Расчет по несущей способности (первая группа предельных состояний) оснований и фундаментов с использованием вечномерзлых грунтов по принципу II производят в соответствии с требованиями расчета устойчивости оснований из немерзлых фунтов. Расчет оснований по второй группе предельных состояний (по деформациям) при строительстве по принципу II является основным и выполняется по правилам и методикам, применяемым для оснований из талых грунтов.
При расчете осадок основания с допущением оттаивания грунтов в процессе эксплуатации сооружения предварительно рассчитывают глубину оттаивания основания под различными частями проектируемого сооружения. Расчетную глубину оттаивания грунтов в основании устанавливают исходя из расчета теплового взаимодействия сооружения с вечномерзлыми грунтами с учетом формы, размеров и теплового режима сооружения, температуры и тепло-физических свойств грунтов основания. Допускается определение размеров чаши протаивания для простых по форме сооружений в соответствии со СНиП 2.02.04 - 88.
Следует учитывать неравномерность оттаивания грунтов основания по площади сооружения, особенно под наружными стенами. В результате этого возможен значительный крен фундаментов наружных стен. Для уменьшения неравномерности осадок проектируют обогрев грунта около здания или устройство стен на консолях.
Осадки свайных фундаментов из висячих свай, погруженных в предварительно оттаянные грунты, рассчитывают как для условного фундамента (см. разд. 9.4.6). При этом необходимо учитывать возможность проявления отрицательных (или негативных) сил трения по периметру условного фундамента или по поверхности отдельных свай.

Расчет фундаментов на устойчивость при действии значительных горизонтальных нагрузок проводят аналогично расчету фундаментов на немерзлых грунтах. При этом основное сопротивление будут оказывать не силы трения, а силы смерзания грунта с фундаментом по его подошве и боковым граням.
Расчет оснований и фундаментов при использовании вечномерзлых грунтов с сохранением мерзлого состояния (принцип I) пластичномерзлых, сильнольдистых и подземных льдов производится по деформациям.
Осадка фундаментов, обусловленная уплотнением пластичномерзлых грунтов, рассчитывается по тем же методикам, что и для немерзших фунтов, т.е. используются расчетные схемы основания в виде линейно деформируемого полупространства или линейно деформируемого слоя конечной толщины (см. гл. 6). Коэффициент сжимаемости бх определяется при температуре вечномерзлого грунта, вычисляемой по формуле (13.25).
Осадки оснований из сильнольдистых фунтов и подземных льдов, а также в случаях зафужения фундаментов при температуре грунтов выше расчетных значений определяются с учетом изменения деформационных характеристик в зависимости от температуры и времени. При этом определяют составляющую часть полной осадки, обусловленную пластично-вязким течением грунта за срок эксплуатации сооружения. Более подробно это изложено в приложении СНиП 2.02.04 - 88.

оснований Основания и фундаменты сооружений, возводимых на вечномерзлых грунтах, проектируют по результатам специальных инженерно-геокриологических изысканий и исследований с учетом конструктивных и технологических особенностей объектов строительства и их теплового и механического взаимодействия с основаниями. Отличительной особенностью проектирования сооружений в рассматриваемых условиях является необходимость выполнения теплотехнических расчетов по определению расчетных температур грунта в основании, глубины сезонного промерзания и оттаивания, размеров чаши протаивания грунтов в основании сооружений, температурного режима вентилируемого подполья и других. При проектировании сооружений важнейшим является вопрос о выборе принципа использования грунтов в качестве оснований. При строительстве на вечномерзлых грунтах применяется один из следующих принципов использования вечномерзлых грунтов в качестве оснований сооружений (СНиП 2.02.04 - 88):
принцип I — вечномерзлые грунты основания используются в мерзлом состоянии, сохраняемом в процессе строительства и в течение всего периода эксплуатации сооружения;
принцип II — вечномерзлые грунты основания используются в оттаянном или оттаивающем состоянии (с их предварительным оттаиванием на расчетную глубину до начала строительства или с допущением оттаивания в период эксплуатации сооружения).
При выборе принципа анализируются данные инженерно-гео-криптологических изысканий и в необходимых случаях производится расчет глубины чаши протаивания и возможных при этом деформаций основания. Принцип 1 применяется в тех случаях, когда расчетные деформации основания при его оттаивании превышают предельно допустимые, а улучшение строительных свойств оттаиваемых грунтов или использование конструктивных мероприятий невозможно или экономически неэффективно. Этот принцип рекомендуется, когда фунты находятся в твердомерзлом состоянии и его можно сохранять при экономически целесообразных затратах на мероприятия, обеспечивающие сохранение такого состояния. При пластично мерзлых грунтах, как правило, в проектах необходимо предусматривать мероприятия по понижению температуры грунта до расчетных значений.
Принцип II применяется при наличии в основании скальных или других грунтов, деформации которых при оттаивании не превышают предельно допустимых значений для проектируемого сооружения. В зонах островного распространения вечномерзлых высокотемпературных грунтов применение принципа II может оказаться неизбежным. В пределах застраиваемой территории, как правило, необходимо предусматривать один принцип использования вечномерзлых грунтов в качестве оснований. Применение двух принципов допускается как исключение на обособленных по рельефу и другим природным условиям участках или в других случаях, если проектом будут обоснованы специальные меры по обеспечению расчетного температурного режима грунтов в основании сооружений, возводимых по принципу 1.

При проектировании оснований и фундаментов необходимо учитывать влияние на устойчивость и эксплуатационную надежность сооружений физико-механических процессов, происходящих в слоях сезонного промерзания—оттаивания и вечномерзлого грунта. К таким процессам относятся колебания температурного поля толщи грунтов, промерзание и оттаивание грунтов деятельного слоя; морозное пучение и миграция влаги в промерзающих грунтах; перемещение влаги под действием гидравлического градиента и возникновения бугров пучения и наледей; образование моро-зобойных трещин, ледяных и земляных жил; сползание оттаивающего грунта по склонам (солифлкжция и поверхностные оползни). При вытаивании подземных льдов происходит подземный термокарст, характеризующийся понижением рельефа (просадкой), образованием термокарстовых озер и т.д. Гидрогеологические условия площадки строительства определяются режимом надмерз-лотных, межмерзлотных и подмерзлотных подземных вод.
Важнейшей характеристикой грунтов, используемых в качестве оснований и сооружений в рассматриваемых условиях, является их температура.

Особенности механических свойств мерзлых грунтов обусловлены содержанием в них незамерзшей воды и льда, что при любой добавочной нагрузке вызывает протекание реологических процессов в грунтах. Из рассмотрения основ реологии вечномерзлых грунтов вытекает положение о нестабильности их механических свойств и невозможности оценки последних без учета фактора времени.
Предельное сопротивление вечномерзлых грунтов сдвигу зависит от состава и состояния грунтов и определяется главным образом температурой грунта, величиной внешнего давления и временем действия нагрузки.
Предельно длительное сопротивление мерзлого хрунта сдвигу в 2,5 - 6 раз меньше мгновенного сопротивления.
Прочность смерзания грунтов с материалами фундаментов определяет расчетную характеристику вечномерзлых грунтов -сопротивление мерзлых грунтов сдвигу по поверхности смерзания Rif В расчетах также используется другая характеристика -расчетное сопротивление мерзлых грунтов сдвигу по грунту или грунтовому раствору R'J. Зависимость предельно длительной величины смерзания от температуры грунта.
Сжимаемость мерзлых грунтов зависит от их состава и состояния, температуры, времени действия и характера нагрузки. Различают деформации упругости и уплотнения. Последние, наряду с деформациями ползучести, в значительной мере влияют на эксплуатационную надежность зданий и сооружений, возводимых на высокотемпературных вечномерзлых грунтах (пластичномерзлых).

Различное распределение льда в мерзлых грунтах (льда-цемента, льда в виде включений - прожилок, прослоек) определяю^ их строение, т.е. структуру и текстуру. В настоящее время разли-i чают следующие наиболее характерные типы текстур мерзлые грунтов (рис. 13.8): а) слитную (массивную), когда лед в виде цемента относительно равномерно распределен в грунте (поровый лед); б) слоистую, когда лед выделяется в виде параллельных прослойков, линзочек, прожилок в грунте; в) сетчатую, когда леди выделяется в виде взаимно пересекающихся прослойков, линзО-Ч чек, прожилок и жил, образующих по обнаженной поверхности» мерзлого грунта мелко- и крупноячеистую сетку.
В вечномерзлом фунте иногда имеются включения льда в виде, линз, слоев или клиньев толщиной до нескольких метров. Такие включения рассматривают как горную породу.
Слитная текстура характеризуется практически равномерным распределением кристаллов льда (порового) в мерзлом фунте, а суммарная льдистость, как правило, не превышает 0,03.
Слоистая и сетчатая (или слоистосетчатая) - i.> 0,03. По льдистости мерзлые грунты делятся на сильнольдистые, льдистые и слабольдистые (Карлов В. Д., 1997). К сильнольдистым грунтам относятся мерзлые фунты с льдистостью г>0,4, к льдистым -с 0,20 < i< 0,4, к слабольдистым - с i.< 0,20.
Ледяные включения, количественно определяемые льдистостью i., дают представление о величине осадки фунта после оттаивания под действием собственного веса. Например, если г>0,2, то это означает, что в слое мерзлого грунта толщиной 100 см находятся прослойки льда общей (суммарной) толщиной 20 см. При оттаивании максимально возможная осадка мерзлого грунта под действием собственного веса приблизительно равна сумме толщин ледяных включений, т.е. 20 см.
В зависимости от температур мерзлых грунтов изменяется их сжимаемость. На этом основании они подразделяются на твердо
мёрзлые, пластичномерзпые, сыпучемерзлые. При этом температура перехода Tag гшастичномерзлого состояния в твердомерзлое зависит от вида грунта. Ниже приводятся значения Т (табл. 13.4).
Твердомерзлые грунты характеризуются температурой ниже Г^или величиной коэффициента сжимаемости 5<0,1 кПа"1.
Ппастичномерзлые грунты характеризуются температурой от начала замерзания Ttj до температуры перехода в твердомерзлое состояние Г ^ и достаточно большой сжимаемостью (й>0.1 кПа"1).

При возможности замачивания грунтов и развития недопустимых просадок следует предусматривать одно из мероприятий: а) устранение просадочных свойств грунтов в пределах всей просадочной толщи; б) прорезку просадочной толщи глубокими фундаментами; в) осуществление комплекса мер, включающего подготовку оснований, частичное устранение просадочных свойств грунтов, водозащитные и конструктивные мероприятия.
Выбор указанных мероприятий должен производиться с учетом типа грунтовых условий, вида возможного замачивания, расчетной просадки, конструктивных особенностей сооружений, взаимосвязи проектируемых сооружений с соседними объектами и коммуникациями.
В грунтовых условиях I типа устранение просадочных свойств грунтов допускается выполнять только в пределах верхней части зоны допустимых для данного сооружения. Устранение влияния просадочности в этих грунтовых условиях возможно следующими способами: снижением давления по подошве фундаментов малоэтажных зданий до величины, при которой в основании на всех глубинах напряжение меньше начального просадочного давления; уплотнением грунта тяжелыми трамбовками, массу которых подбирают в зависимости от мощности просадочной толщи в пределах 5 - 10 т и более (рис. 13.5,о); устройством грунтовых подушек или путем сочетания уплотнения нижней зоны просадочной толщи суплотненной грунтовой подушкой в верхней зоне
(рис. 13.5,6); устройством набивных или забивных фундаментов в вытрамбованных котлованах, а также изготовлением коротких набивных свай или забивкой пирамидальных свай (рис. 13.5, в); прорезкой просадочной толщи сваями и передачей нагрузки на подстилающие грунты (рис. 13.5, г).
В грунтовых условиях II типа возможны следующие варианты устройства фундаментов: прорезка просадочной толщи сваями различного типа или глубокими фундаментами (рис. 13.6, а); закрепление грунтов химическими или термическими способами (рис. 13.6, б); уплотнение грунтов предварительным замачиванием в сочетании с глубинными взрывами и уплотнение тяжелыми трамбовками; уплотнение грунтов грунтовыми сваями.

