ChSTU repository
ChSTU repository preserves and enables easy and open access to all types of digital content including text, images, moving images, mpegs and data sets
Learn More
Please use this identifier to cite or link to this item:
https://er.chdtu.edu.ua/handle/ChSTU/6117| Title: | Дослідження стійкості ґрунтів основ фундаментів будівель при щільній міській забудові |
| Authors: | Пономаренко , Іван Олександрович Нікітін, Іван Вікторович |
| Keywords: | стійкість грунтів;основи та фундаменти;стиснені умови будівництва;стабілізація основ;підстави будівель;інженерно-геологічні умови |
| Issue Date: | Jan-2025 |
| Abstract: | Актуальність теми. Головною проблемою при будівництві поблизу існуючих будівель щільної міської та історичної забудови є відсутність належного наукового та практичного досвіду щодо виявлення об'єктивних причин поведінки напружено-деформованих основ фундаментів як існуючих, так і проектованих будівель. В нашій Країні є сотні випадків будівництва нових будівель поблизу раніше зведених з негативними наслідками, що свідчать про невідповідний підхід до виконання розвідувальних робіт, помилки при проектуванні, застосування неправильних технологій будівельно-монтажних робіт, через відсутність об'єктивного наукового обґрунтування та супроводу техніки процесів проектування, експлуатації об'єктів, що розглядаються. В даний час актуальність нового будівництва поблизу існуючих будівель незаперечна, тому дослідження стійкості ґрунтів та експериментально-теоретичне обґрунтування стабілізації основ буде актуальним. Метою магістерської роботи розробка методів підвищення стійкості ґрунтів в основах будівель щільної міської забудови при негативному впливі нового будівництва. Поставлена мета вирішується шляхом вирішення наступних завдань: 1. Досліджено натурні об'єкти за літературними даними за адресами м. Києва; 2. Визначено причини негативного впливу збудованої будівлі на основу вже існуючої; 3. Розроблено методику призначення заходів щодо зниження негативного впливу будівлі на підставу існуючої. Практичне значення результатів роботи: обґрунтовано методику розрахункових досліджень заснування будівлі на навколишню забудову ;запропоновано та здійснено проектне рішення заходів щодо стабілізації деформованих підстав. Об'єкт та предмет досліджень. Об'єктом дослідження є взаємний вплив 9-ти поверхового панельного будинку на пер. академіка Філатова та 15-ти поверхового цегляного будинку-вставки за адресою бул. Миколи Піхновського (Дружби народів) м. Київ. Предметом дослідження є стабілізація негативного впливу новозбудованого будинку-вставки на підстави існуючого панельного будинку. |
| URI: | https://er.chdtu.edu.ua/handle/ChSTU/6117 |
| Appears in Collections: | 192 Будівництво та цивільна інженерія (Промислове і цивільне будівництво) |
Files in This Item:
| File | Description | Size | Format | |
|---|---|---|---|---|
| Magisterska robota Nikitin.pdf Restricted Access | 2.16 MB | Adobe PDF | View/Open Request a copy |
Items in DSpace are protected by copyright, with all rights reserved, unless otherwise indicated.
Extracted text
Актуальність теми магістерської роботи. Головною проблемою при будівництві поблизу існуючих будівель щільної міської та історичної забудови є відсутність належного наукового та практичного досвіду щодо виявлення об'єктивних причин поведінки напружено-деформованих основ фундаментів як існуючих, так і проектованих будівель. В нашій Країні є сотні випадків будівництва нових будівель поблизу раніше зведених з негативними наслідками, що свідчать про невідповідний підхід до виконання розвідувальних робіт, помилки при проектуванні, застосування неправильних технологій будівельно-монтажних робіт, через відсутність об'єктивного наукового обґрунтування та супроводу техніки процесів проектування, експлуатації об'єктів, що розглядаються. В даний час актуальність нового будівництва поблизу існуючих будівель незаперечна, тому дослідження стійкості ґрунтів та експериментально-теоретичне обґрунтування стабілізації основ буде актуальним. Мета магістерської роботи - розробка методів підвищення стійкості ґрунтів в основах будівель щільної міської забудови при негативному впливі нового будівництва. Для досягнення поставленої мети вирішено такі завдання: 1. Досліджено натурні об'єкти за адресами м. Києва; 2. Визначено причини негативного впливу збудованої будівлі на основу вже існуючої; 3. Розроблено методику призначення заходів щодо зниження негативного впливу будівлі на підставу існуючої. Достовірність результатів дослідження засновані на експериментальних спостереженнях нелінійної механіки витіснення дисперсних ґрунтів, проведених у натурно-польових умовах. Об'єкт та предмет досліджень. Об'єктом дослідження є взаємний вплив 9-ти поверхового панельного будинку на пер. академіка Філатова та 15-ти поверхового цегляного будинку-вставки за адресою бул. Миколи Піхновського (Дружби народів) м. Київ. Предметом дослідження є стабілізація негативного впливу новозбудованого будинку-вставки на підстави існуючого панельного будинку. Наукова новизна дисертаційної роботи полягає у розробці методу наукового обґрунтування зменшення впливів від будівлі на підстави існуючої забудови. Практичне значення результатів роботи: 1. Розроблено методику розрахункових досліджень заснування будівлі на навколишню забудову; 2. Запропоновано та здійснено проектне рішення заходів щодо стабілізації деформованих підстав. . РОЗДІЛ 1 АНАЛІТИЧНИЙ ОГЛЯД ВІДОМИХ РІШЕНЬ ЗА СТАБІЛІЗАЦІЇ ОСНОВ ПРИ ЩІЛЬНІЙ МІСЬКОМУ ЗАБУДІВЛІ 1.1. Актуальні проблеми забудови територій щільної забудови На сучасному етапі розвитку житлового будівництва в Україні спостерігається посилення тенденції до збільшення щільності забудови історично сформованих міських територій. При цьому виникає низка нагальних інженерних проблем, пов'язаних із збільшенням підземного простору будівель до позначки 10-15 м і більше і, як наслідок, зміною напружено-деформованого стану (НДС) сусідніх будівель. При будівництві в умовах щільної забудови одним із головних завдань є захист навколишніх будівель від додаткових деформацій, викликаних будівельними роботами, і створення нового напруженого стану в масиві землі. Будівництво підземних приміщень завжди супроводжується негативним впливом на сусідні будівлі. У багатьох випадках значні пошкодження виникають на існуючих будівлях (тріщини в стінах і фундаментах, нахили конструкцій і т.д.), викликані нерівномірними осіданнями, які виникають на початку будівництва в нульовому циклі і тривають протягом етапу експлуатації. За цих умов все більш актуальною стає задача зменшення впливу новобудов на напружено- деформований стан фундаментів існуючих будівель. Виникнення конструктивних деформацій існуючих будівель при щільній забудові свідчить про недостатню обґрунтованість прийнятих інженерами проектних рішень. При оцінці напружено-деформаційного стану системи «основа-фундамент-надземні конструкції» в щільній забудові, крім фізико- механічних властивостей ґрунту, необхідно враховувати гідрогеологічні умови будівництва. майданчик, характер навантажень і конструктивне рішення фундаментів, а й порядок виконання і технологія будівельних робіт, щільність забудови, стан існуючих будівель. При плануванні забудови в межах щільної забудови важливо прийняти обґрунтоване технічне рішення захисних споруд, тобто споруди, що огороджують котловани, в поєднанні з захисним екраном. Вирішення цих проблем можливе лише за умови включення обчислювальних комплексів, в яких реалізовані моделі нелінійної роботи ґрунтового масиву та враховані всі перераховані вище фактори на всіх етапах будівництва та експлуатації. 1.1.1 Будівництво громадського будинку з підземними поверхами в обмежених умовах міської забудови Розглядається досвід проектування та будівництва огороджувальної частини підземного простору для торговельного комплексу, розташованого у стиснених умовах центру міста Київ [1, 2]. Проект передбачає будівництво заглибленої споруди за методом «знизу вгору». У цьому зв'язку конструкція захисної стіни, прийнята зі сталевих труб діаметром 273/8 мм, встановлених в попередньо пробурені свердловини і заповнених бетоном, з кріпленням грунтовими анкерами. Глибина установки труб на блоках "А" "Б" відповідно 10,5 і 12,5 м із заглибленням на 1,5 м нижче підошви фундаментної плити (рис. 1.1). Крок трубчастих паль 1,2 м з влаштуванням між ними забірки із дошок. Ґрунтові анкери конструкції фірми «Каскташ», встановлюються в 3-4 ряди по висоті з кроком від 1,8 до 2,5 м. допускається навантаження на анкер із розрахунку 250-340 кН. Загальний обсяг бурових робіт становив 420 м3, встановлено труб – 307 т. Цими ж установками виконувалося буріння свердловин під ґрунтові анкери, у яких об'єкті становило 781 шт., які мають загальну довжину - 9442 м. До початку виконання робіт розроблено та реалізується певна система моніторингу для спостереження за станом навколишньої забудови. Недоліками даного способу є великий обсяг робіт з влаштування анкерів, великі фінансові витрати на реалізацію даного проекту. До того ж реалізація вимагає застосування рідкісного та специфічного обладнання. Рис. 1.1 - Поперечні розрізи 1-1 та 2-2 підземного простору 1.1.2 Застосування технології посилення фундаментів методом статичного вдавлювання паль в умовах щільної міської забудови Дана технологія дозволяє виконувати роботи в обмежених умовах, у тому числі й усередині будівлі. Задавлювання паль без попередньої виїмки ґрунту та повна відсутність динамічного впливу дає можливість не тільки зводити монолітні залізобетонні конструкції нульового циклу, а й посилювати фундаменти старих будівель, а також влаштовувати нові підземні приміщення під існуючими будинками [3,4]. Опис технології та обладнання. Розроблене та виготовлене обладнання володіє високою продуктивністю, малою вагою та габаритами та дозволяє, у тому числі здійснювати задавлювання паль на глибину необхідну, для забезпечення необхідної несучої здатності. Основними перевагами даного методу є: - відсутність динамічних впливів на ґрунт та будівлю; - влаштування паль без виїмки ґрунту; - контроль зусилля навантаження кожної палі; - екологічно чистий, безшумний метод; Обладнання та технологія дозволяють: - виконувати влаштування набивних залізобетонних паль діаметром 80- 200 мм, з несучою здатністю до 300 кН; - влаштовувати трубобеонні палі; При реконструкції фундаментів немає можливості розробки типових схем зусилля. Схеми зусилля повинні прийматися в кожному конкретному випадку залежно від навантажень на фундаменти, наявності підвалу та інших підземних споруд, інженерно-геологічних та гідрологічних умов та ін., проте на практиці найбільшого поширення набули дві технологічні схеми: Технологічна схема посилення фундаментів з використанням пристінних монолітних з/б ростверків. (рис. 1.2) Рис. 1.2. - Посилення фундаментів з використанням пристінних монолітних з/б ростверків Технологічна схема посилення фундаментів з-під підошви будівлі (рис. 1.3). Рис. 1.3 - Посилення фундаментів з-під підошви будівлі Послідовність проведення робіт має такий вигляд. У місцях розташування паль у ростверку замонолічуються анкерні болти, до яких, після набору міцності бетоном, кріпиться установка для задавлювання обсадної труби. Обсадна труба занурюється у ґрунт секціями довжиною 1 м, які з'єднуються між собою за допомогою зварювання. Перша секція забезпечена конусоподібним наконечником, призначеним для зниження зусилля, необхідного для проникнення палі в товщу ґрунту та запобігання попаданню останнього в порожнину труби. Задавлювання секції проводиться до моменту фіксації на манометрі установки тиску, що перевищує в 1,2 рази розрахункову несучу здатність палі. Після досягнення розрахункової глибини занурення порожнина труби армується одиночним стрижнем або просторовим каркасом (залежно від проекту), і починається процес бетонування [5]. Хоча цей метод має ряд значних плюсів, але є й кілька мінусів. Це великий цикл підготовчих робіт для встановлення обладнання та високий рівень витрат ручної праці. Ці недоліки ускладнюють застосування при стислих термінах будівництва. 1.1.3 Використання розділової стінки з буронабивних паль для зменшення осаду існуючої будівлі При будівництві житлового по бул. М. Піхновського у м. Київ виникла складна геотехнічна ситуація, пов'язана з влаштуванням нового 15-ти поверхового корпусу до 9-ти поверхового існуючого [6]. Житловий комплекс запроектований у складі трьох корпусів, один із яких уже введений в експлуатацію, два перебувають у стадії будівництва. Фундаменти існуючого корпусу – стрічкові збірні залізобетонні. Глибина закладання фундаментів становить 2,15 м. Основою є великі піски середньої щільності. Будівництво нового корпусу ведеться на монолітній залізобетонній плиті, влаштованій на природній основі: - Насипний шар ґрунту потужністю від 0,4 до 0,6 м; - зруйнований фундамент- цегляна кладка та плити вапняку потужністю близько 2,2 м; - пісок великий із прошарками гравистого, середньої щільності потужністю 0,4-0,7 м; - пісок середній щільний потужністю пісок пилуватий щільний, потужність шару 4,2-4,3 м; - супісок пластична потужністю 1,2 - 1,3 м; - твердий суглинок розвіданий на глибину 8,5 м. Рівень ґрунтових вод відмічено на глибині 3,3-3,7 м від поверхні. При підготовці основи фундаменту нового корпусу було допущено ряд помилок, які негативно вплинули на стан конструкцій існуючого корпусу. Для зниження величин додаткових деформацій при зведенні нового корпусу та виключення випору ґрунту з-під підошви фундаментів існуючого корпусу при уривку котловану під плиту було запропоновано виконати роздільну стінку з буронабивних паль (рис. 1.4). Розташування паль здійснювалося в шаховому порядку таким чином, щоб вони утворювали в плані замкове сполучення, а довжина розділової стінки перевищувала розмір торцевої стіни існуючого корпусу. Рис. 1.4 - Розріз ділянки примикання існуючого корпусу до будівельного майданчика на момент проведення технічного обстеження Влаштування розділової стінки відбувалося в наступній послідовності: 1. Майданчик будівництва в зоні примикання відсипався великим піском з пошаровим ущільненням до позначки, що перевищує на 0,65 м будівлі; 2. На відстані 1,1 м від торця існуючої будівлі бурили свердловини діаметром 0,3 м на глибину 6,0 м; 3. Після занурення обсадної труби на проектну позначку, в шар щільного пилуватого піску, виконували її заповнення твердіючим складом від вибою до гирла (знизу-вгору); 4. Потім здійснюється встановлення проектного арматурного каркасу палі; 5. Оголовки виконаних паль після монтажу арматури ростверку бетлнувалися. Однією з переваг влаштування розділової стінки з буронабивних паль, порівняно зі шпунтовою огорожею, є виключення динамічного впливу на ґрунт основи [7]. Крім цього, під час виконання робіт не потрібно спеціального обладнання. Виконані геодезичні спостереження дозволяють зробити висновок про доцільність прийнятого рішення щодо влаштування розділової стінки з буронабивних паль [8]. До недоліку можна віднести велику матеріаломісткість для робіт. 