двум траекториям. Сначала рав- ными напряжениями x = y = z производится гидростатическое обжатие образца, затем разгружение до x = y = z = 0, измеряют- ся полные и остаточные деформации образца x , y , z , xp , yp , zp (см. рис. 4). После чего выполняется вторая траектория нагружения, ограничиваются деформации в направлении оси z, т.е. z = 0 и прикладываются напряжения x и y , измеряются напряжения z и деформации x и y , затем образец разгружается при z = 0 до x = y = z = 0 и измеряются остаточные деформации образца xp и yp . По полным и остаточным деформациям, как для первой, так и для второй траекторий нагружения, определяются величины соот- ветствующих упругих деформаций xe , ye , ze , xe , ye , ze = 0. В уравнения (1) подставляются значения напряжений x , y и z и упругих деформаций xe , ye и ze = 0, полученные при нагружении образца по второй траектории. Первые три уравнения системы (1) получаются в виде: 11 11 66 11 66 11 13 2 2 . e e e e e e x x y y x y z x y Ñ C C C C C C (2) Решается система уравнений (2) и определяются постоянные ко- эффициенты упругости С13 и С11: 13 ; e e z x y Ñ 66 11 2 .e e e x y x y C Ñ В уравнения (1) подставляются значения напряжений x , y и z и упругих деформаций xe , ye , ze , полученных при нагруже- нии образца по первой траектории, а так же полученный выше ко- эффициент С13, и определяется коэффициент упругости С33: 392 13 33 ( ) .e e e z x y z C C При работе намывного грунта в условиях плоской деформации, когда ограничены деформации в направлении оси у, т. е. xy = 0; xy = 0; yz = 0, часть уравнений сократится, а оставшиеся запишутся в виде: . ; ;2 ; 44 3313 136611 1311 xzxz zxz zxy zxx C CC CCC CС (3) Для определения постоянных коэффициентов упругости в приборе с независимо регулируемыми главными напряжениями испытываются всего два образца грунта. Один образец нагружается по девиаторической траектории в плоскости XOZ, ортогональной плоскости изотропии. Образец вы- резается и помещается в прибор таким образом, чтобы угол наклона плоскости изотропии к направлению действия напряжений был 45 (рисунок 1). Коэффициент С44 определяется из отношения касатель- ных напряжений и упругих сдвиговых деформаций C44 = xz/γxze. Второй образец нагружается по двум траекториям. Сначала напряжениями x = z производится сжатие образца, затем разгру- жение до x = z = 0, измеряются напряжения y и упругие дефор- мации образца xe и ze . После чего выполняется вторая траектория, дополнительно ограничиваются деформации в направлении дей- ствия напряжений x, x = 0, прикладываются напряжения z , за- тем образец разгружается до z = 0, измеряются напряжения x и y и упругие деформации ze . Из первого и третьего уравнений системы (3) по известным ве- личинам прикладываемых напряжений x и z и соответст- вующим упругим деформациям ze , полученным при нагружении по второй траектории, определяются коэффициенты С13 и С33: 393 ez xС13 и С z ze 33 . Подставляя значения напряжений x , y и упругих деформаций xe и ze , полученных при нагружении образца грунта по первой траектории и коэффициент С13 в первое и второе уравнения систе- мы (2), определяются коэффициенты упругости С11 и С66: C Cx z x e e 11 13 ; C С Cy z x e e 66 11 13 0 5, ( ). Для элемента грунта, находящегося в условиях осесимметрично- го сжатия (рис. 5), при равенстве напряжений и деформаций в направлении осей x и y (σx = σy, εx = y) и равенстве нулю сдвиго- вых деформаций в плоскости изотропии ( xy = 0), физические урав- нения запишутся в виде 11 66 13 13 33 44 2 ; 2 ; . x x z z x z xz xz C C C C C C (4) Для определения постоянных коэффициентов упругости испы- тываются три образца грунта. Для определения коэффициентов С13 и С33 один образец испыты- вается на осевое сжатие в направлении, перпендикулярном плоско- сти изотропии при ограничении деформаций в плоскости изотро- пии, то есть x = y = 0 (рис. 6). Уравнения (4) в этом случае будут иметь вид 13 33 44 ; ; . x z z z xz xz C C C (5) 394 Рис. 5. Осесимметричное напряженно- деформированное состояние образца Рис. 6. Схема испытания образца при определении коэффициентов С13 и С33 При испытании, вначале напряжениями x = y = z производит- ся равномерное сжатие образца. После чего ограничиваются дефор- мации x = y = 0, и образец нагружается только напряжениями z (компрессионное сжатие). При этом измеряются полные деформации z и возникающие напряжения x = y . Затем образец разгружается до напряжений z = z , измеряются напряжения x = y и остаточные деформации образца zp. По полным и остаточным де- формациям вычисляются упругие осевые деформации ze = z – zp. По результатам испытания из первых двух уравнений системы (4) опре- деляются постоянные коэффициенты упругости: С13 = ( x – x ) / ze; С33 = ( z – z )/ ze. Для определения коэффициентов С11 и С66 второй образец испы- тывается на радиальное сжатие в плоскости изотропии при ограни- чении деформаций в направлении оси перпендикулярной плоскости изотропии, z = 0 (рис. 7). В этом случае уравнения (4) запишутся в виде 11 66 13 44 2 ; 2 ; . x x z x xz xz C C C C (6) При испытании, как и для первого образца, вначале производит- ся равномерное сжатие x = y = z . После чего ограничиваются деформации z = 0, и образец нагружается только напряжениями 395 x = y , при этом измеряются полные деформации x = y. Затем образец разгружается до напряжений x = y и измеряются оста- точные деформации образца xp. По полным и остаточным дефор- мациям вычисляются упругие осевые деформации ze = z – zp. По результатам испытания из первого уравнения (4) определяются по- стоянные коэффициенты упругости С11 – С66 = ( x – x )/2 xe. Для определения коэффициента С44, образец вырезается и помещается в стабилометр таким образом, чтобы угол наклона плоскости изотропии, к направлению действия напряжений x и z, был 45 (рис. 8). Рис. 7. Схема испытания образца при определении коэффициентов С11 и С66 Рис. 8. Схема испытания образца при определении коэффициента С44 Образец нагружается по девиаторической траектории в плоскости xoz, ортогональной плоскости изотропии. Производится равномерное сжатие образца напряжениями х = y = z . Затем напряжение по оси z увеличиваются с постоянным приращением z, а напряжение по осям x и y уменьшаются с такой же величиной приращения х = y = z до уровня напряжений z и х = y , после чего об- разец разгружается до напряжений z = х = y . Измеряются полные деформации z и х = y при напряжениях z и х = y и остаточные деформации zр, хр и yp – после разгрузки до z = х = y . По полным и остаточным деформациям вычисляют- ся упругие осевые деформации ze = z – zp и хе= х – хр. Коэффици- ент упругости С44 определяется по формуле (5) из отношения каса- 396 тельных напряжений xz, определенных на площадках с максимальными касательными напряжениями xz = [( z – z ) – – ( x – x )]/2 и упругих сдвиговых деформаций этих площадок xz e = ze – xe (см. рисунок 8): С44 = xz/ xz e. Выводы. Предлагаемые методики определения постоянных ко- эффициентов упругости повышают точность и уменьшают трудо- емкость испытаний за счет проведения всех испытаний в одном приборе, сокращения количества испытуемых образцов грунта. Кроме этого определяются не традиционные механические посто- янные (модули упругости, коэффициенты Пуассона, модуль сдви- га), а постоянные коэффициенты, непосредственно связывающие напряжения и деформации. Литература 1. Винокуров, Е.Ф. Строительство на пойменно-намывных осно- ваниях / Е.Ф. Винокуров, А.С. Карамышев. – Минск : Выш. школа, 1980. – 206 с. 2. Набоков, И.М. Исследование влияния анизотропии на напря- женно-деформированное состояние намывных оснований : автореф. дис. … канд. техн. наук / И.М. Набоков. – Баку, 1980. – 19 с. 3. Давыдов, В.Ф. Влияние текстуры намывных песчаных грунтов на прочностные и деформационные характеристики / В.Ф. Давыдов, В.