Расчетное сопротивление грунта основания при возможности замачивания просадочных грунтов принимается равным: а) начальному просадочному давлению при устранении возможности просадки грунтов от внешней нагрузки путем снижения давления под подошвой фундамента; б) значению, вычисленному по формуле (4.8) с использованием расчетных показателей прочностных свойств фп и сп грунта в водонасыщенном состоянии.
При невозможности замачивания просадочных грунтов расчетное сопротивление грунта основания R определяется по формуле (4.8) с использованием прочностных характеристик этих грунтов при установившейся влажности weg. Предварительные размеры подошвы фундаментов можно определить по методике, изложенной в гл. 4 и 5.
Наиболее важной частью проектирования оснований сооружений на просадочных грунтах является расчет по деформациям. Это обусловлено тем, что абсолютные значения просадок могут намного превышать предельно допустимые. При местном замачивании основания относительные деформации также достигают больших и недопустимых значений. На основании определения осадок и просадок фундаментов принимают решение о возможности использования естественного основания или необходимости искусственного улучшения свойств грунтов, или прорезки про-садочной толщи глубокими фундаментами.
Расчет просадок выполняется в тех случаях, когда не предусматриваются мероприятия по устранению просадочных свойств грунтов или когда эти свойства устраняются лишь частично, а принимаемые меры против замачивания недостаточны. На основании прогноза источников и зон замачивания определяются размеры деформируемой зоны hsP в пределах которой ожидаются просадки. Для этой цели строится суммарная эпюра напряжений от собственного веса грунта ст^и дополнительных напряжений о , а также эпюра начальных просадочных давлений p.

Расчетным состоянием просадочных грунтов по влажности является (СНиП 2.02.01 - 83): 1) при возможности их замачивания - полное водонасыщение (S> 0,8); 2) при невозможности их замачивания - установившееся значение влажности we , принимаемое равным природной влажности w, если w > w .
Грунтовые условия строительных площадок, сложенных просадочными грунтами, в зависимости от возможности проявления просадки грунтов от собственного веса, подразделяют на два типа:
I тип - грунтовые условия, в которых возможна в основном просадка грунтов от внешней нагрузки а • а просадка от собственного веса Sjj*отсутствует или не превышает 5 см;
II тип - грунтовые условия, в которых, помимо просадки грунтов от внешней нагрузки sslp, возможна их просадка от собственного веса SJ и размер ее превышает 5 см.
Основными характеристиками физико-механических свойств просадочных грунтов для проектирования оснований являются : относительная просадочность ?d и ее зависимость от величины давления на грунт, начальное просадочное давление prf; начальная просадочная влажность wsl; модуль деформации при естественной влажности ? и в водонасыщенном состоянии Еп; коэффициент изменчивости сжимаемости основания а; удельное сцепление с и угол внутреннего трения ср при естественной влажности и в водонасыщенном состоянии; удельное сцепление с и угол внутреннего трения ф в водонасыщенном состоянии уплотненных просадочных грунтов до заданной плотности.

Просадочными называются пылевато-глинистые грунты, в которых под воздействием давления от внешней нагрузки или собственного веса при замачивании водой происходят быстроразви-вающиеся дополнительные осадки (просадки). Просадочными свойствами обычно обладают лессы, лессовидные супеси, суглинки, глины. Вследствие наличия крупных пор эти грунты иногда называют макропористыми. Просадочные грунты имеют некоторые характерные признаки. Они довольно однородны по гранулометрическому составу (состоят преимущественно из пылевых частиц), имеют большую пористость (около 50 %). малую влажность (S < 0.8). содержат значительное количество водорастворимых солей (карбонатов). При замачивании естественная структура таких грунтов легко разрушается.
Количественной характеристикой просадочности является относительная просадочность. Относительная просадочность представляет собой относительную осадку (просадку) грунта при заданных давлениях и степени повышения влажности.
Основными характеристиками просадочных грунтов, кроме относительной просадочности es/ являются также начальное про-садочное давление и начальная просадочная влажность wsl.
Относительная просадочность грунта зависит от давления и представляется в виде графика ?.а=/(р) (рис. 13.2,6). Если erf< 0,01, то грунт условно считается непросадочным.
Такие графики позволяют оценить начальное просадочное давление, т.е. давление, при котором 8г/= 0,01.
За начальную просадочную влажность wsl по аналогии принимают влажность, при которой в условиях заданных давлений относительная просадочность Es = 0,01.
При проектировании оснований, сложенных просадочными грунтами, следует учитывать возможность повышения их влажности за счет: а) замачивания грунтов — сверху из внешних источников и (или) снизу при подъеме уровня подземных вод; б) постепенного накопления влаги в грунте вследствие инфильтрации поверхностных вод и экранирования поверхности подстилающего слоя.

При устройстве котлованов в слабых грунтах для сохранения их природной структуры рекомендуется: принять меры к отводу поверхностных и дождевых вод; при открытом водоотливе откачку производить лишь из специальных колодцев (зумпферов), собирающих воду из канавок, располагаемых по периметру котлована; при водопонижепии с помощью иглофильтров уровень подземных вод необходимо поддерживать на 0,5 .м ниже отметки дна котлована. Котлованы разрабатываются с недобором 20-30 см с тем. чтобы оставшийся защитный слой был снят непосредственно перед началом фундаментных работ.
Слабые водонасыщенные грунты, как правило, являются силь-нопучинистыми при промерзании. Поэтому в процессе производства работ основание должно быть защищено от промерзания в период производства земляных работ, монтажа фундамента и подвальных помещений до того времени, когда будут засыпаны пазухи котлована, а подвал утеплен.
Если рассчитанные деформации оснований, сложенных силь-носжимаемыми грунтами, больше предельно допустимых значений или недостаточна их несущая способность, а на глубине 10-12 м прочные малосжимаемые грунты, толщу слабых грунтов можно прорезать сваями; принципы выбора типа и длины свай изложены в гл. 9 и 11. При небольшой толщине слабых грунтов они могут быть полностью или частично заменены песчаными или гравийными подушками, проектирование которых рассмотрено в гл. 11.
Улучшение строительных свойств слабых грунтов можетбыть осуществлено предпостроечпым уплотнением с помошыо фильтрующей пригрузки. При небольшой по глубине толще унлотнение производится па всю мощность слоя. При большой толще слабых грунтов уплотнение выполняется на глубину, исходя из расчета, чтобы суммарная осадка уплотненного и нижележащего неуплотненного слоя не превышала предельно допустимой осадки для проектируемого сооружения.

Проектирование фундаментов на слабых грунтах производится в соответствии с общими требованиями СНиП 2.02.01 - 83 с учетом особенностей их физико-механических свойств. Обязательным является расчет по I группе предельных состояний при степени влажности слабых грунтов основания Sr> 0,85 и коэффициенте консолидации cv < 107 см2/год. Сила предельного сопротивления основания должна определяться с учетом возможного не-стабилизированного состояния грунтов (см. гл. 6 и 7).
Расчет оснований из слабых грунтов по 11 группе предельного состояния также имеет свои особенности. Наряду с общими требованиями ограничения конечных совместных деформаций основания и сооружения часто необходимо производить определение осадок фундаментов во времени, используя методику, изложенную в гл. 6.
Слабые грунты, как правило, обладают неравномерной сжимаемостью, что усложняет прогноз величин ожидаемых осадок и делает определение совместных деформаций оснований и сооружений весьма приближенным. Поэтому при проектировании и возведении фундаментов важно оценить возможность развития неравномерных осадок в зависимости от причин, их вызывающих (табл.13.1).
Так как в рассматриваемых условиях определить величину дополнительных усилий в элементах наземных конструкций вследствие неравномерных осадок оснований с большой достоверностью практически невозможно, обычно назначают конструктивные мероприятия, направленные на уменьшение чувствительности этих конструкций к неравномерным деформациям (табл. 13.2). Одновременно рассматриваются решения по уменьшению ожидаемых неравномерностей осадок. Это достижимо путем:
а) устройства различно заглубленных фундаментов, позволя-
ющих получить несущий слой одинаковой мощности сильносжи
маемого грунта;
б) уменьшения давления на основание за счет применения
фундаментов с большей площадью подошвы там, где ожидаются
большие осадки;
в) использования верхнего более плотного слоя в качестве не-
сущего, способного перераспределить давление на подстилающие
слои слабого грунта;
г) устройства распределительной песчаной или иной подушки;
д) устройства более глубоких подвалов в той части здания,
осадка которой ожидается больше, чем осадка соседних частей;
е) возведения части зданий на консолях.

К слабым сильносжимаемым грунтам относятся водонасы-щенные супеси (е > 0,7), суглинки (е > 1,0), глины (е > 1,1); илы (морские и пресноводные); биогенные грунты (заторфованные, торфы, сапропели); водонасыщенные лессовые грунты; озерно-ледниковые ленточные глины, суглинки и супеси (тонкослоистые); рыхлые пески; водонасыщенные пылеватые намывные грунты. Отличительными особенностями большинства указанных грунтов являются высокая степень влажности (S > 0,8) и большая сжимаемость - модуль деформации, как правило, меньше 5000 кПа. Это соответствует грунтам, имеющим коэффициент относительной сжимаемости приблизительно 0,0015 кПа-1 в интервале давлений, характерных для фундаментов гражданских и промышленных зданий и сооружений.
Слабые грунты обладают низкой прочностью: угол внутреннего трения ф = 10-18°, удельное сцепление с = 5-30 кПа. На прочностные свойства слабых грунтов сильно влияют содержание органических веществ и консистенция. В природных условиях большинство этих грунтов обладает структурной прочностью о . Слабые пылевато-глинистые грунты и торфы характеризуются тиксотропными свойствами: при механических воздействиях (быстрое приложение давления более структурной прочности, пере-мятие, динамические воздействия и др.) структурные связи разрушаются, резко уменьшаются показатели прочности и увеличивается деформируемость; стечением времени водно-коллоидные связи восстанавливаются и происходит упрочнение грунтов.
Слабые грунты чаще всего находятся в водонасыщенном состоянии и обладают малой водопроницаемостью. При незавершенной консолидации (особенно при быстром загружении) основания это может привести к сушественному снижению его несущей способности.

Расчет сооружений прямоугольной формы в плане I Стены в грунте в виде ряда секущихся свай или из сборных элементов не имеют сплошной горизонтальной арматуры и изгиб-ной прочности в горизонтальных сечениях. Такие стены независимо от их горизонтальной протяженности рассчитываются только в вертикальных сечениях способами, изложенными в разделе 12.6.1. Наряду с этим другие технологии строительства позволяют уложить в стены подземных сооружений горизонтальную арматуру и придать им изгибную прочность в горизонтальной плоскости. Такая конструкция стен может быть обеспечена при строительстве сооружения в открытом котловане или способом опускного колодца. С определенными сложностями возможно также устройство монолитных стен в грунте с перехлестом горизонтальной арматуры между соседними захватками.
? Способ расчета стен, имеющих горизонтальную изгибную прочность, зависит от соотношения размеров сооружения или его расчетного отсека:
а. Если сооружение глубокое h/a >2 (где h - глубина, а - больший размер в плане), используется следующий способ расчета (рис.12.26, а). Стена разбивается на пояса-рамы высотой Ау =1. Рама считается нагруженной равномерным давлением р, равным активному давлению грунта и воды на глубине нижнего обреза рамы (рис.12.26, б); если сооружение возводится способом опускного колодца, то давление р умножается на коэффициент перегруза ^„=1,25, учитывающего возможный перекос колодца в процессе опускания. Нормальные усилия в стенах акЬ N = pb/2, N = pa/2.
Расчет сечения железобетонного элемента по заданной нормальной силе и изгибающему моменту производится по СНиП 2.03.01 - 84. Толщина и армирование стен оказываются переменными по глубине.
Если сооружение имеет внутренние вертикальные перегородки-диафрагмы, то рассматриваемая горизонтальная рама будет многопролетной, расчет усилий в ней может быть выполнен по (Справочник, 1971 - 1972).
Изложенный метод игнорирует вертикальную жесткость стен.
б. Если соотношение размеров сооружения или участка стены между внутренними горизонтальными и вертикальными диафрагмами h/a < 2, то стена или ее участок рассматриваются как ?лита, защемленная или опертая по своим сторонам и нагружен-дая распределенным активным давлением грунта (с учетом коэффициента неравномерности нагрузок кп для опускных колодцев).