1.2 Теоретичні дослідження з основ фундаментів щільної забудови 1.2.1 Оцінка взаємного впливу будівель та підземних споруд Дано методологічні основи оцінки взаємного впливу міської забудови та підземних споруд [9]. Наводяться результати чисельних розрахунків щодо оцінки впливу проектованої будівлі на підземні споруди, що потрапляють у стиснуту товщу, та взаємного впливу проектованої будівлі та підземної споруди. Показано ефективність комплексної системи геотехнічного прогнозу, що є основою проектних рішень щодо реконструкції будівель за умов щільної міської забудови, насиченої підземними спорудами. Оцінка впливу нового будівництва та заходи щодо захисту існуючих будівель та споруд У цьому розділі проводяться причини деформації будівель у межах міста. Наводиться приклад моделювання впливу будівництва на навколишнє будівництво із застосуванням програми Plaxis, описуються розрахункові алгоритми програми. Описується метод чисельного моделювання пристрою «стіни в ґрунті» (рис. 1.5). Рис. 1.5 - Втрата стійкості ґрунту основи фундаменту при влаштуванні «стіни в ґрунті» Представлені заходи щодо захисту існуючих будівель та споруд: 1. Різні способи хімічного закріплення ґрунтів основи: силікатизація (однорозчинна та дворозчинна), смолізація та цементація ґрунтів, закріплення матеріалами типу "Мікродур"; 2. Посилення фундаментів шляхом влаштування бурових паль (мікропаль); 3. Посилення фундаментів шляхом задавлювання паль; 4. Посилення фундаментів та основ з використанням струменевої технології за класичною технологією та технологією типу Mini-jet або Mono- jet; 5. Способи влаштування відсікових екранів або геобар'єрів; 6. Армування основ; 7. Різні способи компенсаційного нагнітання; 8. Збільшення опорної площі фундаментів, підведення залізобетонних плит; 9. Зміна конструктивної схеми будівлі, будова металевих поясів та тяжів; 10. Зміна конструктивних рішень підземної частини будівель або способу проведення робіт з екскавації котловану, що влаштовується, на ділянці примикання до існуючої будівлі; Описується метод закріплення ґрунтів з використанням технології jet- grouting, компенсаційного нагнітання. До плюсів відноситься те, що це програмне забезпечення вміє не тільки робити розрахунок, та й виведення на екран деформаційно-стислу зону грунту. До мінусів можна віднести інтерфейс програми англійською мовою і високу вартість програми. Технологія jet-grouting має величезні витрати цементно-піщаного розчину. Хоча й широко застосовується під час посилення ґрунтів, за рахунок простоти застосування. 1.2.2 Методика розрахунку та способи забезпечення стійкості основ фундаментів Запропоновано методологію аналітичного прогнозу та технологічного забезпечення стійкості основ фундаментів як нового будівництва, так і існуючих будов при збільшенні навантажень на фундаменти реконструкцією та при зменшенні несучої здатності основ фундаментів існуючих будов за рахунок часткового відсікання обсягів зон пружно напруженого стану ґрунтів, шляхом екранізації новим будівництвом, що примикає [10]. Положення методології базуються на розробленій моделі розрахунку механіки витіснення ґрунтів у лінійно-нелінійній постановці та зводяться до визначення форми та розмірів зон пружно напруженого стану ґрунтових масивів у основах фундаментів [11] (рис. 1.6). Зниження податливості грунтів в основах фундаментів досягається технологічними прийомами, що забезпечують створення в ґрунтах основ фундаментів проектних зон пружно напруженого стану, що реактивно врівноважують додаткові напруги в грунтах від навантажень. [11] Спосіб підвищення несучої здатності основ фундаментів нового будівництва Рис. 1.6 - Схема розташування зон стану ґрунту 1 - свердловина, 2 - розширення, 3 - межі зон пластично-зсувної деформації ґрунту, 4 - фундамент, 5 - ґрунтовий конус, 6 - межа зони пластично-зсувної деформації ґрунту від фундаменту, 7 - межа зони пружності. Спосіб забезпечення стійкості основ фундаментів існуючих будівель у місцях нового влаштування. Спосіб підвищення несучої здатності основ фундаментів. Вирізняється технічною складністю реалізації. Влаштування траншейної стіни необхідно виконувати до початку нового будівництва, для забезпечення правильного розподілу напружено-деформаційної зони ґрунту основи. (рис. 1.7) Рис. 1.7 - Крен будівлі и образование трещин в стенах 1 - будинок, 2 - область пружного напружено-деформованого стану в основи; будівель, 3 – траншейні стіни, 4 – відповідно крен будівлі та тріщини у стінах, 5 – відтятий обсяг зони пружно напруженого ґрунту, 6 – межа відновлення відсіченого обсягу зони пружно напруженого ґрунту. механіка, модель механічної поведінки та метод механіки дисперсних ґрунтів Загальне завдання механіки ґрунтів полягає у всебічному вивченні, математичному вираженні та кількісному описі фізико-механічних процесів, що протікають у ґрунтах під навантаженням; розрахунку їх напружено- деформованого стану, міцності та стійкості основ, [12]. Розробка теорії призначається для створення методологій розрахунку напружено- деформованих станів та оцінки міцності ґрунтів основ і ґрунтових споруд, коли зв'язок між напругами та деформаціями пружності та пластичності є абсолютно нелінійною. Як модель механічної поведінки дисперсних ґрунтів під навантаженням обрано дискретне середовище або в ширшому понятті «пористодисперснофазове» середовище, для розрахункової моделі якого фізичні особливості представляються у вигляді наступного комплексу: пір; сукупності окремих різнорозмірних твердих елементарних частинок; твердої, рідкої та газоподібної фаз та органіки. Методом механіки дисперсних ґрунтів у запропонованій теорії обрано: розв'язання рівнянь рівноваги крайових та проміжних граничних станів; визначення геометричних співвідношень зон напружено-деформованих станів за граничними рівновагами; вибір фізичних рівнянь стану за отриманих крайових та проміжних умов. Кути внутрішньої зв'язності спокою і тертя ковзання при зсуві дисперсних ґрунтів У дисперсних ґрунтах тертя ковзання розглядається по мікромайданчиках в контактах, що нормально стискаються і щодо зсуваються елементарних твердих частинок, як твердих мікротіл. Під дією постійної нормальної стискаючої сили N і зсувної дотичної сили Т в мікроконтактах між стискними і твердими елементарними частинками, що зсуваються, виникає напруга пружності σе і опір додаткового питомого зчеплення фізико-хімічної природи сw, під впливом якого пружний матеріал контактів в. Перехід матеріалів контактів у пластичний стан триває до розвитку його зони з нахилом майданчика ковзання до кута, що знаменує наступ першого стану граничної рівноваги [13]. 1.2.3 Основні положення моделі теорії нелінійного деформаційного витіснення гранично-напруженого дисперсного ґрунту В основу розробки покладено гіпотезу про те, що реальні особливості напруги та деформування ґрунтів в основах фундаментів об'єктивно виявляються тільки в результаті польових натурних експериментів, що при цьому в загальному випадку ґрунтам властива нелінійна напруженість та деформованість [12]. Для вирішення загального завдання механіки витіснення нескельних ґрунтів, що полягає в розрахунках граничного напружено- деформованого стану ґрунтів, що взаємодіють з фундаментами, оцінки їх міцності та стійкості використана модель дискретного середовища, яка враховує основні особливості його нелінійної напруги та деформування, та запропонований апарат аналізу, що дозволяє прогнозувати процеси, що відбуваються в ґрунтах основи. В якості методу вирішення загальної задачі механіки витіснення нескельних грунтів розроблено рішення граничних завдань - це спільне рішення рівнянь рівноваги, геометричних співвідношень і фізичних рівнянь, що отримуються з них, або рівнянь стану при визначенні початкових, проміжних і кінцевих пружно-пластично-в'язкісних граничних. Вибір виду рівнянь стану проводився за результатами експериментальних досліджень, що виявляють особливості граничної напруги та деформування ґрунтів під навантаженням, а відповідно до розробленої розрахункової моделі грунту дано математичний опис результатів. Встановлено, що нелінійність напруг визначає нелінійний характер деформування основ фундаментів [12], що напруги та деформації виникають у масиві ґрунту від дії зовнішніх навантажень, з одного боку, та внутрішніх сил: питомої ваги скелета ґрунту, сил зчеплюваності та пружності, з іншого боку, та генеровані ними сили зв'язності фізичної та фізико-хімічної природи [ 12]. При розробці єдиної моделі ґрунту та відповідних їй рівнянь стану враховувалося те, що вони повинні відображати адекватно всі процеси, що протікають в основі фундаменту під час його. З'ясовано, що через дискретну будову ґрунту дійсний характер його деформування протікає за такою схемою: розвиток об'ємного пружного деформування відбувається відразу після застосування навантаження в обмеженому напівпросторі, а розвиток пластичного деформування починається з руйнування структурних зв'язків у масиві ґрунту природного додавання; спочатку розвивається напівпростір пластично-вязкостного напруги і деформування у фазі позитивної дилатансії зменшення об'єму та зміни форми ґрунту в процесі контракції при активному тиску пружності ґрунту основи на бічну поверхню спочатку пружного, потім ущільненого ядра у вигляді «пірамідального тангенсоїда» при супротиві до кінцевого граничних станів; потім, у фазі позитивної та слабко інтенсивної негативної дилатансії зменшення обсягу та зміни форми в процесі загальної дилатансії при пасивному тиску на ґрунт основи від бічної поверхні ущільненого ядра через механізм слабкого розпору частинок у зоні його розущільнення; далі, у фазі позитивної, слабко і сильно інтенсивної негативної дилатансії зменшення обсягу та зміни форми в процесі повної дилатансії при пасивному тиску на ґрунт основи від бічної поверхні ущільненого ядра через механізм граничного розпору частинок у зоні його розущільнення. Зроблено висновок про те, що руйнування грунту відбувається при дії граничного зсувного дотичного напруги - рівного за величиною граничному тиску, що стискає нормальному, генерованих зв'язністю як сумарною силою всіх можливих видів взаємодії фізичної і фізико-хімічної природи і зчеплюваності зрушуваного грунту. Контактна напруга розглядається, з одного боку, як питомий рівномірно розподілений тиск по підошві фундаменту від навантаження на нього, що використовується тільки для визначення середнього значення напруги ґрунту в об'ємі ущільненого ядра, і, з іншого боку, як реактивний питомий нерівномірно розподілений тиск ґрунту на підошву фундаменту , що використовується лише для розрахунку конструкції фундаменту. Для визначення контактних напруг обрана розрахункова модель основи – це модель об'ємного пластичнопружного напівпростору, обмеженої потужності товщини, що стискається, укладеного між початковою граничною напругою пружності і кінцевою граничною напругою пластичності під підошвою фундаменту. Запропоновано метод вирішення контактного завдання. 1.2.4 Короткий огляд результатів дослідження формування пружного ядра за допомогою штампів Виходячи з робіт Паукера, Янковського, Буссінеска, Шеффлера, Мора, Вінклера та Ренкіна, він шукав ймовірний вид кривої ковзання в момент руйнування ґрунту під впливом місцевого навантаження на фундамент. З цією метою їм розроблено нова теорія сипучого ґрунту, з розглядом еліпсів головних напруг у різних точках ґрунту. Він показав, що еліпси напруги в точках вздовж кривої ковзання змінюють нахил, або напруга максимальних головних нормальних напруг змінюється вздовж кривої ковзання. Однак йому, як і іншим вченим того часу, не вдалося знайти аналітичного вираження цих ліній ковзання. Тож у лютому 1889 р. В.І. Курдюмов провів перше у світі експериментальне дослідження руйнування піщаного ґрунту під фундаментом за допомогою безпосереднього фотографування призм випирання ґрунту [14]. На рис. 1.8 показано модель Курдюмова №2. Рис. 1.7 - Картина двостороннього випирання зруйнованого ґрунту під фундаментом Експериментально отримані фактичні матеріали є єдиними документами, що дають можливість уявлення про те, які процеси протікають під впливом місцевого навантаження ґрунту. У Німеччині в 1938 р. була опублікована фотографія руху піщаних частинок під навантаженням, зробленим до початку процесу руйнування ґрунту в пружної частини кривої «навантаження-осадка» А. Шайдігом, і показано на рис. 1.9. Рис. 1.8 - Схема руху піщаних частинок під навантаженням до початку процесу руйнування У наступні роки експериментальні лабораторні дослідження характеру деформації основ фундаментів проводилися переважно на піщаних ґрунтах [33]; [11]; [13] та інші. В.Г. Березанцев для наближеного рішення в умовах плоского завдання припустив, що ущільнене ядро в піщаному ґрунті має вигляд рівнобедреного прямокутного трикутника з гіпотенузою, що дорівнює ширині фундаменту [15]. У пилувато-глинистих ґрунтах подібні дослідження проводилися [П.Д. Євдокимовим 1952], [В.К. Ремізніковим 1948], [Кагановський С.