Е. Сеськов // Основания и фундаменты в сложных инженерно- геологических условиях : Сб. тр. ИсиА. – Минск, 1985. – С. 3–7. 4. Талецкий, В.В. Способ определения коэффициентов упругости трансверсально-изотропного грунта : Патент № 5618. РБ. 5. Прибор для исследования свойств грунтов : А.с. №302665 СССР, МКИ G01n 33/24 / А.Л. Крыжановский [и др.]. – №1409204/29-14 ; Заявл. 02.03.70; Опубл. Бюл. №15 // Открытия. Изобретения. Промышленные образцы. Товарные знаки. – 1971. – №15. – С. 162. 397 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.131. ВЛИЯНИЕ СТРУКТУРНОЙ ПРОЧНОСТИ НА ПРОЦЕССЫ ДЕФОРМИРОВАНИЯ ГРУНТОВ В ОСНОВАНИЯХ ФУНДАМЕНТОВ Тугаенко Ю.Ф., Марченко М.В. Одесская государственная академия строительства и архитектуры, г. Одесса, Украина Приведены результаты полевых исследований влияния струк- турной прочности на процессы деформирования в однородном грунтовом массиве, за пределами линейной зависимости осадки от давления. The Results over of the field researches of influence of structural du- rability are brought on the processes of deformation in a homogeneous soil mass, outside linear dependence fallouts from pressure. В 1920г. К.Терцаги экспериментально установил факт наличия бокового давления. В 30-х годах в СССР разными научными шко- лами получены численные значения коэффициента бокового давле- ния по результатам лабораторных исследований песчаных и глинистых грунтов [2]. С 60-х годов выявлено влияние структур- ной прочности на процессы деформирования, особенно проявляю- щихся в слабых глинистых грунтах. Перечисленное позволило Н.А.Цытовичу на Всесоюзном совещании в 1965г. акцентировать на этом внимание «Как показывают исследования последних лет, наиболее характерным свойствам слабых глинистых грунтов явля- ется их структурная прочность. Если внешняя нагрузка на слабый 398 глинистый грунт менее структурной прочности, то деформации грунта будут настолько малы, что ими можно пренебречь». И да- лее «...несомненно, что реальной физической характеристикой грунтов, определяющей границу их деформируемости (уплотняемо- сти) является их структурная прочность» [7]. Вместе с тем, полученные характеристики, подтвержденные ре- зультатами натурных исследований, пока не учитываются в расчетах. Накопление результатов экспериментальных исследований в геомеханике, позволяет изменять представления о процессах трансформирования НДС грунтов основания под влиянием внешней нагрузки. Появились новые показатели при оценке деформативных свойств грунтов. Оценка деформаций в грунтах оснований фундаментов по дей- ствующим нормам, выполняется по критериям ряда условных до- пущений, которые не отвечают результатам натурных исследова- ний, а именно: 1. Грунтовая среда считается упругим, изотропным линейно- деформируемым полупространством. Расчетные значения по глу- бине не зависят от вида грунтов, их состава и состояния. 2. Глубина сжимаемой толщи принимается условной по соотно- шению напряжений от собственного веса грунта и дополнительной нагрузки, и не зависит от показателей деформативных свойств грунтов. 3. Модуль деформации определяется по результатам полевых испытаний в пределах спрямленного линейного участка зависимо- сти осадки от нагрузки. При этом деформативные свойства грунтов оцениваются величиной осадки, размером штампа и давлением, без учета параметров характеризующих процессы деформирования грунтов. Авторами выполнены исследования процессов деформирования в пределах каждой фазы НДС грунтов основания однородной грун- товой среды, при увеличении структурной прочности обусловлен- ной возрастом изготовленного грунтового массива [5]. Методика исследований. Для создания грунтовой массы в подошве котлована, выполнен шурф размерами в плане 1,2 1,2 м и глубиной 1 м. Вынутый грунт размельчался, перемешивался с водой, а полученная пульпа с перетиркой через сито сливалась 399 в шурф. Искусственная масса в заполненном шурфе, защищалась от влияния атмосферных и механических воздействий. Плотность при- готовленного грунта составила в среднем 1,54 г/см3 (природного 1,47 г/см3). Влажность в период испытаний, колебалась в пределах 0,26...0,24. Исследования проведены через 3; 10; 23 и 33 месяца по- сле его приготовления с помощью круглого штампа площадью 0,03м2. Измерения послойных перемещений выполнены с помощью грунтовых магнитных марок, установленных вдоль его вертикаль- ной оси с интервалом 5 см [5]. Нагрузка на штамп, прикладывалась путем укладки тарированного груза массой 20 кг. Испытания проведены по технологии циклически возрастающей нагрузки, при которой каждая ступень представляла самостоятель- ный цикл: приложение нагрузки, выдерживание ее до условной ста- билизации и разгрузка. При этом измерялись: осадка штампа, пере- мещения глубинных марок (s) и их остаточные составляющие (sо) по которым определялись значения упругой части (sу = s-sо). После окончания испытания и демонтажа оборудования, определялись значения плотности скелета грунта и влажность под штампом и за пределами зоны деформаций. В 1930 г. Н.М. Герсеванов, отмечая недостаточность экспери- ментальных работ по определению допускаемых нагрузок на грунт, считал необходимым «...основательное изучение процесса разруше- ния грунта и создания теории этого разрушения». На основании накопленного к тому времени опыта им предложено «...процесс де- формирования грунта расчленить на три основные фазы... фазу уплотнения грунта, фазу образования боковых сдвигов и фазу вы- пирания грунта» [1]. Наличие линейной зависимости осадки от нагрузки фундамен- тов, позволило Н.М. Герсеванову применить теорию упругости для расчета осадок основания в пределах I фазы НДС грунтов, без учета фактических процессов их деформирования. Его идеи были поло- жены в основу расчета оснований по деформациям, действующим до настоящего времени. В пределах первой фазы наблюдаются преимущественно, упру- гие деформации, исчезающие после снятия нагрузки. Зафиксиро- ванные незначительные остаточные деформации можно объяснить смятием контактных неровностей в плоскости примыкания подош- 400 вы штампа к поверхности основания. Первая фаза заканчивается при давлениях равных значению структурной прочности. Вторая фаза начинается при давлениях, превышающих струк- турную прочность. Она характеризуется разрушением структурных связей между частицами грунта, сопровождающееся снижением его пористости. Уплотнение происходит в пределах сжимаемого объе- ма, ограниченного подошвой штампа, боковой поверхностью по его периметру и нижней границей зоны деформации. Последняя нахо- дится на глубине, где сумма напряжений от внешней нагрузки и дополнительного давления равна структурной прочности. При повышении структурной прочности, при прочих равных условиях, уменьшается глубина зоны деформации. На рис. 1, приведены гра- фики зависимости остаточных значений осадки и глубины зоны де- формации от давления. Поперечные деформации, возникающие за счет бокового давле- ния, в пределах этой фазы отсутствуют. Боковое давление уравнове- шивается структурной прочностью окружающего сжимаемый объем грунта. Предельным для второй фазы, является давление рq, при ко- тором боковое давление q равно структурной прочности окружающе- го грунта. Во второй фазе, при небольших значениях остаточных осадок, в интервале давлений от рstr до рq происходит резкое увеличе- ние глубины зоны остаточных деформаций. Процесс уплотнения нарастает по глубине без поперечного расширения (рис. 2). Третья фаза начинается при боковом давлении, превышающем структурную прочность. Процесс уплотнения сопровождается интен- сивным поперечным расширением и изменением сжимаемого объема, который приобретает «бочкообразную» форму (рис. 3 и табл.) [3, 4]. Выводы 1. Упругие деформации наблюдаются во всех трех фазах. Их ве- личина зависит от структурной прочности [5]. 2. С увеличением рstr уменьшается глубина зоны остаточных де- формаций и значение коэффициента поперечного расширения (рис. 3), а также изменяется соотношение между осадками вызванными уплотнением и поперечным расширением. При низких значениях рstr, преобладают осадки поперечного расширения (табл. и рис. 3). 3. Величина рstr не оказывает влияние на коэффициент относи- тельного уплотнения εn = sn/На.о – с увеличением рstr, εn, не изменя- ется при прочих равных условиях. Этот факт зафиксирован при 401 сравнении εn для фундаментов малой площади и фундаментных плит многоэтажных зданий [6]. Рис. 1. Графики нарастания остаточных осадок (а) и глубины зоны остаточных деформаций (б) от давления (цифрами показаны номера опытов) 402 Рис. 2. Зависимость глубины зоны остаточных деформаций от остаточной осадки Рис.3. Влияние структурной прочности на процесс деформирования: а – зависимость глубины зоны остаточных деформаций от рstr; б – влияние рstr на соотношения осадок, вызванных уплотнением и поперечным расширением; в – зависимость коэффициента поперечного расширения от рstr Параметры зоны остаточных деформаций № опы та р, мПа рstr, мПа рq, мПа εn На.о см sо, см sn, см sv, см ν 1 0,3 0,012 0,03 0,05 59 10,49 2,95 7,54 0,36 2 0,4 0,03 0,075 0,05 63 10,13 3,15 6,98 0,34 3 0,4 0,057 0,142 0,05 48 4,17 2,4 1,77 0,21 4 0,4 0,07 0,175 0,05 41 3,08 2,05 1,03 0,17 403 Примечания: 1) εn=1- ρd/ρ ср d, com 2)ρ ср d, com - определено как среднее значение (полусумма) плотности скелета под подошвой штампа и на нижней границе зоны остаточных деформаций. Его значение для всех опытов равно 1,62±0,005. Литература 1. Герсеванов, Н.М. Опыт применения теории упругости к определе- нию допускаемых нагрузок на основе экспериментальных работ / Н.М. Герсеванов // Труды МИИТа, выпуск 15. − 1930. 2. Герсеванов, Н.М. Теоретические основы механики грунтов и их практические применения / Н.М. Герсеванов, Д.Е. Польшин // − М. : Стройиздат, 1948. − 248с. 3. Васильев, Б.Д. Основания и фундаменты. / Б.Д. Васильев // − Л., М. : ОНТН. Главная редакция строительной литературы, 1937. − 595с. 4. Приклонский, В.А. Грунтоведение. / В.А. Приклонский // − М. : Гос- геолтехиздат, 1955. − 431с. 5. Тугаенко, Ю.Ф. Некоторые особенности развития деформаций в основаниях опытных фундаментов / Ю.Ф.Тугаенко, М.В. Марченко // Инженерная геология. – 1988. – № 3. – С.46-54. 6. Тугаенко, Ю.Ф., Марченко М.В. Трансформация напряженно- деформируемого состояния грунтов основания и ее учет при проектирова- нии фундаментов: монография / Ю.Ф. Тугаенко, М.В. Марченко // − Одес- са : Астропринт, 2011. − 120с. 7. Цытович, Н.А. Вопросы теории и практики строительства на слабых водонасыщенных грунтах / Н.А. Цытович − Таллин, 1965. − С. 5–17. 8. Seyсek, Ji. Field test of soil deformation beneath foundation / Ji. Seyсek // Труды V Дунайско-Европейской конференции по механике грунтов и фундаментостроению. Т.3 : ЧСССР. − Братислава, 1977. − С.275− 287. 9. Глубинная марка : А.с. 1065531 СССР, МКИ Е 02 D1/00 / Тугаенко Ю.Ф., Стоянова Т.И., Марченко М.В., Ткалич А.П. (СССР). − № 3420907/29-33; Заявлено 6.04.82; Опубл. 07.01.84, Бюл. №1- 2с. ил. 404 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.15 РАСЧЕТ ОСАДКИ ГРУНТОВ ОСНОВАНИЙ ФУНДАМЕНТОВ С УЧЕТОМ УПРУГИХ И ОСТАТОЧНЫХ ДЕФОРМАЦИЙ Тугаенко Ю.Ф., Ткалич А.П., Заврак Н.В. Одесская государственная академия строительства и архитектуры, г. Одесса, Украина На основе результатов натурных исследований выполнена оцен- ка нормативного метода расчета деформаций основания. Предло- жен метод расчета с учетом упругих и остаточных деформаций, приведен его алгоритм. On the basis of research results the estimation of the normative meth- od for calculation of deformation is fulfilled. The method of calculation of the elastic and permanent deformations is its algorithm. Н.М. Герсевановым выделено в процессе формирования грунтов в основаниях фундаментов три фазы – уплотнения, образования сдвигов и разрушения [1]. Им обоснована возможность применения теории упругости для первой фазы развития деформаций. Его по- следующие идеи и разработки легли в основу норм, где расчет ос- нований выполнялся не по допускаемым давлениям, а по предель- ным осадкам. С 1955г. в Советском Союзе расчет оснований вы- полняется по деформациям. В действующем нормативном документе, при определении де- формаций основания, в расчетной формуле все параметры носят 405 условный характер. Их значения приняты при допущении упругих свойств грунтовой среды. – Напряжения от дополнительной нагрузки определены для упругого, изотропного, линейно-деформируемого полупростран- ства. Эпюра напряжений не зависит от свойств, состояния грунтов и их многослойности. – Глубина сжимаемой толщи определяется по соотношению напряжений без учета деформативных свойств грунтов. – Модуль деформации – величина условная. Его значение опре- деляется по соотношению приращения давления к соответствую- щему приращению осадки в заданном интервале нагрузок в пределах I фазы НДС грунтов основания, без учета параметров их деформирования: уплотнения, поперечного расширения, структур- ной прочности. До настоящего времени нет нормативного метода расчета осад- ки за пределами линейного участка зависимости s = f (p). В предлагаемом расчете используются характеристики грунта основания, полученные по методике, позволяющей определять упругие и остаточные деформации грунта: – Модуль упругости (Еу) [2]. – Модуль уплотнения (Еп), при оценке части остаточных дефор- маций, вызванных снижением пористости. Определяется по соот- ношению плотностей скелета грунта в природном и уплотненном состоянии. Его значение не зависит от площади фундамента [3; 4]. – Поперечное расширение сжимаемого объема от внешней нагрузки, возникающее в процессе его уплотнения [4;5]. – Граница сжимаемой толщи принимается на глубине, где напряжение (σz) уравновешивается величиной структурной прочно- сти (рstr) природного грунта [6]. Результатами полевых исследований, по изучению процессов деформирования грунтов в основаниях опытных фундаментов и фундаментов зданий и сооружений, подтверждено наличие фаз при напряженно-деформируемом состоянии грунтов под влиянием внешней нагрузки. Фактические процессы их развития в высокопористых грунтах отличаются от представлений, выска- занных Н.М. Герсевановым по имевшимся в то время результатам испытаний [1]. 406 Измерения послойных перемещений и определение плотности скелета природного грунта и после его уплотнения, позволили определить критерии процессов деформирования грунтов в пределах каждой фазы НДС. I фаза (рис. 1, а) – наблюдается при р ≤ рstr. Это фаза преиму- щественно упругих деформаций, при которых упругое сжатие не сопровождается разрушением структурных связей на контакте меж- ду минеральными частицами. После снятия нагрузки упругие де- формации исчезают. а б в Рис. 1. Схемы развития деформаций в основании фундаментов: 1 – зона остаточных деформаций от поперечного расширения грунта; 2 – эпюра зоны поперечных деформаций; 3 – граница зоны уплотнения от вертикальных напряжений; 4 – граница зоны упругих деформаций В глинистых грунтах наблюдаются два вида упругих деформа- ций: – мгновенные, исчезающие сразу после снятия нагрузки и упруго-вязкие, длительность которых составляет от нескольких часов до 3...4 суток, в зависимости от давления, размеров фунда- мента, состава и состояния грунтов. В пределах этой фазы наблю- даются остаточные деформации являющиеся следствием отсутствия сплошности примыкания подошвы опытных фундаментов к по- верхности основания, которая повышается в процессе смятия не- ровностей при увеличении нагрузки. Наличием остаточных дефор- маций смятия можно объяснить незначительную криволинейность зависимости s = f (p) в пределах I фазы НДС, а упругую осадку фундамента можно определить по формуле: sу = σz,ср На,у / Еу , (1) 407 где σz,ср = 0,5р; р – давление под подошвой фундамента; На,у – глу- бина зоны упругих деформации, по результатам полевых исследо- ваний ее при р= рstr следует принимать равным ρd=1,6г/см 3 -0,8√А ... ρd=1,4г/см 3-1,2√А; Еу – модуль упругости, определяется по ре- зультатам испытаний штампами, в полевых условиях. II фаза (рис.1.б) – фаза остаточных и упругих деформаций. Уплотнение грунта наступает при давлении превышающим струк- турную прочность. Оно является следствием разрушения структур- ных связей между минеральными частицами и сопровождается по- вышением плотности скелета грунта. Деформации уплотнения наблюдаются в пределах сжимаемого объема ограниченного по- дошвой фундамента, нижней границей зоны остаточных деформа- ций и вертикальной поверхностью по периметру фундамента. Ниж- няя граница зоны деформации находится на глубине, где сумма напряжений от дополнительной нагрузки и собственного веса грун- та равна структурной прочности. В пределах этой фазы поперечные деформации отсутствуют. Их возникновению препятствует струк- турная прочность грунта, окружающего сжимаемый объем. Грани- цей этой зоны является давление по подошве фундамента рq при котором боковое давление q уравновешивается структурной проч- ностью. Его значение можно определить по зависимости: рq = рstr / ξ (2) где: ξ – коэффициент бокового давления, значение которого зави- сит от вида грунта [7]. Расчет осадки грунта в основании фундамен- та производится при выполнении условия рstr ≤ р ≤ рq по фор- муле: s = Σσzi hа,i / Еп + σz,ср На ,у / Еу;, (3) где: σzi – напряжения в грунте основания; hа,і – толщина і-го эле- ментарного слоя грунта основания; Еп – модуль уплотнения (опре- деляется по результатам лабораторных или полевых исследований, отражает сжимаемость грунта, вызванную снижением пористости). Его значение определяется по зависимости: Еп = р / εп , (4) 408 где р – давление под подошвой фундамента; εп – коэффициент от- носительного уплотнения, определяется изменением плотности ске- лета грунта: εп = 1- ρd / ρd,соm . (5) Здесь ρd и ρd,соm – среднее значение плотности скелета грунта при- родного и уплотненного давлением от внешней нагрузки в пределах глубины зоны деформации. III фаза (рис.1, в) – фаза уплотнения и поперечного расширения. Возникает при боковом давлении, превышающем структурную прочность окружающего грунта. Осадка фундамента, вызванная остаточными деформациями является суммой двух составляющих: уплотнением (sп) и поперечным расширением (sν). На величину по- перечного расширения оказывают влияние давление, структурная прочность грунта и размер фундамента. С увеличением площади подошвы значение коэффициента поперечного расширения умень- шается и для фундаментных плит площадью больше 400 м2 при- ближается к нулю (рис. 2). Рис.2. График зависимости коэффициента бокового расширения грунта от площади фундамента Осадка фундамента, при условии р > рq состоит из составляю- щих деформаций грунта основания: упругой sу , уплотнения sп , поперечного расширения sν. Расчет осадки в основания фунда- мента с учетом поперечного расширения грунта производится по формуле: s =Σ σzi hа ,i / (1-2ν) Еп+ σz,ср На,у / Еу , (6) 409 ν – коэффициент поперечного расширения, его среднее значение, по данным полевых исследований, можно определить по зависи- мости: ν = sν / 2 s (7) где s – осадка фундамента; sν - составляющая часть осадки, в результате бокового расширения sν = s - sп; sп – составляющая часть осадки в результате уплотнения грунта. В пределах каждой фазы могут возникать деформации характер- ные для других фаз. Так, например, в пределах первой фазы кроме упругих наблюдаются деформации уплотнения в плоскости подош- вы фундамента, вызванные отсутствием сплошности примыкания грунта основания к поверхности подошвы. Во второй фазе остаточ- ные деформации уплотнения сопровождаются упругими деформа- циями. В третьей фазе наблюдаются деформации: остаточные, по- перечного расширения и упругие. Алгоритм расчета представлен в виде блок-схемы (рис. 3), по ко- торому составлена программа. Принятые допущения для расчетной схемы. 1. Напряжения в грунтовой толще от дополнительной нагрузки принимаются как для упругого изотропного, линейно-деформи- руемого полупространства. 2. Нижняя граница сжимаемой толщи принимается на глубине, где сумма напряжений от дополнительной нагрузки и собственного веса грунта равна величине структурной прочности природного грунта. 3. Грунтовая среда принимается изотропной, в пределах которой структурная прочность одинакова в вертикальном и горизон- тальном направлениях. 4. Сжимаемость грунтов оценивается двумя показателями: мо- дулем уплотнения и коэффициентом поперечного расширения. Выводы 1. В высокопористых грунтах по результатам эксперименталь- ных данных установлены процессы деформирования грунтов в пределах каждой фаз НДС. 2. Все параметры, входящие в нормативную расчетную формулу по определению осадки фундамента, принятые по допущениям, не отвечающим реальным условиям деформирования: 410 411 2.1. Напряжения приняты для однородного изотропного, линей- но-деформируемого полупространства. 2.2. Условная глубина сжимаемой толщи находится по соотно- шению напряжений от дополнительной нагрузки и собственного веса грунта без учета деформативных свойств грунтов. 2.3. Значение модуля деформации определяется без учета пара- метров деформирования грунтов. 3. Расчет деформаций основан на применении теории упругости и может применяться при давлениях в пределах линейной зависи- мости s = f (p). 4. В предложенном методе приведены принципы оценки дефор- маций в пределах трех фаз НДС грунтов. 4.1. На данном этапе сохранен принцип определения напряже- ний, предусмотренный в нормах. 4.2. Глубина сжимаемой толщи определяется с учетом струк- турной прочности природного грунта. 4.3. Значение модуля деформации заменено двумя показате- лями: модулем уплотнения и коэффициентом поперечного рас- ширения. Литература 1. Герсеванов, Н.М. Опыт применения теории упругости к опре- делению допускаемых нагрузок на грунт на основе эксперимен- тальных работ. / Н.М. Герсеванов // – Собрание сочинений. Том I. – М. Стройвоенмориздат, 1948. – 269с. 2. Тугаенко, Ю.Ф. Принципы определения осадки фундамента в пределах ее нелинейной зависимости от давления /Ю.Ф.Тугаенко; А.П. Ткалич // Збірник наукових праць. Серія: Галузеве машинобу- дування будівництво, випуск 4(34) Том. 1. –Полтава, 2012. – С. 268–273; 3. Тугаенко, Ю.Ф. Модуль деформации в механике грунтов, ме- тоды его определения и их достоверность / Ю.Ф. Тугаенко // Віс- ник Одеської державної академії будівництва та архітектури, ви- пуск № 34. – Одесса, «Зовнішрекламсервіс». – 2009. – С. 538–544. 4. Ткалич, А.П. Зависимость показателей деформативных свойств грунтов от способа их определения / А.П.Ткалич // Вісник 412 Одеської державної академії будівництва та архітектури, випуск № 36. – Одесса, «Зовнішрекламсервіс». – 2009. – С. 400–407. 5. Тугаенко, Ю.Ф. Трансформация напряженно-деформируемого состояния грунтов основания и ее учет при проектировании фун- даментов : моногграфия / Ю.Ф. Тугаенко // Монография. – Одесса. – Астропринт. –2011 – 120 с. 6. Цытович, Н.А. Вопросы теории и практики строительства на слабых глинистых грунтах / Н.А. Цытович // Материалы всесоюз- ного совещания по строительству на слабых водонасыщенных грунтах: Таллинн: 1965. – С. 5–17. 7. Паталеев, А.В. Механика грунтов, основания и фундаменты / А.В. Паталеев; С.Я. Боженков. – М: Государственное транспортное железнодорожное издательство. – 1943. – Ч. I. – 468 с. 413 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 624.131.37:624.131.43 ТЕОРЕТИЧЕСКИЕ ОСНОВЫ МЕТОДИКИ ОПРЕДЕЛЕНИЯ ДИЛАТАНТНЫХ НАПРЯЖЕНИЙ ПРИ СДВИГЕ Уласик Т.М. Белорусский национальный технический университет, г. Минск, Беларусь В статье излагается скорректированная методика определения параметров прочности несвязных грунтов при интерпретации испы- таний на сдвиг дилатирующих грунтов. Cкорректированная мето- дика определения параметров прочности несвязных грунтов при контактном сдвиге позволяет уточнить значения φ, tgφ, которые обеспечат достоверные значения несущей способности оснований фундаментов. In article the corrected procedure of definition of parameters of strength inconsistent soils is stated at interpretation of tests for shift dila- tancy soils. The method of definition of parameters of durability incon- sistent grounds at contact shear allows specifying values φ, tg φ which will provide authentic values of bearing ability of the bases of the bases. Испытания грунтов на срез (сдвиг) предполагают определенные условия, при которых сдвиговые или срезные приборы работают на основе моделей, позволяющих оценить состояние грунта, как начальное напряженное состояние, так и в предельном равновесии. На основании проведенных автором исследований [1, 2] с ис- пользованием дилатометрического прибора ДПКС [3], предлагается 414 дополнить существующие методики (согласно Межгосу- дарственнному стандарту ГОСТ 12248 – 96 «Грунты Методы лабо- раторного определения характеристик прочности и деформи- руемости») [4] следующими уточнениями: 1. Для определения сопротивления грунта срезу с учетом дила- тансии нормальное и сдвигающее давления на образец передаются посредством винтового домкрата и тарируемого динамометриче- ского устройства. В ходе испытаний при передаче касательной нагрузки фиксируется ее значение и изменение нормального давле- ния нормальное давление за счет дилатантной составляющей по показаниям соответствующего динамометрического устройства. Механизмы для вертикального нагружения образца и сдви- гающего усилия – упругая связь (например, тарируемые динамо- метры и винтовые домкраты). 2. После передачи на образец грунта нормальной и сдвигающей нагрузок фиксируют их изменения на каждой из ступеней нагруже- ния. При непрерывно возрастающей касательной нагрузке также фиксируют изменения нормального давления и сдвигающего со- противления за счет дилатансии и контракции вплоть до окончания испытания. 4. Журнал испытаний дополняется графами «дилатантная со- ставляющая напряжения Δσd , МПа», «дилатантное перемещение δd , мм», «дилатантная составляющая среза τd , МПа», «сдвиговое пере- мещение S ,мм». 5. Угол внутреннего трения несвязных грунтов φ определяется как параметр линейной зависимости τ = (σ + Δσd) tgφ, (1) или τ = σ tgφ + Δσd tgφ, (2) где σ – начальное нормальное напряжение, МПа; Δσd – дилатантная составляющая напряжения, МПа; τd = Δσd tgφ – дилатантная со- ставляющая сдвига, МПа. При наличии в песках глинистых фракций получаем зависимость τ = σ tgφ + Δσd tgφ + C, (3) 415 где С – значение удельного зацепления (кажущееся сцепление) связного (глинистого) грунта, МПа. Параметры прочности несвязных грунтов могут определяться ис- пытаниями на дилатометрическом приборе (например, на дилатомет- рическом приборе контактного сдвига – ДПКС, рис. 1). Параметры жесткости грунтового массива в испытаниях моделируется с помощью соответствующих жесткостных показателей динамомет- рического устройства для создания начального нормального давле- ния в виде коэффициентов упругого отпора. Скорректированная методика распространяется на несвязные грунты (осадочные несцементированные горные породы) и устанавливает порядок определения уточненных параметров прочности при контактном сдвиге применительно к расчету несу- щей способности оснований фундаментов. Рис. 1. Общий вид дилатометрического прибора контактного сдвига Испытание несвязных грунтов проводят при различных значени- ях коэффициета упругого отпора K для условий «стесненного» сдвига. Нормальное давление на соответствующей ступени нагру- 416 жения при этом прикладывается постоянным, но изменяется соиз- меримо ему за счет распора от дилатантной составляющей. На рис. 2 показана схема ДПКС. Для условий традиционной ме- тодики испытаний, начальное нормальное давление на соответству- ющей ступени нагружения поддерживается постоянным. Допускает- ся определение параметров прочности несвязных грунтов с использованием стандартных сдвиговых приборов при условии их дооборудования приспособлениями, позволяющими фиксировать изменение нормального давления или имеющих такие приспособ- ления (ВСВ-25). Рис. 2. Схема дилатометрического прибора контактного сдвига: 1 – образец несвязного грунта; 2 – устройство для передачи вертикального давления и моделирования грунтового массива; 3– устройство для передачи сдвигающего усилия; 4– металлическая обойма; 5 – штамп; 6 – подвижная каретка; 7 – неподвижная верхняя часть прибора; 8 – роликовые опоры; 9, 10 – тарировочные динамометры с индикаторами часового типа; 11 – пластина с наклеенными зернами грунта; 12 – станина Допускается определение параметров прочности несвязных грунтов с помощью других дилатометрических приборов. Последовательность определения параметров прочности не- связных грунтов: 417 1. В срезную коробку ДПКС помещается несвязный грунт, на нижнюю неподвижную пластину прибора предварительно наклеи- ваются зерна испытываемого грунта. 2. Микрометрическими винтами создается зазор подвижной ча- сти прибора над неподвижной, составляющий не менее (2-3) d50 диаметра крупных частиц грунта. 3. Винтовым домкратом через динамометр создается начальное нормальное давление, далее верхним винтовым домкратом через динамометр создается нормальное давление, превышающее началь- ное значение на 5–10 % и затем устанавливается исходное значение начального нормального давления. 4. К каретке прибора прикладывается сдвигающее усилие. Первый способ – ступенчатое, возрастающее с фиксацией стаби- лизированных перемещений, приложение нагрузки, вплоть до непрерывных незатухающих сдвигов. Второй способ – с посто- янной скоростью сдвига, также вплоть непрерывных незатухаю- щих сдвигов. 5. По мере приложения сдвигающего усилия фиксируются моби- лизованное значение сопротивления сдвигу, приращение нормаль- ного давления за счет дилатантного распора и перемещение каретки прибора. При первом способе этом учитывается затухание сдвига- ющих за счет промежуточных ступеней и выявляется пиковое зна- чение; во втором случае за счет постоянной скорости сдвига фикси- руются изменения сдвиговых напряжений с выявлением пикового и остаточного значений. 6. Результаты испытаний заносят в журнал, а по их результатам определяются Δσd ,tgφ, τd , δd. 7. Сдвигающие напряжения вычисляются по формуле, соответ- ствующей условиям стеснения объемных деформаций: τu = σno tgφ + Δσd tgφ + C. (4) Для случая испытаний, соответствующих традиционной метод- ке, сдвигающее напряжение определяется по формуле: τu = σno tgφ + C. (5) Это соответствует свободной дилатансии или условиям отсут- ствия стеснения объемных деформаций. Сдвигающее усилие T, 418 прикладываемое в ходе испытания к образцу несвязного грунта, будет вызывать реакцию со стороны моделируемого грунтового массива, которая вызовет упругие деформации при дилатансии и остаточные при контракции, в зависимости от его исходного со- стояния. Оптимальная влажность образца должна соответствовать 3–5 % на момент испытания. Перед началом испытаний обязательно опре- деляются исходные физические характеристики несвязного грунта: влажность W, плотность ρ и начальный коэффициент пористости eo. Испытания проводят при различных исходных значениях eo и для различных значений коэффициента упругого отпора K с исполь- зованием динамометров. Для испытаний по методу свободного ди- латирования несвязного грунта порядок подготовки грунта к испы- танию такой же, как и при стеснении объемных деформаций. По результатам испытаний строят графики зависимостей дила- тантных составляющих сдвига, дилатантных напряжений и дила- тантных перемещений от коэффициента упругого отпора K, графи- ки зависимости дилатантных напряжений, дилатантных перемеще- ний в зависимости от начального коэффициента пористости eo, а также графики изменения угла внутреннего трения при изменении параметров моделируемого массива. Для несвязного грунта график τu = ƒ(σno) с учетом дилатансии приобретает вид τu = τd + σnotgφ. Для предлагаемой нами скорректированной методики оформле- но Обоснование необходимости включения в план стандартизации Министерства архитектуры и строительства Республики Беларусь на 2012 год СТБ под названием «Метод определения параметров прочности несвязных грунтов при контактном сдвиге». Следует отметить, что нами предлагается к использованию в лабораторных условиях впервые разработанная скорректирован- ная методика определения параметров прочности несвязных дила- тирующих грунтов при контактном сдвиге. Очевидно, что результа- ты подобных испытаний применимы к расчетам оснований фунда- ментов по первой группе предельных состояний. Эта методика поз- воляет уточнить значения φ, tgφ и тем самым обеспечить получение достоверных значений несущей способности оснований фундамен- тов. Впервые предлагается дополнить схему плоского среза упругой связью, моделирующей процесс деформирования основания. 419 Интерпретация лабораторных испытаний по предлагаемой мето- дике базируется на уточнении условий прочности Кулона-Мора с учетом влияния дилатансии. Литература 1. Уласик, Т.М. Несущая способность свайных фундаментов с учетом скорректированного значения расчетного сопротивления на боковой поверхности / Т.М. Уласик // Вестник Полоцкого гос. ун-та. Строительство. Прикладные науки. – 2010. – № 12. – С. 82–86. 2. Уласик, Т.М. Особенности проявления дилатансии в проч- ностных испытаниях несвязных грунтов / Т.М. Уласик // Перспек- тивы развития новых технологий в строительстве и подготовке ин- женерных кадров Республики Беларусь : сборник науч. трудов XVI Междунар. научн.-методич. межвуз. семинара, Брест, 28-30 мая 2009 г. : в 2 ч. / Брест. гос. техн. ун-т ; редкол.: А.А. Борисевич [ и др.]. – Брест, 2009. – Ч. 2. – С. 244–248. 3. Соболевский, Д.Ю. Прочность и несущая способность дилати- рующего грунта / Д.Ю. Соболевский. – Минск : Навука i тэхнiка, 1994. – 232 с. 4. Грунты. Методы полевого определения характеристик проч- ности и деформируемости : ГОСТ 20276–99. – Введ. 13.07.2000. – Минск : Межгос. науч.-технич. комиссия по стандартизации, тех- нич. нормированию и сертификации в строительстве : НИИОСП им. Герсеванова, 2001. – 56 с. 420 Б Е Л О Р У С С К И Й Н А Ц И О Н А Л Ь Н Ы Й Т Е Х Н И Ч Е С К И Й У Н И В Е Р С И Т Е Т С Т Р О И Т Е Л Ь Н Ы Й Ф А К У Л Ь Т Е Т М Е Ж Д У Н А Р О Д Н А Я Н А У Ч Н О - Т Е Х Н И Ч Е С К А Я К О Н Ф Е Р Е Н Ц И Я ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА (г. Минск, БНТУ — 23–25.10.2013) УДК 625.731(252.6) ПРОГНОЗ КОНЕЧНОЙ ОСАДКИ ДОРОЖНЫХ НАСЫПЕЙ НА СЛАБЫХ ГРУНТАХ Яромко В.Н. РУП «Белорусский дорожный научно-исследовательский институт «БелдорНИИ», г. Минск, Беларусь В силу ряда причин не всегда имеется полная информация о изме- рении осадок насыпи во времени, что затрудняет прогнозирование сроков стабилизации слабого основания в период строительства. В настоящей статье излагается методика прогнозирования конечных (стабилизированных) осадок по данным кратковременных наблюде- ний, проведенных после окончания работ по возведению насыпи. In the force of several reasons a complete information about the measurements of the subsidence’s of embankments in time is not always available making it difficult to predict the stabilization time for a weak base in the construction period. In this article the prediction procedure final (stabilized) subsidence’s according to short-term monitoring con- ducted after the completion of the construction of the embankments is explicated. Введение. В соответствии с ТКП 313-2011 [1] контрольные наблюдения при сооружении земляного полотна на слабых грунтах должны включать систематическое измерение толщины отсыпае- мых слоев hн(t), высоты насыпи h(t) и осадок слабого основания S(t) в заданные моменты времени t. По результатам этих измерений устанавливают: 421 соответствие фактического режима отсыпки проектному; соответствие строительной высоты насыпи hо фактически отсыпанной высоте насыпи h(t); соответствие расчетной осадки Sрасч фактической S(t); фактические объемы работ по отсыпке нижней части насыпи; сроки устройства дорожной одежды. Однако, если нет полного ряда измеренных осадок, то возникает проблема прогнозирования конечных осадок и сроков устройства дорожной одежды. Математическая модель консолидации слабого основания. Для восстановления упущенных осадок и построения полной кри- вой консолидации, необходимо знать закономерность изменения осадки (ядро консолидации) во времени. Ядро консолидации или функцию времени К(t) выбирают феноменологическим путем. В механике грунтов наибольшее распространение получили сте- пенная, логарифмическая и дробно–линейная зависимости [2–5]. Автором показано, что для болотных грунтов наиболее пригодным является ядро консолидации, описываемое дробно-линейной (ги- перболической) зависимостью вида [6]: К(t) = Т Т , (1) где Т – консолидационный параметр, характеризующий скорость затухания осадки и имеющий размерность времени. Физический смысл параметра Т легко установить, если из (1) определить степень консолидации: U=∫ ∫ = , (2) Из последнего уравнения видно, что при t = T происходит 50 % осадки (U = 0,5), т.е параметр Т это время, необходимое для дости- жения 50 % конечной осадки S Таким образом, осадка основания в любой момент времени равна: S(t)=US =S( . (3) 422 Пригодность дробно–линейного ядра консолидации (1) и зави- симости (3) для описания осадок консолидации устанавливают пу- тем преобразования переменных таким образом, чтобы они были связаны линейной зависимостью вида y = Kx + b . (4) Выпрямленная таким образом зависимость (4) является линейной относительно переменных y и x, а ее параметрами являются K и b. Для приведения зависимости (3) к виду (4) разделим обе части уравнения (3) на t и выполним соответствующие преобразования . (5) Принимая t/S(t) = Y; t = x, получим: К = 1/S( и b = T/S . (6) Таким образом, зависимость (3) выравнивается (выпрямляется) в координатах t/S(t)–t. Графики зависимости (3) в обычных и преоб- разованных координатах приведены на рисунке 1. Определив на выпрямленной кривой по графику (рисунок 1) обычным способом коэффициент К = tgα и параметр b как отрезок, отсекаемый прямой на оси t/S(t), можно вычислить конечную (ста- билизированную) осадку S( S( = 1/К (7) и консолидационный параметр Т = bS( = b/К. (8) Таким образом, располагая данными наблюдений за осадками, можно путем построения графика в координатах t/S – t определить конечную осадку основания S и консолидационный параметр Т ядра консолидации (1). Это позволяет в период строительства про- гнозировать величину конечной осадки S( , а на стадии проекти- рования по известным значениям S( и T прогнозировать ход раз- вития осадки во времени. Зависимость (3.20) можно представить также в виде: S(t) = . (9) 423 Эту зависимость ранее использовали А.А. Ничипорович, В.Г. Булычев, Л.С. Амарян, А.С. Королев и др. [2,3] для аппроксимации осадок различных сооружений на глинистых, пластично-мерзлых и торфяных грунтах. Ядро интегрального уравнения в виде дробно – линейной зависимости (1), по-видимому, впервые было предложено Ю.К. Зарецким [4] и несколько позже использовано С.С. Вяловым [5]. Автором предложена более общая интерпретация этой зависи- мости и определены численные значения входящих в нее парамет- ров применительно к натурным условиям консолидации из болот- ных грунтов при сооружении дорожных насыпей [6]. а б ) Рис. 1. Аппроксимация кривой осадки (а) дробно-линейной функцией (б) 0 20 40 60 80 100 0 500 1000 1500О са д ка S (t ), с м Время, t, сут 0 2 4 6 8 10 12 0 500 1000 1500 t/ s, су т/ см Время, t, сут к=tgα b 424 Инвариантность показателя SI( ) TI( ) = const. Прежде чем перейти к решению поставленной задачи, рассмотрим взаимосвязь между параметрами S( ) и Т( ) для случая действия ступенчатой нагрузки интенсивностью Р(t) = P = const. Зависимость (3) можно представить в виде линейного графика в координатах t/S(t) – t (рисунок 2). Прямая 1 характеризуется накло- ном 1/tgα = S( ) и отсекает на оси t отрезок равный Т( ). Если начало отсчета времени взять не в момент t = 0, а в любой другой момент, например t = τ0, то зависимость осадки от времени будет характеризоваться графиком (рис. 2а) с новыми параметрами Si( ) и Тi( . Поскольку в момент времени t = τ0 произойдет осадка S(τ0), то новые параметры Si ( ) S ( ) и Ti ( ) T ( ). При этом можно доказать, что для любого момента времени ti существует за- висимость: S( ) Si( ) Ti( ) (10) Для доказательства равенства (10) рассмотрим скорости осадок для графиков 1 и 2 соответственно в моменты времени t = 0 и t = τ0 . Скорость осадки основания, подчиняющаяся зависимости (3), опре- деляется следующей формулой: v(t) = . (11) Исходя из этого, для графика осадки 1 получим: v = , при t = 0; v = , при t = τ0; Аналогично для графика 2 получим: v = , при t = τ0 - τ0; v = , при t = -τ0. 425 a hн τ1 τ2 τ3 S(τ2) S(τ3) Sо S1=33.3 см б S(∞)=100 cм t/s 2- T1S1=5000 1-Т(∞)S(∞)=5000 0 τ1 τ2 τ3 t Т(∞)=50 сут Т1= 150 сут t1=20 сут t2=20 cут Рис. 2. Схемы к выводу инвариантности показателя Si(∞ Ti(∞ : а, б – соответственно графики изменения нагрузки, осадки и обратной величины средней скорости осадки во времени Учитывая, что для соответствующих моментов времени скорости осадок должны быть равны между собой, получим следующую си- стему уравнений: = ; (12) = . (13) 2 1 t S 426 Выразив из (12) Si( и подставив полученное значение в (13), получим: Si( Тi( = Т [Тi( - τ0 ] [Т ( + τ0 ] 2 . (14) Из уравнения (14) видно, что правая часть будет равна S( Т( только в том случае, если Т( +τ0 = Тi( и Тi( – τ0 = Т( Тогда: S ( Т( = Т Т2( Т ( = S ( Т( Следовательно, мы доказали, что Тi( = Т( +τ0. Подставляя это значение в уравнение (12) или (13) получим: S( Т( = Si( Тi( = const. (15) Таким образом, для основания, зависимость «осадка-время» ко- торого описывается уравнением (3), произведение параметров Si( Тi( является величиной постоянной для любого момента времени ti. Естественно, что для каждого момента времени ti пара- метры Si( и Тi( будут различными, но в силу зависимости (15) их произведение будет величиной постоянной. Инвариантность произведения Si( и Тi( была доказана для случая мгновенного приложения ступенчатой нагрузки. Исходя из допущения о линейности связи между деформациями и напряжени- ями и вытекающим из этого законом суперпозиции (наложения), следует вывод о независимости консолидационных характеристик от характера воздействия, т. е. закона нагружения слабого основа- ния. Величина константы Si( Тi( = W может быть названа со- противлением консолидации слабого основания. Прогноз конечной осадки насыпи на слабом основании. Ис- пользуя полученную закономерность Si( Тi( = W, представля- ется возможным прогнозировать конечную осадку насыпи на сла- бом основании. Для этого необходимо после возведения насыпи на заданную высоту провести измерения осадок в моменты времени τ1, τ2, τ3 для построения зависимости t/s-t (рисунок 2 б, прямая 2), вы- числить сопротивление консолидации W по формуле W = S1T1, упущенную осадку S = S( и определить конечную осадку путем решения уравнения (16): 427 S(∞)= = ( ) (16) относительно параметра Т(∞) с ограничением W/W1 = 1,0: T(∞) - ( ( ) ) 0. (17) Затем вычисляют искомое значение конечной осадки S( (18) где W – сопротивление консолидации (см·сут); S1 и T1 – соответ- ственно конечная осадка и консолидационный параметр слабого основания для интервала времени τ1 - τ3. Параметры S1 и T1 вычисляют по формулам: S1= (19) T1= ( -1) , (20) где и – соответственно осадки в моменты времени Заключение. Применительно к математической модели консо- лидации насыпи на слабом основании с использованием гиперболи- ческого ядра консолидации установлена инвариантность произве- дения конечной осадки основания на консолидационный параметр основания (W = SiTi = const) для любого момента времени. Эта закономерность позволяет по данным сокращенных наблюдений за осадками (после возведения насыпи) прогнозировать их конечную величину. Литература 1. Автомобильные дороги. Земляное полотно. Правила устройства : ТКП 313-2011 (02191). 428 2. Ничипорович, А.А. Прогноз осадок гидротехнических со- оружений на связных грунтах / А.А. Ничипорович, Т.И. Цыбуль- ник. – М. : Госстройиздат, 1961. 3. О методике расчета консолидации слабых водонасыщенных грунтов / В.Г. Булычев [и др.] : Материалы Всесоюзного совеща- ния по строительству на слабых водонасыщенных глинистых грунтах. – Таллин, 1965. 4. Зарецкий, Ю.К. О реологических свойствах пластично- мерзлых грунтов и определении осадки штампа во времени / Ю.К. Зарецкий // Основания, фундаменты и механика грунтов. – 1972. – № 2. 5. Вялов, С.С. Реологические основы механики грунтов / С.С. Вялов. – М. : Высш. шк., 1978. 6. Автомобильные дороги. Земляное полотно. Правила проекти- рования : ТКП 200-2009 (02191). 429 СОДЕРЖАНИЕ СОБОЛЕВСКИЙ ЮРИЙ АЛЕКСАНДРОВИЧ. БИОГРАФИЯ ГЛАЗАМИ СЫНА .................................................................... 3 О ПРОФЕССОРЕ Ю.А. СОБОЛЕВСКОМ УЧЕНОМ, ПЕДАГОГЕ, ЧЕЛОВЕКЕ Леонович И.И. ................................................................................................... 10 ОСНОВАТЕЛЬ КАФЕДРЫ «ОСНОВАНИЯ, ФУНДАМЕНТЫ И ИНЖЕНЕРНАЯ ГЕОЛОГИЯ» В БЕЛОРУССКОМ ПОЛИТЕХНИЧЕСКОМ ИНСТИТУТЕ МАКАРОЧКИН МИХАИЛ ФЕДОРОВИЧ .................................................. 15 Секция 1 Инженерные изыскания и геотехнический мониторинг УТОЧНЕНИЕ НОРМИРУЕМЫХ ХАРАКТЕРИСТИК ГРУНТОВ ОСНОВАНИЙ ФУНДАМЕНТОВ И ОБЕСПЕЧЕНИЕ ТОЧНОСТИ ЛАБОРАТОРНЫХ И ПОЛЕВЫХ ИСПЫТАНИЙ Беляев С.В. ........................................................................................................ 19 ОПТИМИЗАЦИЯ ПРОЕКТНО-ИЗЫСКАТЕЛЬСКИХ РАБОТ НУЛЕВОГО ЦИКЛА Бусел И.А. .......................................................................................................... 24 ОСНОВЫ МЕТОДОЛОГИИ ПРОГНОЗИРОВАНИЯ ГЕОТЕХНОГЕННЫХ СИСТЕМ Бусел И.А. .......................................................................................................... 34 ЭКОЛОГИЧЕСКИЕ ФАКТОРЫ И ИХ ВЛИЯНИЕ НА ЭКОСИСТЕМЫ И БИОСФЕРНОЕ ПРОСТРАНСТВО Колпашников Г.А., Мякота В.Г., Литвинович К.Р., Шкода В.И. ............... 44 ИНЖЕНЕРНО-ГЕОЛОГИЧЕСКОЕ РАЙОНИРОВАНИЕ И ЕГО ЗНАЧЕНИЕ ДЛЯ ОЦЕНКИ ПРОЧНОСТНЫХ И ДЕФОРМАЦИОННЫХ СВОЙСТВ ГРУНТОВ КАК ОСНОВАНИЙ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ Колпашников Г.А., Смиронова Г.Ф. ................................................................ 51 ОЦЕНКА НАДЕЖНОСТИ ДАМБЫ ХВОСТОХРАНИЛИЩА НА ЭТАПЕ ЕЕ ЭКСПЛУАТАЦИИ С УЧЕТОМ РЕОЛОГИЧЕСКИХ СВОЙСТВ ГРУНТОВ ОСНОВАНИЯ Коршунов А.А. ................................................................................................... 58 430 ВОДОБАЛАНСОВАЯ ТЕОРИЯ ПОДЗЕМНОГО СТОКА ЗОНЫ АКТИВНОГО ВОДООБМЕНА БЕЛАРУСИ Костюкович П.Н. ............................................................................................. 69 ГЕОДИНАМИЧЕСКАЯ КОНЦЕПЦИЯ ФОРМИРОВАНИЯ ОТЛОЖЕНИЙ ЛЕДНИКОВОГО КОМПЛЕКСА БЕЛАРУСИ Костюкович П.Н. ............................................................................................. 83 ГИДРОГЕОЛОГИЧЕСКИЕ КРИТЕРИИ ОТБОРА ПРЕДЕЛЬНО ДОПУСТИМЫХ ОБЪЕМОВ ПРЕСНЫХ ПОДЗЕМНЫХ ВОД БЕЛАРУСИ Костюкович П.Н. ............................................................................................. 97 РОЛЬ СТРОИТЕЛЬНОЙ ЭКОЛОГИИ В ПОДДЕРЖАНИИ БИОСФЕРНОГО РАВНОВЕСИЯ Ленкевич Р.И. ................................................................................................. 105 ГЛУБИНА ПРОМЕРЗАНИЯ ЗЕМЛЯНОГО ПОЛОТНА И ЕЕ ВЛИЯНИЕ НА ПУЧИНООБРАЗОВАНИЕ Леонович И.И., Вырко Н.П., Демидко М.Н. ................................................ 113 ИНЖЕНЕРНО-ГЕОЛОГИЧЕСКИЙ РИСК НА ТРАССАХ МАГИСТРАЛЬНЫХ ТРУБОПРОВОДОВ И ЕГО ВЛИЯНИЕ НА ГЕОЭКОЛОГИЮ ТЕРРИТОРИИ Мякота В.Г. ................................................................................................... 120 ОПЫТ ПРИМЕНЕНИЯ ГЕОРАДАРНОГО ЗОНДРОВАНИЯ ПРИ ИССЛЕДОВАНИИ ГРУНТОВ ОСНОВАНИЙ Поляков А.Н., Кремнев А.П. ........................................................................... 129 ГЕОТЕХНИКА И ИНЖЕНЕРНАЯ ГЕОЛОГИЯ: КОНФЛИКТ ИНТЕРЕСОВ?! Потапов А.Д. .................................................................................................. 134 АГРЕССИВНОСТЬ ГРУНТОВЫХ ВОД УРБАНИЗИРОВАННОЙ ТЕРРИТОРИИ (НА ПРИМЕРЕ Г. ВОЛОГДЫ) Труфанов А.И. ................................................................................................. 142 ГЕОЭКОЛОГИЧЕСКИЕ ПОСЛЕДСТВИЯ ПОДТОПЛЕНИЯ ГОРОДСКИХ ТЕРРИТОРИЙ (НА ПРИМЕРЕ Г. ОМСКА) Тюменцева О.В., Ибрагимов П.А., Щербак Д.А. .......................................... 149 431 Секция 2 Механика грунтов как теоретическая основа современной геотехники РАСЧЕТ ОСАДКИ ОСНОВАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ ИЗ АРМИРОВАННОГО ГРУНТА Банников С.Н. ................................................................................................. 156 О НАПРЯЖЕННОМ СОСТОЯНИИ ОСНОВАНИЯ АБСОЛЮТНО ЖЕСТКОГО ШТАМПА ПРИ КОНЕЧНОМ ЗНАЧЕНИИ ВЕЛИЧИНЫ КОЭФФИЦИЕНТА ТРЕНИЯ ПО КОНТАКТУ «ШТАМП-ГРУНТ» Богомолов А.Н., Ушаков А.Н., Богомолова О.А. .......................................... 165 НЕЛИНЕЙНАЯ МЕХАНИКА ВЫТЕСНЕНИЯ ДИСПЕРСНЫХ ГРУНТОВ В ОСНОВАНИЯХ ФУНДАМЕНТОВ Борозенец Л.М. ............................................................................................... 183 РАСЧЕТНОЕ ИССЛЕДОВАНИЕ ПРЕДЕЛЬНОЙНЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ И НЕЛИНЕЙНОЙ ДЕФОРМАЦИИ ОСНОВАНИЯ ОПЫТНОЙ БУРОНАБИВНОЙ СВАИ Борозенец Л.М. ............................................................................................... 195 РЕАКТИВНОЕ КОНТАКТНОЕ ДАВЛЕНИЕ ГРУНТА НА ПЛОСКУЮ ПОДОШВУ ЖЕСТКОГО ФУНДАМЕНТА Будыльская Е.А. .............................................................................................. 204 СРАВНЕНИЕ ГЕОТЕХНИЧЕСКИХ РАСЧЕТНЫХ КОМПЛЕКСОВ НА ПРИМЕРЕ РАСЧЕТА ОГРАЖДЕНИЯ КОТЛОВАНА В Г. КИЕВЕ Губашова В.Е. ................................................................................................. 212 EARTH STRUCTURES IN TRANSPORT ENGINEERING – SUSTAINABLE APPROACH AND TECHNICAL SOLUTION Vaníček Ivan ..................................................................................................... 220 PILE-RAFT FONDATIONS IN SOFT SOIL Martin Vozár .................................................................................................... 229 РАСЧЕТ ОСАДОК ГРУНТОВЫХ ОСНОВАНИЙ Жакулин А.С., Жакулина А.А. ........................................................................ 240 ВЛИЯНИЕ БУРОИНЪЕКЦИОННОЙ ОПРЕССОВКИ НА ПЛОТНОСТЬ СЛОЖЕНИЯ ГРУНТОВ И НЕСУЩУЮ СПОСОБНОСТЬ СВАЙ И АНКЕРОВ Игнатов С.В. .................................................................................................. 244 432 ОЦЕНКА РЕЗУЛЬТАТОВ РАСЧЕТА ЗДАНИЯ НА СЕЙСМИЧЕСКОЕ ВОЗДЕЙСТВИЕ С ИСПОЛЬЗОВАНИЕМ РАЗНЫХ МЕТОДОВ Кичаева О.В., Раджабзадег Могсен ............................................................. 253 ВЛИЯНИЕ АНИЗОТРОПИИ ПРОЧНОСТНЫХ СВОЙСТВ ГРУНТОВ НА УСТОЙЧИВОСТЬ ОТКОСОВ Кремнев А.П., Вишняков Н.Н, Седун Е.А. ................................................... 261 ФУНДАМЕНТАЛЬНЫЕ ОСНОВЫ МЕХАНИКИ ГРУНТОВ Кулачкин Б.И., Радкевич А.И., Митькин А.А., Шмидт Д.Д. ...................... 265 РАСЧЕТ ГОРИЗОНТАЛЬНО НАГРУЖЕННЫХ СВАЙ, ЗАЩЕМЛЕННЫХ В РОСТВЕРК, С УЧЕТОМ ДЛИТЕЛЬНОГО ДЕФОРМИРОВАНИЯ Лучковский И.Я, Есакова С.В. ....................................................................... 274 ПРИРОДА СЦЕПЛЕНИЯ И ВНУТРЕННЕГО ТРЕНИЯ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТОВ Ляшенко П.А. .................................................................................................. 282 К ВОПРОСУ НАЗНАЧЕНИЯ ДАВЛЕНИЯ НА ОСНОВАНИЕ, СЛОЖЕННОЕ ПОНТИЧЕСКИМИ ИЗВЕСТНЯКАМИ Матус Ю.В. .................................................................................................... 289 ПРОЧНОСТЬ И ДЕФОРМАЦИИ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТОВ ПРИ ТРЕХОСНОМ РЕЖИМНОМ ЧЕРЕДУЮЩЕМСЯ СТАТИЧЕСКОМ И ЦИКЛИЧЕСКОМ НАГРУЖЕНИИ Мирсаяпов И.Т., Королева И.В., Сабирзянов Д.Д. ...................................... 297 ЭКСПЕРИМЕНТАЛЬНЫЕ ИССЛЕДОВАНИЯ ДЕФОРМИРОВАНИЯ ГЛИНИСТЫХ ГРУНТОВ ПРИ РЕЖИМНОМ ДЛИТЕЛЬНОМ ТРЕХОСНОМ НАГРУЖЕНИИ Мирсаяпов И.Т., Королева И.В., Чернобровкина О.Ю. ............................... 305 ПЛИТНО-СВАЙНЫЕ ФУНДАМЕНТЫ ПРИ ЦИКЛИЧЕСКОМ НАГРУЖЕНИИ Мирсаяпов И.Т., Шакиров М.И. .................................................................... 314 ОСОБЕННОСТИ КОНСОЛИДАЦИИ СЛАБЫХ ГЛИНИСТЫХ ВОДОНАСЫЩЕННЫХ ГРУНТОВ БОЛЬШОЙ МОЩНОСТИ Мосичева И.И. ................................................................................................ 321 О ПОВЫШЕНИИ НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ СВАЙ ВО ВРЕМЕНИ Новский А.В., Логинова Л.А. ......................................................................... 328 433 МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА ПОЛУСКАЛЬНЫХ ПОРОД И МЕТОДЫ ИХ ОПРЕДЕЛЕНИЯ Новский А.В., Новский В.А., Тугаенко Ю.Ф., Вивчарук В.В. ....................... 334 АНАЛИЗ ОПРЕДЕЛЕНИЯ НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ СВАЙ- АНКЕРОВ ПО СУЩЕСТВУЮЩИМ МЕТОДИКАМ Самородов А.В., Табачников С.В. ................................................................. 343 РАСЧЕТ ОСАДКИ СВАЙНО-ПЛИТНОГО ФУНДАМЕНТА Сернов В.А....................................................................................................... 350 МЕХАНИКАГРУНТОВ КАК ТЕОРЕТИЧЕСКАЯ ОСНОВА СОВРЕМЕННОЙ ГЕОТЕХНИКИ Соболевский Д. Ю. ......................................................................................... 362 ПЕСКИ IN SITU: ПОРИСТОСТЬ Сысоев Ю.А. ................................................................................................... 377 ОПРЕДЕЛЕНИЕ КОЭФФИЦИЕНТОВ УПРУГОСТИ НАМЫВНЫХ ТРАНСВЕРСАЛЬНО-ИЗОТРОПНЫХ ГРУНТОВ Талецкий В.В. .................................................................................................. 388 ВЛИЯНИЕ СТРУКТУРНОЙ ПРОЧНОСТИ НА ПРОЦЕССЫ ДЕФОРМИРОВАНИЯ ГРУНТОВ В ОСНОВАНИЯХ ФУНДАМЕНТОВ Тугаенко Ю.Ф., Марченко М.В. ..................................................................... 397 РАСЧЕТ ОСАДКИ ГРУНТОВ ОСНОВАНИЙ ФУНДАМЕНТОВ С УЧЕТОМ УПРУГИХ И ОСТАТОЧНЫХ ДЕФОРМАЦИЙ Тугаенко Ю.Ф., Ткалич А.П., Заврак Н.В. .................................................... 404 ТЕОРЕТИЧЕСКИЕ ОСНОВЫ МЕТОДИКИ ОПРЕДЕЛЕНИЯ ДИЛАТАНТНЫХ НАПРЯЖЕНИЙ ПРИ СДВИГЕ Уласик Т.М. ..................................................................................................... 413 ПРОГНОЗ КОНЕЧНОЙ ОСАДКИ ДОРОЖНЫХ НАСЫПЕЙ НА СЛАБЫХ ГРУНТАХ Яромко В.Н. .................................................................................................... 420 Научное издание ГЕОТЕХНИКА БЕЛАРУСИ: НАУКА И ПРАКТИКА Материалы Международной научно-технической конференции, посвященной 60-летию кафедры оснований, фундаментов и инженерной геологии и 90-летию со дня рождения профессора Юрия Александровича Соболевского (Минск, 23–25 октября 2013 г.) В 2 частях Ч а с т ь 1 Технический редактор О. В. Песенько Подписано в печать 05.09.2013. Формат 60 841/16. Бумага офсетная. Ризография. Усл. печ. л. 25,23. Уч.-изд. л. 19,73. Тираж 150. Заказ 842. Издатель и полиграфическое исполнение: Белорусский национальный технический университет. ЛИ № 02330/0494349 от 16.03.2009. Пр. Независимости, 65. 220013, г. Минск.