Условия. Песчаная насыпь 4 м высотой с вертикальным откосом армирована сплошными слоями геотехнической сетки типа GEOGPJD (рис.12.23), по верху насыпи приложена распределенная расчетная нагрузка q = 40 кН/м2. Прочность сетки (полосы шириной 1 м) 12 кН, свойства песка - как в предыдущем примере. Угол трения сетки о грунт равен углу внутреннего трения грунта: ср' = ср =30°.
Требуется определить толщину песчаных слоев между слоями геотекстиля Ъ.
Расчет. Армирующий слой на глубине h воспринимает активное давление грунта R, собранное с участка высотой b (рис. 12.23):
R,= \b(.yh+q)=0,33b(nh+40)=b(6h+i3A) кН
Приравнивая прочность сетки правой части выражения (12.13), Ьолучим b = 12/(6/z+13,4), откуда следует, что толщина слоя пес-ка в верхней части насыпи (при h = 0) bma= 0,9 м, а в нижней (при /z = 4) Ьтт= 0,33 м.
Сопротивление выдергиванию армирующего слоя на участке длиной L равно силам трения с двух сторон 2r=2av/-,tgcp'(c7v= yh -•вертикальное давление грунта), и это сопротивление должно быть равно прочности армирующего слоя 12 кН/м: 12 = 2y/7ltg30°, от-вда минимальная длина нижнего армирующего слоя при h = 4 м: Л. =12/(21,8-4tg30°) =1,5 м. Проведем в откосе линию ОБ под углом внутреннего трения грунта ср =30°. Очевидно, что для отко-са в сыпучем грунте коэффициент запаса устойчивости по линии ОВ будет равен единице, а по некоторой линии ОС влево от ОБ -менее 1. Усилия в армирующей сетке будут возникать лишь влево от линии ОВ и нарастать к откосу. Соответственно этому примем •длину верхнего слоя сетки равной ширине призмы возможного оползания: imsx= /Vctgcp = 6-ctg30°=10,5M.
Край слоев сетки со стороны откоса во избежание высыпания •веска подгибается в ходе отсыпки слоев. Во избежание послестро-^ительных осадок насыпи отсыпаемые слои песка уплотняются ррамбованием. На откос может быть навешена металлическая сетка и нанесено набрызгбетонное покрытие.

Грунтовые условия. Те же, что и в предыдущем примере.
Конструкция. Тонкая (шпунтовая или железобетонная) стена поддерживает откос котлована глубиной /? = 6м. Заглубление стены ниже дна котлована / = 1,2 м. На глубине 1 м от поверхности установлен ряд анкеров.
Требуется определить устойчивость стены и подобрать параметры стены и анкеров.
Расчет. Заанкерованная стена с одним ярусом анкеров работает как однопролетная статически определимая балка, одной из опор которой является точка упора анкеров (или распорок) А, а другая - точка В — принимается ниже дна котлована на глубине f=0,6t.
В данном случае f = 0,6-1,2 = 0,72 м. Расчетная схема балки приведена на рис. 12.21, б. Потеря устойчивости стены происходит в случае, если реакция опоры Ra в точке А превысит горизонтальную проекцию расчетной несущей способности анкеров F' (рис. 12.21, г) или реакция опоры Rb в точке В превысит величину равнодействующей давления пассивного отпора грунта а .
Эпюры активного о и пассивного а давления грунта и давления воды pw на рис. 12.21, б и 12.21, г построены в порядке, изложенном в предыдущем разделе, и на длине шпунтовой стены точно такие же; численные значения аед и pv в некоторых характерных точках эпюр приведены на этих рисунках.
Реакции опор Ra= 53,6 кН и R= 95,9 кН на схеме рис.12.24, б найдены известными приемами статического анализа.
Сопоставление рассчитанных величин Rb и приводит к выводу о том, что нижняя опора имеет достаточное сопротивление пассивного отпора.

Грунтовые условия (рис. 12.20). Верхний слой мощностью 6м- песок, следующий слой мощностью 12 м- тугопластичная глина с числом текучести IL = 0,3. Зеркало грунтовых вод на глубине 3 м от поверхности. Расчетные свойства грунтов для расчетов по I группе предельных состояний обоснованы экспериментально и по данным изыскательской организации таковы: песок -сцепление с = 5 кПа, угол внутреннего трения <р,= 32°, удельный вес у, = 19 кН/м3, удельный вес с учетом взвешивающего действия воды уш= 11,7 кН/м3; глина- с = 25 кПа, ф,= 18°, у = 20 кН/м3.
Конструкция. Тонкая (шпунтовая или железобетонная) стена поддерживает откос котлована глубиной п = 6м. Заглубление стены ниже дна котлована / = 5 м. Требуется определить устойчивость стены и рассчитать ее параметры.
Расчет. Схема изображена на рис. 12.20, а. Потеря устойчивости консольной стены происходит путем поворота вокруг точки О, находящейся на глубине f = 0,8-i = 0,8-5 = 4 м. При этом со
стороны откоса на стену выше точки О действует активное давление грунта, а со стороны дна — пассивный отпор грунта; на стену также действует давление воды. Работой отрезка стены ниже точки О пренебрегают.
По формулам (12.5) рассчитаем коэффициенты активного и пассивного давления для заданных грунтов:
для песка: = tg2(45°- ср/2) = 0,31, = tg2(45°+ ф/2) = 3,25;
для глины: \g = tg2(45°- ф/2) = 0,52, Xpg = tg2(45°+ ф/2) = 1,89.
Строим эпюры вертикального давления грунта на стену со стороны откоса и дна котлована (рис. 12.20, б). Вертикальное давление грунта на глубине уровня грунтовых вод (в точке D) по формуле (12.2) составляет а = 3 м-19 кН/м3 = 57 кПа. Ниже идет обводненный песок с удельным весом у = 11,7 кН/м3, и вертикальное давление в песке на уровне дна котлована за стенкой составит а = 5 7 кПа + + 3 м-11,7 кН/м3 = 92,1 кПа. Таким образом, на этом же уровне вертикальное давление в водонепроницаемой глине скачкообразно возрастет на величину давления воды на кровлю глинистого слоя.

Гидроизоляция конструкций подземных сооружений производится с целью предотвращения проникновения напорной и капиллярной воды внутрь помещений, а при наличии у подземных вод агрессивности - для предохранения конструкций от разрушения.
Ввиду дороговизны гидроизоляционных работ, лучше всего использовать водонепроницаемые материалы и трещиностойкие конструкции, а при агрессивных свойствах воды — устойчивые к ним материалы. В этом отношении представляет интерес опыт добавления в бетоны кремниевой пыли (микрокремнезема), являющейся отходом одного из металлургических производств, в количестве 10...30% от веса цемента. При этом водопроницаемость бетона снижается в 5...25 раз и заметно возрастает прочность и устойчивость против агрессивных вод. Применение этой добавки позволяет строить подземные объекты вообще без гидроизоляции. Существенно важно бетонирование вести непрерывно, поскольку при укладке бетона с перерывами стыки оказываются водопроницаемыми.
Сульфатостойкий цемент, нечувствительный к наиболее агрессивной разновидности подземных вод, производится отечественной промышленностью.
До конца XIX века гидроизоляция подвалов выполнялась обычно в виде "глиняного замка" - слоя перемятой и плотно утрамбованной глины под полом и вокруг стен. В настоящее время этот метод почти не применяется из-за трудоемкости.
Современные схемы гидроизоляции изображены на рис. 12.19.
Схема "я" — наружная противонапорная гидроизоляция. Передает давление подземных вод на ограждающие конструкции сооружения, что делает ее предпочтительной. Горизонтальный участок гидроизоляции наносится по бетонной подготовке до устройства днища сооружения. Вертикальные участки наносятся на стены и для защиты от повреждений при обратной засыпке ограждаются кладкой в полкирпича, бетонными плитами или слоем на-брызгбетона.
Схема "б" - внутренняя противонапорная гидроизоляция. Устраивается в уже существующих зданиях. При значительных напорах необходимо устройство внутреннего железобетонного корыта (кессона), упирающегося в выступы или штробы в стенах и способного воспринять давление воды.
Схема "в" - гидроизоляция подвала от капиллярной влаги. Необходимо отметить, что эта схема принципиально непригодна для защиты от напорных вод: во-первых, при осадке фундамента неизбежен порыв слоя гидроизоляции в месте стыка пола со стеной;
во-вторых, на участке опирания стены подвала на фундаментную подушку слой гидроизоляции будет находиться под большим давлением и повредится. Основное правило строительства подземных сооружений: днище сооружений, находящееся ниже уровня подземных вод, должно воспринимать и передавать на грунт нагрузки от всех стен и колонн сооружения. Пропускать колонны сквозь днище с передачей нагрузки на собственный фундамент недопустимо.

Противофильтрационные завесы устраиваются вокруг котлованов для предотвращения фильтрации воды из окружающего массива в строительный котлован (временная завеса), фильтрации воды под гидротехническими сооружениями или попадания загрязненных вод из котлована в окружающий массив (постоянные завесы). Условием эффективности завесы является наличие на доступной глубине водоупорного слоя, в который входит нижний край завесы.
Технологически простейшим видом временной завесы является шпунтовая стена, которая не только удерживает от обрушения вертикальный откос, но и предотвращает приток воды в котлован. Совершенно непроницаемой будет льдогрунтовая стена, Устраиваемая методом замораживания.
Постоянные завесы в трещиноватых скальных грунтах и в галечниках создаются методом цементации: вдоль линии завесы пробуриваются 2...3 ряда скважин, в которые нагнетается цементное молоко. В дисперсных грунтах завесы создаются способом "стена в грунте" с откопкой траншеи механизмами непрерывного действия и заполнением траншеи местной глиной. Все большее распространение при устройстве противофильтрационных завес получает струйная технология, с помощью которой удается создавать не только вертикальные, но и горизонтальные завесы под дном котлована.

Простейшим способом временного водопо-нижения вокруг строительного котлована является устройство в его дне приямка для сбора атмосферных и грунтовых вод, попадающих в котлован, и откачка из этого приямка (рис. 12.16). Недостатками открытого водоотлива являются малое водопонижение, грязь в котловане, необходимость переноса приямка и насосов по мере углубления котлована.
Временное водопонижение вокруг котлована с помощью иг-лофильтровых установок (рис.12.17) лишено этих недостатков и является предпочтительным. Описание методов строительного водопонижения приводится в (Г.М. Бадьин и др., 1987; А.Н. Драновский, А.Б. Фадеев, 1993).
Постоянное водопонижение вокруг подземных сооружений небольшой глубины (например, подвалов жилых домов) достигается устройством пристенного и пластового дренажей и опоясывающего контура дренажных труб, по углам которого устраиваются смотровые колодцы для чистки труб (рис. 12.18, а). Собираемая вода спускается в ливневую канализацию. При отсутствии канализации дренажи теряют смысл, либо в дополнение к ним требуется установка откачивающего насоса.
Иногда пластовый дренаж устраивается под днищами глубоких сооружений для снятия напора воды и исключения всплытия сооружения (рис. 12.18, б) . Подобная мера допустима в малопроницаемых грунтах, когда объем поступающей и откачиваемой воды будет невелик.
Пластовыеи пристенные дренажи выполняются обычно в виде слоев 10... 15 см толщиной из песчано-гравийной смеси (ПГС), отсыпанных между двумя слоями геотекстиля во избежание смешивания ПГС с грунтом. В последние годы на рынке стройматериалов появились синтетические и минераловолоконные достаточно жесткие фильтрующие маты толщиной 3...5 см, применение которых при устройстве пластовых и пристенных дренажей весьма технологично. Возможно устройство дренажа за тоннельной обделкой для снятия давления воды с обделки.

Деревянный шпунт применяется для крепления малых котлованов глубиной и размерами в плане до 2...3 м. Для больших котлованов наиболее популярен стальной шпунт корытного профиля, параметры нескольких типоразмеров которого приведены в табл. 12.2. Там же приведены расчетные изгибающие моменты при расчетном сопротивлении стали С255 на изгиб по пределу упругости Л==250 МПа. Обращаем внимание на то, что момент сопротивления 1 м шпунтовой стенки оказывается значительно больше, чем сумма моментов двух с половиной шпунтин. Это происходит за счет того, что при стыковке шпунтин толщина образующейся стенки с рифленым сечением удваивается.