Є., 1973] та ін. Дослідження стійкості цих ґрунтів проводилося за допомогою знімних парафінованих екранів [12]. За допомогою екранів, автори експериментально визначила розміри та форму пружного та ущільненого ядер, що виникають у підставі із зв'язного ґрунту при дії на жорсткий шорсткий штамп центрального вертикального навантаження [16]. Вона встановила послідовність розвитку деформацій та вплив ступеня їх розвитку на досягнення основою граничного стійкості стану. На перших щаблях навантаження частки ґрунту рухаються в основному вниз з дуже незначним відхиленням, що свідчить про розвиток на підставі процесу ущільнення. При навантаженні 30 ... 40% від критичної за стійкістю інтенсивність опади збільшується, більш помітним стає відхилення частинок у сторони, процес ущільнення завершується (рис. 1.10) Рис. 1.9 - Фотографія усунення глинистих частинок наприкінці процесу ущільнення під навантаженням З подальшим збільшенням навантаження траєкторії переміщень частинок набувають криволінійного характеру, інтенсивність опади зростає, лінії ковзання виходять на поверхню ґрунту, зсувна товща розвивається до розмірів 3,5 b від осі вправо і в площині підошви штампу, де b – ширина штамп, див. рис. 1.11. При досягненні основою граничного за стійкістю стану на поверхні грунту спостерігається розтріскування і хвиля випирання. Рис. 1.10 - Лінії руху частинок ґрунту при навантаженні близької до граничної за стійкістю Дослідно встановлено, що наявність ущільненого ядра і пружної його частини - пружного ядра, причому при навантаженні менше критичної за стійкістю чітко виділяється пружна частина ущільненого ядра, а при критичній підошві штамп як жорстке тіло. Пружна частина ядра формується вже при навантаженні, що становить 30-40% від критичної; вона прилягає безпосередньо до підошви штампу, близька за формою до рівнобедреного криволінійного трикутника заввишки 0,45…0,55 b (рис. 1.12) Рис. 1.11 - Вид пружного ядра в кінці процесу ущільнення ґрунту під навантаженням Формування ущільненого ядра в цілому завершується при досягненні навантаженням значення, близького до критичного при різкому зростанні інтенсивності опади штампа, при цьому ущільнене ядро має висоту 0,9...1,0 рис. 1.13) Рис. 1.12 - Вид ущільненого ядра ґрунту при критичному навантаженні за стійкістю основи Таким чином експериментально отримано форму та розміри ущільненого ядра, які можуть використовуватися для розробки моделі розрахунку його конфігурації та розмірів залежно від ґрунтових умов та розмірів. У процесі розробки теорії граничної рівноваги німецький вчений Прандтль (1921) показав у розрахунковій схемі (рис. 1.14), що при частково завантаженому з поверхні середовища в ній утворюється симетрично осі ординат зона у вигляді клина, що утворюється ґрунтом, що ущільнюється під навантаженням. Цей клин, тісно пов'язаний з плитою споруди і переміщається вниз разом з нею як приєднане тверде тіло, розширює в сторони і навколишній грунт. Так виникає витіснення ґрунту в граничній з клином зоні. Рис. 1.13 - Розрахункова схема за Л. Прандтлю до визначення критичного навантаження для ґрунтів Проведені різні дослідження показали, що в процесі заглиблення фундаментів і штампів лінія ковзання при витісненні ґрунтів у натурі мають складний характер через утворення під завантаженою плитою умовно трикутного ядра або того ж клину з ущільненого ґрунту, оскільки насправді форма ядра в різних ґрунтах і при різних формах фундаментів мають різну конфігурацію і має змінний характер. Саме це ядро розклинює вплив на навколишній його грунт і за певного критичного навантаження призводить до повної втрати основою стійкості в умовах витіснення та випору грунту з-під штампу або фундаменту, або плити споруди. [5-6] Точне рішення таких завдань дуже важко через недостатню вивченість форми ядра в різних ґрунтових умовах і необхідність урахування власної ваги ґрунту як деякої об'ємної сили [12]. 1.3. Аналіз конструктивних рішень технічних захисних споруд при будівництві котловану в умовах щільної міської забудови. Будівництво будівель з підземними приміщеннями в щільній забудові ведеться з вертикальними ухилами, які в свою чергу вимагають несучої конструкції, що забезпечує їх стійкість. Такими конструкціями можуть бути різного роду підпірні стінки, стіни підземних приміщень тощо. При будівництві мінної огорожі в більшості випадків відбувається вплив на навколишні будівлі. Для мінімізації цих впливів найбільш доцільно використовувати інженерні захисні споруди у вигляді перегородкового екрану з паль малого діаметра. Геометричні розміри підпірної стінки та її конструкцію визначають за даними інженерно-геологічних вишукувань та архітектурно-планувальних рішень підземних приміщень. У більшості випадків в якості огороджувальних конструкцій при проектуванні підземних приміщень використовуються гнучкі підпірні стінки. Вони призначені для захисту ґрунтових масивів від зсувів. При пухких фундаментах підпірні стінки служать для надання грунту стійкого ухилу до горизонту, що виходить за межі природного кута укосу. Підпірні стінки є необхідним елементом при оформленні всіх видів вертикального планування зі східчастими перепадами. Залежно від конструктивного рішення та дії в грунті підпірні стінки поділяються на такі типи: - суцільні (гравітаційні стіни), які сприймають зовнішні зусилля і забезпечують опір зсуву і перекиданню під дією горизонтального тиску грунту власною вагою та вагою ґрунту засипки над нижньою плитою перекриття (рис. 1.14а); - кутові стіни з діючими стінами, які сприймають зовнішні зусилля і забезпечують опір зміщенню і перекриттю за рахунок власної ваги і ваги ґрунту, залученого в роботу через конструкцію стіни, маси земляного насипу над розвантажувальними майданчиками і нижньої опорної плити. (рис. 1.14б); - стіни в землі – стійкі опорні конструкції максимальної жорсткості. Робота нижньої вертикальної частини, притиснутої до основи, забезпечує зовнішні зусилля і опір зсуву і перекиданню (рис. 1.14в); - стіни підземних і заглиблених споруд, які сприймають зовнішні зусилля і через силу стримування від власної ваги стін і конструкцій верхньої частини будівлі чинять опір зміщенню і обваленню під дією горизонтального тиску грунту. Рис. 1.14. Конструкції підпірних стін Основні функції, які має виконувати огородження котловану: - сприймати бічний тиск; - відіграють роль протифільтраційної завіси; - сприймати гідростатичний тиск ґрунтових вод і мінімізувати вплив котловану на навколишні будівлі. На сьогодні найпоширенішими конструкціями для кріплення вертикальних укосів глибоких котлованів є: - металеві шпунтові палі; - огорожі; - «стіна в землі»; Досить поширеним є кріплення бічних стінок котлованів за допомогою окремо розташованих паль, розташованих по контуру (рис. 1.15). В якості паль використовують, як правило, труби або балки, які заглиблюються або забиваються в попередньо пробурені пілотні свердловини. Між сталевими елементами влаштовують огорожу з дерев’яних дощок, яка служить перешкодою для проникнення землі в котлован. Даний вид огороджувальної конструкції є тимчасовим, водопроникним, має значну деформативність і меншу міцність порівняно з аналогічними типами огорож, що істотно обмежує сферу його застосування. Зазвичай використовується в котлованах глибиною до 10 м зі стійкими ґрунтами. Рис. 1.15. Огородження котловану із сталевих елементів огорожею Для огородження котловану з високим заляганням ґрунтових вод часто використовують металеві захисні конструкції (рис. 1.16). Вони можуть відчувати не лише тиск на грунт, але й гідростатичний тиск і таким чином діють як протифільтраційна завіса. Стінові елементи з листового металу бувають П-подібні, Z-подібні або плоскі зі сталі і оснащені фіксуючими ручками по краях, які дозволяють фіксувати один елемент у вертикальному положенні відносно іншого. Шпунт встановлюється в грунт за допомогою вібраційного пресування. Такі огороджувальні конструкції більш жорсткі і мають більшу міцність в порівнянні з конструкціями з парканом. Однак цей тип огорожі має обмеження, оскільки його не можна встановлювати на гравійних, кам’янистих або напівкам’янистих ґрунтах. Рис. 1.16. В якості захисних огороджувальних конструкцій при проектуванні підземних приміщень найчастіше використовують палі великого діаметру, які можуть забиватися на глибину до 35 м і мають діаметр до 1,2 м. Типи паль, які найчастіше використовуються для огорожі шахт, це буронабивні палі. Буронабивні палі виготовляють шляхом буріння свердловини, її армування і заливки бетоном. Суть способу виготовлення ін'єкційних паль полягає в тому, що бурильною установкою проводиться буріння ґрунту до позначки і одночасно бетонування стовбура палі та його подальшого армування. Рис. 1.17. Огородження котловану із буронабивних паль В якості захисних огороджувальних конструкцій при проектуванні підземних приміщень найчастіше використовують палі великого діаметру, які можуть забиватися на глибину до 35 м і мають діаметр до 1,2 м. Типи паль, які найчастіше використовуються для огорожі шахт, це буронабивні палі. Буронабивні палі виготовляють шляхом буріння свердловини, її армування і заливки бетоном. Суть способу виготовлення ін'єкційних паль полягає в тому, що за допомогою бурової установки проводиться буріння грунту до цільової позначки і одночасно стовбур палі і його подальше зміцнення. Недоліками цих конструкцій є їх недостатня герметичність порівняно з «стіною в землі» та обмеженим використанням у структурно нестабільних ґрунтах. Буронабивні палі є одним з найбільш економічно розумних способів тимчасового укріплення котловану, що запобігає надмірній витраті розчину бентоніту в місцях щільної забудови. Така конструкція мінімально впливає на навколишні будівлі і дозволяє зробити котлован мінімально непроникним для грунтових вод. Якщо рівень грунтових вод знаходиться нижче дна котловану або є можливість знизити рівень води, на певному етапі використовують опорні конструкції з окремо стоячих або тангенціальних буронабивних паль (рис. 1.18). Основна складність виготовлення таких паль полягає в тому, щоб забезпечити стійкість стін при заливці їх бетоном. бетонувати. Рис.1.18. Огородження котловану із бурових паль Для підвищення стійкості укосів котловану використовують огорожі котловану в комплексі з земляними анкерами, що дозволяє розширити котлован по всьому периметру і уникнути розтяжок, що істотно спрощує і прискорює будівельні роботи. Грунтові анкери виготовляються шляхом заповнення попередньо пробурених свердловин дрібним бетоном. Натягування анкерів здійснюється за допомогою гідравлічного домкрата після досягнення міцності бетону не менше 100% від проектної. Залежно від конструкції тягового зусилля якоря розрізняють стрижневі та канатні види. Стрижні - це металеві арматурні стрижні, на відміну від мотузкових стрижнів, які складаються з ряду скручених мотузок. Монтажний анкер є найбільш універсальним, оскільки його можна змінювати під час будівництва. Параметри каната змінюються кількістю витків і їх діаметром і при цьому має значну вантажопідйомність. Технологія струминного цементування також набуває все більшого поширення. Суть цієї технології полягає в перемішуванні ґрунту струменем цементного розчину високого тиску, який виходить під великим тиском. Для влаштування ґрунтобетонних паль в пілотні свердловини занурюють гідромонітор, який під тиском 50 МПа промиває ґрунт у свердловині і одночасно подає цементний розчин. В результаті в грунтовому масиві створюють палі діаметром 0,6-1,5 м з нового матеріалу - молотого бетону з відносно високими несучими і протифільтраційними властивостями. Ця технологія має багато переваг, а саме: висока продуктивність, простота та економічність, можливість використання поблизу існуючих будівель, у складних техніко-геологічних умовах, ефективність використання як при реконструкції, так і при будівництві нових об’єктів. Найбільш універсальним типом огородження котловану при проектуванні підземних приміщень є конструкція, влаштована методом «стіна в землі». При цьому він здатний сприймати великий бічний тиск і виконувати роль протифільтраційної завіси, одночасно мінімізуючи вплив розробки ями на сусідні будівлі. Суть технології «стіна в землі» полягає в тому, що в землі створюються виїмки і траншеї різної конфігурації, в яких зводяться огороджувальні конструкції підземної споруди з монолітного або збірного залізобетону, потім під захистом цих споруд, розробляється внутрішнє ґрунтове ядро, упорядковується ґрунт і будуються внутрішні споруди. У водонасичених, нестійких грунтах необхідно закріпити стінки траншеї від обрушення грунту при його розробці і при укладанні бетонної суміші. При цьому способі при роботі землерийних машин стійкість стінок траншей і траншей досягається шляхом зворотної засипки глинистими розчинами (суспензіями) з тиксотропними властивостями. Суть дії глиняного розчину полягає в тому, що на стінки траншеї створюється гідростатичний тиск, який перешкоджає її Руйнується, крім того, на стінках утворюється майже водонепроникна глиняна плівка товщиною 2 ... 5 мм. Схема влаштування «стіна в підлозі» наведена на рис. 1.19; 1.20. Конструкція «стіна в землі» є найбільш універсальною в наш час для облаштування огорожі котловану і захисту від грунтових вод. Сучасне обладнання дозволяє створювати траншеї глибиною до 70 м і шириною від 400 до 1200 мм. Незважаючи на свою універсальність, застосування «стіни в землі» в умовах щільної забудови має ряд недоліків, пов'язаних з можливістю проникнення розчину бентоніту в порожнечі штучних відкладень і макропористих грунтів, а також з можливістю перебування поблизу технічних засобів зв'язку існує ризик проникнення звуку в підвіси. Рис. 1.19. Cхема влаштування «стіни в ґрунті» Рис. 1.20. «Стіна в ґрунті» в якості огородження котловану і частини фундаменту Зараз у світовій будівельній практиці широко використовується прогресивна технологія прокладання підземних тунелів зверху вниз (рис. 1.21.), суть якої полягає в тому, що «стіна в землі» утримує тиск води, а підземні перекриття – ні. «знизу «вгору» від дна ями і навпаки зверху вниз. Моніторинг рівня ґрунтових вод на спорудах, побудованих за цією технологією, показує, що рівень залишався незмінним, а котлован був сухим. Зверху донизу це заглиблена конструкція, жорстка залізобетонна конструкція по периметру, що дозволяє мінімізувати просідання грунту, що забезпечує збереження всіх будівель і споруд у безпосередній близькості від будівельного майданчика, а також є можливість використання «стіни в землі» як огороджувальної, так і несучої конструкції. Рис. 1.21. Влаштування підземної частини будівлі за технологією «top-down» У зв'язку з розвитком сучасних будівельних технологій перед інженером постає різноманітність варіантів облаштування шахтних огороджувальних конструкцій. Кожен з цих методів має свою сферу застосування з урахуванням своїх переваг і недоліків. Техніко-економічне порівняння варіантів огорожі шахти можна знайти в таблиці 1.1. Сьогодні, безумовно, є технічні можливості збільшити глибину запланованих котлованів і збільшити кількість підземних поверхів. Однак ці показники обмежені такими факторами, як економічна доцільність, вплив на навколишню забудову, комфортність проживання в підземних приміщеннях, гідрогеологічні умови тощо. Табл. 1.1. Техніко-економічне порівняння варіантів огородження котловану Враховуючи різноманітність технологій і конструктивних рішень, які використовуються при будівництві будівель з підземними приміщеннями в умовах щільної забудови, важливо вибрати той чи інший метод розрахунку. У кожного методу є свої переваги і недоліки, які необхідно враховувати і розуміти, в яких випадках його можна застосовувати. Залежно від цього можна говорити про обґрунтованість остаточного конструктивного рішення. 1.4. Заходи щодо мінімізації впливу нового будівництва на навколишню забудову. Будівництво будівель з підземними приміщеннями в районі щільної забудови в більшості випадків пов'язане з ризиком пошкодження існуючих будівель. Утворення глибоких котлованів призводить до суттєвої зміни існуючого напружено-деформованого стану (НДС) ґрунтового масиву, що може призвести до виникнення деформацій (тріщин, нахилів, розломів) у сусідніх будівлях. Відбувається взаємодія між новим і існуючим фундаментом і створюється загальний розрахунковий шов. Вид деформації, коли фундаменти впливають один на одного, залежить від умов навантаження цих фундаментів. Якщо одночасно навантажувати основи двох фундаментів, то будівлі будуть мати нахил один до одного. При послідовному навантаженні будівель менша осідання спостерігається у спорудженій другій будівлі. Окрім зміни НДС несучого перекриття, також помітна передача вібраційного впливу на існуючі будівлі. У зв’язку з вищезазначеними факторами виникає потреба прогнозувати вплив нового будівництва на навколишні будівлі, що дозволяє передбачити заходи щодо мінімізації цих впливів. Деформація існуючої будівлі при зведенні поруч нової будівлі може бути викликана: – підвищеними напруженнями в фундаменті існуючої будівлі внаслідок новобудови; - зміна гідрогеологічних умов, поява ефекту замикання при будівництві; - будівництво фундаментів нової будівлі в різних місцях по відношенню до сусідніх будівель - технологічний вплив Рис. 1.22. Схеми обґрунтування розвитку додаткового заселення існуючої забудови території нової забудови: а) при розташуванні штабелів; б) при влаштуванні котловану нижче позначки основи існуючого фундаменту; в) при зміні глибини промерзання внаслідок риття котловану; г) якщо змінюється баланс підземних вод. Рис. 1.23. Приклади впливу новобудови на існуючу. Навантаження на основу від новобудови створює зону осідання, розміри якої пропорційні потужності ущільненого шару. Коли існуюча будівля потрапляє в зону осідання, відбувається подальше осідання, викликане додатковими навантаженнями від нової будівлі. При будівництві в ущільненій забудові бажано використовувати такий же тип фундаменту, на якому будуються існуючі будівлі. При використанні різних типів фундаментів може спостерігатися розпушення ґрунту (додаткове осідання). На сьогоднішній день можна зменшити вплив нової будівлі на існуючу за допомогою комплексу заходів: - підвищення жорсткості існуючої будівлі для сприйняття додаткових деформацій (закріплення фундаментів, посилення фундаментів); - захист від техногенних впливів і повеней; - встановлення технічних захисних конструкцій для уникнення або зменшення додаткових деформацій та мінімізації технологічних впливів; - конструктивні заходи: застосування рішень, що дають змогу зменшити навантаження на зв’язаний ряд фундаментів новобудови на прилеглій території (улаштування проїздів, зменшення площі), консольне влаштування торцевої стіни будівлі; Рис. 1.24. Схема впливу нового будівництва з різними типами фундаментів 1 - палі; 2 – зона розпушування ґрунту під існуючою забудовою; 3 – зона появи тріщин; 4 – фундаментна плита; 5 – межа площі додаткових навантажень від новобудов; 6 – крива осідання новобудови; додаткове напруження через негативне тертя. Одним із найпоширеніших методів зменшення негативного впливу на навколишню забудову є використання технічних захисних стін (рис. 1.25). Захисні конструкції обмежують зону деформації, що виникає внаслідок будівництва. Вони розміщуються між існуючою будівлею, що підлягає захисту, та новою будівлею. Рис. 1.25. Захист існуючої будівлі за допомогою екрану із металево- залізобетонних паль малого діаметру Висновок за розділом 1 Проведено літературний аналіз більшості доступних джерел досліджень цієї галузі. 1. Забудова історичних центрів міст призводить до розвитку підземних просторів, які, у свою чергу, потенційно негативно впливають на навколишні будівлі, тому необхідно розробляти рішення, які мінімізують вплив нового будівництва. 2. На даний момент існує маса конструктивних рішень щодо стабілізації основ, але також необхідно зазначити, що більшість з них має низку істотних недоліків. 3. Аналітичні методи розрахунку за емпіричними формулами та пружною роботою ґрунту призводять до неправильного відображення взаємодії технічної захисної споруди та ґрунтової основи. З їх допомогою важко описати складні процеси, що відбуваються в ґрунтовому масиві при влаштуванні захисних споруд і подальшому риття котловану. 4. Оцінка впливу новобудов на сусідні будівлі зазвичай здійснюється за допомогою чисельного моделювання в різних програмних комплексах, але при цьому в більшості випадків враховується також будівництво котловану як єдиного цілого, без поділу цього процесу на окрему розрахункову фазу, що призводить до вибору нераціональних конструктивних рішень. 5. Відсутня чітка методика вибору раціональних захисних конструкцій, покликаних мінімізувати вплив нового будівництва на щільну забудову. 6. Застосування спеціалізованих програмних комплексів на основі методу скінченних елементів дозволяє врахувати різноманітні параметри захисних споруд та фактори впливу на оточуючі будівлі, що дає можливість вибирати раціональні та економічно доцільні конструктивні рішення. РОЗДІЛ 2. ДОСЛІДЖЕННЯ ВПЛИВУ ТЕХНІЧНИХ ПАРАМЕТРІВ ЗАХИСНИХ КОНСТРУКЦІЙ НА ЕФЕКТИВНІСТЬ ЇХ ЗАСТОСУВАННЯ В УМОВАХ ЩІЛЬНОЇ МІСЬКОЇ ЗАВОДИ. 2.1. Напружено-деформований стан технічних захисних конструкцій в залежності від їх параметрів. Моделювання напружено-деформованого стану підпірної стінки котловану проводилось при різних діаметрах та зміні кількості рядів паль. Розрахунки напружено-деформованого стану захисних конструкцій разом із ґрунтовою основою проводили методом скінченних елементів для горизонтального навантаження 1 м.п. здійснюється. Підпірна стінка (задача про плоскі деформації). Розв’язували 4 варіанти задачі: В1 – підпірна стінка з розміщеними в ряд палями довжиною 13,5 м і діаметром 420 мм; В2 - підпірна стінка з паль довжиною 13,5 м діаметром 620 мм, розташованих в ряд; Б3 – підпірна стінка з палями довжиною 13,5 м і діаметром 420 мм, розташованими в два ряди; Б4 – підпірна стінка з паль довжиною 13,5 м і діаметром 620 мм, розташованих у два ряди; На ділянці майбутнього будинку абсолютна висота ґрунту від 171,8 до 160,57 м передбачає будівництво багатоповерхового житлового комплексу. Для проведення будівельних робіт та подальшої експлуатації житлових будинків планувалося захистити майданчик від зсувів підпірними стінками з буронабивних паль довжиною 13,5 м, з’єднаних монолітним залізобетонним ростверком (рис. 2.1). Земля під будівництво житлового комплексу знаходиться на старовинному схилі струмка. Передбачений проектом максимальний рівень розробки шахти після влаштування паль і ростверків становить 157,8. Загальна глибина котловану 6,17 м (рис. 2.2). Геологічна будова ділянки до розвіданої глибини 35,0 м складається з комплексу еолово-делювіальних і водно-льодовикових відкладів, представлених пісками, супісками і суглинками, над якими залягає насипний ґрунт (табл. 2.1). Серед четвертинних відкладів виділяють: строкаті глини, суглинки, супіски та піски Новопетрівського регіоярусу. За даними інженерно-геологічних досліджень, за період досліджень на ділянці для будівництва житлового комплексу підземні води виявлені на глибині 1,0 – 10,0 м, на абсолютних висотах 158,90 – 155,80 м та знаходяться на обводненості. Льодовикові відкладення, глина ІГЕ-6 є надійним водонепроникним шаром для водоносного шару. Горизонт не тиск. Рис.2.1. Будівельний майданчик. За результатами інженерно-геологічних досліджень ґрунтову основу складають такі інженерно-геологічні елементи (рис. 2.2): ІГЕ -1а насипний ґрунт - супісок твердопластичної консистенції; ІГЕ-2 пісок, пластик; Пісок ІГЕ-3 дрібний, середньої щільності і низької водонасиченості; Глина ІГЕ-4, м'яка пластика; глина ІГЕ-6 напівтверда; Табл.2.1. Фізико-механічні характеристики ґрунтів експериментального майданчика №1 за даними інженерно-геологічних вишукувань Щільність Природна Коефіцієнт Кут Питоме Модуль І грунту, вологість, пористості, внутрішнього зчеплен деформації, ІГЕ 3 до тертя; градуси г/см до ня, кПа МПа р W е φ с Е L 1,79 0,136 15 1a 0,68 26 16 2 1,83 0,14 0,65 26 18 24 3 1,72 0,09 0,67 31 2 23 4 1,91 0,21 0,7 17 31 14 5 1,97 0,25 0,72 14 80 28 Рис.2.2. Посадка підпірної стіни на інженерно-геологічний розріз. Розрахунки напружено-деформованого стану захисних конструкцій разом із ґрунтовою основою проводили методом скінченних елементів для горизонтального навантаження 1 м.п. здійснюється. Підпірна стінка (задача про плоскі деформації). На рис. 2.3 і рис. На рис. 2.4 наведено розрахункові схеми, які включають грунт потужністю 50 м, підпірні стінки (ПС) в один і два ряди з палями з кроком 1,0 м і довжиною 13 м. Характеристики жорсткості паль підпірних стінок визначалися з розрахунку 1 м.п. зазначено. Розміри розрахункової ділянки 50х90м. Нижня частина розрахункової схеми на відстані 20 м від пальової основи підпірної стінки обмежена площиною, захищеною від вертикальних переміщень. На бічних площинах основа покрита смугами, які лише перешкоджають рухам перпендикулярно площинам. Розрахунок включає 8 кроків монтажу та демонтажу. На підставі попередніх розрахунків розміри кінцево-елементної сітки підібрано для зменшення впливу граничних умов на експериментальну частину підпірної стінки та забезпечення заданої точності отриманих результатів. Таким чином земляну масу розділили на сітку 1,0 м і навколо паль підпірної стінки на сітку 0,5 м. Рис.2.3. Розрахункова схема при Рис.2.4. Розрахункова схема при розташуванні паль в один ряд. . розташуванні паль в два ряди Розв’язували 4 варіанти задачі: В1 – підпірна стінка з розміщеними в ряд палями довжиною 13,5 м і діаметром 420 мм; В2 - підпірна стінка з паль довжиною 13,5 м діаметром 620 мм, розташованих в ряд; Б3 – підпірна стінка з палями довжиною 13,5 м і діаметром 420 мм, розташованими в два ряди; Б4 – підпірна стінка з паль довжиною 13,5 м і діаметром 620 мм, розташованих у два ряди; Розрахунок проводився з урахуванням формування напружено- деформованого стану ґрунтового масиву при монтажі підпірної стінки. При цьому порівнювалися горизонтальні переміщення вершини палі та згинальні моменти. Рис.2.5. Горизонтальні переміщення Рис.2.6. Горизонтальні переміщення в підпірній стіні В3 із паль – ПБН- в підпірній стіні В4 із паль – ПБН- 13.5-42 в два ряди 13.5-62 в два ряди Порівняння горизонтальних переміщень у варіантах В3 (палі d=420 мм в два ряди) (рис. 2.5) і В4 (палі d=620 мм в два ряди) (рис. 2.6) показало, що збільшення діаметра паля зменшує зміщення в 2,5 рази, при цьому згинальні моменти у варіанті більшого діаметра збільшуються на 10% - 34% (рис. 2.7; 2.8). Рис.2.7. Горизонтальні переміщення Рис.2.8. Горизонтальні переміщення в підпірній стіні В2 із паль – ПБН- в підпірній стіні В3 із паль – ПБН- 13.5-62 в один ряд. 13.5-42 в два ряди. При вирішенні задачі виявилося, що варіант В1 з палі діаметром 420 мм в ряду при заданих навантаженнях не задовольняє умови другого граничного стану, горизонтальні переміщення становили більше 10 см. При порівнянні варіантів Б2 (палі d=620 мм в один ряд) (рис. 3.8) і В3 (палі d=420 мм в два ряди) (рис. 3.10) встановлено, що використання дворядної стіни із паль меншого діаметру призводить до зниження значень горизонтальних переміщень на 34%. Рис.2.9. Графік витрат бетону на Рис.2.10. Графік витрат арматури на одну палю, м2. одну палю, кг . Враховуючи порівняння матеріаломісткості (рис. 3.11; 3.12) для різних варіантів підпірних стінок, в даному випадку найбільш ефективним виявилося використання конструктивного рішення підпірної стінки з палями d=420 мм дворядними порівняно з однорядне розташування паль d=620мм. 2.2. Дослідження впливу відстані між технічними захисними спорудами та існуючою будівлею на формування напружено- деформованого стану системи «ґрунтовий масив – технічні захисні споруди – існуюча будівля». Будівництво об'єктів з підземними просторами в умовах щільної забудови вимагає влаштування котловану глибокої забудови, який повинен проводитися відповідно до умов збереження в початковому стані навколишньої забудови. Для цього необхідно здійснити прогноз впливу риття котловану на напружено-деформований стан цієї будівлі. Складність виконання такого прогнозу полягає в тому, що необхідно врахувати масу вихідних даних: конфігурацію та стан оточуючих будівель, параметри котловану, навантаження від існуючих будівель, нерівності ґрунту, терміни будівельних робіт. Моделювання таких складних геотехнічних процесів потребує одночасного моделювання враховуючи багато факторів, які можна досягти лише за допомогою методу скінченних елементів. Об’єкт будівництва – багатоповерховий житловий комплекс, що складається з п’яти секцій, розташований (рис. 2.11) у місті Києві. Навколишня забудова представлена двома п'ятиповерховими будинками, розташованими на відстані 20 м від огорожі шахти (рис. 2.12). Будинки безкаркасні з цегляними несучими поздовжніми зовнішніми і внутрішніми стінами, на стрічкових фундаментах із залізобетонних фундаментних блоків, частково з бутових каменів, з підвалом, зі збірним залізобетонним перекриттям, укладеним по поздовжніх і внутрішніх стінах. Стійкість будівель в поздовжньому і поперечному напрямках забезпечується спільною конструкцією зовнішніх і внутрішніх стін, а також збірним залізобетонним перекриттям. Рис. 2.11. Схема будівельного майданчика В рамках реалізації комплексу заходів з технічної підготовки та охорони території для забезпечення стійкості схилу на ділянці, призначеній для будівництва, проектом передбачено влаштування каскаду трьох рівнів в м. перед підпірними стінками (на 70 окремі секції з двох і одного ряду). Палі всіх підпірних стін складаються з буронабивних паль діаметром 820 мм і змінною довжиною від 23 м до 28 м. Рис. 2.12. План розміщення секцій, несучих конструкцій та прилеглих будівель. Умови техніко-геологічного майданчика складні (рис. 2.13). Відповідно до топографічного плану та звіту інженерно-геологічних досліджень максимальний перепад висот поверхні високогірної частини будівельного майданчика становить 24 м. У геологічній будові поверхні території переважають пухкі супіщані ґрунти, глини з домішкою до 35 % будівельного сміття, значний шар донної рослинності та торф. Під основними ґрунтами залягають піщані та супіщані ґрунти, мергелеві глини та піски. Гідрогеологічні умови будівельного майданчика характеризуються наявністю кількох водоносних горизонтів. На ділянці спостерігаються активні зсувні процеси, які виникають внаслідок вимивання плоских частинок гірських порід шляхом суфозії при їх вклинюванні на схилах підземних вод першого водоносного горизонту. Рис. 2.13. Інженерно-геологічний розріз Таблиця 3.2. Фізико-механічні характеристики ґрунтів № Щілніс Модуль Кут вн. Питоме Коеф. Опис грунтів ть, деформації, тертя, зчеплення, фільтр., ІГЕ г/см3 МПа град кПа м/добу Грунтово- 14 рослинний шар 1.9 5 9 10 - засипаний Торф середнього 18 1.14 6 10 20 0.5 ст. розкладення 55 Супісок твердий 2.0 19 28 17 0.5 Супісок 56 1.86 20 26 16 0.6 пластичний Супісок 57а 2.02 17 24 13 0.8 пластичний Супісок 67а 2.04 21 25 14 0.2 пластичний Суглинок 70 2.0 19 24 23 0.2 напівтвердий Глина 71 1.95 30 22 60 0.01 напівтверда 73 Глина 1.97 31 19 60 0.01 напівтверда Палі підпірної стінки ПС-1 укладаються в шаховому порядку з відстанню між палями в ряду 1,8 м і між рядами паль 0,9 м. Це призводить до збільшення просторової жорсткості конструкції підпірної стінки та забезпечує проходження ґрунтових вод між палями без підйому рівня ґрунтових вод за стінкою, а також можливість проведення заходів з дренажу ґрунтових вод в районі підпірна стінка. У верхній частині палі підпірної стінки з'єднані монолітним залізобетонним ростверком висотою 1200 мм, що забезпечує сумісну роботу паль. Між палями влаштована монолітна залізобетонна підпірна стінка. Максимальна оцінка розробки шахти, передбачена проектом, становить 127,5. Палі підпірної стінки ПС-2 укладаються в шаховому порядку з відстанню між палями в ряду 1,8 м і між рядами паль 1 м. Крім того, при відстані 6...7 м між палями підпірних стінок ПС-1 і ПС-2 перпендикулярно основним палям підпірних стінок влаштовують 3 палі. На ці палі згодом встановлять підпірну стінку товщиною 500 мм, яка буде спиратися на стінки підпірної стінки ПС-1. У верхній частині палі підпірної стінки ПС-2 з’єднані залізобетонним ростверком товщиною 1200 мм, що забезпечує взаємну роботу паль. Між палями ПС-2 влаштована монолітна залізобетонна підпірна стінка. Максимальна оцінка, передбачена проектом розробки котловану після влаштування паль і ростверків ПС-2, становить 118,2. Після розробки ґрунту біля ПС-1 та ПС-2 буде споруджено підпірну стінку ПС-3 від абсолютної позначки близько 122,8 та від позначки 118,8. Палі підпірної стінки ПС-3 встановлюють у два ряди з відстанню між палями в ряду 1,2 м і між рядами паль 1,2 м. Довжина паль 23 м. Крім того, при відстані 6...7 м між палями підпірних стінок ПС-2 і ПС-3 палі розташовують перпендикулярно основним палям підпірних стінок. Вздовж цих паль пізніше буде влаштована підпірна стінка товщиною 500 мм. У верхній частині палі підпірної стінки ПС-3 з’єднані монолітним залізобетонним ростверком товщиною 1200 мм. Між палями ПС-3 влаштована монолітна залізобетонна підпірна стінка. Котлован, передбачений проектом, після встановлення паль і ростверків ПС-3 досягає 117,5, загальна глибина котловану 18 м (рис. 2.14). Рис. 2.14. Характерний розріз по підпірних стінках. Чисельне моделювання напружено-деформованого стану захисних конструкцій котловану разом із ґрунтовим масивом проводилось методом скінченних елементів, що дозволило врахувати комплекс властивостей ґрунтів у розрахунках, а також визначати напруги і переміщення в усіх них Елементах системи на всіх фазах розвитку ґрунту. При цьому наземний масив розглядався як суцільне нелінійне середовище. Проблема була вирішена в плоскому виробництві. Розрахунок проводився у 8 етапів. На рис. 2.15. Наведена розрахункова схема, яка включає наземну основу потужністю 50 м, три рівні підпірних стінок (ПС) з палями з кроком 1,2 м, довжиною 28 м в ПС-1 та ПС-2 і 23. в ПС -3, а також фундамент існуючої будівлі з знижене навантаження від верхньої частини. Характеристики жорсткості паль підпірних стінок визначалися з розрахунку 1 м.п. зазначено. Розміри розрахункової ділянки 50х80м. Нижня частина розрахункової схеми на відстані 20 м від пальової основи підпірної стінки обмежена площиною, захищеною від вертикальних переміщень. На бічних площинах основа покрита смугами, які лише перешкоджають рухам перпендикулярно площинам. Розрахункові жорсткості прийняті для підпірних стін: EI=5,54x105 кН ∙ м2/м, EA=1,73кН/м. Вирішувалося чотири варіанти задачі: В1 – підпірні стіни без навколишньої забудови; B2 – Підпірні стіни з існуючим будинком на відстані 20 м; B3 – Підпірні стіни з існуючим будинком на відстані 10 м; B4 – Підпірні стіни з існуючим будинком на відстані 5 м; Розрахунок проводився з урахуванням формування напружено-деформованого стану ґрунтового масиву при монтажі підпірної стінки. При цьому порівнювалися горизонтальні переміщення вершини паль підпірної стінки, згинальні моменти та вертикальні переміщення фундаменту існуючої будівлі. Рис. 2.15. Розрахункова схема Рис. 2.16. Горизонтальні деформації огородження котловану без будинку (мм) Рис. 2.17. Горизонтальні деформації огородження котловану з будинком (мм) Рис. 2.18. Діаграма залежності переміщень площин підпірних стін від відстані до будинку. Зменшення відстані між будинком і підпірною стіною викликає значну зміну горизонтальних переміщень. На рис. 3.20 зображено схему, що відображає зміну переміщення площин підпірної стінки в залежності від відстані до будинку. Збільшення рухів становить від 12 до 70%. Максимальне значення спостерігається для варіанту B4 на відстані 5 м. Аналіз зміни згинальних моментів показує, що зменшення відстані призводить як до кількісної, так і до якісної зміни кривої моментів. Ця зміна показана на рис. 3.21, на якому наведено схеми моментів у першій палі будинку з різними варіантами розташування будинку. Таку ж ситуацію можна спостерігати і з палями двох інших рівнів підпірної стінки. Це означає, що згинальні моменти у варіантах В3 і В4 збільшуються на 26% і 60% відповідно порівняно з В1 і В2. Незначна зміна моментів у варіантах B1 і B2 свідчить про те, що існуюча будівля має зазор 20 м від котловану не потрапили в зону формування поверхні ковзання схилу. При зменшенні дистанції до 10 і 5 м вимальовується інша картина: змінюється характер графіка з кількісними значеннями моментів, а на інших відмітках формуються їх максимальні значення. Це пояснюється тим, що близьке розташування споруди біля котловану призводить до входження його в зону формування поверхні ковзання. Аналіз напружено-деформованого стану існуючої будівлі виявив, що в конструкціях фундаменту фіксується збільшення додаткової осадки при зменшенні відстані до котловану. Спостерігається збільшення вертикальних деформацій на 30-40%. Така ситуація вимагає додаткових заходів для зменшення впливу видобутку. У цьому випадку найбільш доцільно розміщувати існуючу будівлю, коли глибина котловану дорівнює відстані між будинком і передньою частиною конструкції огородження котловану, оскільки будівля не потрапляє в сферу впливу новобудова. Висновки по розділу 2. 1. Обґрунтовано вплив жорсткості конструкцій огороджувальних котлованів залежно від діаметра паль та кількості рядів паль. 2. Обґрунтовано, що збільшення діаметра паль у конструкції підпірної стінки призводить до збільшення моменту інерції поперечного перерізу, що призводить до більшої сприйнятої вартості за рахунок більшої кількості згинальних моментів завдяки ефективному використанню зона армування. 3. Обґрунтовано, що врахування впливу існуючої забудови при будівництві котловану суттєво змінює характер напружено-деформаційного стану ґрунтової основи та огороджувальних конструкцій котловану та збільшує рух опорних конструкцій на 12-70 % в залежності від на відстані до будинку. 4. Виявляється, що зменшення відстані між існуючою будівлею та котлованом призводить до додаткової осідання конструкцій фундаменту існуючої будівлі. Так, на відстані від будинку 5 м вертикальні деформації збільшуються на 35%, порівняно з будинком на відстані 20 м, що пояснюється тим, що будівля потрапляє в зону формування поверхні ковзання. схил. 5. Обґрунтовано, що найбільш доцільним є розташування існуючої забудови, коли глибина котловану дорівнює відстані між будинком і фасадом огороджувальної конструкції, оскільки будівля не потрапляє в сферу впливу нової будівля. 6. Обґрунтовано, що фундамент будівлі, який зводиться в котловані, суттєво впливає на НДС несучих конструкцій та наземної маси. Збільшити значення абсолютних рухів на 15-20%. 7. Обґрунтовано, що при зміні фундаментних конструкцій будівлі моменти в палях захисної огорожі зменшуються на 23% при пальовому фундаменті, на 38% при пальовому фундаменті за рахунок можливості передачі навантажень від будівлі безпосередньо через плитний фундамент. 8. Обґрунтовано, що найбільш раціональним рішенням фундаменту будівлі з підземними приміщеннями є передача навантаження від надземних конструкцій на глибші шари ґрунту за допомогою паль. РОЗДІЛ 3. ХАРАКТЕРИСТИКА ІНЖЕНЕРНИХ ЗАСТОСУВАНЬ ЗАХИСНИХ КОНСТРУКЦІЙ В КОНСТРУКЦІЇ ОСНОВ ПРИМІЩЕННЯ В РАЙОНІ ЩІЛЬНОЇ ЗАБУДОВИ 3.1. Вплив параметрів захисних екранів на напружено- деформаційний стан основ оточуючих будівель. Більшість будівель історичної міської забудови — це багатоповерхові безкаркасні будинки з несучими цегляними стінами. Відповідно до будівельних норм для них визначені граничні значення додаткової осадки основ і фундаментів у зоні впливу новобудов. Залежно від технічного стану будівлі граничні деформації не повинні перевищувати значень, наведених у таблиці. 3.1. Таблиця 3.1. Граничні значення додаткових деформацій основ і фундаментів будівель. Граничні деформації основи Максимальні Споруда Технічний стан Відносна різниця додаткові осідань (ΔS/L)U деформації Sтах,и, см Багатоповерхові 1 0,0015 2,5 безкаркасні 1,5 будинки з несучими 2 0,0010 стінами із цегляної 3 0,0007 0,7 кладки У попередніх розділах вже було з’ясовано, що будівництво котловану для новобудови завжди негативно позначається на навколишніх будівлях. Щоб уникнути цього ефекту, використовуються технічні захисні споруди – щити. Але виникає питання, в яких випадках їх слід використовувати, які параметри є найбільш ефективними та економічно доцільними за різних вихідних умов. Для вирішення даної проблеми були обрані такі параметри, які можуть вплинути на зменшення додаткових деформацій існуючої будівлі в районі новобудови: 1) глибина закладення захисного екрана L по відношенню до глибини стисливої зони ґрунту (Hст.): Leкр./Hст.=0,5; 1; 1,25; 1,5; 2. 2) положення захисного екрана між опорними конструкціями котловану та існуючою будівлею: B0/В =0,25; 0,5; 0,75. 3) Жорсткість екрана – відношення кроку до діаметра паль технічного захисного екрана: a/d=1; 2; 3; 4. 4) відстань між існуючим будинком і котлованом по відношенню до глибини установки опорних конструкцій котловану нової забудови: В/Lутр.=0,25; 0,5; 1; 2; 3. Вплив цих параметрів було змодельовано в просторовій обстановці за допомогою моделі зміцнення ґрунту (HSM), пружно-пластичної моделі деформації ґрунту зі змінами параметрів жорсткості ґрунту залежно від рівня напруги в ґрунті. Параметри моделі наведені в таблиці 3.2. Таблиця 3.2. Фізико-механічні властивості ґрунтової основи: Модуль Модуль деформа Компресій Пито Кут деформації Питоме Найменува ції при ний модуль ма внутрішнь при зчеплен ння ґрунту міцності деформації вага, ого тертя, розвантажен ня, кПа грунту МПа кН/ м3 град. ні, МПа 50%, МПа Суглинок напівтверд 19 14 56 17,5 22 22 ий Скінченно-елементна модель включала ґрунтове поле розміром 20 х 30 х 35 м, стрічковий фундамент довжиною 9 м і бурові шурфи для опорних конструкцій котловану, які на початковому етапі твердіння заповнювалися бетонною сумішшю. Параметри фундаментів визначено на основі типового рішення будівель історичної забудови з жорсткою стіновою системою та стрічковими фундаментами з глибиною закладення від 1,2 до 3,0 м і шириною підошви від 1 до 2 м. Середній тиск під підошвою фундаменту становить від 150 до 250 кПа. Рис.3.1. Розрахункова схема при дослідженні впливу влаштування інженерних захисних конструкцій на додаткові осідання будівлі в зоні впливу нового будівництва Табл. 3.3. Фізико-механічні характеристики залізобетонного фундаменту Характеристика Величина матеріалу 30000 Модуль пружності, МПА 0,167 Коефіцієнт Пуассона 25 Об'ємна вага, кН/м3 Розрахунок додаткової осадки фундаменту існуючої будівлі проводився в декілька етапів у такій послідовності: 1) початковий етап (формування ПДВ ґрунтового фундаменту) 2) зведення існуючої будівлі на стрічкових фундаментах з діючим на нього навантаженням 3) влаштування технічного захисного щита 4) влаштування огорожі котловану у вигляді буронабивних паль на початковій фазі твердіння бетону з заданою міцністю 20%. В якості аналізу розглядалися різні комбінації основних параметрів захисних екранів під технологічним впливом конструкції котловану та порівнювалася додаткова осадка з початковою осадкою існуючої будівлі без зовнішніх впливів на НДС. 3.2. Обґрунтування оптимальної глибини установки захисного екрана. Перший параметр, який був визначений і використаний у подальших розрахунках – це глибина укладання захисного екрана Lekr. по відношенню до глибини стисливої зони ґрунту (Розв.) (рис. 3.2). Додаткові переміщення існуючої будівлі були розраховані для таких співвідношень Lekr./Hst.