При глубине котлована до 6 м применение шпунта корытного профиля, заглубленного ниже дна котлована на некоторую величину, определяемую расчетом, может обеспечить устойчивость стенки без дополнительного ее крепления (консольная стенка). При большей глубине котлована или при установленной расчетом необходимости погружения шпунта до глубины, более удвоенной глубины котлована, применяется распорное, а в широких котлованах - анкерное крепление шпунтовых стен.
Анкеры. Применение анкеров допускается во всех грунтах, за исключением глинистых текучей и текучепластичной консистенции, торфов, илов. Наиболее распространенные типы анкеров изображены на рис. 12.15.
Простейший анкер траншейного типа (рис.12.15, а) состоит из анкерной плиты, воспринимающей горизонтальную нагрузку, и несущего элемента из стального стержня или троса. Анкеры траншейного типа применяются для крепления шпунтовых и подпорных стен небольшой высоты.
Для крепления высоких стен, в том числе и с несколькими ярусами анкерного крепления, обычно используют инъекционные анкеры. Скважины для анкеров пробуриваются или пробиваются ударными механизмами. При устройстве инъекционного анкера (рис.12.15, б) после погружения в скважину несущего элемента придонная часть скважины перекрывается пробкой и туда под давлением 1...2,5 МПа подается цементный раствор. В результате в донной части скважины образуется уширение (корень анкера). В качестве несущих элементов инъекционных анкеров используются трубы, по которым в процессе изготовления цементирующая смесь подается в скважину.
Несущая способность анкера ориентировочно определяется расчетом, а в процессе строительства — пробными испытаниями.

Если строительные работы ведутся не в стесненных условиях, то наиболее экономичным является придание бортам котлована таких углов откоса, при которых обеспечивается их устойчивость без специального крепления. При глубине котлована до 5 м наибольшая допустимая крутизна откосов принимается по табл. 12.1; при большей глубине -определяется расчетом.
Если строительство ведется в стесненных условиях и стенам котлована необходимо придать вертикальную форму, то используются распорные, подкосные, закладные, шпунтовые консольные и заанкерованные крепления.
Распорные крепления применяются в грунтах, которые непродолжительное время сохраняют вертикальный откос (рис. 12.12). Щиты выполняются из досок или рифленого металла, распорки -металлические винтовые. В более широких котлованах щиты подпираются подкосами.
Для поддержания стен глубоких и больших в плане котлованов применяют закладные крепления. Они состоят из вертикальных стальных двутавровых стоек, погруженных в грунт забивкой, вибрированием или в заранее пробуренные скважины, и закладываемых между ними по мере откопки котлована деревянных, металлических или железобетонных элементов (забирок) - рис. 12.13, а. На рис. 12.13, б изображен вариант такого крепления, в котором стойки, состоящие из двух швеллеров, крепятся к грунтовому массиву анкерами, а вместо закладных забирок использован торкрет-бетон.
В водонасышенных глинистых грунтах и в мелкозернистых песках с плывунными свойствами надежным видом крепления являются шпунтовые стены. Шпунтовая стена - это ряд погруженных (забитых, вдавленных или погруженных вибрацией) по контуру котлована до его откопки вплотную друг к другу деревянных или металлических элементов специального профиля.

При строительстве подземных сооружений в особо сложных грунтовых условиях применяют методы временного или постоянного закрепления грунтов. В качестве временного закрепления любых грунтов применяется рассольное (холодным раствором хлористого кальция) или криогенное (жидким азотом) замораживание. Для постоянного закрепления галечников и трещиноватых скальных грунтов применяется цементация методом инъецирования, крупно- и среднезернистые пески и лессы могут быть закреплены методом силикатизации. Песчаные и пылевато-глинистые грунты могут быть закреплены цементацией с помощью струйной технологии.
. При расчете подземных сооружений учитываются постоянные, временные длительные, кратковременные и особые нагрузки и воздействия, возникающие в условиях строительства и эксплуатации, а для сборных элементов также нагрузки, воз-никаюшие при их изготовлении, транспортировании, складировании и монтаже. К особым нагрузкам при опускании колодцев относят дополнительное давление грунта при перекосе колодца.
Расчет подземных конструкций производят, как правило, по предельным состояниям первой группы (по устойчивости), а при необходимости - и по предельным состояниям второй группы (по деформациям). Правила сочетания нагрузок регламентированы СНиП 2.01.07-85.
Расчетные нагрузки определяют путем умножения их нормативных значений на коэффициент надежности по нагрузке ур учитывающий возможное отклонение нагрузок в неблагоприятную сторону. При проектировании промышленно-гражданских сооружений для всех нагрузок можно принять у = 1,1, если увеличение нагрузки ухудшает условия работы конструкций, и у = 0,9, если уменьшение нагрузки ухудшает их.
При определении давления грунтов на ограждения подземных сооружений в расчетах используют характеристики грунтов ненарушенного сложения в природном залегании и засыпок.
Расчетные значения физико-механических характеристик грунтов определяют по формуле (1.4) Х= Хк I у
Если экспериментальное определение прочностных и деформационных характеристик грунтов не проводилось и их нормативные значения принимаются по табл. 1 - 3 прил. к СНиП 2.02.01 - 83 или по территориальным строительным нормам (ТСН), то расчетные значения характеристик в этом случае принимаются при следующих значениях коэффициента надежности по грунту: в расчетах по деформациям у =1; в расчетах по несущей способности для сцепленияу^?)=1,5; для угла внутреннего трения 7^=1,15. В этом случае коэффициент надежности по нагрузке для всех грунтовых нагрузок следует принимать yf=l,2. Такой порядок назначения расчетных характеристик грунтов нежелателен, так как обычно приводит к сильному завышению грунтовых нагрузок и утяжелению конструкций.

Устойчивость стен узкой контурной выработки, в объеме которой устраиваются стены сооружения, обычно обеспечивается тем, что в процессе откопки выработка заполняется тиксотропным глинистым раствором, откопка грунта и последующее бетонирование (или установка сборных элементов) ведутся под раствором. Устойчивость возведенных стен в процессе выемки грунта из внутреннего пространства обеспечивается временными распорками, а при больших размерах сооружения в плане - грунтовыми анкерами.
Общим достоинством многочисленных разновидностей способа "'стена в грунте" является то. что нет необходимости ведения каких-либо работ на поверхности за пределами контура возводимого подземного сооружения, что делает этот способ особенно ценным при новом строительстве в застроенной части города. Он позволяет устраивать стены любой сколь угодно сложной формы в плане. Общим же его недостатком является необходимость ведения бетонирования под глинистым раствором, что не обеспечивает высокого качества бетона и полной водонепроницаемости. Против применения глинистого раствора в последнее время протестуют экологи, что вынуждает применять синтетические быст-роразлагающиеся заменители.
Из вариантов способа "стена в грунте" при строительстве подземных сооружений получили применение:
а) откопка траншеи шириной 0,5...1,2 м и захватками длиной
3...6 м плоским грейфером и устройство стены из монолитного
железобетона путем опускания арматурных каркасов и бетониро-
вания методом вертикальной перемещающейся трубы (ВПТ);
б) откопка траншеи тем же способом и устройство стены из опус-
каемых в траншею железобетонных плит заводского изготовления:
в) устройство стены в виде секущихся буронабивных свай.
Вариант "а" при использовании специальных разделителей
между захватками позволяет создавать стены, способные воспринимать изгибающий момент не только в вертикальной, но и в горизонтальной плоскости. К сожалению, в этом варианте в наибольшей степени сказываются недостатки бетонирования под глинистым раствором, и изнутри таких стен приходится обычно устраивать гидроизоляцию и второй железобетонный слой, воспринимающий давление воды.
Достоинством варианта "б" является использование готовых плит, на поверхность которых при заводском изготовлении может быть нанесен гидроизоляционный слой, что обеспечит их полную водонепроницаемость. Вертикальные кромки плит снабжены специальными захватами-направляющими, обеспечивающими стыковку плит при погружении по всей длине. Полости стыков заполняются водонепроницаемым тампонирующим раствором сразу после установки плит, но при протечках могут быть дополнительно уплотнены тем или иным способом (инъекция непроницаемого материала, заваривание металлическими накладками) после удаления грунта изнутри сооружения. Сборная стена в грунте имеет качественную внутреннюю поверхность, что, наряду с водонепроницаемостью, делает этот вариант весьма ценным.
Общим ограничением применения вариантов "а" и "б" является наличие в грунте твердых включений - валунов. Имели место случаи неудач и даже поломки дорогостоящих механизмов при попытках откопки траншей через слой валунной морены. Опыта устройства стен по вариантам "а" и "б" в плывунных грунтах еще недостаточно. Есть основания опасаться, что, несмотря на заполненность траншеи глинистым раствором, в момент черпания грунта грейфером и отрыва его от массива возникающий в зоне отрыва вакуум будет вызывать наплыв грунта в траншею и оседание прилегающей к траншее поверхности грунта.

Теоретически погружение колодца в водонасыщенные плывунные грунты можно вести с применением кессона, отделив нижнюю часть колодца высотой несколько метров от остального объема герметичным перекрытием и создав там давление воздуха, равное давлению грунтовых вод. Однако при этом необходимый для погружения вес колодца или его пригруз столь значительно возрастает, что использование кессона для колодцев диаметром более 2...3 м становится практически нереальным.
Достоинствами способа опускного колодца являются: благоприятные, как и при котлованном способе, условия возведения стен, возможность устройства наружной гидроизоляции, возможность ведения работ на небольшом удалении от существующих зданий. Опускаемый колодец может иметь внутренние стены или поперечные балки, которые с самого начала будут воспринимать нагрузки. Этот способ широко используется при устройстве фундаментов мостовых опор, шахт станций перекачки городской канализации, подземных этажей зданий, резервуаров различного назначения. Способ применяется во всех типах грунтов от скальных до плывунных. Крупнейшие из погруженных колодцев имеют глубину и диаметр порядка 70 м.
Недостатком способа опускного колодца является относительная сложность управления силами трения грунта по стенам и силами сопротивления грунта под острием ножа при опускании, следствием чего могут быть перекосы колодца и его зависание. При перекосах в стенах колодца возникают дополнительные усилия, которые учитываются в расчете и вынуждают делать стены толще, чем того требуют эксплуатационные нагрузки. Необходимость ограждения зоны погружения колодца в обводненных и плывунных грунтах шпунтом, льдогрунтовым ограждением или противофильтраиионной завесой удорожает работы.

При котлованном способе откапывается котлован и в нем обычными способами возводится Будущее подземное сооружение.
После завершения строительства котлован засыпается грунтом. При использовании этого способа обеспечиваются наиболее благоприятные условия укладки бетона, возможность устройства наружной гидроизоляции. Строительные нагрузки на ограждающие конструкции при этом способе строительства не превосходя! эксплуатационные.
Недостатком котлованного способа является необходимость резервировать значительные площади поверхности за контурами возводимого сооружения при заоткоске стен котлована под устойчивыми углами откоса или крепления вертикальных стен. Это обстоятельство обычно ограничивает применение котлованного способа глубиной 5...7 м.
Способ опускного колодца. Способ опускного колодца (рис. 12.7, б) заключается в том, что ограждающие стены подземного сооружения в виде замкнутого контура (круглого, прямоугольного и др.) возводятся на поверхности из монолитного железобетона или из сборных элементов (блоков, панелей) на специальной конструкции, называемой ножом. После возведения стен на достаточную для начала погружения высоту производится извлечение грунта изнутри колодца, что сопровождается оседанием колодца под действием сил собственного веса. Для уменьшения сил трения колодца о грунт внешний диаметр ножа принимается на 10...30 см больше диаметра стен, что обеспечивает создание зазора между грунтом и стенами. В неустойчивых грунтах этот зазор заполняется тиксотропным глинистым раствором. Если вес колодца недостаточен для преодоления сил трения, что обычно имеет место при небольших в плане размерах колодца, колодец сверху пригружают грузами или путем натяжения анкеров, проходящих сквозь вертикальные отверстия в стенах и закрепленных глубоко в грунте. После опускания колодца на нужную глубину устраивается его днище - нижнее ограждение подземного сооружения.
Опускание колодца в обводненных грунтах обычно ведется с водопонижением, а при наличии у грунтов плывунных свойств и плохой водоотдачи, что грозит выпиранием грунтового дна в процессе опускания и осадками прилегающей поверхности, вокруг опускаемого колодца создаются шпунтовое или льдогрунтовое ограждение, доходящее внизу до водоупорного слоя, или глиняная противофильт-рационная завеса. В подобных обстоятельствах возможно также погружение колодца с затоплением его внутреннего пространства грунтовыми водами и подводной разработкой грунта, однако это уменьшает вес колодца на величину архимедовых сил взвешивания и создает сложности при встрече ножом твердых включений - валунов. Неизбежное при подводной разработке подводное бетонирование днища требует большого расхода бетона. По этим причинам погружение затопленных колодцев применяется редко.