=0,5; 1; 1,25; 1,5 на відстані 4 м між котлованом та існуючою будівлею. Аналіз впливу глибини технічного захисного екрана показав, що додаткова осідання існуючої будівлі зменшується зі збільшенням довжини екрана. При цьому змін у деформаціях під час стосунків практично не було Lekr./Hst.=0,5 порівняно з корпусом без екрану. Зменшення деформацій на 6% спостерігається при співвідношенні Lecr./Hst.=1,0. Найбільш суттєве зниження додаткової осідання будівлі порівняно з варіантом без екрану виявлено при Lekr./Hst.=1,25 і склало 28%. Крім того, збільшення довжини решета не має істотного впливу на величину додаткової осідки, так що при Lekr./Hst.=1,5 деформації практично не змінилися (рис. 3.3). При розрахунку завдань зі зміною інших параметрів використовується відносна довжина захисного щита Lekr./Hst.=1,25. Рис. 3.2. Розрахункова схема при дослідженні впливу довжини захисного екрану по відношенню до глибини стисливої зони фундаменту існуючої будівлі Рис.3.3. Діаграма приросту осідання існуючої будівлі в залежності від довжини інженерного захисного екрану Lекр. по відношенню до глибини стисливої зони Нст. 3.3. Вплив положення захисного екрану між оточуючими конструкціями котловану та існуючою будівлею. Наступним параметром, вплив якого досліджується, є розташування захисного екрану між котлованом та існуючою будівлею. Під час розрахунку відносна довжина екрана була визначена згідно з попереднім дослідженням, а саме Lekr./Hst.=1,25. Розглядалися три положення екрана: 0,25 B, 0,5 B і 0,75 B (рис. 3.4), де B – відстань між котлованом і будинком. Аналіз розрахунку показав, що положення екрана не має істотного впливу на додатковий осад. Було виявлено, що поселення зменшуються, коли екран віддаляється від існуючої будівлі. Найбільш ефективне використання екрану спостерігається при його близькому розташуванні до навколишніх конструкцій котловану – 0,25 В. При цьому додаткові переміщення зменшено на 31% порівняно з версією без екрану. При інших положеннях екрана деформації суттєво не змінилися: 0,5 В - 28% і 0,75 В - 23% (рис. 3.5). Рис. 3.4. Розрахункова схема при дослідженні впливу положення захисного екрану між огороджуючими конструкціями котловану та існуючою будівлею Рис.3.5. Діаграма зміни додаткових деформацій в залежності від положення захисного екрану між утримуючими конструкціями котловану та існуючою будівлею 3.4. Оцінка впливу відстані між існуючим будинком і котлованом при використанні захисного екрану. Для визначення впливу відстані між існуючим будинком і огороджувальними конструкціями котловану нової забудови використовується параметр, який відповідає відношенню відстані між існуючим будинком і котлованом до глибини залягання несучих конструкцій використовувався розкоп новобудови. Враховувалися наступні значення цього параметра: B/Lutr.=0,25; 0,5; 1; 2; 3 (рис. 3.6). Найбільша інтенсивність зміни осідання спостерігається в міру наближення котловану до фундаментів існуючої забудови. При мінімальній відносній відстані B/Lutr.=0,25 спостерігається значне осідання фундаментів існуючої будівлі. У корпусі без захисного скла додаткове осідання склало приблизно 105% порівняно з початковим осіданням будівлі. Якщо відстань більше B/Lutr.=1, ефекти від встановлення протимінної огорожі суттєво зменшуються: на 55% і на 33% без і з використанням екрану конфіденційності відповідно. За результатами розрахунку встановлено, що застос На основі результатів розрахунку виявлено, що застосування інженерного захисного екрану є найбільш ефективним в діапазоні від 0.25Lутр.-1.25Lутр.. У цьому випадку екран дозволяє зменшити додаткове осідання будівлі до 33% при 0,25 L і 11% при 1,25 Lутр (рис. 3.7), що є значною величиною для будівель історичної забудови, для яких згідно з будівельними нормами встановлені жорсткі межі додаткової осідання основ і фундаментів за наявності впливу нового будівництва (табл. 3.7) . Рис. 3.6. Розрахункова схема при дослідженні відстані між існуючим будинком та котлованом при застосуванні захисного екрану 3.5. Вплив жорсткості решета на додаткове осідання існуючої будівлі в зоні котловану нової забудови. При використанні захисних екранів з паль малого діаметра, крім вибору ефективної довжини, виникає також питання про те, яким має бути співвідношення між кроком і діаметром паль, тобто жорсткість екрана. важливо. Для визначення впливу жорсткості щита на додаткову осідання фундаментів існуючої будівлі було проведено порівняння результатів розрахунку для різних рівнів (а) та діаметрів (г) паль захисного щита. Проаналізовано наступні співвідношення a/d=1; 1,5; 2; 3; 4 (рис. 3.7). Відзначено збільшення додаткової осідання будівлі зі збільшенням відносної відстані між палями. При співвідношенні a/d=3 спостерігається значне збільшення додаткової осідання, що на 20% більше, ніж при застосуванні захисного екрана з відносним кроком ворсу a/d=2. З співвідношеннями a/d=1; 1,5; 2 показали поступове збільшення додаткового осідання в межах 10%. Розуміння значень додаткових осадок з різною жорсткістю екрана дає можливість ефективно застосовувати параметри екрана та підбирати їх залежно від технічного стану існуючої будівлі. Рис. 3.7. Розрахункова схема при дослідженні відстані між існуючим будинком та котлованом при застосуванні захисного екрану 3.6. Вплив послідовності влаштування паль на осідання навколишньої забудови За наявності технологічних впливів, влаштування огорожі котловану нової будівлі досить ефективним заходом для зменшення осідання навколишньої забудови. Але окрім захисних стінок ефективна послідовність забивання паль також може бути ще одним заходом для зменшення осідань. Значний вплив на осідання сусідніх будівель має порядок зведення паль. У рамках дослідження було розглянуто три варіанти пальового порядку (рис. 3.8): - Стеки виконуються по одному з кроком 1,2 d. - Стоси складаються по одному з кроком 2,5 d. - Стоси виконуються два рази поспіль з кроком 3,6 d Рис. 3.8. Варіанти послідовності влаштування паль Рис. 3.9. Загальна картина повних осідань фундаментів існуючої будівлі при влаштуванні огородження котловану нового будівництва Аналіз результатів додаткових осадок показав, що максимальне значення осідань спостерігається при поперемінному розташуванні паль з кроком 1,2d (варіант І, рис. 4.10) порівняно з іншими варіантами. Виявилося, що рух фундаменту на 82% перевищує початкову осідання будівлі. За рахунок зміни порядку виконання стовпів огорожі значно зменшилися додаткові переміщення фундаменту. У варіанті II, в якому палі встановлені одна за одною з кроком 2,5 д, осадка зменшилася приблизно вдвічі порівняно з варіантом I, де палі встановлювалися по черзі. III варіант черги (через дві палі) з кроком 3,6 д дозволив зменшити осідання в 3,5 рази в порівнянні з I варіантом, по відношенню до початкової осідання фундаментів зсуви зросли на 25 %. є найменшою серед розглянутих послідовностей конструкцій шахтних огороджень. Висновки по розділу 3. 1. Проаналізовано, що застосування інженерного захисного екрану з паль малого діаметра призводить до зниження осідання будівлі, розташованої в зоні впливу котловану нового будівля. 2. Обґрунтовано відстань, на якій котлован новобудови не зачіпає навколишні будівлі і не потрібно влаштовувати захисний екран. 3. Обґрунтовано, що ефективність використання захисних екранів можна підвищити шляхом регулювання таких їх параметрів, як довжина, жорсткість і положення між будинком і котлованом. 4. Обґрунтовано, що осідання існуючої будівлі зменшується при збільшенні довжини захисного екрану до значення, що перевищує глибину стисливої зони будівлі на 1,25 Нст. Подальше збільшення довжини практично не призводить до підвищення захисних властивостей екрану. 5. Встановлено, що осідання навколишніх будівель збільшується зі зменшенням відносної жорсткості захисного екрана (a/d – відношення кроку до діаметра паль). 6. У відповідності до аналізу літературного досвіду, виявлено, що значний вплив відносної відстані до шахтного загородження на осідання навколишніх будівель. Під час розрахунку порівнювалися значення осідання будинку при різних співвідношеннях відстані між існуючим будинком і котлованом до глибини установки опорних конструкцій котловану В/Lутр.=0,25; 0,5; 1; 2; 3. На підставі порівняння результатів встановлено, що найбільш ефективним є використання інженерної захисної сітки в діапазоні від 0,25 л до 1,25 л. При цьому екран дає можливість зменшити додаткове осідання будівлі до 33% при 0,25 Lutr. і 11% при 1,25 л., що є значним значенням для будівель з історичною забудовою, для яких будівельними нормами встановлені жорсткі обмеження на додаткові деформації основ і фундаментів при наявності впливу новобудов. 7. Встановлення захисного екрану з паль малого діаметру є ефективним заходом для зменшення осідання навколишньої забудови, викликаного влаштуванням огороджувальних конструкцій та виїмкою котловану нової будівлі. РОЗДІЛ 4. РЕАЛІЗАЦІЯ МЕТОДУ ВИЗНАЧЕННЯ ПАРАМЕТРІВ ТЕХНІЧНИХ ЗАХИСНИХ СПОРУД. 4.1. Інструментальні спостереження додаткових деформацій забудови історичного дизайну в зоні впливу нової забудови Освоєння підземного простору в умовах щільної забудови призводить до ряду негативних процесів, які можуть спровокувати появу додаткових деформацій існуючих. будівлі. Найважливішим з них є можлива зміна напружено-деформованого стану ґрунтового масиву під фундаментами існуючої будівлі, спричинена виїмкою ґрунту та підйомом (опусканням) рівня ґрунтових вод, виникненням т.з. – так званий «бар’єрний ефект». Вивчення деформацій навколишньої забудови в зоні впливу новобудови проводиться у двох напрямках: чисельне моделювання та експериментальні дослідження у вигляді геодезичних спостережень за деформаціями місцевості та існуючої забудови. У сферу впливу новобудов зазвичай потрапляють будівлі з історичною забудовою. Щоб захистити їх від негативних впливів, необхідні як конструктивні заходи, так і геотехнічний моніторинг. Геотехнічний моніторинг повинен включати комплексний моніторинг несучих конструкцій, фундаментів і ґрунтів, розташованих у зоні впливу споруди. Метою проведення таких спостережень є забезпечення безпеки будівництва та уникнення незворотних процесів, які можуть відбуватися як у конструкціях, так і в ґрунтовій основі. Тема геотехнічних спостережень розглядалася в працях Ю.Л. — обговорював Вінніков. [17], Носенка В.С. [18], Шокарєва В.С., Ж.Б. Burland [19]. Основні вимоги до геодезичного моніторингу включають: - Геотехнічний моніторинг будівель повинен здійснюватися згідно з попередньо розробленим проектом і бути частиною науково-технічного супроводу нових будівель в умовах щільної забудови. - Геотехнічний моніторинг повинен охоплювати всі етапи будівництва, включаючи визначення початкового стану існуючих будівельних конструкцій, Розробка котловану, облаштування підземної та надземної частин новобудови, а також перші роки експлуатації до завершення стабілізації деформацій. Рис. 4.1. Види геотехнічного моніторингу Будівництво багатофункціонального житлового комплексу з підземним паркінгом було обрано тестовим майданчиком для порівняння чисельного моделювання та реальних деформацій ґрунту та конструкцій існуючої забудови. Комплекс будується в районі щільної забудови історичного центру міста. Київ. В безпосередній близькості від прибудинкової стоянки розташована триповерхова адмінбудівля. Будівля має прямокутний план розміром 26х14 м, безкаркасну схему, з несучими поздовжніми та поперечними стінами, просторова жорсткість забезпечується сходами та перекриттями з круглих пустотілих панелей. Фундаменти складаються із збірних фундаментних плит і блоків. Ширина фундаменту - 1 м, глибина закладення - 2 м. Планований житловий комплекс складається з двох секцій на 22 і 25 поверхів, які з'єднані між собою спільним підземним паркінгом. Будинки спроектовані як монолітний залізобетонний каркас, жорсткість якого забезпечується спільною роботою елементів каркасу: колон, стрижнів жорсткості та перекриттів. Розроблено програму геотехнічного моніторингу для моніторингу деформацій як нових, так і існуючих будівель. Організація спостережень за просіданням будівель була в такому порядку: - вибір конструкції, місць розташування та нанесення першої геодезичної розмітки основи висот; - здійснення висотної прив'язки вихідних геодезичних розміток; - розміщення осадових маркерів на конструкціях будівель і споруд, що спостерігаються; - інструментальні вимірювання вертикальних переміщень відкладень; - обробка та аналіз результатів спостережень. При спостереженні за осіданнями на будівлях встановлювали не менше трьох вихідних реперів для забезпечення взаємного контролю стабільності їх розміток. Всього в оригінальну мережу зростання включено 10 реперів. Таке число забезпечувало необхідну точність визначення осідання, яке в нашому випадку прийняли ±1,0 мм для найвіддаленішої від початкової точки відліку позначки. Зростові позиції реперів були визначені з якомога меншим допуском до помилок. Для визначення вертикальних переміщень фундаментів будівель і споруд безпосередньо на них наносили осадкові знаки. Мітки служать постійними маркерами для вирівнювання рейки під час вирівнювання, а дизайн позначки гарантує, що рейка може бути встановлена на ту саму фіксовану точку під час повторного вирівнювання. Довжина штампа забезпечувала