Подпорные стены служат для длительного или постоянного поддержания устойчивости вертикальных откосов выемок или насыпей. На рис.12,4 приведены сечения гравитационных подпорных стен, устойчивость которых обеспечивается собственным весом. Тонкостенные железобетонные стены (рис. 12.5) вовлекают в качестве удерживающего противовеса силы тяжести грунта, лежащего на горизонтальных фундаментных плитах.
На рис. 12.6, а и б изображена насыпь с вертикальным откосом из армированного грунта, а на рис. 12.6, в - так называемая нагельная стена выемки, вертикальный откос которой поддерживается забивными стержнями (нагелями).
Проектирование подземного сооружения состоит из следую щих этапов:
разработка объемно-планировочного решения (архитектуры) в соответствии с функциональным назначением сооружения;
выбор наиболее экономичного способа строительства с учетом глубины заложения подошвы сооружения, грунтовых и гидро-?еологических условий, наличия близкорасположенных строений;
> решение вопросов водозащиты и гидроизоляции;
расчет внешних нагрузок от грунта и сбор внутренних нагрузок; . расчет и определение параметров ограждающих и внутренних конструкций;
> выбор способов временного поддержания стен котлованов при котлованном способе строительства) и расчет параметров крепления.

Ограждающей называют постоянную конструкцию, закрепляющую выработку подземного сооружения и образующую его внутреннюю поверхность.
В ограждающую конструкцию входят стены, днище и верхнее перекрытие подземного сооружения. Ограждающая конструкция воспринимает нагрузки и воздействия, обеспечивает прочность, трещиностойкость, жесткость и устойчивость подземного сооружения, а также изоляцию внутреннего объема сооружения от внешней среды с учетом требований теплоизоляции, гидроизоляции, звукоизоляции.
Наиболее распространенными видами подземных сооружений по назначению являются: подземные гаражи; спортивные, рекреационные помещения, залы для зрелищных мероприятий и т.д.; сооружения промышленно-технологического назначения (емкости водопроводных и канализационных сетей, заглубленные части дробильно-сортировочных цехов, металлургических производств, подземные атомные котельные и т.п.); убежища ГО; пешеходные и коммуникационные тоннели; жилые дома; подпорные стены.
С полным основанием подземными сооружениями можно считать и фундаменты глубокого заложения под тяжелыми объектами: мостовыми опорами, реакторами атомных электростанций и т.п.
Кроме перечисленных видов, во всех странах сооружается множество иных подземных объектов (горные выработки при добыче полезных ископаемых, автомобильные и железнодорожные тоннели и выработки метрополитенов, гидротехнические тоннели и машинные залы гидроэлектростанций, хранилища нефтепродуктов, захоронения ядовитых отходов и др.), вопросы проектирования которых изучаются в других специальностях.
Конструктивные решения некоторых из перечисленных подземных сооружений приведены на рис. 12.1...12.3.
На рис. 12.1 изображен круглый в плане подземный гараж в комплексе с поверхностными зданиями. Въезд и выезд автомобилей осуществляются своим ходом по наклонному внутреннему пандусу.

Подземным называют сооружение (или его часть), расположенную ниже планировочной отметки грунта. Простейшими видами подземных сооружений являются подвалы жилых домов.
Достоинствами подземных сооружений, обусловившими их интенсивное и все расширяющееся строительство, являются сокращение потерь тепла через стены и соответствующая двух—трехкратная экономия на отоплении, сохранение дневной поверхности грунта для других целей, повышение прибыли с единицы площади городских территорий, сокращение расходов на наружный косметический ремонт, повышение пожаробезопасное™, защищенность помещений от внешних воздействий.
Специфическим достоинством поверхностных зданий с развитой подземной частью является тот факт, что при расчете величины осадки здания во внимание принимается только дополнительная нагрузка, то есть вес сооружения за вычетом веса грунта в объеме подземной части здания. При равенстве веса здания и веса вынутого грунта осадки будут равны нулю, что очень ценно при строительстве новых зданий вблизи существующих объектов.
Подземные сооружения могут размещаться в комплексе с наземными зданиями, в сочетании с подземными инженерно-транспортными сооружениями, в специально создаваемых выработках под улицами, площадями, скверами.
Конструкция подземных сооружений зависит от объемно-планировочных решений, определяемых функциональным назначением, глубины заложения, инженерно-геологических условий, нагрузок, обстановки на поверхности, а также от способа производства работ.

Этот способ применяют для закрепления лессовидных грунтов, неводонасыщенных пылевато-гпинистых грунтов. Сущность термического закрепления заключается в преобразовании структурных связей в грунте под воздействием высоких температур. В результате закрепления устраняются просадочные свойства грунтов, возрастают их прочность и водостойкость.
• Термообработку производят посредством сжигания в них топлива (газообразного, жидкого или твердого, рис. 11.7). В качестве топлива используют горючие газы, соляровое масло, мазут. Для усиления фильтрации раскаленных газов в грунте и поддержания необходимой температуры в скважине в нее подают избыточное количество воздуха и поддерживают давление в пределах от 15 до 50 кПа.
Диаметр скважин принимают равным 10...20 см; глубина колеблется в пределах от 6 до 15 м и более. Расстояние между осями скважин зависит от нагрузок их распределения по пятну застройки. Обжиг грунта продолжается от 5 до 10 сут. При сжигании 80... 180 кг жидкого топлива на 1 м глубины скважины вокруг нее образуется массив термически закрепленного грунта диаметром 1,5...3 м.Прочность закрепленного грунта на сжатие достигает 1,0...3,0 МПа.
11.5.5. Закрепление грунтов с использованием высоконапорных инъекций Использование высоконапорных инъекций или струйной технологии позволяет решать широкий круг геотехнических задач. Эта технология широко используется для глубокого перемешивания грунтов на глубине с их закреплением и создания любых по конфигурации массивов.
Технология заключается в погружении устройства для перемешивания грунта с вяжущим материалом. Устройство снабжено специальными соплами, через которые подается раствор под давлением до 150 атм и более. Это способствует быстрому погружению и образованию массива до 3, 0 м в диаметре. Укрепленные массивы цилиндрической формы в зависимости от вида и состояния закрепляемого грунта, могут располагаться на различном расстоянии друг от друга при плотности заполнения S от 34, 9 до 97%. В качестве примера можно привести фундамент, который устраивается на закрепленном массиве, передающем давление на относительно прочные грунты основания.

Метод устройства столбчатых фундаментов в вытрамбованных котлованах обычно применяют при строительстве относительно легких каркасных зданий на просадочных, насыпных и других, преимущественно связных, грунтах при степени их влажности S<0,1 и нагрузках на фундаменты примерно до 3000 кН. Прямоугольные или круглые в плане котлованы вытрамбовывают под отдельные фундаменты заданной глубины посредством сбрасывания трамбовки массой от 1,5до Юте высоты 6...10 м. Трамбовка чаще всего имеет форму усеченной пирамиды или более сложной конфигурации с уклоном боковых поверхностей 1:10.
Последовательность работ: снимают почвенно-растительный слой и производят вытрамбовывание котлована; размеры трамбовки определяют заданными габаритами котлована; в котлован укладывают бетонную смесь с устройством стакана для колонны. В основании образуется уплотненная зона с плотностью грунта pd = 16...19,5кН/м3.
При слабых грунтах в котлован втрамбовывается щебень, в результате чего образуется уширение, что приводит к увеличению несущей способности основания.
Устройство таких фундаментов приводит к снижению стоимости, но надо опасаться морозного пучения.

В наиболее напряженной зоне под фундаментами слабый грунт заменяют подушками. Таким решением являются подушки из песка, гравия, щебня, связного грунта и других материалов.
При устройстве подушек песок крупный или средней крупности отсыпают в котлован и уплотняют или послойно, или сразу в пределах всей ее высоты. Плотность (скелета) сухого грунта должна быть не менее 1, 65 т/м3.
Расчет песчаных подушек сводится к определению их размеров и осадок таких оснований.
Рекомендуется расчетное сопротивление грунта подушки принимать как для песков средней плотности. Высота песчаной подушки выбирается таким образом, чтобы давление, передаваемое на подстилающий слой, не превышало расчетного сопротивления R этого грунта, иначе увеличивается высота подушки или площадь подошвы фундамента. Для обеспечения устойчивости основания песчаная подушка должна иметь также достаточную ширину.
Опыт строительства показывает, что устойчивость подушки заведомо обеспечивается при распределении давления в ней под углом а, равным 30...45° (рис. 11.1). При этом, чем слабее грунт, тем угол а принимается больше.
При значительной высоте подушки объем ее получается чрезмерно большим. Меньшая ширина подушки Вп может быть получена при проектировании по методу Б.И.Далматова, который предложил определять ее размеры, исходя из условия устойчивости песчаной призмы ACD - случай 1 (рис. 11.2, а) или ACED - случай 2 (рис. 11.2, б). При расчете учитывается трение песка по поверхности AD и активное давление слабого грунта на вертикальную грань песчаной подушки, принимаемое равным гидростатическому давлению от собственного веса грунта. В случае "б" учитывают, кроме того, трение песчаной подушки о подстилающий грунт на участке a (DE).

В практике проектирования оснований и фундаментов все большее значение приобретает применение средств вычислительной техники. При этом используются отдельные прикладные программы, комплексы программ, пакеты прикладных программ (ППП) и системы автоматизации проектных работ (САПР).
САПР являются результатом объединения методического, программного, информационного и технического обеспечения. Как правило, САПР обеспечивает возможность комплексного и систематического применения вычислительной техники пользователями, не специализирующимися в программировании.
Внедрение в практику указанных программных средств позволяет существенно сократить сроки проекгирования, снизить себестоимость проектов, повысить качество и эффективность капиталовложений.
Среди наиболее известных программных средств, применяемых для автоматизации проектирования оснований и фундаментов, можно выделить: программы обработки результатов инженерно-геологических изысканий; программы автоматизации расчетов фундаментов различных типов по методикам, реализующим рекомендации строительных норм; программы, обеспечивающие возможность решения задач механики грунтов, оснований и фундаментов на основе нелинейных математических моделей.
Кроме этих групп, в структуре программного обеспечения выделяются сервисные программы, применяемые в той или иной степени во всех перечисленных разделах для формирования и выводов результатов выполнения программ в виде таблиц, графиков, наборов данных на внешних запоминающих устройствах.

Фундаменты мостовых опор, эстакад путепроводов и других сооружений испытывают значительные горизонтальные нагрузки, соизмеримые с вертикальными. Расчет горизонтально нагруженных свайных фундаментов состоит из двух этапов: первого — на вертикальную нагрузку, как это изложено выше, и второго—проверки сваи на совместное действие вертикальных и горизонтальных нагрузок.
Расчет одиночных свай выполняют на совместное действие вертикальных и горизонтальных нагрузок и моментов (см. прил. 1 СНиП 2.02.03 - 85). В статическом отношении свая рассматривается как балка на упругом винклеровском основании, характеризуемом коэффициентом постели, линейно увеличивающимся с глубиной, имеющая заданное поперечное сечение и заданные нагрузки на одном конце.
На основе решений строительной механики выведены формулы для определения горизонтального перемещения сваи в уровне подошвы ростверка и и угла ее поворота ш, расчетного давления а , оказываемыми на грунт боковыми поверхностями свай, а также для определения изгибающих моментов Mw поперечных сил Я в различных сечениях по длине сваи. Последовательность расчета включает:
а) расчет свай по деформациям, который сводится к проверке
условий допустимости расчетных значений горизонтального пе-
ремещения головы свай и угла их поворота.
б) расчет устойчивости грунта основания, окружающего сваю
(только для свай d > 0,6 м), заключающийся в сопоставлении рас-
четного давления агс несущей способностью грунта;
в) проверку прочности свай, как внецентренно сжатых эле-
ментов, по сопротивлению материала по предельным состояниям
первой и второй групп.
Пример расчета сваи-оболочки под мостовую опору на действие вертикальной и горизонтальной сил и момента приведен в "Проектирование свайных фундаментов": Учеб. пособие / Санкт-Петербургский государственный инж.-строит. ин-т. СПб., 1992. 84 с. (авт.: Бронин В. Н., Голли А.В.).
Свайные фундаменты с наклонными (козловыми) сваями принято рассматривать как пространственные рамные конструкции (статически неопределимые), взаимодействующие с упругим основанием. Ригелем этой рамы является ростверк, а стойками - сваи. Взаимодействие грунта и свай в зависимости от необходимой точности расчета может быть учтено двумя способами: как жесткая условная заделка свай в грунте или как деформация гибкого стержня в упругой среде. В том и другом случае расчет статически неопределимой системы выполняется методом перемещений.
Для низких ростверков учитывается дополнительно сопротивление грунта по его боковым поверхностям. Свайные фундаменты как с низким, так и с высоким ростверком можно рассчитывать, применяя одинаковую методику, которая называется обобщенной.

Ростверк устраивают по верху свай для обеспечения совместной Работы свай и несущих надземных элементов сооружения. Конструирование ростверка начинают с размещения свай в плане. Сваи размещают в виде: а) одиночных свай (под отдельно стоящие опоры); б) свайных кустов (под колонны); в) свайных лент (под стены зданий); г) сплошного свайного поля (под тяжелыми сооружениями).
При этом необходимо стремиться к компактному размещению Свай таким образом, чтобы линия равнодействующей всех сил при
наиболее неблагоприятном сочетании нагрузок проходила через центр тяжести свайного куста в уровне подошвы ростверка. Под колонны сваи размещают правильными рядами или в шахматном порядке, объединяя сваи отдельными ростверками прямоугольными (квадратными, круглыми) в плане (рис. 9.5, а, б). Характер размещения свай (шахматный или правильными рядами) зависит от числа свай. Для центрально нагруженных фундаментов сваи размещают симметрично относительно оси поперечного сечения колонны. Для внецентренно нагруженных фундаментов возможны три схемы размещения свай:
1. Сваи размещают симметрично относительно центра колонны, но число их увеличивается для восприятия момента введением коэффициента rjw> 1 (см. формулу (9.25)). При этом сваи нагружены неравномерно. Наиболее нагружены сваи, максимально удаленные от центра колонны в направлении действия момента.
2. Сваи размещают неравномерно, но так, чтобы равнодействующая всех сил проходила через центр тяжести свайного поля. При этом все сваи нагружены равномерно, a rjM = 1.
3. Сваи размещают равномерно, но центр подошвы ростверка смещают в направлении действия момента относительно центр3 поперечного сечения колонны на среднюю величину эксцентрИ' ситета ем. При этом все сваи оказываются нагруженными равномерно, а Т)м= 1.
Размещение свай по схемам 2 и 3 возможно, если момент действующих на фундамент сил является постоянным.
Под стены зданий сваи размещают в один или несколько рядов вдоль осей стен и используют ленточные ростверки (см. рис. 9.5, в, г) При размещении свай в один ряд наличие свай в углах здания обязательно, в местах пересечения стен — желательно. Круглые в плане сооружения имеют обычно ростверки круглые или кольцеобразные. Сваи размещают по концентрическим окружностям.
Минимальное расстояние между осями забивных висячих свай принимают не менее 3d, где d - сторона или диаметр поперечного сечения сваи. Расстояние между сваями-стойками не регламентируется и зависит от нагрузок и возможности их погружения в грунт. Расстояние в свету между стволами буровых, набивных свай, свай-оболочек принимается не менее 1 м. Расстояние в свету от края сваи до края ростверка с учетом возможного отклонения от проектного положенния сваи при забивке должно быть не менее 5 см. Отклонение сваи при забивке для однорядного расположения свай допускается 0,2 d.
Ростверки под колонны (рис. 9.6, а, в, г ), как правило, устраивают монолитные, из бетона класса не ниже В12,5. Верх ростверка принимают на 150 мм ниже уровня пола. Для возможности использования стандартных опалубок высота ступеней ростверка принимается кратной 150 мм. В текучепластичных и текучих связных грунтах под ростверком устраивают подготовку из втрамбованного в грунт щебня или бетона толщиной 100 мм.

Расчет свайного фундамента включает следующие этапы: выбор глубины заложения ростверка; назначение типа, конструкции и размеров сваи; определение несущей способности сваи; определение приближенного веса ростверка и назначение количе-сп№а (шага) свай в ростверке; конструирование ростверка; проверка усилий, передаваемых на сваи; проверка прочности ростверка, расчет осадки свайного фундамента.
Выбор глубины заложения ростверка Вид и размеры сваи намечают одновременно с назначением глубины заложения ростверка d, которая принимается в зависимо сти от тех же факторов, что и у фундаментов мелкого заложения (см. гп. 3). В пучинистых грунтах значение ^должно быть не меньше расчетной глубины промерзания df Ростверк, как правило, для промышленных и гражданских сооружений располагают ниже пола подвала, кроме однорядного размещения свай под стены.
Для удобства производства работ ростверк стремятся по возможности располагать выше уровня подземных вод. Исключение составляет случай применения деревянных свай, тогда подошва ростверка опускается ниже уровня подземных вод.
При непучинистых грунтах ростверки бесподвальных зданий могут закладываться у поверхности земли на 0,1...0,15 м ниже планировочных отметок. Сваи располагают вдоль стен в один или несколько рядов. В несильно пучинистых грунтах под ростверками наружных стен в пределах глубины промерзания укладывают слой шлака толщиной не менее 30 см или песка не менее 50 см. Техническое подполье и подвалы на период строительства защищаются от промерзания.
Ростверки под внутренние стены бесподвальных зданий устраивают выше пола технического подполья с отметкой верха ростверка на уровне низа надподвального перекрытия. При значительных уклонах местности допускаются уступы (перепады) в ростверке. Осадочные швы прорезают и ростверк.

Несущая способность сваи определяется из условий прочности материала сваи и грунта. При проверке прочности сваи по материалу определяют непосредственно силу расчетного сопротивления ceauF^. При проверке прочности сваи по грунту определяют первоначально несуи{ую способность сваи F г а затем, используя коэффициент надежности ук (см. формулу (9.1)), находят силу расчетного сопротивления сваи по грунту FRt. На стадии ТЭО и для сооружений III класса допустимо применять расчетный метод, основанный на использовании таблиц расчетного сопротивления грунта СНиП 2.02.03-85. Для разработки рабочего проекта сооружений 1 и II классов определение несущей способности сваи должно быть основано на ее прямых испытаниях (статических, динамических или методе зондирования).
Для всех видов забивных свай, опирающихся на скальные и малосжимаемые грунты, принимают R = 20 000 кПа. Для набивных и буровых свай и свай-оболочек, заделанных в невыветрелый скальный грунт не менее чем на 0,5 м, расчетное сопротивление определяется по формуле R=Rcr[(lJdf)+ 1,5]/у,, (9.8)
где R - нормативное значение предела прочности на одноосное сжатие скального грунта в водонасыщенном состоянии. кПа; I. - глубина заделки сваи в скальный грунт, м; df- наружный диаметр части сваи, заделанной в скальный грунт; у - коэффициент надежности по грунту, принимаемый yg= 1,4.
Для свай-оболочек, опираемых на невыветрелый скальный грунт, расчетное сопротивление определяется по формуле
*=Vv (9-9>
где RcJ1, ys - то же, что в формуле (9.8).
Силу расчетного сопротивления сваи по грунту F., кН, определяют по формуле (9.1) F^= FJ ук, в которой для расчетного метода коэффициент надежности у = 1,4.
Пример 9.5. Определить несущую способность и силу расчетного сопротивления по грунту буровой сваи диаметром df = 1.3 м, заделанной в гранит на ld = 0,6 м (см. пример 9.2). Нормативное значение предела прочности на одноосное сжатие невыветрелого гранита R = 15 000 кПа.
Свая является сваей-стойкой, заделанной в невыветрелый скальный грунт на глубину I = 0,6 м > 0,5 м, несущую способность по грунту сваи находим по формуле (9.7), предварительно определив по формуле (9.8) значение/? = 15000 [(0,6/1,3)+ 1,5]/ 1,4 = 21000 кПа, учитывая, чтоус = 1; Я „=15 000 кПа; /, = 0,6 м; d = 1,3 м; у =1,4; А = п cPl'4 = = 3,14- 1,32/4=1,327м2.Откудв
Fd= 1 21000 1,327 = 27867 кН.
Силу сопротивления сваи по грунту определяем по формуле (9.1) FRs = 27867 / 1,4= 19905 кН.
Сравнивая значения Ffc и FRm, полученное в примере 9.4, видим, что они близки между собой. В дальнейших расчетах следует использовать = 18299 кН как меньшее.

Длина сваи L зависит от принятой глубины заложения ростверка и глубины расположения слоя, который принимается в качестве несущего и в который свая погружается на величину заделки Ь.> 1,5 м. Несущим слоем принимается слой грунта, обладающий хорошими строительными свойствами. При однородных (сжимаемых) грунтах длина свай назначается па основании технико-экономического сравнения вариантов свай различной длины. Свая, воспринимающая сжатие, заделывается в ростверк на величину ш. > 0,05 м. Дня свай, работающих на выдергивание (изгиб), глубина их заделки в ростверк принимается из условия обеспечения прочности заделки.
При использовании забивных свай L округляется в большую сторону до ближайшего номенклатурного размера (см. табл. 9.1), для свай, изготавливаемых в грунте, L округляется до размеров, кратных 0,1 м.
Следует иметь в виду, что несущая способность свай нелинейно возрастает с ростом L. Короткие сваи обладают низкой несущей способностью и из-за большого числа их в фундаменте ростверк имеет значительные размеры. В однородных грунтах увеличение длины сваи приводит к сокращению расхода бетона как за счет сокращения объема свай, так и объема ростверка. В то же время увеличение глубины погружения свай вызывает нелинейное удорожание стоимости их возведения.
После определения длины сваи назначают ее поперечное сечение. Сваи бывают круглые, кольцевые, квадратные, прямоугольные, многоугольные, тавровые, двутавровые и пр. Для номенклатурных размеров свай их поперечные сечения определяются по табл. 9.1-Если длина свай более 16 м, их делают стыкованными из 2 и даже 3 звеньев. В общем случае размер поперечного сечения сваи уточняется в соответствии с требованиями обеспечения необходимой несущей способности сваи. В слабых грунтах целесообразно использование полых свай. Экономичными являются сваи, у которых сопротивления по материалу и грунту являются близкими.

Важнейшим этапом проектирования свайного фундамента является назначение типа свай по характеру их работы и способу устройства.
По характеру работы различают сваи-стойки и висячие сваи. Сваи-стойки опираются па малосжимаемый грунт, для которого модуль деформации Е > 50 МПа, и несущая способность таких свай, ввиду отсутствия их перемещений, определяется только сопротивлением грунта по острию сваи. Висячие сваи воспринимают нагрузку за счет сопротивления грунта по боковой поверхности и острию сваи, так как они погружены в сжимаемые грунты и имеют перемещения.
По характеру устройства различают: а) забивные сваи: б) сваи-оболочки, заглубляемые с выемкой грунта; в) набивные сваи, устраиваемые в скважинах, образованных вытеснением грунта; г) буровые сваи, устраиваемые бетонированием пробуренных скважин: д) винтовые.
Рациональная область применения различных видов свай определяется инженерно-геологическими условиями строительной площадки и конструктивными особенностями сооружения (Рекомендации, 1982).
Забивные сваи рекомендуется применять при любых сжимаемых грунтах, подлежащих прорезке, за исключением насыпи с твердыми включениями, прослоек или линз твердого глинистого грунта или плотного песка, а также других видов грунтов с включениями валунов. Сваи-оболочки наиболее целесообразно применять при необходимости прорезки слабых грунтов значительной мощности и при действии на фундаменты больших нагрузок. Набивные сваи рекомендуется использовать при значительных сосредоточенных нагрузках в связных грунтах, особенно когда несущий слой имеет значительные колебания кровли. Буровые сваи применяют в сложных инженерно-геологических условиях, когда требуется прорезка слабых отложений, содержащих включения валунов, гравия, гальки, при реконструкции зданий и усилении фундаментов, в местах примыканий возводимых зданий к существующим. Наибольшее применение в нашей стране нашли призматические железобетонные сваи (табл. 9.1). В последние годы стали широко применяться в строительстве набивные и буровые сваи. Размеры таких свай определяются не только грунтовыми условиями и конструктивными особенностями здания, но и техническими характеристиками оборудования, используемого для их изготовления.

Свайный фундамент состоит из свай и ростверка. Свайные фундаменты применяют при залегании слабых грунтов в основании. Сваи передают нагрузку от сооружения на прочные грунты, а ростверки предназначены для распределения нагрузки между сваями от несущих конструкций сооружения. В промышленном и гражданском строительстве применяют ростверки низкие, т.е. заглубленные в грунт, и высокие, когда часть свай возвышается над поверхностью земли.
Исходные данные для разработки проекта свайного фундамента включают: материалы инженерно-геологических и гидрогеологических изысканий; результаты зондирования и испытания свай нагрузкой; данные о сооружении.
Расчет свайных фундаментов и их оснований производят по двум группам предельных состояний:
а) первая группа - по прочности свай и свайных ростверков;
по несущей способности свай; по устойчивости оснований свай-
ных фундаментов в целом при действии горизонтальных или вы-
дергивающих нагрузок;
б) вторая группа - по абсолютным осадкам и неравномерно-
стям осадок оснований свайных фундаментов; по перемещениям
свай от совместного действия вертикальных, горизонтальных на-
грузок и моментов; по образованию и раскрытию трещин в эле-
ментах железобетонных конструкций.
При определении N учитываются нагрузка, действующая по обрезу фундамента, собственный вес ростверка и грунта на его уступах. При расчете свай на выдергивание в нагрузку включается собственный вес сваи с отрицательным знаком. Если в сочетание нагрузок включают временные ветровые и крановые, то при проверке несущей способности крайних свай в ростверке Fd можно увеличивать на 20%.
Оценка устойчивости оснований свайных фундаментов в целом выполняется, если на них передаются большие горизонтальные нагрузки или если основания ограничены откосами, либо сложены кру-топадаюшими слоями грунта (см. п. 3.13 СНиП 2.02.03 - 85). При расчете свай на совместное действие вертикальных и горизонтальных нагрузок и моментов проверяется местная устойчивость фунта, окружающего сваю (см. прил. 1 СНиП 2.02.03 - 85).
При низких ростверках свая по прочности материала рассчитывается как центрально (внецентренно) сжатый стержень, не имеющий возможности продольного изгиба (коэффициент продольного изгиба <р - 1). Определение прочности сваи в зависимости от ее консфукции и материала (бетон, железобетон, дерево, металл) выполняют по соответствующим СНиПам.
В состав проекта свайного фундамента, как правило, входят:
а) заглавный лист - ситуационный план с размещением на
территории здания и привязкой буровых скважин: геологические
разрезы с подземным кон туром здания; перечень листов проекта;
б) чертежи конструкции сваи (не типовой); сведения о техно-
логии ее изготовления; арматурные каркасы: спецификации эле-
ментов и таблицы расхода материалов на сваи;
в) план расположения свай с привязкой к осям здания; разре-
зы котлована со сваями; сведения о несущей способности и про-
ектном отказе свай; спецификация свай;
г) план ростверков; спецификация элементов;
д) конструкция ростверков; их армирование; выборка армату-
ры; расход материалов;
е) расчетно-пояснительная записка.

Группа этих методов основана на использовании решений теорий упругости для определения совместной работы фундамента и грунта основания. Грунт рассматривается как линейно деформируемое (упругое) тело. Исходя из этого, учитывая степень гибкости фундамента и характер нагрузок, определяют реактивные давления по подошве. При приложении нагрузок одного знака можно использовать соответствующие уравнения теории упругости. Характеристикой деформируемости грунтов основания является их модуль деформации. Непосредственное определение реакций основания может быть проведено по различным методам.
Метод И.А. Симвулиди основан на использовании функциональных прерывателей. Реактивные давления по подошве фундамента, моменты и перерезывающие силы описываются простыми уравнениями. При переходе с одного участка нагрузки балки на другой соответствующие члены уравнений включаются и выключаются. Последовательность расчета: определяют свойства грунта; назначают размеры фундамента (или рассчитывают по упрощенным приемам); определяют параметры уравнений и вспомогательные члены, а также реактивные давления по подошве, моменты и перерезывающие силы; проводят конструктивный расчет фундамента. Для многих случаев загружения И.А. Симвулиди составлены вспомогательные таблицы.
Метод Б.Н. Жемочкина и А.П. Синицына заключается в следующем. Фундамент разбивают по длине на несколько участков, причем чем больше будет участков, тем большая степень точности расчета будет достигнута (рис. 8.6). Криволинейную эпюру реактивных давлений грунта по подошве (еще неизвестную) заменяют в пределах каждого участка равномерной. Далее суммарное реактив

ное давление, равное объему эпюры а)
напряжений на каждом участке, заменяют равнодействующей. Равнодействующие можно представить как усилия в опорных стержнях балки. Таким образом, в расчетной схеме фундамент опирается уже не на сплошное основание, а на систему заменяющих его стержней, опирающихся на упругое основание.
В основу метода М.И. Горбунова-Посадова положена гипотеза, по которой закон распределения реактивных давлений описывается полиномом высокой степени. Для большинства случаев загружения ленточных фундаментов и фундаментных плит М.И. Горбуновым-Поса-довым составлены таблицы, позволяющие определять реактивные давления по подошве, изгибающие моменты и перерезывающие силы.
Последовательность расчета такова: принимают характеристики грунта и материала фундамента; определяют расчетную категорию фундамента (полоса, плита); задаются размерами и определяют показатель гибкости фундамента и категорию балки; по таблицам находят единичные реакции по подошве и усилия в фундаменте; вычисляют полные реактивные давления и усилия в фундаменте; проводят конструктивный расчет фундаментов.
Учитывая предпосылки методов общих деформаций, их применяют в следующих случаях: при средне- и малосжимаемых грунтах в основании; при большой суммарной мощности сжимаемых слоев; для расчета плит, коробчатых фундаментов и т.д.

Ленточные фундаменты наружных и внутренних стен зданий с подвалами и без подвалов рассчитываются на нагрузки. Для расчета гибких фундаментов (балок и плит) линейная эпюра распределения реактивных напряжений (условно принимаемая при жестких фундаментах) не может быть использована. Поэтому при расчете учитывают возникающие в фундаментах изгибающие моменты и поперечные силы, которые подсчитывают только после определения контактных реактивных давлений по подошве. Ошибка в определении этих давлений приводит к значительным погрешностям при определении сечений и армирования гибкого фундамента.
Таким образом, для расчета гибких фундаментов приходится решать задачу о взаимодействии фундамента и основания, которая дает возможность находить контактные напряжения в плоскости их сопротивления. Задача о контактных напряжениях является очень сложной.
В настоящее время нет единого метода определения реактивных напряжений. Существуют три принципиальных метода, каждый из которых имеет свои достоинства, недостатки и преимущественную область применения. Применимость метода расчета, а следовательно и его выбор, в значительной степени зависят от грунтовых условий и деформативности фундамента. В данном случае рассматривается выбор метода расчета с указанных выше позиций. Расчет гибких фундаментов (балок и плит на упругом основании) тем или иным методом рассматривается в специальной литературе.

Определение высоты плитной (ступенчатой) части фундамента и размеров ступеней расчетом на продавливание Минимальная высота плитной части фундамента определяется расчетом на продавливание (рис. 8.1). Продавливающая сила должна быть воспринята бетонным сечением плитной части фундамента без
постановки поперечной арматуры. Различают две схемы расчета на продавливание в зависимости от вида сопряжения с колонной или подколонником: монолитное сопряжение; продавливание плитной части рассчитывается от низа монолитной части колонны или подколенника (рис. 8.1, о); стаканное сопряжение без подколенника; фундамент рассчитывается на продавливание колонной от дна стакана. Расчет на продавливание центрально нагруженных фундаментов при монолитном сопряжении (см. рис.8.1, о) производится из условия
F < R U hn,
01 т О'
где F— продавливающая сила, кН; Rb - расчетное сопротивление бетона осевому растяжению, кПа; Um—среднеарифметическое значение периметров верхнего и нижнего основания пирамиды продавливания в пределах рабочей высоты, м; Ь0 - рабочая высота плитной части, м.
Боковые грани пирамиды продавливания наклонены под углом 45° к горизонту. Если продавливание происходит от нижнего обреза подколонника, то верхние размеры пирамиды будут соответствовать размерам подколонника.
Величина продавливающей силы F принимается равной величине продольной силы N01, действующей на пирамиду продавливания, за вычетом реактивного давления грунта (силы), приложенного к большему основанию пирамиды продавливания, считая от плоскости расположения арматуры.
Если фундамент нагружен внецентренно (рис.8.1, б), т.е. распределение реактивных давлений по подошве неравномерно, то расчет на продавливание производится для одной, наиболее нагруженной грани, пирамиды продавливания. Величина продавливающей силы
F = AoP .
О г щах '
где часть площади подошвы фундамента, ограниченная нижним основанием пирамиды продавливания и продолжением в плане соответствующих ребер (заштрихованный многоугольник abedef на рис. 8.1, б), м2; - максимальное краевое давление от расчетной нагрузки, приложенной к обрезу фундамента.

Расчет железобетонных фундаментов на прочность (конструктивный) производят в последнюю очередь, т.е., когда уже выполнены все необходимые расчеты основания, подобраны размеры подошвы фундаментов, проверена осадка и др. В состав конструктивного расчета отдельного фундамента под колонну входят: а) определение высоты плитной части фундамента; б) расчет плитной части на поперечную силу; в) расчет плитной части фундамента на обратный момент; г) определение сечений арматуры плитной части фундамента; д) расчет поперечных сечений подколенника; е) расчет подколонника на местное сжатие; ж) расчет фундамента на образование и раскрытие трещин. Расчеты ленточных и плитных фундаментов имеют особенности в зависимости от способа сопряжения надземных конструкций с фундаментами.
В условиях курсового проекта по дисциплине "Основания и фундаменты" обычно выполняются только определения опалубочных размеров с учетом модульных размеров типовых фундаментов. Конструктивные расчеты, как правило, выполняются в дисциплине "Железобетонные конструкции". Поэтому конструктивные расчеты фундаментов приводятся ниже только в описательной форме.
Расчет фундамента на прочность проводится на наиболее неблагоприятные сочетания расчетных нагрузок, приложенных к обрезу фундамента, с учетом коэффициентов перегрузок, т.е. для первой группы- предельных состояний. Коэффициенты перегрузок принимаются по СНиП 2.01.07 - 85 "Нагрузки и воздействия". Расчеты выполняются для: а) наибольшей нормальной силы N и соответствующих ей Момента М и горизонтальной силы F; б) наибольшего момента М и соответствующих ему нормальной силы Ми горизонтальной силы F.
При определении реактивных давлений по подошве для расчета железобетонного фундамента учитывают только давление от нагрузок, приложенных к обрезу фундамента. Собственный вес фундамента и вес грунта на его ступенях не учитываются, так как обусловленные этими нагрузками давления на грунт уравновешиваются реактивными давлениями и не вызывают усилий изгиба в теле фундамента.