необхідну жорсткість незалежно від відхилення штампа від площини стіни. Відстань розмітки призначена для забезпечення установки рейки у вертикальному положенні відповідно до показників вбудованого рідинного рівня. Для спостереження за осіданням фундаментів будівель і споруд використовували пробійники з кульковою головкою та пробійники з гладкої арматури діаметром 16 мм. Вимірювання вертикальних переміщень будівель і споруд проводилось методом геометричного нівелювання ІІ класу точності відповідно до вимог чинних нормативних документів. Після завершення польових робіт з вимірювання деформацій будівель і споруд та перевірки протоколів отримані результати були оброблені та оцінені на підприємстві. Проведено точне нівелювання нівелірної сітки параметричний метод. Вирівнювання проходило в 2 етапи. На першому етапі були створені вузли за методом проф. Попової вага ходів розраховувалась за кількістю штативів у ході. На другому кроці порівнювалися оцінки окремих балів існуючих курсів. Величина осідання під кожною відміткою деформації була розрахована як різниця між відмітками цієї позначки, отриманими в останньому циклі вимірювання, та відміткою, отриманою в першому циклі вимірювання. Геотехнічний моніторинг проводився протягом року після початку будівництва. Основну увагу було приділено періоду встановлення стовпів шахтної огорожі (рис. 4.3), щоб показати технологічність та ефективність використання захисного екрану з металевих труб малого діаметру (рис. 4.2). Рис. 4.2. Схема влаштування гербового депозиту на існуючій будівлі. Результати осідних спостережень існуючої забудови наведені в таблиці 4.1. Рис.4.3. Конструкція влаштованого захисного екрану із труб в торці існуючої будівлі Рис.4.4. Початковий етап відкопування котловану із попередньо влаштованими: захисним екраном та огородженням котловану При аналізі результатів інструментальних спостережень за деформаціями існуючих будівель у зоні впливу шахтного будівництва спостерігається збільшення осідання фундаментів будівель, пов’язане з різними етапами будівництва. Основними етапами, на які було звернуто особливу увагу під час спостереження, є: встановлення захисного екрану, встановлення стовпів огорожі котловану та підготовка котловану з подальшим монтажем конструкцій фундаменту. На першому етапі влаштування захисного екрану з металобетонних паль ∅159 мм (рис. 4.3) спостерігається початок розвитку незначних деформацій існуючої будівлі, які знаходяться в межах 3 мм. Після захисного щита влаштували залізобетонні палі огородження котловану ∅620 мм (рис. 4.4) з індивідуальними грейферами за гвинтовою технологією. При цьому зростання осідань продовжувало досягати 11 мм, технологічний вплив очевидний. При розробці котловану та влаштуванні залізобетонних конструкцій підвалу спостерігається активне посилення рухів конструкцій існуючої будівлі. Котлован розширено на глибину 6 м. Максимальне зміщення під час розробки ямки становило 17,4 мм. При подальших спостереженнях ріст деформацій продовжувався зі зниженою швидкістю. Проектні рішення цієї будівлі в умовах щільної забудови прийняті на основі чисельного моделювання системи «ґрунтовий масив – технічні захисні споруди – існуюча забудова». Розрахунок проводився з урахуванням основних етапів будівництва. Робота залізобетонних елементів моделюється як пружна з такими параметрами: модуль деформації E=30000 МПа, питома вага 25 кН/м3, коефіцієнт Пуассона ��=0,167. Грунтове середовище було змодельовано за допомогою попередньо обраної моделі зміцнення ґрунту. При порівнянні даних геотехнічного моніторингу та чисельного моделювання різниця у переміщеннях склала 24% на етапі будівництва шахтного загородження та 19% на етапі розробки шахти. Цю різницю між експериментальними та симуляційними значеннями можна пояснити невідповідністю між фізичними та 105 значеннями механічні властивості перекриттів, укладених у розрахунку з присутніми при будівельних роботах. Також моделювалася ситуація проведення робіт з улаштування паль і розробки котловану без попереднього виконання захисного щита з паль малого діаметра. У цьому варіанті є значний технологічний вплив на виконання буронабивних паль огородження котловану, наприклад, зміщення конструкцій існуючої будівлі на цьому етапі становило 43 мм, а на етапі розробки котловану збільшено. до 61,3 мм. Такі зсуви призведуть до того, що будівля перейде в аварійний стан. Дані чисельного моделювання свідчать про важливість попереднього встановлення захисних екранних паль, що дає змогу стабілізувати напружено- деформований стан ґрунтового масиву в зоні впливу новобудови, а також є можливість контролю ПДВ існуючої будівлі шляхом зміни параметрів захисного екрану, наприклад: глибина закладення, жорсткість конструктивного екрану, положення між будівлею та огорожею котловану. Порівняння розрахункових і експериментальних значень переміщень на різних фазах роботи нульового циклу представлено в таблиці. 4.1. Таблиця 4.1. Порівняння розрахункових і експериментальних переміщень фундаментів Етап Переміщення, мм Відхилення з екраном, % Числове Експериментальні, Числове моделювання із екраном моделювання із екраном без екрану Влаштування 15,1 11,5 43 24% паль огородження котловану Влаштування 21,3 (+29%) 17,4 (+34%) 61,3 (+40%) 19% котловану Геотехнічний моніторинг дав змогу оцінити, який вплив справляє влаштування стовпів огорожі котловану та розробка котловану на додаткове осідання конструкцій фундаменту існуючої будівлі. 4.2. Алгоритм визначення параметрів захисного щита. На основі порівняння даних геотехнічного моніторингу та чисельного моделювання облаштування глибокого котловану новобудови з підземними приміщеннями в щільній забудові розроблено алгоритм дій (рис. 4.5), якого рекомендовано дотримуватись при плануванні технічні захисні конструкції фундаментів існуючої будівлі. 1. Аналіз вихідних даних: ґрунтові умови, архітектурно-конструктивні рішення, глибина котловану, технічний стан існуючих будівель, відстань між котлованом та навколишніми будівлями. 2. Вибір першого варіанту типу огородження котловану: технологія виконання, діаметр, крок, довжина. 3. Визначення розрахункових параметрів ґрунтового середовища за даними фактичних польових досліджень. Моделювання тестового завдання польових випробувань паль зі змінними параметрами ґрунту до задовільної збіжності даних випробувань і моделювання. 4. Провести дослідження НДС конструкцій існуючих будівель у сфері впливу новобудови за допомогою чисельного моделювання з урахуванням заданих параметрів ґрунту. Ліплення слід проводити поступово. Кошторисні етапи повинні виконуватися відповідно до технологічної послідовності будівельних робіт. Порівняйте дані числового моделювання з допустимими додатковими переміщеннями для відповідного типу будівлі. Якщо є надлишок, наклейте на пристрій захисну плівку. У разі, якщо допустимі осідання не перевищують, сплануйте огорожу котловану. 5. При необхідності встановлення захисного екрану виберіть параметри екрану, які дозволяють впливати на додаткові переміщення існуючих будівель, такі як: довжина екрана, жорсткість решета, розташування решета між котлованом і опорними конструкціями котловану, порядок паль 6. Для контролю конструкцій навколишніх будівель розробити програму геотехнічного моніторингу періоду будівництва для отримання даних про фактичний напружено-деформований стан існуючих будівель. 4.3. Обґрунтування відомих даних дослідження взаємного впливу фундаментів будівель, що будуються Освоєння нових територій для забудови несе низку недоліків, таких як створення інженерних комунікацій, використання родючих земель, необхідність створення інфраструктур нових міських районів. Така політика потребує великих капіталовкладень, проте вона виправдана необхідністю будівництва великих промислових підприємств, які зазвичай зводяться за існуючою рисою міста. При житловому будівництві ринкові відносини накладають свою специфіку під час виборів території забудови. Розвинена інфраструктура та вигідне становище центральних кварталів міста залучають інвестиції в капітальне будівництво. Тому нині склалася тенденція до реконструкції економічно найперспективніших кварталів міста. У таких умовах необхідний подальший розвиток методик зменшення впливу нового будівництва на вже існуючу будівлю. В даній роботі розробляється методика стабілізації основ фундаментів реального натурного об'єкта, що включає 9-ти поверховий панельний будинок за адресою вул. академіка Філатова та цегляний будинок за адресою бул. Миколи Піхновського. (Рис. 4.5) [20]. Панельний будинок виконаний на стрічковому фундаменті з ущільненням важкими тромбуванням ґрунтової основи, розташований по лінії забудови на відстані в осях 62,3 м. Відмітка низу підошви фундаменту –2.950 мм. 15-ти поверхова будівля-вставка за адресою бул. М. Піхновського виконано на залізобетонній фундаментній плиті, що розташована на позначці -4.600 мм. По торцевих прольотах будинку-вставки розташовані наскрізні проїзди. Торцеві стіни тринадцятиповерхового торцевого прольоту оперти на поперечні залізобетонні балки, які передають навантаження на пальовий фундамент по торцевій осі лінії примикання. (Рис. 4.6). Глибина закладення буронабивної палі -21.665мм. У 2004 році забудовник розпочав зведення будинку-вставки з проектом, який не пройшов експертизу, роботи розпочато без дозволу на будівництво. Рис. 4.5 - Схема влаштування фундаментів панельного будинку та будинку- вставки Рис. 4.6 – Панельний будинок за адресою пер. академіка Філатова та цегляна будівля-вставка за адресою бул. М. Піхновського Характеристика району робіт У гідрогеологічному відношенні місто Київ характеризується наявністю основного водоносного горизонту, складеного водонасиченими глинисто- піщаними породами, який поповнюється рахунок фільтрації з поверхні, і навіть зворотної фільтрації з водосховища. Глибина залягання ґрунтових вод в Автозаводському районі становить 15-35 м, у межах міста, на північному заході Центрального району, знаходиться невелике озеро, де в місці природного зниження рельєфу на поверхню пробиваються ґрунтові води. З поверхневих водних ресурсів на життя міста гідрологічний стан річки Дніпро. Ділянка робіт (будівельний будинок-вставка і прилеглі до нього житлові будинки) в геоморфологічному відношенні розташована в IV надзаплавній терасі берега р. Дніпро. Поверхня майданчика має абсолютні позначки ~89,30- 89,70 м. Небезпечних фізико-геологічних процесів на майданчику та прилеглої території немає. 4.4 Дослідження конструктивних елементів та проведених заходів щодо стабілізації основ Існуюча 9-ти поверхова будівля «посаджена» на фундамент у витрамбований котлован, основою якого служить шар макропористого супіску 1-го типу просадності. Просідання грунту усунена ущільненням супіску при витрамбовуванні котловану важкими трамбовками [2]. Будинок-вставка складається із 3-х секцій різної поверховості. Висота центральної секції досягає позначки 48.23 м. (15 поверхів), крайні секції – до позначки 42.23 м. (13 поверхів), Крайні прольоти розташовані на буронабивних палях. Фундамент складається з монолітної залізобетонної плити бетону класу В25 завтовшки 1.2 м. на глибині 4.6 м-коду. Підставою залізобетонної плити є бетонна підготовка В7.5 – 100 мм. На позначці 3.4 м- коду. встановлені збірні залізобетонні фундаментні блоки (Рис. 4.7) Рис. 4.7 - Конструктивна схема фундаменту будинку-вставки По торцях будинку-вставки розташовані наскрізні проїзди. (Рис. 4.8) Тринадцятиповерхові торцеві прольоти оперти на поперечні залізобетонні балки. Ділянка будівлі над проїздом розташована на залізобетонних палях. Рис. 4.8 - Наскрізний проїзд під торцевими секціями будинку-вставки Під час підготовчого періоду будівництва при здійсненні нульового циклу робіт було зафіксовано просідання торця існуючої дев'ятиповерхової будівлі по лінії примикання, що збільшується в міру будівництва нового будинку. Крін торця будівлі продовжувався у бік будинку-вставки до зіткнення зі стіною по лінії примикання. Утворився сліпий осадовий шов, і накранений торець 9-ти поверхової будівлі за рахунок сили тертя став передавати додому- вставку додаткове навантаження від власного просідання (рис. 4.9). Внаслідок чого було прийнято рішення посилити поперечну балку з/б стійками (рис. 4.10). Рис. 4.9 – Примикання будинку-вставки до існуючого панелі по осі 12 Рис. 4.10 - З/б стійки підсилення під поперечними балками будинку-вставки Як заходи щодо зменшення взаємного впливу будинку-вставки на існуючу 9-ти поверхову будівлю було розроблено та здійснено проект організації ВКФ ТОВ «Простір-проект», м. Київ. Відповідно до проекту реконструкції було передбачено виконання наступних заходів поетапно: - перший етап – влаштування шпунтового огородження із бурових паль, що відокремлює новий будинок-вставку від існуючого панельного будинку; - другий етап - влаштування шпунтового огородження з боку будинку по бул. М.Піхновського. - третій етап – посилення фундаментів існуючого панельного будинку по пер. А. Філатова складними палями, що вдавлюються; - четвертий етап – відновлення стінових панелей шляхом ін'єкції; - п'ятий етап – посилення панелей перекриття та стінових панелей сталевими рамами; - шостий етап – влаштування деформаційного шва між панельним будинком по пер. А. Філатова та новим будинком-вставкою. Шпунтова огорожа виконана у проїздах будинку-вставки в осях «1»-«2» вздовж торцевої стіни панельного будинку та по пер. А. Філатова в осях «11»- «12» вздовж стіни панельного будинку на бул. М. Піхновського. (Рис. 4.11) Буріння паль Ø400 шпунтового огородження велося з кроком 900 мм. Загалом у двох проїздах виконано 168 паль. Посилення конструкції стрічкових фундаментів передбачено у осях «8»-«10» за адресою: бул. М. Піхновського вдавлювання складових паль. Висновок геодезичної комісії після вжиття заходів щодо стабілізації основ фундаментів: після усунення замочування ґрунтів під фундаментами будинку вставки, встановлення захисних паль на ділянках примикання будинку-вставки до житлових будинків осадовий процес сповільнився, але не припинився; необхідні подальші геодезичні спостереження. Рис. 4.11 – Шпунтова стінка панельний будинок - будинок-вставка 4.5 Геодезичні спостереження, аналіз та висновок Результати інструментальних геодезичних спостережень з грудня 2010 року до березня 2014 року: за період спостереження зафіксовані опади марок за величиною від -11 до -33 мм. Для повнішого дослідження стану фундаментів всього будинку по бул. М. Піхновського закладено додаткові марки по всьому периметру будинку у кількості 18 штук. За період спостереження 07.04.2012р. – 08.03.2014 р. 6 марок зафіксували осадку -1 мм., 11 марок осаду не зафіксували, 1 марка зафіксувала позитивне вертикальне переміщення +1 мм. Таким чином можна відзначити, що зазначені деформації знаходяться в межах точності вимірювань та свідчать про відсутність осадових процесів у фундаментах будинку з другого до п'ятого під'їзду. Спостереження по прилеглому до будинку-вставки житлового будинку бул. М.