Давление, при котором происходит переход от фазы сдвигов к Разрушению, соответствует несущей способности грунта, т.е. наступлению предельного состояния по условию прочности (устойчивости). Как правило, это происходит при нагрузках превышающих расчетное сопротивление грунта основания (см. гл. 4).
Для недоуплотненных пылевато-глинистых и заторфованных грунтов потеря устойчивости, связанная сдвигом, может произойти уже при нагрузке, даже меньшей расчетного давления на грунт основания. Особенно сильно это проявляется при быстром возрастании нагрузки (загружение склада, элеватора, быстрый налив резервуара и т.п.).
Расчет по несущей способности на выпор может потребоваться и для песчаных грунтов. Эти грунты, как правило, отличаются малой сжимаемостью, а расчетные осадки фундаментов часто далеки от предельных. Это позволяет значительно увеличивать нагрузку на основание, что иногда чревато выпором грунта (рис. 7.9) при нагрузках свыше предельной несущей способности основания.
Теоретическое определение предельной нагрузки достаточно сложно, однако для практического использования применяются табулированные значения коэффициентов, приведенные в СНиП 2.02.01-83.
Грунты оснований фундаментов глубокого заложения работают в других условиях по сравнению с основаниями фундаментов мелкого заложения: столбы (любой конструкции) сооружают без разрушения дна - забоя; вертикальная нагрузка передается на фунт через подошву (давление) и через боковую поверхность (трение); под вертикальной нагрузкой выпор не происходит; столб плотно примыкает к грунту и поэтому хорошо работает на горизонтальную нагрузку. В аналогичных условиях работают фундаменты из опускных колодцев. Поэтому особенности расчета, приведенные для столбов, распространяются на опускные колодцы.
При расчете фундаментов на вертикальную нагрузку выбирают тип, материал, конструкцию столбов, определяют несущую способность одного столба по СНиП. Далее определяют необходимое число столбов, конструируют ростверк, проверяют давление на грунт в плоскости нижних концов, производят расчет по деформациям, как и для свайных фундаментов.
Расчет на горизонтальную нагрузку выполняют с учетом защемления фундамента в грунте как в упругой среде. Метод расчета зависит от приведенной высоты столба
h = 2,5 / ссд, где ад - коэффициент деформации.
Если h > 2,5, то расчет ведется как для свай; если h < 2,5, то столб рассматривают как жесткий массивный фундамент глубокого заложения.
Более подробные сведения о расчете оснований глубоких фундаментов содержатся в специальной литературе по основаниям и фундаментам опор мостов.

Ленточные фундаменты под стены делают сборными из блоков и железобетонных панелей, а также монолитными. Применение монолитных фундаментов допускается, если сборка их из блоков нерациональна или требуется увеличить сопротивление фундаментов изгибу вдоль оси стены.
Сборные фундаменты под стены обычно состоят из железобетонных плит (подушек) и стеновых блоков (см. рис. 2.1, д). Размеры типовых плит приведены в табл. 2.2. Блоки-плиты укладывают сплошь по длине стены или с разрывами — прерывистая подушка (см. рис. 2.1, е). В последнем случае удается сократить количество типоразмеров блоков. Разрывы делают обычно 0,2...0,4 м, но не более 0,9 м.
Стенки фундаментов собирают из сплошных или пустотелых (при маловлажных грунтах) стеновых блоков. Типоразмеры блоков приведены в табл. 2.3. Чаще всего стены фундаментов собирают из нескольких рядов стеновых блоков, укладываемых с перевязкой вертикальных швов (см. рис. 2.1, д). Перевязку при мало-сжимаемых грунтах делают не менее 0,4 высоты фундаментного блока, а при сильносжимаемых (Е0 < 10000 кПа) и макропористых посадочных грунтах - не менее высоты этого блока.
Для обеспечения пространственной жесткости фундамента между продольными и поперечными стенами устраивают связь путем перевязки блоков (см. рис. 2.8 ) и закладки в швы сеток из арматуры диаметром 8... 10 мм (см. рис. 2.9 ).
В некоторых случаях для увеличения жесткости фундамент-
ных стен их делают из монолитного железобетона. С целью умень-
шения количества типоразмеров стеновых фундаментных блоков,
а также для пропуска труб можно оставлять между блоками про-
емы шириной не более 0,6 м. Толщина фундаментной колонны устраивают с целью выравнивания возможной неравномерности осадки колонн и рассчитывают их как балку на упругом основании. Для выравнивания неравномерностей осадок в двух направлениях здания применяют перекрестные ленты. Ленточные фундаменты под колонны рекомендуется применять в сейсмических районах и на подрабатываемых территориях.

Монолитные фундаменты под монолитные колонны (рис. 2.4, а) конструируют по указанным выше принципам. Соединение фундаментов с колоннами осуществляется посредством сварки арматуры колонн с выпусками из фундаментов.
Железобетонные фундаменты для сборных колонн при нагрузках до 500 кН выполняют из одного блока (рис. 2.4, б). Сборные фундаменты устанавливают на тщательно выровненный слой песка толщиной 100 мм.
При больших размерах фундаментов их делают монолитными (см. рис. 2.5,2.6).
Железобетонные монолитные фундаменты под металлические колонны имеют конструкции, аналогичные приведенным выше (см. рис. 2.5). Высоту фундаментов делают не меньше длины заделки анкерных болтов и защитного слоя бетона. Обрез фундаментов устраивают на 600, 900 или 1200 мм ниже пола, чтобы можно было разместить башмаки металлических колонн. После монтажа колонн весь башмак во избежание коррозии бетонируют до уровня пола. Если на обрез фундамента передаются значительные усилия смятия от башмака колонны, то производится армирование бетона горизонтальными сетками.
фундаментные балки (рандбалки), воспринимающие нагрузки от стен, устанавливают на бетонные приливы (тумбочки, консоли) (см. рис.2.6, б, в ).
Зазоры и перепады отметок между концами балок, фундаментом, колонной заделывают бетоном. По верху балок устраивают противокапиллярную гидроизоляцию. При пучинистых грунтах ниже фундаментных балок делают дренируемую подсыпку из шлака или крупного песка.
Отдельные фундаменты под стены бескаркасных зданий (столбчатые фундаменты) делают при небольшой погонной нагрузке и прочных грунтах (рис. 2.7). В качестве материала используют бутобетон, бетон, сборные блоки. Фундаменты располагают через 3...6 м под простенками и в углах, затем перекрывают фундаментными балками, на которых возводят стену.

Железобетонные монолитные отдельные фундаменты являются основным типом фундаментов каркасных зданий.
Фундамент выполняется из одной - трех призматических плит, количество, высота и размеры в плане которых определяются расчетом на прочность.
В зависимости от требуемой глубины заложения высота фундамента регулируется высотой подколенника. Обрез фундамента под железобетонные колонны назначается на отметке - 0,15 м, что дает возможность произвести обратную засыпку пазух до монтажа колонн. При связных грунтах пластичной консистенции и водона-сыщенных песках под фундаментом устраивают подготовку из бетона толщиной 100 мм; при связных грунтах полутвердой и твердой консистенции подготовку можно не устраивать, а при маловлажных песках и гравелистых грунтах либо устраивают подготовку, либо защитный слой увеличивают до 70 мм. В остальных случаях за щитный слой принимают 35 мм. Для заделки сборных колонн в верхней части фундамента устраивают стакан. Глубину заделки одноветвевых колонн прямоугольного сечения принимают не менее большего размера поперечного сечения колонны, а для двух-ветвевых колонн этот размер h3 > 0,5 + 0,33 hK (где h„ - расстояние между наружными гранями ветвей колонны). Если /z„ > 2,4 м, то под каждую ветвь делают отдельный стакан. Установленную в стакан колонну замоноличивают цементно-песчаным раствором.
Обычно используют типовые монолитные фундаменты и железобетонные сборные колонны (табл. 2.1). Сечение подколонника выбирают в соответствии с сечением колонны. В зависимости от размеров подошвы фундамента форму плитной части принимают ступенчатой. Больший вылет ступеней - в направлении пролета сетки колонн, меньший - в направлении шага колонн.

Фундаменты могут выполняться из бутовой кладки, бутобетона, бетона, железобетона и, в исключительных случаях, из металла и дерева. Выбор материала зависит от долговечности сооружения, нагрузок, свойств грунтов, агрессивности грунтовых вод.
В районах с коротким летним и длительным зимним периодами наиболее рациональным является применение сборных фундаментов, что сокращает сроки производства работ.
Основное назначение фундамента— передача давления от конструкций сооружения на грунт основания.
В большинстве случаев прочность грунтов значительно уступает прочности материалов, из которых выполнено сооружение, поэтому приходится проектировать фундаменты, расширяющиеся °т обреза к подошве уступами или наклонными поверхностями.
Верхняя плоскость фундамента называется обрезом 1 (рис. 2.2), а нижняя - подошвой 2. Под шириной подошвы b фундамента понимают ее меньший размер в плане. Больший размер называется длиной /. Высоту фундамента - расстояние от подошвы до обреза определяет hf. Расстояние от отметки планировки до подошвы называется глубиной заложения d.
Различают фундаменты гибкие, деформации которых учитывают при распределении давления по подошве, и жесткие, при расчете которых деформации изгиба не учитывают. Бутовые фундаменты, возводимые из естественных и искусственных камней, применяются, когда кладка не испытывает растягивающих напряжений. Бутовую кладку применяют при наличии дешевого местного бутового камня и малом объеме фундаментов. Высота уступов кладки принимается не менее двух рядов кладки, приблизительно 30...60 см. Вследствие большой трудоемкости работ по возведению кладки в настоящее время она применяется редко.
Бетонные и бутобетонные фундаменты делают монолитными или сборными с относительно небольшим уширением подошвы, которое определяется в соответствии со СНиП на каменные и армокаменные конструкции.
Железобетонные фундаменты, воспринимающие напряжения сжатия и растяжения, широко применяются в фундаментостроении, особенно когда необходимо передать давление на значительную площадь при минимальной высоте фундамента. Их делают монолитными и из сборных блоков, руководствуясь требованиями СНиП обладают технико-экономическими преимуществами.

Даже при однородном грунте в пределах большой глубины, а тем более при сложном напластовании грунтов, можно наметить

несколько вариантов устройства фундаментов. Варианты могут отличаться друг от друга по материалу, конструкциям самого фундамента, глубине его заложения, ширине подошвы, подготовке основания, способу устройства фундамента и т.д. Из них следует выбрать оптимальное решение, что можно сделать на основе технико-экономического сравнения вариантов. При этом должны учитываться стоимость возводимой конструкции фундамента, ее долговечность, скорость возведения, возможность выполнения работ в зимнее время, сохранение структуры грунтов в основании во время земляных работ и др.
Процесс рассмотрения вариантов является основным в проектировании фундаментов, поэтому важно правильно решить главные вопросы при их выборе. Для этого рекомендуется:
1) составить эскизы всех реальных вариантов;
2) отбросить наиболее неприемлемые из них;
3) рассчитать отобранные варианты для наиболее загруженного типичного фундамента;
4) произвести технико-экономическое сравнение вариантов.
Рассмотрим этот вопрос на примере.
Пример 1.2. На площадке строительства 12-этажного жилого дома с поверхности на глубину 20 м залегает глина в мягкопластичном состоянии, ниже находится суглинок в твердом состоянии, уровень грунтовых вод на глубине 2 м, пол подвала на глубине 1,2 м, глина обладает следующими характеристиками: у = 18 кН/м3; ?0 = 12 МПа; Рассмотрим следующие эскизные варианты ( рис. 1.3 ): о - ленточный фундамент с широкой подошвой и минимальной глубиной заложения сборный или монолитный; б - сплошная железобетонная плита; в -свайный фундамент на коротких сваях; г — свайный фундамент с длинными забивными сваями; д — свайный фундамент с пустотелыми сваями; е — свайный фундамент из набивных свай с уширением.
Устройство ленточных фундаментов на песчаной подушке нецелесообразно, так как это ведет к большому увеличению объема земляных работ ниже уровня грунтовых (подземных) вод; уплотнение водонасыщенных пылевато-глинистых грунтов весьма затруднительно, поскольку такие грунты уплотняются медленно; применение грунтово-цементных стоек, как правило, ведет к большому расходу цемента при пылевато-глинистых грунтах.