Піхновського до 07.04.2012 р. здійснювалися за 5-ти стінними марками. За період спостережень із 29.12 2010 р. до 08.03.2014 р. зафіксовано опади марок за величиною від -3 мм. до -22 мм. Максимальна осадка -22 мм., мінімальна - 3 мм. Деформації характеризуються як негативними, і позитивними вертикальними переміщеннями. У будинку-вставці, що будується, з 29.12.2010 р. до 07.04.2012 р. вимірювання проводилися за 13 стінними деформаційними марками, закладеними в цоколі будівлі. За період спостережень із 29.12.2010 р. до 08.03.2014 р. (3 роки та 2 місяці) зафіксовано сумарні опади марок у межах від -21 мм. до -56 мм. Максимально допустимий осад для даної будівлі становить 150 мм. 12.05.2012 р. Встановлено ще 3 стінні марки в несучих конструкціях (колонах) – осі 1В, 12А, 12В. За період спостережень із 27.05.2012 р. до 08.03.2014 р. марки зафіксували опади -7, -9 та -15 мм, відповідно. Марки з південного боку мають меншу величину опади, ніж марки з північного (фасадного) боку. Крім того, марки у східній частині будинку- вставки (№ 4,5,6,21) також мають меншу величину опади, ніж марки в західній частині будинку-вставки (№ 9,10,11,12,18,17,20). Отже, наочно видно, що процес деформацій має нерівномірний характер. Кут нахилу ліній характеризує величину осідання марок у часі. Чим більший кут нахилу ліній, тим більша величина опади та активніший процес деформацій. Чим менший кут нахилу ліній, тим менша величина осаду та менш активний процес деформацій. Відповідно зміна кутів нахилу ліній свідчить про динаміку вертикальних переміщень деформаційних марок. Обидві групи ліній мають три синхронні точки перелому. Точки перелому дозволяють виділити чотири фази деформаційному процесі (рис. 4.12). Рис. 4.12 – Схема визначення вектора крену будівлі за період з 29.12.2010 р. до 08.03.2014 р. У першій фазі деформаційного процесу (29.12.2010 р. -27.05.2012 р.) лінії всіх марок мають значний кут нахилу. Процес деформацій має активний характер. Швидкість опади марок з південного боку будинку-вставки становить від 0 до -3 мм/міс, з північного (фасадного) - від +1 мм/міс до -3,5 мм/міс. Середня швидкість осідання марок по всьому будинку-вставці складає -1,8 мм/міс. У другій фазі деформаційного процесу (27.05.2012 р. – 26.01.2013 р.) кут нахилу ліній обох груп стає меншим. Процес деформацій менш активний. Швидкість опади марок з південного боку будинку-вставки становить від 0 мм/міс до -2 мм/міс, з північного (фасадного) - від -1 мм/міс. до -2 мм/міс. Середня швидкість осідання марок по всьому будинку-вставці складає -1,5 мм/міс. У третій фазі деформаційного процесу (26.01.2013 р. – 06.01.2014 р.) лінії незначно викладаються. Швидкість опади марок з південного боку будинку-вставки становить від 0 мм/міс до -2 мм/міс, з північного (фасадного) - від -0 мм/міс до -2 мм/міс Середня швидкість опади марок по всьому будинку- вставці складає -0,7 мм/міс. У цій фазі, у період з липня 2014 по вересень 2014 року, здійснюються заходи щодо захисту від деформацій фундаментів будинку-вставки та прилеглих до нього житлових будинків №55 на вул. Ворошилова та №104 по вул.40 років Перемоги, а саме: усунення замочування ґрунтів під фундаментами будинку-вставки та встановлення захисних паль на ділянках примикання будинку-вставки до житлових будинків. Четверта фаза деформаційного процесу відзначається з 06.01.2014р. Кути нахилу ліній обох груп зменшуються. Швидкість опади марок з південного боку будинку-вставки становить від 0 мм/міс до -1 мм/міс, з північної (фасадної) - від -1 мм/міс до -2 мм/міс. Середня швидкість осідання марок по всьому будинку-вставці складає -0,5 мм/міс. З великою ймовірністю можна констатувати, що уповільнення осадового процесу стало результатом проведених захисних заходів. Плановий розподіл осад (див. схему визначення вектора крену) сигналізує про те, що величини деформацій та їх швидкість з південного боку будівлі (марки № 6,17,18,19,20,21) менші за аналогічні параметри з північної. (Фасадної) сторони будівлі (марки № 4,5,8,9,10,11,12). Таким чином, деформації фундаментів мають нерівномірний характер, що призводить до утворення крену. Висновок після проведення інструментальних геодезичних вимірів: після усунення замочування ґрунтів під фундаментами будинку вставки, встановлення захисних паль на ділянках примикання будинку-вставки до житлових будинків, осадовий процес сповільнився, але не припинився; необхідні подальші геодезичні спостереження. Нерівномірність осідання фундаментів будинку-вставки призвела до утворення крену будівлі. Відносне значення крену вбирається у допустимого. По житловому будинку по бул. М.Піхновського: осадовий процес фундаментів 1-го під'їзду, що примикає до будинку-вставки, продовжується. Відносна різниця осадів фундаментів 1-го під'їзду з північної (фасадної) сторони будинку досягла граничного значення. Тому для оцінки небезпеки деформацій необхідне продовження інструментальних геодезичних спостережень за осіданням фундаментів цієї ділянки будинку. Загальна площа бічної поверхні паль перевищує площу бічної поверхні блоку ущільненого ґрунту. Після влаштування паль, у блоці ущільненого ґрунту (рис. 4.13) створюються додаткова (компенсуюча) напруга. Ґрунт за рахунок реології переміщається в зони з меншою напругою - підошву та торцеві сторони. Процес відбувається шляхом повзучості із зменшенням напруги в тілі блоку, за рахунок релаксації, до моменту поки напруги в тілі блоку не будуть рівними напругам зони пружного відсіку грунту Дані заходи дозволять повністю стабілізувати напружено-деформовані стани в ґрунті основи і зупинять опади будівель. Кошторисна вартість установки пальового поля для стабілізації основ, наводиться в положення і становить 1154,69 тис. грн. Кошти на оплату праці 170,71 тис. грн. Розрахунок здійснено за травневими цінами 2021 р. Рис. 4.13 – Влаштування пальового поля Влаштування блоку ущільненого ґрунту для компенсації зон напружено- деформованого стану основ фундаментів 9-ти поверхового панельного будинку за адресою: по бул. М.Піхновського цегляного 15-ти поверхового будинку-вставки. Під основами фундаментів розвивається ущільнене ядро ґрунту та напружено-деформовані зони, що беруть участь у стабілізації основи [21]. Напружено-деформовані зони сусідніх фундаментів будинку-вставки і панельного будинку, взаємно впливають один на одного, а область дотику грунтових мас вимикається з роботи [22]. Напруги в ґрунті розвиваються нижче області зіткнення, внаслідок чого відбувається осад фундаменту [23]. Шпунтова стінка з бурових паль, що використовується ВКФ ТОВ «Простір» для стабілізації осад, відсікає частину масиву ґрунту та розділяє напружено-деформовані зони будинку-вставки та панельного будинку. Однак ці заходи у свою чергу не повною мірою стабілізують фундаменти. При розділенні зон відсікається частина ґрунту, що бере участь у роботі, і навантаження, що передається на цей масив, лягає на ґрунт нижче, вздовж тіла бурової палі [20]. Не відбувається компенсації напруги, немає збільшення напруженої зони в ґрунті, яка могла б стабілізувати основи. Для зменшення осад фундаментів будівель необхідно збільшення обсягу напружено- деформованого ґрунту, що бере участь у стабілізації та підтримці фундаменту. Для цього необхідно збільшити компенсуючу опорну площу бічної поверхні відсіченого ґрунту. Відсічену площу бічної поверхні деформованої зони було розраховано методом комп'ютерного моделювання з використанням програмного комплексу AutoCAD 2022 та підключеного objectARX-плагіна «GeomProps». Висновок за розділом 4 1. Підтверджено негативний вплив збудованого цегляного будинку- вставки на вже існуючий панельний будинок з фотофіксацією всіх ознак впливу та пошкоджень. Досліджено геодезичні спостереження з 2010 по 2014 рік, що зафіксували крен будинку-вставки та осад панельного будинку від впливу нового будівництва. Досліджено проект зі стабілізації основ фундаментів будівель, розроблений ВКФ ТОВ «Простір», який не зупинив осаду. Необхідні подальші заходи щодо стабілізації основ фундаментів. 2. Найефективніший спосіб збільшення компенсаційної опорної площі – це встановлення «пальового поля». Тобто розміщення рівномірно розподілених і рівновіддалених один від одного паль для охоплення більшої площі. Найбільш підходящий варіант - встановлення паль у шаховому порядку. При розробці технологічної карти необхідно дотримуватися наступних критеріїв: 1) Влаштування паль бажано виробляти з глиністопіщаного розчину з наступним ущільненням. 2) Монтаж паль необхідно проводити після проходження робочого органу ґрунтовитисненою лідерною свердловиною . 3) Діаметр ґрунтових паль повинен становити не менше 200 мм. ЗАГАЛЬНІ ВИСНОВКИ 1. Забудова історичних центрів міст призводить до розвитку підземних просторів, які, у свою чергу, потенційно негативно впливають на навколишні будівлі, тому необхідно розробляти рішення, які мінімізують вплив нового будівництва. 2. На даний момент існує маса конструктивних рішень щодо стабілізації основ, але також необхідно зазначити, що більшість з них має низку істотних недоліків. 3. Аналітичні методи розрахунку за емпіричними формулами та пружною роботою ґрунту призводять до неправильного відображення взаємодії технічної захисної споруди та ґрунтової основи. З їх допомогою важко описати складні процеси, що відбуваються в ґрунтовому масиві при влаштуванні захисних споруд і подальшому риття котловану. 4. Оцінка впливу новобудов на сусідні будівлі зазвичай здійснюється за допомогою чисельного моделювання в різних програмних комплексах, але при цьому в більшості випадків враховується також будівництво котловану як єдиного цілого, без поділу цього процесу на окрему розрахункову фазу, що призводить до вибору нераціональних конструктивних рішень. 5. Відсутня чітка методика вибору раціональних захисних конструкцій, покликаних мінімізувати вплив нового будівництва на щільну забудову. 6. Застосування спеціалізованих програмних комплексів на основі методу скінченних елементів дозволяє врахувати різноманітні параметри захисних споруд та фактори впливу на оточуючі будівлі, що дає можливість вибирати раціональні та економічно доцільні конструктивні рішення. 7. Обґрунтовано вплив жорсткості конструкцій огороджувальних котлованів залежно від діаметра паль та кількості рядів паль. 8. Обґрунтовано, що збільшення діаметра паль у конструкції підпірної стінки призводить до збільшення моменту інерції поперечного перерізу, що призводить до більшої сприйнятої вартості за рахунок більшої кількості згинальних моментів завдяки ефективному використанню зона армування. 9. Обґрунтовано, що врахування впливу існуючої забудови при будівництві котловану суттєво змінює характер напружено-деформаційного стану ґрунтової основи та огороджувальних конструкцій котловану та збільшує рух опорних конструкцій на 12-70 % в залежності від на відстані до будинку. 10. Обґрунтовано, що зменшення відстані між існуючою будівлею та котлованом призводить до додаткової осідання конструкцій фундаменту існуючої будівлі. Так, на відстані від будинку 5 м вертикальні деформації збільшуються на 35%, порівняно з будинком на відстані 20 м, що пояснюється тим, що будівля потрапляє в зону формування поверхні ковзання. схил. 11. Обґрунтовано, що найбільш доцільним є розташування існуючої забудови, коли глибина котловану дорівнює відстані між будинком і фасадом огороджувальної конструкції, оскільки будівля не потрапляє в сферу впливу нової будівля. 12. Обґрунтовано, що при зміні фундаментних конструкцій будівлі моменти в палях захисної огорожі зменшуються на 23% при пальовому фундаменті, на 38% при пальовому фундаменті за рахунок можливості передачі навантажень від будівлі безпосередньо через плитний фундамент. Найбільш раціональним рішенням фундаменту будівлі з підземними приміщеннями є передача навантаження від надземних конструкцій на глибші шари ґрунту за допомогою паль. 13. Проаналізовано, що застосування інженерного захисного екрану з паль малого діаметра призводить до зниження осідання будівлі, розташованої в зоні впливу котловану нового будівля. 14. Обґрунтовано відстань, на якій котлован новобудови не зачіпає навколишні будівлі і не потрібно влаштовувати захисний екран. Ефективність використання захисних екранів можна підвищити шляхом регулювання таких їх параметрів, як довжина, жорсткість і положення між будинком і котлованом. Осідання існуючої будівлі зменшується при збільшенні довжини захисного екрану до значення, що перевищує глибину стисливої зони будівлі на 1,25 Нст. Подальше збільшення довжини практично не призводить до підвищення захисних властивостей екрану. 15. Встановлено, що осідання навколишніх будівель збільшується зі зменшенням відносної жорсткості захисного екрана (a/d – відношення кроку до діаметра паль). Встановлення захисного екрану з паль малого діаметру є ефективним заходом для зменшення осідання навколишньої забудови, викликаного влаштуванням огороджувальних конструкцій та виїмкою котловану нової будівлі. 16. Найефективніший спосіб збільшення компенсаційної опорної площі – це встановлення «пальового поля». Тобто розміщення рівномірно розподілених і рівновіддалених один від одного паль для охоплення більшої площі. Найбільш підходящий варіант - встановлення паль у шаховому порядку. При розробці технологічної карти необхідно дотримуватися наступних критеріїв: