close

Вход

Забыли?

вход по аккаунту

?

70 kozionov v.a metodi ispitaniy treshinovatih skalnih gruntov

код для вставкиСкачать
В.А. Козионов
МЕТОДЫ ИСПЫТАНИЙ
ТРЕЩИНОВАТЫХ СКАЛЬНЫХ
ГРУНТОВ
Учебное пособие
Павлодар, 2006
3
Министерство образования и науки
Республики Казахстан
Павлодарский государственный университет
им. С. Торайгырова
В.А. Козионов
МЕТОДЫ ИСПЫТАНИЙ
ТРЕЩИНОВАТЫХ СКАЛЬНЫХ
ГРУНТОВ
Учебное пособие
Павлодар
4
УДК 624.121: 620.171.2(075.8)
ББК 38.58я73
К 59
Рекомендовано учебно-методической секцией
по специальностям строительства и архитектуры
Министерства образования и культуры Республики Казахстан
Рецензенты:
Байнатов Ж.Б. – доктор технических наук, профессор,
академик Национальной инженерной академии, проректор
по учебной работе Центрально-Азиатского университета
Оспанов С.О. – кандидат технических наук, профессор
Казахской головной архитектурно-строительной академии
Кудерин М.К. – кандидат технических наук, профессор,
декан архитектурно-строительного факультета Павлодарского
государственного университета им. С. Торайгырова
К 59 Козионов В.А.
Методы испытаний трещиноватых скальных грунтов: учебное
пособие. – Павлодар, 2006. – 118 с.
ISBN 9965-439-94-X
В учебном пособии изложены полевые методы определения механических характеристик трещиноватых скальных грунтов, используемых для целей строительства. Приводятся сведения о структурномеханических особенностях скальных грунтов, а также теоретические
обоснования методов их испытаний и описание конструкций испытательных установок. Рассмотрены примеры обработки результатов испытаний скальных грунтов при различных напряженных состояниях.
Учебное пособие рекомендуется для студентов специальности
"Строительство".
К
3304000000
УДК 624.121: 620.171.2(075.8)
00 ( 05 )  06
ББК 38.58я73
ISBN 9965-439-94-X
© Козионов В.А., 2006
© Павлодарский государственный
университет им. С. Торайгырова, 2006
5
Введение
В инженерной геологии под термином «скальный грунт» понимается класс грунтов с жесткими (кристаллизационными или цементационными) структурными связями. В соответствии с ГОСТ 25100 –
95 в классе скальных грунтов выделяется две группы:
а) скальные грунты, имеющие жесткие структурные связи кристаллизационного типа;
б) полускальные грунты, имеющие жесткие структурные связи
цементационного типа.
Условная граница между ними принимается по прочности на
одноосное сжатие R в водонасыщенном состоянии ( R  5 МПа –
скальные грунты, R  5 МПа – полускальные грунты).
Скальные грунты, обладая высокой прочностью, относятся к
наиболее надежным основаниям зданий и сооружений, если они не
являются сильно выветрелыми и не обладают повышенной трещиноватостью. Полускальные грунты, в сравнении со скальными грунтами,
обладают пониженной прочностью, повышенной сжимаемостью,
трещиноватостью и выветрелостью, способностью к размягчению.
Они отличаются большей неоднородностью и анизотропией свойств.
В целом участки с трещиноватыми скальными и полускальными грунтами благоприятны для строительства, но здесь уже требуется соблюдение определенных ограничений и, часто, выполнение инженерных
расчетов и мероприятий для обеспечения нормальных условий эксплуатации возводимых зданий и сооружений.
Практика строительства показала, что во многих случаях методы изысканий и исследований, хорошо разработанные для дисперсных грунтов оказываются неприемлемыми для скальных грунтов. Об
этом свидетельствуют известные случаи повреждений и деформаций
сооружений, возведенных в трещиноватых скальных и, в особенности,
в полускальных грунтах.
Теоретической основой для обоснования проектных решений
строительства на скальных грунтах является механика скальных пород. Однако уже имеющиеся достижения в области механики скальных пород в неравной степени используются в различных сферах
строительства. Наиболее полно механика скальных пород применяется в горном деле, в сфере гидротехнического и подземного транспортного строительства. В меньшей степени – в проектировании и строительстве промышленно-гражданских зданий и сооружений. Повидимому, это связано с бытующим мнением о том, что скальные
грунты всегда являются надежным основанием и средой сооружений.
C
C
C
6
Вместе с тем, увеличивающаяся этажность зданий, а вследствие этого
и нагрузка на основание, большие плановые размеры сооружений,
жесткие ограничения на неравномерность их осадок, а также неоправданные в ряде случаев запасы в инженерных решениях, требуют более
тщательного учета специфики скальных оснований при проектировании объектов строительства. В равной мере это относится и к проектированию и строительству других уникальных и крупномасштабных
объектов, где обеспечение их геотехнической безопасности является
приоритетной задачей.
В определенной степени подобная ситуация сложилась и в
учебной литературе. В используемых студентами учебниках и учебнометодических пособиях достаточно полно изложены вопросы, касающиеся проектирования и строительства зданий и сооружений на дисперсных грунтах. В тоже время вопросы проектирования современных зданий и сооружений на скальных основаниях изложены в минимальном объеме, чего явно недостаточно для рассмотренных выше
особых условий строительства. Необходимость их учета в учебнометодических материалах вызвана еще и тем, что в современных
учебных планах для студентов специальности «Строительство» дисциплины инженерная геология, механика грунтов, механика скальных
пород, основания и фундаменты, объединены в курс «Геотехника».
Данный курс, состоящий из двух дисциплин «Геотехника 1» и «Геотехника II», для ряда специализаций относится к категории профильных, что требует расширенного и углубленного их изучения.
Строительство зданий и сооружений на скальных грунтах обычно связано с необходимостью учета их структурно-механических особенностей таких как, трещиноватость и блочность, неоднородность,
пространственная изменчивость и анизотропия свойств, масштабный
эффект. Учету данных особенностей при определении механических
характеристик скальных грунтов посвящено предлагаемое учебное
пособие. В нём подробно изложены особенности состава, строения и
состояния скальных грунтов, а также современные методы их геомеханических испытаний.
Особое значение имеет излагаемая в учебном пособии методика
определения механических характеристик трещиноватых скальных
грунтов при сложном напряженном состоянии. Рассматриваемые способы и методики определения механических характеристик грунтов
при сложном напряженном состоянии обоснованы соответствующими
результатами экспериментов, примерами испытаний и определения
7
параметров прочности и деформируемости грунтов в условиях их
естественного залегания, а также внедрены в нормативные документы.
1 Геотехнические особенности трещиноватых скальных
грунтов
1.1 Общие сведения о скальных грунтах
В курсе геотехники [1, с. 98] под термином «скальный грунт»
понимается класс грунтов с жесткими (кристаллизационными или цементационными) структурными связями. Это отличает их от дисперсных грунтов, изучаемых в механике грунтов, где связи имеют механический и водно-коллоидный характер.
Скальные грунты обладают рядом таких особенностей состава,
строения и состояния как, например, напластования, складки, трещиноватость, разрывные нарушения, разломы и др., которых нет у строительных материалов. Если, при выделении из горного массива образца такой породы, он сохраняет свою целостность и не распадается
на части, то порода считается ненарушенной. При решении инженерных задач, в основном, приходится рассматривать значительные объемы скальных массивов, свойства которых, вследствие приведенных
выше особенностей состава, строения и состояния существенно отличаются от ненарушенных образцов породы. Поэтому при оценках
скальных грунтов, как оснований или среды сооружений, используют
два понятия [2, с. 7]:
- ненарушенные скальные грунты – кристаллический материал, прочностные и деформационные характеристики которого определяются как свойствами составляющих его минералов и жестких связей
между ними, так и дефектами его структуры (пустоты и др.);
- скальный массив – сложнейшее геологическое образование,
представляющее собой совокупность блоков одной или нескольких
горных пород, выделяемых в массиве трещинами разных порядков.
Эти блоки, в свою очередь, могут разделяться нарушениями сплошности на более мелкие отдельности и образовывать иерархическую систему. Поэтому, интегральные физико-механические свойства такого
массива будут существенно отличаться от характеристик ненарушенных грунтов и зависеть от выделяемой области исследования.
Скальный массив характеризуется определенной структурой и
состоянием. Под структурой, прежде всего, понимаются элементы
строения скального массива: форма, условия залегания и взаимного
положения скальных пород, образующих те или иные тела [2, с. 92].
8
Под состоянием понимается трещиноватость, степень выветрелости
пород, их водонасыщенность, закарстованность и др.
При испытаниях скального массива, как специфической в механическом отношении среды обычно выделяют следующие его важнейшие особенности [2, с. 92]: трещиноватость и блочность строения,
неоднородность и анизотропия его свойств, наличие в нем природных
напряжений и проявление масштабного эффекта.
Основные показатели физико-механических свойств скальных грунтов. Физическое состояние скального грунта можно охарактеризовать с помощью следующих характеристик.
1 Плотность – масса единицы объема грунта, определяемая отношением суммы масс ( m ) всех составляющих компоненты грунта
(твердой, жидкой, газообразной) к их общему объему ( V )
  m /V
.
(1.1)
2 Удельная масса – отношение массы твердой составляющей
грунта ( m ) к объему, занимаемому твердой компонентой грунта ( V )
T
T
 S  m T /VT
.
(1.2)
3 Плотность скелета – отношение массы твердой составляющей
грунта ( m ) к общему объему образца грунта ( V )
T
 d  mT /V
.
(1.3)
4 Пористость – отношение объема пор ( V ) к общему объему
образца грунта ( V )
П
n  VП /V
.
(1.4)
5 Коэффициент пористости – отношение объема пор ( V ) к объему твердой составляющей грунта ( V )
П
T
e  V П /VT
.
(1.5)
6 Влажность – отношение массы воды ( m ) к массе твердой составляющей компоненты ( m )
V
T
9
.
W  mV / mT
(1.6)
Под механическими свойствами грунтов понимается их способность сопротивляться изменению объема и формы в результате силовых и физических воздействий. Эти свойства определяются следующими характеристиками.
1 Предел прочности на одноосное сжатие R (МПа) – отношение вертикальной нагрузки на образец грунта, при которой происходит его разрушение, к площади поперечного сечения образца.
2 Предел прочности на растяжение R используется в расчетах
напряженно-деформированного состояния скальных оснований.
3 Модуль деформации E – коэффициент линейной связи между
давлением на образец  и его деформацией  , т.е. E   /  .
4 Модуль сдвига G – характеристика деформируемости, определяемая отношением интенсивности касательных напряжений  к интенсивности деформаций сдвига  , т.е. G   /  .
5 Коэффициент поперечного расширения  характеризует отношение поперечных по отношению к действию силы деформаций 
к продольным  деформациям грунта, т.е.    /  .
6 Модуль объемного сжатия характеризует сжатие грунта в
условиях всестороннего равномерного напряжения K  E / 3 (1  2 ) .
7 Сопротивление грунта срезу  – характеристика прочности
грунта, определяемая значением касательного напряжения при котором происходит разрушение (срез) на некоторой площадке.
8 Угол внутреннего трения  – параметр прямой зависимости
сопротивления грунта срезу  от вертикального давления  , определяемый как угол наклона этой прямой к оси абсцисс.
9 Удельное сцепление грунта C – параметр прямой зависимости
сопротивления грунта срезу  от вертикального давления  , определяемый как отрезок, отсекаемый этой прямой на оси ординат.
10 Коэффициент фильтрации k (м/сут) – величина скорости
фильтрации воды при градиенте напора, равном единице.
11 Реологические свойства грунтов проявляются в виде ползучести, длительной прочности и релаксации напряжений.
Ползучесть скальных и полускальных пород, как показали исследования Ж.С. Ержанова [3], хорошо описывается уравнениями
теории линейной наследственной ползучести
С
P
i
i
i
i
i
i
i
i
i
i
2
1
2
пр
пр
пр
f
10
1
t
 ( t )  1 / Е [ ( t ) 
 K ( t   )  ( ) d  ] ,
(1.7)
0
где K ( t   ) – ядро ползучести, определяемое экспериментально.
Наследственные свойства ненарушенных осадочных горных пород удовлетворительно описываются степенной функцией [3]
K (t   )   (t   )
где
 и 
П

П
,
(1.8)
– параметры ползучести грунта.
Прочность горных пород R при длительном действии нагрузки
с течением времени снижается, приближаясь к пределу длительной
прочности, например, при осевом сжатии R ω. Для большинства пород R ω = 0,7…0,8 R .
Релаксацию напряжений можно характеризовать периодом релаксации, т.е. временем, в течение которого напряжения уменьшаются
в e раз ( e = 2,72 – основание натурального логарифма).
12 При исследованиях скальных грунтов часто используется
скорость распространения упругих волн в грунте  . Наибольшее значение имеют скорости распространения продольных  , поперечных
 и поверхностных волн  .
Классификация скальных грунтов и скальных массивов. В
соответствии с ГОСТ 25100 – 95 в классе скальных грунтов выделяется две группы:
а) скальные грунты, состоящие из одного или нескольких минералов, имеющие структурные связи кристаллизационного типа;
б) полускальные грунты, состоящие из одного или нескольких
минералов, имеющие структурные связи цементационного типа.
Условная граница между скальными и полускальными грунтами
принимается по их прочности на одноосное сжатие в водонасыщенном состоянии: R  5 МПа – скальные грунты; R  5 МПа – полускальные грунты. С позиций строительства такое подразделение
вполне оправдано, так как полускальные грунты, занимая промежуточное положение между скальными и дисперсными связными и несвязными грунтами, обладают рядом особенностей физикомеханических свойств. Эти отличия определяют существенную разницу в реакции основания на протекающие в нем геологические и инженерно-геологические процессы, а также на нагрузки и воздействия.
C
C
C
C
P
S
R
C
C
11
Важным, с инженерной точки зрения, является подразделение
скальных и полускальных грунтов по условиям их происхождения:
- магматические, образующиеся при застывании магмы внутри
земной коры (глубинные или интрузивные) либо после ее извержения
(излившиеся или эффузивные);
- осадочные, образующиеся при осаждении и накоплении в водной или воздушной среде продуктов физического и химического разрушения (выветривания) материнских горных пород с уплотнением и
цементацией осадка;
- метаморфические, образующиеся в результате преобразования
пород магматического и преимущественно осадочного происхождения под влиянием высокой температуры и давления.
Выделение типов и видов скальных и полускальных грунтов основано на особенностях их минерального состава, например, силикатные: аргиллиты, алевролиты; карбонатные: мергель, известняки.
Рассмотренная выше геологическая классификация скальных и
полускальных грунтов не удовлетворяет, в полной мере, инженерным
требованиям. Действительно, одному и тому же виду грунтов могут
соответствовать, в зависимости от их состояния, совершенно различные механические свойства. Поэтому вводится понятие их разновидности, устанавливаемой по значениям физико-механических характеристик.
В существующей классификации по прочности скального грунта на одноосное сжатие, кроме выделения группы полускальных грунтов, различают еще следующие разновидности скальных грунтов:
очень прочные……… R  120 ,
пониженной прочности .. 5  R  3 ,
прочные…………... 120  R  50 , низкой прочности …….... 3  R  1 ,
средней прочности . 50  R  15 , весьма низкой
малопрочные ……... 15  R  5 , прочности…………....…… R  1 .
С
С
С
С
С
С
С
Показатель прочности на одноосное сжатие используется также
и для оценки степени их размягчаемости в воде. Коэффициент размягчаемости грунта в воде K
представляет собой отношение пределов прочности грунта на одноосное сжатие в водонасыщенном и
воздушно-сухом состоянии. При коэффициенте K  0 , 75 – грунт неразмягчаемый, а при значении K  0 , 75 – размягчаемый.
К числу наиболее важных характеристик скальных грунтов относится трещиноватость. Для характеристики трещиноватости скальSOR
SOR
SOR
12
ного основания в геотехнической практике используются модуль
трещиноватости M и показатель качества скального грунта RQD .
Модуль трещиноватости M представляет собой число трещин
на 1 м линии измерения нормально главной или главным системам
трещин. Показатель качества скального грунта RQD – это отношение
общей длины сохранных кусков керна длиной более 10 см к длине
пробуренного интервала в скважине.
В зависимости от показателя M и RQD различают следующие
виды скальных оснований по степени их трещиноватости:
i
i
i
М
очень слаботрещиноватые…………….менее 1,5
слаботрещиноватые…………..……….от 1,5 до 5
среднетрещиноватые………………….от 5 до 10
сильнотрещиноватые………………….от 10 до 30
очень сильнотрещиноватые…………..свыше 30
RQD
90…100,
75…90,
50…75,
23…50,
0…25.
По СНиП 2.02.02 – 85 массив скальных грунтов классифицируется еще и по характеру нарушения сплошности: разломы, трещины, в
зависимости от их толщины и протяженности. Более подробный анализ этой классификации рассматривается в п. 1.2.
На механические свойства скальных грунтов существенное влияние оказывают процессы выветривания. В результате этих процессов
верхняя часть земной коры характеризует плавный переход от дисперсной зоны к обломочной зоне, которая переходит в нижней ее части в глыбовую и далее – в трещиноватую зону.
Схема инженерно-геологического расчленения коры выветривания по Г.С. Золотареву [4, с. 473] приведена на рисунке 1.1.
Из рисунка 1.1 следует, что наряду с
дисперсной зоной, основанием сооружения могут стать как крупнообломочные грунты, включая глыбовые, так и выветрелые скальные и полускальные грунты. Следует отметить, что процессы выветривания,
действуя наиболее интенсивно в областях разломов, крупных трещин и
участках с повышенной степенью
трещиноватости, могут существенно
изменить первоначальное состояние
даже весьма прочных скальных грунтов, превратив их в более или менее
13
связанные между собой блоки малопрочного грунта.
Рисунок 1.1 – Упрощенное инженерно – геологическое расчленение коры выветривания по Г.С. Золотареву
Степень нарушения скальных грунтов в результате выветривания определяется коэффициентом выветрелости – отношением плотности выветрелого грунта (  ) к плотности монолитного грунта (  )
WГ
K WГ   WГ / 
.
(1.9)
В зависимости от данного показателя скальные грунты подразделяют:
невыветрелые (монолитные) K
слабовыветрелые K  1 ... 0 , 9 ,
выветрелые K  0 . 9 ... 0 ,8 ,
сильновыветрелые (рухляки) K
WГ
 1,
WГ
WГ
WГ
.
 0 ,8
Таким образом, даже первоначально прочный скальный грунт в
результате выветривания может быть отнесен к категории рухляка и
полускального грунта.
Важной характеристикой скального массива является модуль
деформации E , зависящий от трещиноватости. В зависимости от его
численного значения скальные массивы подразделяются:
очень слабодеформируемые – E  20*103 МПа,
слабодеформируемые – E = 10…20*103 МПа,
среднедеформируемые – E = (5…10)*103 МПа,
сильнодеформируемые – E = (2…5)*103 МПа,
очень сильнодеформируемые – E < 2*103 МПа.
Скальные грунты ненарушенного строения обладают низкой водопроницаемостью. Однако в массиве водопроницаемость скального
грунта значительно возрастает за счет фильтрации воды по трещинам.
В зависимости от величины коэффициента фильтрации k массивы
скального грунта классифицируются:
f
практически водонепроницаемые – K < 0,005 м/сут,
слабоводопроницаемые – K = 0,005…0,3 м/сут,
f
f
14
водопроницаемые – K = 0,3…3 м/сут,
сильноводопроницаемые – K = 3…30 м/сут,
очень сильноводопроницаемые – K > 30 м/сут.
f
f
f
Более подробно вопросы фильтрации рассматриваются в п. 2.4.
Для оценки скальных и полускальных грунтов используются
также показатели их физико-химических свойств – степень засоленности, определяющая количество воднорастворимых солей в грунте
D
, % и степень их растворимости в воде, в зависимости от количества воднорастворимых солей q , г/л. По степени засоленности
скальные грунты подразделяются:
SAL
SГ
незасоленные D  2 ,
засоленные D  2 ,
а по значению q они классифицируются:
нерастворимые q  1 ,
труднорастворимые q  0 , 01 ... 1 ,
среднерастворимые q  1 ... 10 ,
легкорастворимые q  10 .
SAL
SAL
SГ
SГ
SГ
SГ
SГ
Представленные выше классификация и характеристики грунтов используются в геотехнической практике с учетом особенностей
строительства и характера решаемых задач. Во многих случаях, правильное отнесение грунта к тому или иному виду и разновидности
помогает установить инженерно-геологическую и оценить геомеханическую модель основания, произвести классификацию скального
массива, определить предварительные механические характеристики
грунтов по показателям их физических свойств.
Геотехническая характеристика скальных и полускальных
грунтов. Приведем сначала краткую характеристику некоторых видов
скальных грунтов.
Габбро – интрузивные породы основной магмы, содержащие
примерно 50 % основного плагиоклаза (главным образом лабрадор) и
столько же цветных минералов. Прочность габроидных грунтов,
например, на площадках Усть-Каменогорской и Бухтарминской ГЭС
составила 110…190 МПа.
Граниты – интрузивная полнокристаллическая порода, обладающая большой прочностью на сжатие – 160…250 МПа.
15
Сиениты – породы, по внешнему виду напоминающие граниты,
отличающиеся от них несколько большим содержанием цветных минералов.
Базальты и диабазы – полнокристаллические структуры, обладающие очень высокой прочностью на сжатие в образце до 500 МПа.
Конгломераты – сцементированные крупнообломочные породы, содержащие окатанные обломки с преобладающим размером более 10 мм. Грунты с кремнистым цементом являются водостойкими и
механически прочными.
Брекчии – сцементированные крупнообломочные породы, с
преобладанием остроугольных обломков размером более 10 мм,
скрепленные природным цементом.
Гнейсы – состоят из кварца, полевых шпатов, биотита, роговой
обманки и др. По минеральному составу и свойствам близки к гранитам, обладают высокой прочностью.
Кварциты – состоят, в основном, из зерен кварца, сцементированных кремнеземом (смесь опала, кварца и халцедона). Характерна
очень высокая прочность.
Из приведенных характеристик следует, что скальные грунты
обладают высокой прочностью. Так, для магматических пород, прочность на осевое сжатие образцов составляет 80…500 МПа, а для метаморфических – 100…300 МПа. Поэтому они являются надежным
основанием зданий и сооружений, если они не являются сильно выветрелыми и не обладают повышенной трещиноватостью.
Рассмотрим далее основные виды полускальных грунтов.
Аргиллиты – существенно преобразованные глинистые породы. Они обладают хрупкостью, нередко слоистостью, имеют раковистый излом, обычно темно-серую окраску. В воде аргиллиты не набухают, одни разновидности их не размокают, другие же распадаются на
тонкие (до 1 мм) плитки и пылевидные агрегаты. На воздухе они, как
правило, быстро растрескиваются и рассыпаются на мелкую неправильной формы остроугольную щебенку.
Алевролиты – окаменелые песчано-пылеватые и глинистые породы вследствие их уплотнения, повышения температуры, кристаллизации коллоидов. Алевролиты, как и аргиллиты, чаще залегают прослоями в толще песчаных или песчано-карбонатных пород. В воде
размокают медленно, при этом не становятся пластичными.
Непрочные песчаники – сцементированные пески. Цементирующими веществами для полускальных грунтов являются глинистый
и мергелистый цементы. Слабопрочные разновидности песчаников
имеют водонестойкий цемент.
16
Вулканические туфы – твердые продукты вулканических извержений, сцементированные гидрохимически переработанным мелкообломочным материалом. Туфы не растворимы в воде, однако снижают свою прочность при водонасыщении.
Опоки – породы, состоящие на 80…90 % из опала (с примесью
халцедона). Имеют плотное тонкозернистое строение и серую, иногда
почти черную окраску, обладают сравнительно высокой прочностью в
сухом состоянии и значительно снижающейся при водонасыщении, а
также слабой морозоустойчивостью.
Мергели – породы смешанного карбонатно-глинистого состава.
Состоят из 50…70 % кальцита (реже доломита – минерал) и 25…50 %
глинистых частиц. При увлажнении проявляют гидрофильность (способность к поглощению воды), высокую размягчаемость, способность
к набуханию и усадке. По этим свойствам мергели приближаются к
глинистым породам с карбонатной цементацией. В массиве мергели
трещиноваты, иногда тонкоплитчатого сложения. В обнажениях при
высыхании растрескиваются, образуя подвижные осыпи.
Известняки – породы, состоящие главным образом из кальцита
или кальцитовых скелетных остатков организмов, иногда с примесью
(до 20 %) глинистых, пылеватых или песчаных частиц. Наименьшей
прочностью обладают известняки – ракушечники и глинистые известняки.
Мела – породы, состоящие из 60…70 % кальцитовых остатков
морских планктонных водорослей и 30…40 % тонкозернистого порошкообразного кальцита. Цементационные связи непрочные и нестойкие. Воздушно-сухой мел является довольно прочным грунтом
(прочность на сжатие достигает 15…17 МПа), а с повышением влажности и пористости прочность резко снижается.
Гипсы и ангидриды – породы, которые часто встречаются в
виде включений и линз среди других грунтов и обладают способностью к выщелачиванию, т.е. растворению и вымыванию водой.
Проведенный анализ показывает, что полускальные грунты, в
сравнении со скальными грунтами, обладают пониженной прочностью, повышенной сжимаемостью, трещиноватостью и выветрелостью, способностью к размягчению и набуханию. Они отличаются
большой неоднородностью и анизотропией свойств. Для них, часто,
важно оценивать свойства не только в массиве, но и в образце, а также
параметры длительной прочности и ползучести. Для ряда полускальных грунтов деформации материала в «куске» сопоставимы с деформациями, обусловленными трещиноватостью массива.
17
Рассмотренные особенности полускальных пород оказывают
значительное влияние на выбор методов определения их механических свойств. Так, по СНип 2.02.02 – 85 для сильнодеформируемых
(при E  1  10 МПа ), легковыветриваемых, сильнотрещиноватых, размокающих и набухающих под воздействием воды полускальных грунтов определение их физико-механических характеристик рекомендуется выполнять методами, соответствующими как скальным, так и нескальным грунтам.
1.2 Трещиноватость и блочность скальных грунтов
Общие сведения о трещиноватости скальных грунтов.
Скальный массив всегда, в той или иной степени, разбит системой
трещин. Под трещиной понимается полость сложной формы, занятая
газом, жидкостью или твердыми минеральными образованиями
[5, с. 10]. Даже в образцах скальных грунтов, оцениваемых как монолитные тела, пористость за счет микротрещин, пор и других нарушений оказывается, в ряде случаев, весьма существенной: в аргиллитах
до 32 %, песчаниках до 34 %, известняках до 43 % [6, с. 18]. Принципиальное отличие скальных пород от дисперсных грунтов можно пояснить схемой Л. Мюллера [7, с. 15], приведенной на рисунке 1.2.
3
Рисунок 1.2 – Строение скальных и нескальных грунтов
На рисунке 1.2 выделяется два крайних типа скальных грунтов:
- монолитные грунты, в которых трещины если и есть, то не пересекаются (рисунок 1.2а);
18
- разборные грунты, в которых трещины образуют густую сеть,
пересекаются и полностью разделяют обломки породы (рисунок 1.2в).
Между этими двумя крайними типами имеется переходный тип
– трещиноватый скальный грунт, в котором трещины частично пересекаются, но не полностью отчленяют блоки породы, а между монолитными блоками сохраняются мостики (целики) прочного скального
грунта (рисунок 1.2б).
Вследствие высокой прочности блоков породы, сравнительно
небольшого объема трещин, наличия зацеплений между блоками по
трещинам даже разборный скальный грунт обладает низкой сжимаемостью и высокой прочностью. В нескальном же грунте минеральные
частицы соприкасаются друг с другом в отдельных точках (рисунок
1.2г). Между минеральными частицами имеются поры, объем которых
при сжатии грунта может уменьшаться, вызывая, в ряде случаев, существенную деформацию грунтового основания.
В инженерной геологии, в зависимости от условий происхождения, выделяют следующие типы трещин:
- первичные, образовавшиеся уже на стадии образования пород
в результате остывания магмы (петрогенетические) и при превращении осадка в породу (литогенетические);
- тектонические, возникшие при деформациях в процессе движения земной коры;
- гипергенные, образованные у поверхности земной коры под
действием внешних сил (трещины разгрузки массива, выветривания,
оползневые и др.);
- искусственные, образовавшиеся при разрушении горных пород
в результате взрывных работ, действия горного давления и др.
На практике, обычно, трудно связать трещины с каким-либо одним процессом их образования. Это обусловлено тем, что практически
каждая трещина является следствием нескольких этапов геологической истории массива. В этой связи Г.Н. Авдеевым и С.Н. Чернышевым [5, с. 19] предложен буквенный код. В соответствии с предложенной ими классификацией различают этапы первичного растрескивания, обозначаемые буквой П, тектонический – буква Т, гипергенный
– буква Г и техногенный (строительный) – буква С. Использование
данного кода при описании трещин позволяет более полно и наглядно
отразить условия их происхождения.
Наличие в скальном массиве трещин существенно осложняет
условия строительства и эксплуатации сооружений. Это связано с
возможностью обрушения скальных откосов и смещения зданий по
трещинам, вывала блоков скального грунта в заглубленных и подзем-
19
ных сооружениях, нарушений местной прочности по трещинам и
вблизи прослоев слабых грунтов и др.
Поэтому при исследовании механических свойств скальных
грунтов необходимо тщательное изучение трещин и их систем в массиве или основании. На рисунке 1.3 приведен типичный рисунок трещиноватости в плоскости напластования горизонтально залегающих
осадочных пород.
Рисунок 1.3 – Типичный рисунок трещиноватости в плоскости
напластования осадочных пород по Х. Боку [8, с. 58]
Как показали результаты специальных исследований [8, с. 59]
прочность на сдвиг по отдельным трещинам, приведенным на рисунке
1.3, характеризуется большим разбросом. Это указывает на необходимость тщательного документирования трещиноватости скальных
грунтов в процессе их механических испытаний. Рассмотрим основные параметры трещин и их систем в массиве скальных грунтов.
Параметры отдельных трещин. Влияние трещин на свойства
скальных грунтов зависит от их открытости, протяженности, частоты,
морфологии стенок трещин, заполнителя. Приведем, кратко, их характеристики.
Основными характеристиками трещины являются длина, ширина, форма, морфология поверхности стенок трещины, наличие и состав заполнителя, ориентировка трещины в пространстве.
По длине трещины различают: микротрещины – длиной менее
10 см; трещины – более значительного размера (от 10 до 100 м); разрывы (более 100 м). Сами трещины подразделяется: короткие (менее 1
м); средние (от 1 до 10 м) и длинные (более 10 м).
20
Трещины могут быть скрытыми, закрытыми и открытыми.
Скрытые трещины обнаруживаются при разработке грунта, разбивке
его молотком, при взрыве. Закрытыми являются трещины с плотно
сжатыми стенками. Разделение трещин по ширине раскрытия, часто,
производится с учетом конкретных условий строительства.
В зависимости от ширины раскрытия трещины подразделяются
на тонкие (менее 2 мм), мелкие (от 2 до 10 мм), средние (от 10 до 20
мм), крупные (свыше 20 мм). Трещины шириной свыше десятков сантиметров и длиной свыше сотни метров относятся к разломам.
По форме трещины могут быть прямолинейными, криволинейными, извилистыми и угловатыми. Большим разнообразием характеризуется также морфология поверхности трещин. В зависимости от
особенностей формы стенок С.Н. Чернышев [5, с. 10] выделяет трещины: отрыва с бугристой извилистой стенкой; скола, отличающиеся
плоской стенкой с мелкой ступенчатой шероховатостью; сдвига с
гладкой пришлифованной поверхностью.
По характеру заполнения внутреннего пространства различают
трещины: открытые (заполнение воздухом, водой) и заполненные
(между стенками располагаются дисперсные грунты – песчаные, глинистые, крупнообломочные отложения). Если трещины заполнены
прочным минеральным заполнителем типа кальцита, халцедона, кварца, то они считаются залеченными.
Одной из наиболее важных характеристик трещины является ее
пространственная ориентировка, которая обычно определяется двумя
параметрами [9, с. 6]: углом падения  (максимальным углом наклона
плоскости), измеренным от горизонтали, и направлением (азимутом)
падения  – углом, измеренным по часовой стрелке от направления
на север (рисунок 1.4).
21
Рисунок 1.4 – Схема построения полярной диаграммы
трещиноватости скального основания
По величине угла падения  различают субвертикальные трещины (70…900), крутые (45…750), пологие (15…450), субгоризонтальные (0…150).
Отметив на диаграмме все, выявленные при инженерно – геологическом обследовании, трещины можно построить круговую диаграмму трещиноватости. Сгущения этих точек указывает на наличие
определенных систем трещин (рисунок 1.5). Путем статистической
обработки диаграммы трещиноватости устанавливаются преимущественные направления и углы падения трещин в изучаемом основании. Так, на рисунке 1.5 достаточно отчетливо выделяются три примерно ортогональных системы трещин с азимутами   650, 2400, 3350
и углами падения   450…650.
Рисунок 1.5 – Диаграмма трещиноватости скального основания
Сеть трещин. Совокупность трещин, рассекающих скальное
основание, называют трещиноватостью. Пересекаясь под разными углами, трещины образуют сложные пространственные структуры – сети трещин. Множество примерно параллельных трещин называют системой трещин. При этом в действительности углы между трещинами
22
в системе могут достигать 300. Систему из всего множества трещин в
массиве выделяет наличие главного направления трещин, вокруг которого они группируются по законам вероятности. На основе анализа
природного напряженного состояния (главные напряжения  ,  ,  ),
создающего трещиноватость, С.Н. Чернышев [5, с. 14] выделяет следующие геометрические типы сетей трещин (рисунок 1.6).
1
а)
2
3
б)
в)
г)
а) – сфероидальная; б) – полигональная; в) – системная;
г) – хаотическая
Рисунок 1.6 – Геометрические типы сетей трещин
1 Сфероидальная, центрально-симметричная сеть характеризуется равенством всех главных напряжений трещинообразования, т.е.
     . В этом случае образуются трещины отрыва в форме концентрических, вложенных друг в друга, сфер и рассеченных радиальными плоскостями. Скальное основание можно рассматривать как
изотропную среду с одинаковыми свойствами в любом направлении.
2 Полигональная, осесимметричная сеть, соответствующая
напряженному состоянию      или      . Она состоит из
одной системы трещин и множества трещин, перпендикулярных к системе. По свойству деформируемости такой массив можно рассматри1
2
3
1
2
3
23
1
2
3
вать как трансверсально-изотропный, т.е. его свойства различаются в
двух взаимно – перпендикулярных направлениях. Более подробно
сведения об анизотропии грунтов будут рассмотрены в п. 1.3.
3 Системная равноугольная сеть трещин формируется при
напряженном состоянии массива грунта, когда все главные напряжения не равны между собой, т.е.      . Такое напряженное состояние вызывает образование трещин отрыва и скола с образованием
блоков призматической формы. При этом массив рассматривается как
системно – трещиноватый и, в общем случае, – анизотропный. Это
наиболее часто встречающийся тип трещиноватости.
4 Хаотическая сеть трещин характеризует изменение во времени
напряженного состояния. В этом случае формируется несколько генеральных направлений трещин без упорядоченной их ориентировки.
Такой массив считается изотропным.
Если расстояние между трещинами составляет 10 см и менее, то
такая сеть называется частой. Для случая расположения трещин через
10…100 см сеть рассматривается как средней частоты. При расстоянии между трещинами свыше 100 см сеть считается редкой.
В дополнение к рассмотренным выше геометрическим параметрам, сеть трещин характеризуется еще прерывистостью или степенью
расчлененности на блоки. С.Н. Чернышев [5, с. 15] выделяет следующие типы сетей трещин:
- непрерывные сети, представляющие разборный массив грунта;
- прерывистые сети, характеризующие массив грунта, между
блоками которого сохранены остаточные связи;
- разорванные сети, определяющие монолитный массив грунта
с отдельными обособленными трещинами.
Приведенная характеристика сетей трещин имеет большое значение для выбора мест испытаний, а также расчетных моделей и схем
массива трещиноватого скального грунта.
Блочность скального массива. Результаты изучения сетей
трещин дают возможность оценить средний размер блока в массиве
грунта. Этот параметр можно определить по формуле
1
2
a1a 2 a 3
b 
3
3
(1 
a1a 2 a 3
a4
где a , a
ных систем;
1
2
,a3
3
,
3
)( 1 
a1a 2 a 3
(1.10)
)
a5
- средние расстояния между трещинами трех основ-
24
- средние расстояния между трещинами остальных систем, развитых в том же массиве грунта.
a4 ,a5
Величина среднего размера блока необходима, как будет рассмотрено ниже, для обеспечения условий квазисплошности и квазиоднородности при проведении механических испытаний грунтов.
1.3 Неоднородность и анизотропия скальных грунтов
Неоднородность скальных грунтов. При определении показателя какого-либо свойства грунта по образцам, отобранным из одного,
даже внешне вполне однородного слоя, всегда наблюдается некоторый разброс значений, зависящий как от неоднородности исследуемой
породы, так и от вида выполняемого испытания, применяемой методики, аппаратуры и пр.
Неоднородность массива скальных грунтов оказывает значительное влияние на его строительные свойства. Она обусловлена рядом причин [10, с. 17]:
- неоднородностью состава и физического состояния, вызываемой литологической изменчивостью пород в массиве, характером
напластования, складчатостью, трещиноватостью, включая отдельные
крупные нарушения и зоны дробления, а также процессами выветривания, гидрологическим режимом и др.;
- неоднородностью напряженного состояния массива, связанной
с действием природных и техногенных факторов;
- масштабной неоднородностью вследствие качественных и количественных различий свойств горных пород в вычленяемых из массива объемах разной величины.
Взаимодействие указанных факторов приводит к неоднородности механических свойств скального массива.
Существуют различные классификации неоднородности скальных массивов. Однако наиболее полно удовлетворяет требованиям,
возникающим при решении инженерных задач, классификация, приведенная в работе [10, с. 18], в которой выделяются неоднородности
четырех уровней:
- неоднородность 4-го порядка – неоднородность кристаллов, к
которой относятся дефекты кристаллической решетки, дисклокации
(размеры элемента неоднородности 10-6 – 10-3 см);
- неоднородность 3-го порядка – неоднородность состава и
структуры скального грунта, под которой понимаются различие в химическом и минеральном составе, форме и размере зерен, в характере
25
распределения цемента и пор, наличие микротрещин и т.д. (размеры
элемента неоднородности 10 –3 – 10 см);
- неоднородность 2-го порядка – неоднородность структуры и
состава скального массива в пределах одной пачки, слоя: переслаивания пород, наличие макротрещиноватости и т.п. (размеры элемента
неоднородности 10 – 103 см);
- неоднородность 1-го порядка – неоднородность скального массива в пределах одной формации: наличие литологических разностей,
зон выветривания, разгрузки, тектонических разрывов (размеры элементов неоднородности 103 см и более). Данные неоднородности
определяют геологическое строение массива.
В практической деятельности с неоднородностями 3-го порядка
обычно имеют дело при лабораторных исследованиях образцов.
Натурные исследования свойств массива проводят, как правило, на
неоднородностях 2-го порядка.
Скальные массивы относят к категории неоднородных, если в
пределах одной литологической разности коэффициент вариации их
свойств превышает 25%. При этом массивы могут быть однородными
в отношении одних свойств и неоднородными – других.
Влияние элементов неоднородности на поведение скального
массива зависит в большой степени от соотношения между размером
этих элементов и области воздействия. Это соотношение определяет,
в частности, выбор одной из двух теоретических моделей, которые
положены в основу расчетных методов, применяемых в современной
практике: модели дискретной и модели сплошной среды.
Модель дискретной среды основана на замене реального массива пород абстрактным представлением о среде, состоящей из твердых несжимаемых элементов правильной геометрической формы: шаров, многогранников и др. Задаваясь теми или иными условиями передачи усилий от одного элемента к другому, получают различные законы распределения напряжений в таких дискретных средах. Эти законы и используются для составления расчетных схем распределения
напряжений в реальных массивах пород. Более подробно данная модель рассмотрена в работах И. И. Кандаурова, Д.Х. Троллопа и др.
В основу модели сплошной среды положена идея континуальности, позволяющая описывать все явления, происходящие в таких
средах, непрерывными функциями. При описании модели используются положения теории упругости, пластичности, ползучести и др.
Для обеспечения адекватности такой модели необходимо, чтобы используемые в ней величины соответствовали некоторому элементарному объему трещиноватой скалы. Тогда, например, напряжение в
26
скальном массиве будет определяться не обычным выражением, используемом в механике сплошной среды    P /  S при значении
 S  0 , а тем же выражением [10, с. 33], но при величине  S  S , где
S – площадка, соответствующая элементарному объему.
Модель сплошной среды легла в основу теоретических представлений механики грунтов и широко используется в механике
скальных пород.
Квазисплошность и квазиоднородность трещиноватых
скальных грунтов. Для установления границ применимости рассмотренных выше двух расчетных моделей часто используют формулу Ф. С. Ясинского

Э
Э
а
k  100
L
,
(1.11)
где L – характерный размер элементарной площадки, для которой вычисляются напряжения;
a – характерный размер элемента, слагающего тело;
k – возможное отклонение рассчитанного напряжения от
среднего его значения в долях единицы.
Если принять допустимую для расчета деформаций сжатия точность в 20 %, то согласно (1.11) для применения формул, основанных
на модели сплошного тела (например, линейно-деформируемого пространства), размер площадки должен быть в 25 раз больше размеров
структурных элементов. По данным других исследований, приведенных в [11, с. 80], критическое значение k изменяется от 4—5 до 20.
Так, по данным С.Б. Ухова [10, с. 39] критерий квазисплошности и квазиоднородности – К является функцией средней величины
трещин, средней величины блоков и модулей общей деформируемости блоков и трещин. Его аналитическое выражение определяется
формулой
КВ
К
КВ

m [( 100  k )( A  1 ) M t B  100 ( M
k ( A  1 )( M
A
A  mM
A
T
A  mM
B)
Т
B )]
,
(1.12)
где m  1, 2 , 3 – соответственно для одномерной, плоской и пространственной задач;
k – заданный процент точности;
A  a / a , B  E / E ;
A
T
27
– средний размер блока скального грунта;
 a – средний размер ширины трещин;
E ,E
– средние величины модулей деформации блоков и
a
A
T
трещин;
– функции, зависящие от коэффициентов относительной поперечной деформации блоков ( ) и трещин ( ), при значениях    соблюдается равенство M  M .
Для трещиновато-блочных скальных грунтов при точности
k  10 % критерий квазисплошности изменяется в пределах 5…7.
Приведенный выше показатель K
позволяет установить линейный размер элементарного блока L , т.е. минимальный объем
скального грунта, при котором характеристики определяемых механических свойств будут соответствовать с точностью до 10 % модели
сплошной среды [12, с. 65]
M
A
,M
T
A
A
T
A
T
T
KB
L  a K
KB
  a (K
KB
 1)
.
(1.13)
Данный критерий можно использовать при выборе размеров образцов грунтов естественного состояния, выборе площадок для полевых испытаний трещиноватых скальных грунтов.
Пространственная изменчивость свойств скальных грунтов.
Если образцы отбираются по профилю значительной протяженности,
то на фоне внешне беспорядочного разброса значений показателей
свойств пород нередко проявляется некоторая общая пространственная закономерность изменения этих показателей (в заданном направлении, плоскости, объеме). Закономерные изменения свойств пород в
координатах пространства получили название пространственной изменчивости. В скальном массиве она зависит в большой степени от
нарушений сплошности пород, и в первую очередь от трещиноватости.
Анизотропия свойств скальных грунтов. Неоднородность
скальных массивов является причиной анизотропии их свойств. Многие свойства пород – сжимаемость, сопротивление сдвигу, водопроницаемость – зависят в большой степени от направления действия силы, движения потока грунтовых вод и пр. Свойство пород различно
реагировать на воздействие в разных направлениях носит название
анизотропии.
Проявление анизотропии связано с влиянием различных структурных элементов и в большой степени зависит от соотношения между размерами структурных элементов и области воздействия.
28
В образце она определяется в основном наличием игольчатых и
пластинчатых минералов, ориентированных определенным образом и
придающих грунту микрослоистость.
В более крупных объемах пород, изучаемых при полевых экспериментах, анизотропия определяется слоистостью, сланцеватостью,
структурами течения и в большой степени трещиноватостью. В объемах, соизмеримых с сооружением или отдельными его секциями –
также ориентировкой тектонических нарушений. Характерный пример, поясняющий анизотропию трещиноватого скального грунта,
приведен на рисунке 1.7 [13, c. 28].
Рисунок 1.7 – Анизотропный скальный грунт
Из рисунка 1.7 следует, что различие, например, деформируемости скального грунта по трем взаимно-перпендикулярным направлениям определяется шириной раскрытия трещин, расстоянием между
ними и характером их заполнения, а также сжимаемостью блоков породы. Кроме того, на анизотропию оказывает влияние поле природных напряжений, существующее в массиве грунта.
У многих типов пород характеристики их свойств по трем взаимно перпендикулярным направлениям имеют разную величину. Такой случай отвечает ортогональной анизотропии. Типичным примером может служить грунт, разбитый на блоки тремя системами трещин, различающихся по длине, ширине, морфологии поверхности
стенок, характеру заполнителя и др.
Широко распространен и другой тип грунтов, у которых в одной из плоскостей показатель сохраняет постоянное значение (плоскость изотропии) независимо от направления, а в перпендикулярном
направлении имеет другое значение. Такая анизотропия называется
трансверсальной. Она характерна для пород с ярко выраженной слоистостью (аргиллиты) или сланцеватостью (сланцы, гнейсы).
29
Анизотропия проявляется в различных свойствах грунтов, и
можно соответственно выделять анизотропию по деформационным,
прочностным, фильтрационным и другим свойствам. Так, например,
коэффициент анизотропии по модулю деформации изменяется в слоистых и сланцеватых грунтах от 1,2 до 2, а иногда достигает 3.
По аналогии с неоднородностью выделяют четыре порядка анизотропии [2, с. 104]:
- анизотропия 4-го порядка, обусловленная анизотропией кристаллов;
- анизотропия 3-го порядка, которая определяется расположением зерен минералов, слагающих породу, а также её мелкой внутренней слоистостью;
- анизотропия 2-го порядка, связана с макротрещиноватостью и
внешней слоистостью;
- анизотропия 1-го порядка, обусловлена упорядоченным залеганием пород в виде серии блоков, разделенных тектоническими разрывами.
Анизотропия скальных грунтов оказывает существенное влияние на напряженное состояние скальных оснований.
На рисунке 1.8 приведены, по данным [9, с. 164], результаты
модельных исследований влияния направлений напластования блочно-слоистых грунтов на напряженное состояние основания.
б)
a)
в)
α
α
г)
д)
е)
α
α
а) – однородная среда; б) –
д) –   30 ; е) –   0
0
  90
0
30
0
; в) –
  60
0
; г) –
  45
0
;
Рисунок 1.8 – Изменение эпюры максимальных сжимающих
напряжений в слоистом блочном скальном основании при изменении
угла  между направлением нагрузки и напластованием
Из рисунка 1.10 следует, что напряжения по оси гибкого штампа
анизотропного основания могут в 1,5…3,0 раза превышать соответствующие напряжения в изотропной среде. Данная особенность важна
при расчетах скальных оснований, в частности, при переслаивании
прочных и слабых разновидностей грунтов.
Это, в свою очередь, свидетельствует также о том, что при испытаниях анизотропных грунтов необходимо тщательно устанавливать геометрические параметры анизотропии, а также показатели механических характеристик грунтов по различным направлениям.
1.4 Масштабный эффект в скальных грунтах
Под масштабным эффектом принято понимать изменение
прочностных и деформационных характеристик грунтов в зависимости от величины области воздействия. Так, по данным [11, с. 55],
отношение показателей прочности, определенных в полевых и лабораторных условиях, достигает 10 и более. Существенное различие результатов лабораторных и полевых испытаний отмечается и
для характеристик деформируемости скальных грунтов. Характерные результаты испытаний образцов скальных грунтов и скальных
массивов различного масштаба приведены на рисунке 1.9 [14, с.
190] и др.
R C , МПа
E  10 H / м
8
а)
2
б)
1
400
100
1
80
300
200
60
2
40
10
2
1, 0
2
100
10
2
10
4
10
6
W ,м
3
10
6
10
4
1, 0
2
10
0
10
2
10
4
W ,м
3
а) – прочность грунтов на осевое сжатие: 1 – порфированые
базальты; 2 – базальты;
б) – деформируемость грунтов: 1 – диабазы; 2 – известняки
31
Рисунок 1.9 – Влияние размера испытываемого массива на
показатели механических свойств скального грунта
С. Б. Ухов [10, с. 44] отмечает следующую закономерность:
при малых размерах образцов (3—7 см) увеличение их размеров
сказывается на результатах испытаний неоднозначно: в одних случаях оно приводит к ослаблению прочностных свойств пород, в
других – наоборот, к их повышению. При большем размере образцов тенденция, связанная с увеличением размера образцов, выражена более четко и проявляется, как правило, в снижении прочностных
характеристик. Эти несколько противоречивые факты объясняет гипотеза о двух масштабных эффектах, предложенная М. И. Койфманом. Сущность ее сводится к тому, что разные дефекты структуры
образца – внутренние и особенно внешние – существенно сказываются на его прочности, заметно ее снижая. Очевидно, что вероятность
таких дефектов тем выше, чем больше размер образца. Это приводит к тому, что большие образцы обладают в среднем более низкими прочностными свойствами, чем малые. Однако на величине
прочности сказываются также дефекты, возникающие на поверхности образцов при их изготовлении, и при равной величине образцов
влияние дефектов на результаты испытаний малых образцов будет
более заметным, чем больших.
Рассмотрим особенности проявления масштабного эффекта в
трещиноватых скальных грунтах на примере, изложенном в работе
[10, с. 48]. На рисунке 1.10 показана полоса, вырезанная из массива с
трещинами одной системы, но разных порядков. Размер самого малого блока a (3 – го порядка) соизмерим с размерами лабораторного образца скального грунта. Блок второго порядка имеет размер a
и содержит блоки третьего порядка a с трещинами шириной  a . В
блоке первого порядка содержатся уже блоки второго порядка с
ограничивающими трещинами  . Сам массив скальных грунтов
включает ряд блоков первого порядка и ограничивающих трещин с
раскрытием  a .
3
2
3
3
2
1
EL
a3
P
P
a3
a2
a2
 a1
a1
a1
32
0
a3
a2
L
a1
Рисунок 1.10 – Схема массива скальных грунтов и кривая масштабного эффекта
Если фрагмент массива, приведенного на рисунке 1.10 подвергнуть осевому сжатию силой P , то для блока третьего порядка с
увеличением его размера в интервале 0 ... a получается зависимость
модуля деформации E  f ( L ) на участке 0…a3. Для блока второго
порядка зависимость E  f ( L ) будет уже включать характеристики
блока a и трещин  a . По аналогии устанавливается зависимость
E  f ( L ) для блока первого порядка.
Приведенный пример наглядно подтверждает вывод о том, что
результаты лабораторных испытаний образцов скальных грунтов
нельзя распространять, путем простой экстраполяции, на крупные
участки скального массива в условиях его естественного залегания.
3
3
3
1.5 Учет трещиноватости скальных грунтов
в геотехнических испытаниях и проектировании объектов
Рассмотрим ряд примеров из геотехнической практики, поясняющих необходимость учета структурно-механических особенностей
скальных и полускальных грунтов при проведении инженерногеологических изысканий и проектировании строительных объектов.
Строительство в зоне выветривания. При строительстве сооружений в приповерхностной зоне большое значение имеют условия
контакта поверхности скальных и дисперсных грунтов. На рисунке
1.11 приведены характерные типы указанных контактов по Р. Гудману
[6, с. 169].
Случай, изображенный на рисунке 1.11а, является наиболее благоприятным для строительства, так как поверхность раздела практически горизонтальна, а скальные грунты являются слабой степени
трещиноватости.
Для схемы на рисунке 1.11б характерна нечетко выраженная как
в плане, так и по глубине, поверхность контакта «дисперсный –
скальный» грунт. Основная трудность здесь – выбор отметки подошвы фундамента и назначение расчетных характеристик физико-
33
механических свойств грунтов. Этот фактор усиливается при строительстве на карстовых грунтах (рисунок 1.11в).
Значительную особенность создают условия, приведенные на
рисунке 1.11г. Здесь переслаивание жестких и мягких скальных грунтов приводит к формированию в основании сложного напряженного
состояния, возникновению изгиба жестких включений и возможному
разрушению основания от разрывных напряжений.
Наличие в скальном массиве тектонических разломов (рисунок
1.11д) может привести к неравномерным перемещениям сооружения
на скальном основании. Неоднородность трещиноватости скальных
грунтов (рисунок 1.13е) может также быть причиной неравномерных
перемещений зданий и сооружений.
а) – плавный контакт рыхлых и коренных пород; б) – неравномерный
контакт элювия и скального грунта; в) – основание на карстовых
грунтах; г) – переслаивание мягких и жестких грунтов; д) – основание
с тектоническим разломом; е) – основание на неоднородно трещиноватой скале
Рисунок 1.11 – Характерные типы контактов скальных и дисперсных грунтов
Приведенные на рисунке 1.11 схемы свидетельствуют о необходимости тщательного изучения особенностей строения, состояния и
свойств скальных грунтов при строительстве зданий и сооружений в
приповерхностной зоне.
Строительство зданий на неоднородных грунтах. На рисунке
1.12 показана строительная площадка с неоднородными меловыми
34
породами в основании промышленного предприятия [15, с. 204]. Признав слой выветрелых сланцев и лессовых суглинков ненадежным основанием, проектировщики приняли решение о заглублении фундаментов на разные отметки. Для того чтобы выровнять осадки фундаментов на песчаниках и мергеле слой плотных песчаников разрыхлили бурением и расклиниванием на глубину 40 см. Это решение обусловлено существенным различием характеристик деформируемости
мергеля и песчаников.
1) – сланцы; 2) – выветрелые сланцы; 3) – песчаники мелового возраста; 4) – глинистые песчаники; 5) – мергели; 6) – лессовые суглинки
Рисунок 1.12 – Площадка строительства с неоднородными грунтами
Строительство зданий и сооружений на склонах. Геологическое строение скальных оснований и механические свойства грунтов
оказывают значительное влияние на строительство зданий и сооружений на склонах. На рисунке 1.13 приведен случай строительства [15, с.
444], когда подрезка склона из глинистых сланцев при устройстве выемки под инженерные сети вызвала повреждения подпорных стен и
вышерасположенных зданий. Это произошло в результате переоценки
прочности сланцев на сдвиг в плоскости напластования.
35
а) – плоскость скольжения по напластованию глинистых сланцев
Рисунок 1.13 – Повреждение здания и подпорной стенки при
сдвиге по напластованию грунтов
Устройство и стабилизация выемок в скальных и полускальных грунтах. Возникновение перемещений по напластованию
трещиноватых скальных и полускальных грунтов может быть вызвано
также подрезками при проходке выемок для устройства шоссе, железных дорог и других сооружений. В качестве примера на рисунке 1.14
приведен профиль выемки, устроенной для прокладки железнодорожного пути [15, с. 152]. В результате нарушения условий равновесия
блок объемом около 8000 м3 сместился в выемку по напластованию.
1) – первоначальная поверхность земли; 2) – проектный откос выемки;
3) – глинистые сланцы
36
Рисунок 1.14 – Оползень на откосе железнодорожной выемки
Развитие оползневых деформаций в трещиноватых скальных и
полускальных грунтах часто приводит к необходимости использования стабилизационных мероприятий. Так, для обеспечения устойчивости склона под автостраду, пройденного в третичных мергелях и
мергелистых известняках [15, с. 235], были устроены и забетонированы девять шахт, каждая глубиной 30 м и расположенных на расстоянии 24 м друг от друга (рисунок 1.15). Этим была обеспечена реакция
примерно в две третьих осевого давления оползня (4500…5500 кН/м).
Оставшаяся часть осевого давления оползня (1600 кН/м) восприняли
анкеры длиной 45…75 м, расположенные по сетке 3  4 м, каждый с
усилием 1200 кН. Необходимость принятия такого решения была вызвана возникновением оползневых подвижек по плоскостям напластования, падающим под углом 450.
1) – песчаники и мергели; 2) – третичные мергели и известняки;
3) – первоначальная поверхность склона; 4) – поверхность скольжения; 5) – железобетонная плита; 6) – бетонный устой
Рисунок 1.15 – Укрепление склона над автострадой
Строительство подземных сооружений. Учет структурномеханических особенностей трещиноватых скальных и полускальных
грунтов приобретает особенное значение при подземном строительстве [16] и на подрабатываемых территориях [17]. В качестве примера
на рисунке 1.16 приведен случай обрушения кровли по трассе туннеля
37
[15, с. 272], когда вместо принятых по проекту прочных грунтов оказались слабые грунты.
1) – известняки; 2) – песчаники; 3) – песчаники и мергели; 4) – гравий;
5) – обломочные отложения; 6) – глинистые отложения; 7) воронки
Рисунок 1.16 – Обрушение кровли туннеля
Общие требования к проведению испытаний трещиноватых
скальных грунтов. Приведенные примеры можно было бы умножить, рассмотрев случаи нарушений устойчивости откосов котлованов под строительство зданий и сооружений, бортов карьеров, деформаций шахтных выработок, строительство в сейсмических районах и
др. Однако уже из представленных данных ясно, что при проведении
испытаний трещиноватых скальных грунтов необходимо учитывать
особенности их состава, строения и состояния. К их числу следует отнести: трещиноватость и блочность строения скального массива, неоднородность, пространственную изменчивость свойств грунтов, анизотропию массива, масштабную неоднородность показателей физикомеханических характеристик, наличие в массиве природного напряженного состояния. Поэтому основным методологическим подходом
к изучению механических свойств трещиноватых скальных грунтов, в
особенности при проектировании и строительстве ответственных сооружений, является проведение испытаний в условиях их естественного залегания и состояния.
При подготовке таких испытаний необходимо чтобы строение
скального грунта в пределах исследуемого объема отвечало приведенным в п.1.3 критериям квазисплошности и квазиоднородности.
В силу масштабного эффекта определенные в результате испытаний механические характеристики грунта будут отражать только
подвергнутый испытанию объем скального массива. Поэтому при выборе метода испытания скального массива необходимо учитывать его
структурные особенности (размер блоков, крупные трещины и др.).
38
При проведении и обработке результатов испытаний необходимо учитывать особенности деформирования и прочности грунтов в зависимости от создаваемого в опытах напряженного состояния. Как
показывают результаты экспериментов, например, модуль деформации при сжатии трещиноватого скального грунта может в несколько
раз превышать его значение при растяжении. Существенно отличаются и характеристики прочности трещиноватого скального грунта при
сжатии и растяжении. Во многих случаях, в особенности для сильнотрещиноватых скальных и полускальных грунтов, параметры деформируемости при сдвиге оказываются зависящими от нормального
давления, действующего в элементарном объеме скального грунта.
Это обусловливает необходимость совершенствования методов и методик определения механических характеристик грунтов, в особенности, в условиях сложного напряженного состояния, характерного для
реальных условий взаимодействия различных инженерных сооружений с окружающим массивом трещиноватого скального грунта.
2 Типовые схемы испытаний трещиноватых скальных
грунтов
Общие сведения. Механические свойства скальных грунтов исследуются как полевыми, так и лабораторными методами. Однако
существенный недостаток последних заключается в том, что они характеризуют породу в монолите, а не в массиве, т. е. без учета различных структурных неоднородностей, и в первую очередь трещиноватости, которая оказывает на механические свойства грунтов существенное, а в некоторых случаях определяющее влияние. В связи с этим, в
настоящее время при изучении механических свойств скальных массивов упор делается на полевые опыты, а лабораторные испытания на
образцах малого размера используются как вспомогательные.
В отличие от лабораторных испытаний, при полевых экспериментах в работу вовлекается значительно больший объем породы, что
позволяет учесть влияние некоторой части структурных неоднородностей. Вместе с тем, даже полевые испытания несоизмеримы, по
масштабу, с основанием сооружений, и проблема распространения
полученных результатов полевых испытаний на весь массив пород
или некоторую его часть, взаимодействующую с сооружением, остается задачей сложной и не вполне решенной.
Известную помощь здесь приносит применение сейсмоакустических методов, выполняемых одновременно на тех же площадках,
которые используются для опытных работ. Такие совместные эксперименты позволяют установить зависимости между результатами
определения механических (в основном деформационных) свойств
39
пород и скоростями распространения упругих волн и распространить
результаты «точечных» исследований на объемы породы, изученные
сейсмоакустическими методами. Накопленный к настоящему времени
большой материал таких исследований, позволяет строить корреляционные зависимости для многих типов скальных пород и использовать
геофизические методы для предварительной оценки деформационных
свойств пород на ранних стадиях проектирования или в простых геологических условиях без проведения трудоемких полевых опытов.
2.1. Статические методы исследований деформируемости
скальных грунтов
К данному типу относятся методы, основанные на зависимости
перемещений скального массива от величины действующих нагрузок,
получаемой по данным крупномасштабных полевых испытаний.
При исследовании деформируемости грунтов наибольшее распространение получили методы бетонного (жесткого) штампа, абсолютно гибкого штампа (подушки), гидравлического цилиндрического
штампа (ЦГШ). При проведении исследований методом ЦГШ, или
радиального пресса (название этого метода за рубежом) используются
горизонтальные и вертикальные выработки сравнительно большого
диаметра, обеспечивающего доступ человека к месту испытания. Широко используются также методы испытаний грунтов в буровых скважинах различного диаметра, способ щели и др.
Рассмотрим основные схемы указанных испытаний.
Метод бетонного штампа. Принципиальная схема испытаний
скальных грунтов данным методом в горной выработке приведена
на рисунке 2.1 [11, с. 274].
5
3
3
2
2
1
4
40
1 – железобетонный штамп; 2 – гидравлический домкрат; 3 –
распорная труба; 4 – реперы; 5 – упорная железобетонная плита;
Рисунок 2.1 – Схема испытаний грунтов жестким штампом
Этот метод получил наибольшее распространение в практике
геотехнических исследований благодаря сравнительной его простоте
и возможности последовательного проведения на одном месте испытаний деформируемости грунтов и сопротивляемости сдвигу контакта бетон – скала. Для испытаний обычно используются бетонные
прямоугольные штампы площадью от 1 до 4 м2. При этом линейный
размер опытного штампа должен не менее чем в 5…7 раз превышать
средний размер блока испытываемого трещиноватого грунта.
Опытные исследования проводятся путем ступенчатого приложения к штампу 1 с помощью домкрата 2 вертикальной нагрузки и
измерения индикаторами часового типа возникающих перемещений
реперов 4, установленных на штампе и окружающей его поверхности
грунта. Программа испытаний включает, как правило, несколько последовательных циклов «нагружение - разгрузка». Характерные результаты испытаний скального грунта приведены на рисунке 2.2.
а)
0
нач . Р КР
б)
пр . Р КР  , МПа
l, м
0
Штамп
1
2
S
Ш
, мм
S li / S
Ш
Рисунок 2.2 – Результаты испытаний грунта жестким штампом
41
По результатам испытаний устанавливаются зависимость средней осадки штампа S от среднего давления по его подошве  , т.е.
S
 f (  ) , эпюра относительных осадок поверхности грунта вокруг
штампа, т.е. S / S  f ( l ) . Здесь l – расстояние точки на поверхности
грунта от грани штампа.
При небольших размерах штампа и высоком давлении по его
подошве можно выделить, используя традиционные понятия механики грунтов [1, с. 159], начальную нач . Р и предельную пр . Р критические нагрузки на грунт (рисунок 2.2а). Начальная критическая
нагрузка нач . Р соответствует началу образования зон разрушения
грунта под штампом, а предельная пр . Р – полному исчерпанию несущей способности грунта.
Анализ перемещений поверхности грунта вокруг штампа (рисунок 2.2б) показывает, что экспериментальная кривая S / S  f ( l )
(кривая 1) не соответствует теоретической эпюре по модели однородного полупространства (кривая 2). Поэтому для обработки результатов испытаний часто используют расчетную модель слоя ограниченной сжимаемой толщины [12, с. 66]. Здесь принимается, что
сжатие грунта по глубине основания происходит только в пределах
некоторой его толщины h . Это подтверждается результатами измерения скорости прохождения ультразвуковых волн на различных
глубинах грунта под штампом и соответственно вычислениями динамического модуля упругости грунта.
Тогда значение модуля деформации трещиноватого скального
грунта в интервале линейного участка зависимости S  f ( ) можно
определить по формуле [10, с. 127]
Ш
Ш
Ш
li
КР
КР
КР
КР
li
Ш
Ш
 (1   ) 2 b 
2
E 
,
(2.1)
S li
где
– средняя интенсивность давления по подошве штампа;
 – коэффициент относительной поперечной деформации
грунтов, который можно принять равным 0,20…0,25;
2 b – ширина подошвы штампа;
S – осадка поверхности скалы на расстоянии l от штампа;
 – коэффициент [12, с. 68], зависящий от расстояния l , относительной толщины слоя h / b и соотношения размеров подошвы
штампа (таблица 2.1).

li
i
i
42
Таблица 2.1 – Значения
h/b
0,5
1,0
1,5
2,0
3,0
7,0


для жесткого квадратного штампа
Значения  для точек поверхности на расстояниях от центра
квадратного штампа
1b
1,2 b
1,4 b
1,6 b
2,0 b
4,0 b
0,225
0,030
0,020
0,439
0,140
0,070
0,032
0,002
0,544
0,242
0,153
0,097
0,036
0,621
0,317
0,219
0,155
0,078
0,707
0,406
0,305
0,236
0,146
0,011
0,810
0,517
0,414
0,344
0,251
0,079
0,987
0,676
0,573
0,498
0,396
0,199
Величина отношения h / b принимается из условия наилучшего
соответствия опытных данных теоретическому решению (рисунок
2.2б). Для этой цели выполняются теоретические построения с помощью таблицы 2.1 относительных эпюр S / S перемещений поверхности грунта для различных значений h / b .
Метод абсолютно гибкого штампа. В основу метода положено
решение задачи о нагружении упругого полупространства нагрузкой,
равномерно распределенной по площади круга. Схема испытаний
приведена на рисунке 2.3.
li
Ш
6
5
3
30
30
25
25
30
30
2
4
7
Ø 80 см
1
1 – бетонная выравнивающая подготовка; 2 – слой резины; 3 –
металлическая распределительная плита; 4 – кольцо – бандаж; 5 –
43
поршневые домкраты; 6 – трубчатые распорки; 7 – реперы с измерительными приборами
Рисунок 2.3 – Схема испытания грунтов гибким штампом
Нагрузка при помощи этой установки прикладывается к грунту
от домкратов 5 через резиновую прокладку 2 по площади круга диаметром 80 см ( S  0 , 5 м ). Распределяющий нагрузку слой резины заключается по боковой поверхности в бандаж 4, а сверху – металлической плитой 3. На поверхности грунта устраивается бетонная подготовка 1.
Осадка поверхности грунта измеряется по реперам 7. При необходимости осуществляется измерение перемещений грунта по глубине основания из пробуренной скважины в центре штампа с помощью телескопических реперов.
Опытные испытания проводятся по аналогии с рассмотренным
выше методом бетонного штампа.
Величина осадки поверхности полупространства под действием
равномерно распределенной нагрузки  определяется из следующего
выражения
2
1     
2
S ri 
где
 r0
Е

,
(2.2)
– радиус загруженной площадки;
E ,  – модуль деформации и коэффициент относительной
поперечной деформации грунта, соответственно.
  f ( r / r ) – коэффициент прогиба [18, с. 49], зависящий от
отношения r / r (таблица 2.2). Здесь r - расстояние от цента штампа
до рассматриваемой точки на поверхности грунта.
r0
0
0
Таблица 2.2 – Значения коэффициента

для гибкого штампа
r / r0

r / r0

r / r0

0
0,20
0,40
0,60
0,625
0,80
2,00
1,98
1,91
1,80
1,79
1,63
1,00
1,20
1,38
1,40
1,80
2,13
1,27
0,920
0,783
0,760
0,600
0,517
2,40
2,85
3,00
3,75
4,00
5,00
0,430
0,368
0,332
0,295
0,255
0,185
44
Величина модуля деформации определяется по формуле
E 
где
S
16  r 0  (1  
2
3  S
)
,
(2.3)
– средняя осадка гибкого штампа.
По аналогии с жестким штампом определение модуля деформации можно осуществить на основе модели линейно-деформируемого
слоя конечной толщины, используя, например, решения, приведенные
в учебнике [1, с. 129].
Выполнив измерения перемещений по глубине основания, либо
вертикальные и горизонтальные перемещения поверхности грунта,
можно определить также величину коэффициента относительной поперечной деформации грунта  . Боле подробно методика таких измерений описывается в работе [18, с. 49].
Метод цилиндрического гидравлического штампа. В соответствии с данным методом нагрузка на стенки выработки создается
при помощи цилиндрических гидравлических штампов (ЦГШ), в связи с чем, метод в целом получил свое название как метод ЦГШ.
Конструкция установки ЦГШ приведена на рисунке 2.4.
а)
A
A–A
2 1
3
A
б)
в)
45
а) – схема испытания в горизонтальных выработках: 1 – металлическое кольцо; 2 – резиновая гидроподушка; 3 – насос; б) – общий вид
испытания; в) – испытания в вертикальных скважинах большого диаметра: 1 – кожух; 2 – двухслойная резинотканевая оболочка; 3 –
напорная полость; 4 – сальниковые устройства измерительных приборов
Рисунок 2.4 – Испытания грунтов методом ЦГШ
Сущность испытаний состоит в следующем. В массиве скального грунта устраивается горизонтальная выработка диаметром не менее 2 м. В нагружаемую выработку помещается серия (четыре – пять)
жестких металлических колец 1 (рисунок 2.3а), вокруг которых укладываются кольцевые резиновые гидроподушки 2. Давление в гидроподушках, создаваемое насосом 3, обеспечивает приложение к стенкам выработки радиальной нагрузки. Измерительные устройства размещаются в промежутках между кольцами. Если поверхность выработки неровная, то устраивается выравнивающая бетонная обделка с
продольными швами (разрезами), что позволяет выработке беспрепятственно расширяться под действием давления ЦГШ.
Испытания могут проводиться также в вертикальных скважинах
большого диаметра (рисунок 2.4в).
Модуль деформации трещиноватого скального грунта определяется из решения М. Ивковича по следующей формуле [18, с. 50]
E 
q  r 0 (1   )
uk
46
,
(2.4)
где
– интенсивность радиальной нагрузки от ЦГШ;
r – радиус выработки;
u – радиальные перемещения стенок выработки, фиксируемые по результатам испытания;
 – коэффициент прогиба, определяемый из выражения
q
0
k
2 (1   )
 
2


  соs   sin 

0

2
 k 0 (

 k 1 (
)

)
d
2
 2 (1   )  
,
2
– параметр, изменяющийся в интервале 0 …  ;
k (  ) и k (  ) – функции Бесселя;
  b / r ,  c / r ;
b – фиксированная координата по оси z для точки на поверхности выработки, в которой замеряются радиальные перемещения грунта от приложенного давления q ;
2 с – длина загруженного участка.

0
1
0
0
В процессе проведения опыта может быть предусмотрено изменение длины загруженного участка. В этом случае величина отношения перемещений uk1 и uk2 одной и той же точки при разных
длинах участка нагружения является функцией коэффициента относительной поперечной деформации 
u k1
uk2


1

2
 f ( )
,
(2.5)
что позволяет в результате такого опыта определить его величину.
Величину коэффициента  можно определить также по графику, приведенному на рисунке 2.5.
47
1–
 0 ,13
;2–
 0 , 26
Рисунок 2.5 – Эпюры 
;3–
 f ( ,  )
 0 , 65
;4–
 1, 304
при величине 
.
 0 , 25
Деформируемость скальных грунтов пород при испытании их
по методу ЦГШ в известной степени зависит от естественного
(начального) напряженного состояния массива, вызывающего образование зоны разуплотнения пород вокруг выработки. Поэтому для получения представительных характеристик скальных грунтов методом
ЦГШ необходимо в процессе проведения опыта в горизонтальной
выработке инструментальным путем оценивать изменение размера
зоны разуплотненного массива грунта.
Рассматриваемый метод может быть также использован и для
исследований деформируемости анизотропных (трансверсальноизотропных) скальных массивов.
Более подробные сведения по вопросам методики испытаний
анизотропных грунтов и с учетом зоны разуплотнения массива вокруг выработки приведены в работе [18, с. 51].
Испытания прессиометрами. Сущность данного метода испытаний состоит в нагружении стенок вертикальных скважин радиальным давлением и измерением возникающих перемещений грунта.
Схема испытаний приведена на рисунке 2.6.
В ряде прессиометров перемещения
стенок скважины устанавливаются по
удлинению токопроводящей резины,
Давление
завулканизированной в резиновую
оболочку прессиометра. Типовые
приборы выпускаются трех диаметСкальный
Оболочка
макссив
Скважина
48
ров: 48, 76 и 105 мм при длине нагружаемого участка соответственно 300,
480 и 600 мм и рассчитаны на рабочее
давление до 5 МПа.
Рисунок 2.6 – Схема испытаний скального грунта прессиометром
В других конструкциях измерение перемещений стенок скважин
производится индуктивными датчиками, расположенными взаимно
перпендикулярно во внутренней полости корпуса прибора.
Имеются также прессиометры типа ЦГШ диаметром 910 мм
(ЦГШ-900), которые предназначены для установки в скважины большого диаметра. Измерение деформаций производится как по торцам
камер, так и встроенными датчиками в средине нагружаемого участка.
Модуль деформации по результатам испытаний грунтов прессиометрами вычисляется по зависимости
E 
 q  r 0 (1   )
 uk
.
(2.6)
Обозначения в формуле (2.6) аналогичны формуле (2.5).
Следует отметить, что при исследовании скальных грунтов
прессиометрия не получила широкого распространения. Это объясняется тем, что размеры прессиометров малого диаметра (48—130
мм) соизмеримы с размерами блоков скального массива и поэтому
результаты, полученные в прессиометрических опытах, характеризуют деформируемость не трещиноватого массива, а только сравнительно монолитной породы.
Метод касательных нагрузок. Для изучения закономерностей
деформирования скальных грунтов в вертикальном направлении проводятся испытания в скважинах методом касательных нагрузок (КН)
[19, с. 91]. В этом методе нагрузка к стенкам скважины прикладывается параллельно ее оси. На рисунке 2.7а представлена установка (КН –
900) предназначенная для проведения опытов в скважинах большого
диаметра. Она состоит из двух бетонных колец 1, имеющих сцепление
со стенками скважины, между которыми устанавливаются распорные
колонны 3 и домкраты 2, создающие продольные усилия. Измерение
смещений производится дистанционно с помощью датчиков и реперов 4, укрепленных на относительно неподвижной раме.
49
в)
б)
а)
r
4
r0
1
3
1
2

b
2
1
4
Ø 910 мм
Ø 130 мм
z
а) – установка КН – 900: 1 – бетонное кольцо; 2 – домкраты; 3 – распорные колонны; 4 – измерительные реперы; б) установка КН – 180:
1 – радиально-распорные домкраты; 2 – поршневой домкрат; в) схема
к определению перемещений поверхности скважины
Рисунок 2.7 – Установка метода касательных нагрузок
Другой вариант установки (КН – 180) состоит из двух радиально-распорных домкратов 1, между которыми устанавливается поршневой домкрат 2 (рисунок 2.7б). Первоначально создается давление в
радиально-распорных домкратах, и фиксируются радиальные смещения грунта, затем, не сбрасывая давления в радиально-распорных
домкратах, включается поршневой домкрат, который развивает продольное усилие, передаваемое за счет сил трения на стенки скважины.
Возникающие при этом смещения в направлении оси скважины регистрируются измерителями продольных смещений, устанавливаемыми
вне пределов зоны нагружения. Таким образом, в этой установке удается измерить деформации и модули во всех трех направлениях.
Для определения модуля деформации E скального грунта при
передаче на стенки скважин касательных нагрузок используется следующая приближенная зависимость [19, с 92]
50
E 
где

r0

 (1 , 05  0 , 45  ) r 0
0
u0
,
(2.7)
– среднее значение интенсивности касательной нагрузки;
– радиус скважины;
– коэффициент относительной поперечной деформации
грунта;
– перемещение вдоль оси скважины точки, лежащей на
поверхности скважины или в глубине скального массива;

– коэффициент, зависящий от длины участка нагружения b , радиуса скважины r и координат рассматриваемой точки r и
z (рисунок 2.7в), принимаемый по таблице 2.3.
u0
0
0
Таблица 2.3 – Значения коэффициента деформаций 
0
  r / r0
  z / r0
1,0
c  b / r0
0,00
0,50
1,00
1,50
2,00
2,50
3,00
3,50
4,00
4,50
0,50
1,117
0,565
0,293
0,225
0,184
0,158
0,139
0,125
0,114
0,107
1,00
1,557
1,407
0,563
0,442
0,362
0,310
0,274
0,247
0,227
0,213
1,54
1,996
1,936
1,159
0,710
0,586
0,483
0,424
0,381
0,352
0,330
2,00
2,208
2,132
1,830
0,933
0,743
0,629
0,551
0,495
0,454
0,426
Способ щели. Сущность метода состоит в том, что в щель, выпиленную в скальном массиве, устанавливается плоский гидравлический домкрат, с помощью которого создается нагрузка на стенки щели (рисунок 2.8). Прорезь 2 выполняется алмазной пилой диаметром
800 мм на глубину 1,5—2,5 м. Ширина получаемой щели 7 – 8 мм. В
неё помещается плоский домкрат 1, представляющий собой герметичную камеру из прочного, но легко деформируемого материала.
Вокруг плоского домкрата устраивается цементная подушка 3.
51
1
 y
3
4
d0=2y
2
2d
 y
1 – плоский домкрат; 2 – прорезь в грунте; 3 – цементная подушка;
4 – система подачи жидкости под давлением
Рисунок 2.8 – Схема испытания скальных грунтов способом щели
После затвердения цемента в камеру через систему 4 подается
жидкость, с помощью которой в домкрате создается необходимое
давление q , передаваемое на окружающий грунт. Перемещения
u   y измеряются с помощью реперов, устанавливаемых в массиве.
Модуль деформации грунта методом щели в режиме нагружения определяется по формуле [11, с. 280]
E  k1
q
,
(2.8)
u
где k – коэффициент, зависящий от расстояния
ром и щелью и от ширины домкрата 2 d
1
k 1  d [( 1   )( 1  y
2
/d
2
 y / d )  (1   ) /
1 y
2
между репе-
y
/d
2
].
(2.9)
Зависимость (2.9) справедлива для точек, лежащих на оси, проходящей через середину длины щели и перпендикулярной к ее плоскости.
Применение метода щели позволяет существенно упростить полевые опыты по определению модуля деформации. Кроме того, данным методом можно определить не только модуль деформации, но и
напряженное состояние скального массива.
Метод напорных штолен. Для исследования деформируемости
скальных массивов при строительстве различных подземных сооружений нередко используется метод напорных штолен (рисунок 2.9).
2
1
3
4
5
6
52
7
8
9
1 – напорная камера с водой; 2 – экстензометры; 3 – кран для
выпуска воздуха; 4 – бетонная перегородка; 5 – люк; 6 – манометр;
7 – трубка кабеля датчиков; 8 – система подачи воды; 9 – кран для
выпуска воды
Рисунок 2.9 – Схема испытаний методом напорных штолен
Проведение испытаний заключается в том, что на исследуемом
участке туннеля с помощью одной или двух бетонных перегородок 4
создается замкнутая камера 1 с гидроизолированной поверхностью.
Внутри камеры в окружающем массиве грунта устанавливаются датчики 2 для измерения перемещений (экстензометры) с дистанционной
регистрацией показаний. Затем камера с помощью системы 8 наполняется водой и в ней создается заданное гидростатическое давление,
фиксируемое манометром 6. Одновременно ведется фиксация перемещений, возникающих в массиве грунта от действия внутреннего
давления воды в напорной камере.
Модуль деформации массива скального грунта определяется по
формуле (2.4) или (2.6). Вследствие высокой трудоемкости работ, такие испытания, как правило, единичны.
Особенности деформируемости трещиноватых скальных
грунтов. В области исследований деформируемости скальных пород
к настоящему времени накоплен большой объем экспериментальных
данных, который позволяет сделать некоторые обобщенные выводы
[12, с. 63], [18, с. 53] и др.
1 Деформации трещиноватых скальных грунтов обусловлены,
прежде всего, их трещиноватостью, разделяющей массив грунта на
взаимосвязанные друг с другом блоки, которые под действием внутренних напряжений испытывают повороты, обжатия и местные контактные напряжения. Увеличение трещиноватости существенно повышает их деформируемость.
2 Нагрузка и разгрузка способствует уплотнению трещиноватых скальных грунтов.
53
3 Трещиноватые скальные и, особенно, полускальные грунты
обладают ползучестью, имеющей как затухающий, так и не затухающий характер, в зависимости от величины действующей нагрузки.
4 При испытаниях трещиноватых скальных грунтов необходимо
учитывать влияние масштабного эффекта. Поэтому исследуемый
объем трещиноватых скальных грунтов должен удовлетворять условию квазисплошности и квазиоднородности.
5 В зависимости от состава и состояния пород связь нагрузка q
– деформация u может иметь различный вид (рисунок 2.10).
q
2
1
3
u
0
1 – линейная; 2 – вогнутая; 3 – выпуклая
Рисунок 2.10 – Кривые зависимости нагрузка – деформация
Часто графики зависимости q  f (u ) имеют вогнутый характер,
что характеризует уплотнение массива под нагрузкой. Однако для
одних и тех же пород, в зависимости от применяемого метода испытания деформируемости массива (плоский штамп или ЦГШ), могут
быть получены различные виды кривых нагрузка—деформация. Это
обусловливается существенным влиянием вида напряженного состояния массива и его изменением в процессе опыта на характер деформаций скалы.
В широком диапазоне нагрузок деформируемость пород в общем случае представляет нелинейную функцию. Однако в определенных интервалах измерения нагрузок скальный массив может рассматриваться как линейно-деформируемая среда.
6 В ряде случаев скальные массивы обладают деформационной
анизотропией. Причинами такой анизотропии могут являться особенности строения скальных пород: их слоистость, упорядоченная трещиноватость и т. д., а также особенности напряженного состояния
пород, возникающего вокруг опытной выработки.
7 Анализ результатов исследований в ряде случаев указывает на
закономерное увеличение модулей деформации с глубиной, что явля-
54
ется следствием влияния ряда факторов, в первую очередь с уменьшением трещиноватости пород с заглублением в массив, снижением их
выветрелости и увеличением естественных напряжений.
2.2 Сейсмоакустические методы определения характеристик
деформируемости скальных грунтов
Для определения характеристик деформируемости скальных массивов сейсмоакустическими методами используются корреляционные
связи между статическими и динамическими показателями сжимаемости скальных грунтов.
Определение динамических характеристик деформируемости
скальных грунтов. В основе этих методов лежит связь между скоростями распространения волн и упругими характеристиками среды.
Независимыми постоянными в сейсмических методах являются скорости распространении упругих волн. Численные значения упругих
характеристик деформируемости массива определяются из следующих соотношений [10, с. 133]
 p  (1   )( 1  2  )
2
E
Д

1 
;
(2.10)
 

2
p
2 (
 2 S
2
2
p
S)
2
,
где E и  – динамические модуль упругости и коэффициент
Пуассона грунта;
Д

р
и
S
   /g

.
- скорости продольной и поперечной волн;
– плотность грунта;
– удельный вес грунта;
g – ускорение силы тяжести.
Динамические методы, и в частности наиболее результативный
сейсмический, в силу своей природы (приложение кратковременных
импульсов нагрузки небольшой интенсивности) не могут дать полного представления о деформационных свойствах трещиноватых скальных пород.
Определение статических характеристик деформируемости
скальных грунтов. Отличие реальных массивов скальных пород от
идеально упругих сред обусловливает заметное различие значений
статического модуля деформации и динамического модуля упругости.
55
Как правило, модули деформации, определенные геофизическими методами, в 2—3 раза превышают значения статических модулей деформации. Основной причиной такого различия является свойственная скальным породам вязкость, проявляющаяся в зависимости от величины и длительности действия приложенной нагрузки. Большое
влияние оказывает также неоднородность и анизотропия пород. Данные геофизических исследований не дают возможности оценить пластические свойства скальных пород.
Для определения статических характеристик скальных грунтов
в условиях их естественного залегания используются полевые методы, рассмотренные в п. 2.1. При этом наибольшее распространение
получили штамповые испытания скальных грунтов и определения их
модуля деформации по формулам (2.1) и (2.3).
Корреляционные связи между динамическими и статическими характеристиками деформируемости скальных грунтов.
Результаты испытаний указывают на существование однозначной зависимости между значениями динамических модулей упругости
(а также  и  ) и статических модулей деформации для соответствующих пород. Проводя параллельное испытание статическим и
динамическим методами в одном и том же месте, можно получить необходимое число пар значений динамических модулей упругости E
и статических модулей деформации E для установления соответствующей корреляционной зависимости. В этой связи широкое распространение получила практика совместного и одновременного исследования деформационных свойств скальных массивов статическими и динамическими методами. Такая методика исследования дает
возможность установить корреляционные связи между величинами
динамических модулей упругости и модулями деформации, что позволяет достаточно объективно распространять данные статических
исследований на значительные участки скальных оснований. На рисунке 2.11а приведена схема совместных штамповых и сейсмоакустических испытаний скальных грунтов и корреляционный график зависимости E  f ( E ) (рисунок 2.11б).
p
S
Д
Д
При проведении таких испытаний необходимо чтобы исследуемый массив грунта отвечал условию квазисплошности и квазиоднородности при проведении как статических, так и динамических опытов. Только при соблюдении этих условий возможно корректное использование корреляционных связей типа E  f ( E ) .
Д
а)
б)
80
Штамп
56
70
60
Е
Д
 10
3
МПа
Рисунок 2.11 – Зависимости между
E
Д
и
E
по полевым опытам
Переход от величин динамических модулей упругости E ,
определяемых при сейсмоакустических исследованиях, к величинам
модулей деформации E , как показано в работе [12, с. 67] с достаточной точностью можно также произвести по эмпирической формуле
Д
 EД
E  a 
 Е
 Д1




b
 ЕД
 c 
 Е
 Д1




d
,
(2.11)
где a , b , c , d , E – параметры, устанавливаемые по результатам
эксперимента.
2.3 Методы определения прочности скальных грунтов
Основными показателями прочности трещиноватых скальных
грунтов, используемых в расчетах оснований, являются прочность на
сжатие и растяжение, а также сопротивление сдвигу. В ряде случаев
для характеристики скальных грунтов используются величины
начальной и предельной критической нагрузок (рисунок 2.2). Рассмотрим основные схемы испытаний по определению характеристик
прочности скальных грунтов в условиях их естественного залегания.
Испытания на сдвиг. Опытные испытания проводятся, в основном, методом сдвига бетонных штампов или скальных целиков,
Д1
57
заключенных в обойму. Такие испытания могут проводиться как в открытых котлованах, так и в подземных выработках. При проведении
штамповых испытаний используются три основных схемы, представленные на рисунке 2.12.
a)
P
б)
e2
в)
P
P
T
T
e1
T
Рисунок 2.12 – схемы испытаний на сдвиг
Схема на рисунке 2.12а предусматривает приложение нагрузки
нормально и касательно к поверхности основания. Сила P остается в
опыте постоянной, а сила T увеличивается ступенями до разрушения
грунта в основании штампа. При испытании по данной схеме возникает эксцентриситет e приложения нагрузки T . Для его снижения необходимо изменять эксцентриситет e .
Наряду с данной схемой опыт на сдвиг можно провести по схеме, приведенной на рисунке 2.12б с эксцентриситетами e  e  0 , однако реализовать такой опыт сложно вследствие возможности разрушения грунта основания при подготовке испытания.
Схема на рисунке 2.12в считается безмоментной, т.к. линии действия сил P и T пересекаются в центре ядра сечения подошвы фундамента.
В качестве примера на рисунке 2.13 приведена конструкция экспериментальной полевой установки по схеме 2.12а [11, с. 286].
1
2
1
2
4
3
5
8
2
6
1
7
3
ι
58
h
2
1 – бетонный штамп; 2 – бетонные упоры; 3 – поршневые
домкраты; 4 – распорная труба; 5 – балка; 6 – катки; 7 - металлическая
плита; 8 – измерительная тяга
Рисунок 2.13 – Схема по сдвигу бетонных штампов с учетом
эксцентриситета
При испытаниях проводится не мене 4…5 опытов на сдвиг при
разных нормальных давлениях по подошве штампа  , после чего
строится зависимость предельных сдвигающих напряжений 
от
нормальных напряжений  (рисунок 2.14).
ПР
а)


б)
ПР
ПР
С


0

0
а) линейная зависимость; б) нелинейная зависимость
Рисунок 2.14 – Графики зависимости сопротивления грунта
сдвигу  от нормального давления 
При линейной связи   f ( ) (рисунок 2.14а) устанавливаются
параметры прочности грунта: сцепление С и угол внутреннего трения
 по теории Кулона, используемой в механике грунтов [1, с. 64]
ПР
ПР

ПР
 C    tg 
.
(2.12)
Если зависимость   f ( ) нелинейная, то используется ее кусочно-линейная аппроксимация для отдельных интервалов нормальных напряжений  (рисунок 2.14б).
ПР
59
В зависимости от характера разрушения грунта при сдвиге под
величиной  понимаются (рисунок 2.15а) [10, с. 154]:
- сопротивление грунта сколу (срезу)  ;
- сопротивление сдвигу  , характерное для сильнотрещиноватых и раздробленных грунтов;
- остаточная прочность на сдвиг  , определяющая величину
остаточной прочности грунта при сдвиге по нарушенной поверхности.
Выделяется также, по В.Н. Бурлакову [12, с. 69], критическое
сопротивление скальных грунтов сдвигу  , соответствующее концу
стадии уплотнения и началу стадии разрушения трещиноватого
скального грунта.
ПР
СК
СДВ
ОСТ
КР
а)




б)
Скол
СК

Сдвиг
ОСТ
Скол :    СК
Сдвиг :    СДВ
СДВ
u
0
0

u

Рисунок 2.15 – Графики деформирования грунта при сдвиге
При анализе результатов испытаний необходимо выполнять
тщательный анализ горизонтальных u и вертикальных  перемещений штампа или целика грунта в процессе его сдвига, общий вид которых приведен на рисунке 2.15б.
Приведенные критерии прочности трещиноватых скальных
грунтов на сдвиг определяются по формулам [10, с. 173]
где

СК

СДВ

КР
  tg (   
СК
  tg (   
)  С CК
СДВ
)
,
,
  tg   C СК (1  tg   tg 
(2.13)
СК
)
,
– нормальное давление;
tg  – коэффициент трения;
tg 
, tg 
– коэффициенты подъема штампа при сколе или
сдвиге (рисунок 2.15б);

СК
СДВ
60
С СК
– сцепление (сопротивление сколу).
В практике горнотехнического строительства часто используются схемы испытаний на сдвиг с частичным отделением породы от
окружающего массива. Эти методы позволяют установить предельное
сопротивление грунта сдвигу по предполагаемой или заданной поверхности сдвига, а также определить соответствующие параметры
прочности грунта. Такие испытания проводятся методом выдавливания при горизонтальном (рисунок 2.16) и вертикальном (рисунок 2.17)
приложении нагрузки.
в)
a
h
a)
2
3
4
l
5
1
б)
b
1
4
5
p

Тi
i
a
G
6
i
Ni
а) – вид в разрезе; б) – вид в плане; в) – расчетная схема
1 – целик скального грунта; 2 – подвижная опорная плита; 3 – упорная
плита; 4 – гидравлический домкрат; 5 – динамометр; 6 – прорези
Рисунок 2.16 – Испытание методом горизонтального выдавливания
61
а)
6
в)
p
5
4
h
I
1
II
G
3
III
i
l
b
б)
Тi
2
1

i
Ni
a
Pi
а) – вид в разрезе; б) – вид в плане; в) – расчетная схема
1 – целик скального грунта; 2 – прорези; 3 – подвижная опорная плита; 4 – гидравлический домкрат; 5 – динамометр; 6 – упорная балка
Рисунок 2.17 – Испытание методом вертикального выдавливания
Наиболее рациональными считаются размеры целика грунта:
h = 0,3…0,5 м; a = (1,5…2,0) h ; b = (2,5…3,0) h .
Опыты проводятся с приложением через домкрат 4 нагрузки
ступенями p = 0,03…0,05 МПа вплоть до разрушения целика грунта 1
по некоторой поверхности скольжения l . Фиксация нагрузки осуществляется динамометром 5.
В результате опыта устанавливается максимальное давление
P
, в момент сдвига и минимальное давление P , развивающееся по
образовавшейся поверхности скольжения l .
После сдвига целик грунта разбирается и устанавливается очертание поверхности разрушения грунта l . Если очертание поверхности
установить не удается, то ее принимают как круглоцилиндрическую c
радиусом произвольного размера между точками, определяющими
границы сдвинутого целика грунта.
Определение параметров прочности грунта выполняется с учетом схемы испытания.
m ax
min
62
Так для схемы, приведенной на рисунке 2.16, сечение сдвинутой
части целика разбивается на элементарные блоки (рисунок 2.16в), как
при расчетах оползней, рассматриваемых в работе [20, с. 189]. Тогда
величина сцепления грунта С определится по формуле
С  ( P  P1 ) / l
где
P  P max  1 / b
, МПа и
,
P1  P min  1 / b
(2.14)
, МПа.
Вычислив величину сцепления С по (2.14), угол внутреннего
трения грунта  определяется из уравнения [20, с. 189]
P
G
tg  
(
P
G
где
n
G 

Gi
n

n
P1 cos 
1
P1 sin 
i
,
1
n



i
n
P1 sin 
i
1


(2.15)
P1 cos  i )  ( P  P1 )
1
– общий вес целика, равный сумме весов элемен-
1
тарных блоков
G
i
, составляющих сдвинутый массив грунта.
При испытаниях скальных грунтов по схеме, изображенной на
рисунке 2.17 производят сдвиг двух-трех целиков. После окончания
опытов устанавливаются поверхности скольжения. Сдвинутые части
целиков грунта разбиваются на элементарные блоки (рисунок 2.17в) и
составляются уравнения равновесия, при совместном рассмотрении
которых определяются значения параметров прочности С и  :
т

n
T1  f

1
т

1
где
T i  ( Pi  G i )  sin 
N 1  C  F1
;
(2.16)
 C  F2
,
(2.17)
1
n
T2  f

N
2
1
;
N  ( P  G ) cos  ;
F – площади поверхностей скольжения целиков грунта;
G – вес блоков;
f – коэффициент внутреннего трения грунта по поверхности
скольжения.
i
i
i
i
i
i
i
63
Испытания на одноосное сжатие. Такие испытания проводятся
на подготовленных целиках грунта с приложением нагрузки ступенями вплоть до разрушения грунта (рисунок 2.18).
4
5
3
2
h
l

1
b
1 – целик грунта; 2 – опорная плита; 3 – гидравлический
домкрат; 4 – динамометр; 5 – упорная балка
Рисунок 2.18 – Схема испытаний с раздавливанием целика грунта
Прочность трещиноватого скального грунта на сжатие вычисляется по формуле
R C  PС / A
где
PС
A
,
(2.18)
– разрушающее усилие при сжатии;
– площадь поперечного сечения скального целика грунта.
Если по результатам опыта удается установить угол наклона поверхности скольжения  , то показатели сопротивления сдвигу вычисляются по формулам
  2   90
2 tg ( 45 

2

1
 PС / A
,
1
С 
где
0
.
64
,
)
(2.19)
Испытания на отрыв. Прочность скального грунта на растяжение можно определить путем отрыва от его поверхности бетонного
штампа (рисунок 2.19, по [10, с.159]).
1
2
3
4
5
1 – железобетонный штамп; 2 – швеллеры; 3 – домкраты; 4, 5 – реперы
Рисунок 2.19 – Схема испытания скального грунта на отрыв
Прочность трещиноватого скального грунта на отрыв вычисляется по формуле
R C  PP / A
где
PP
A
,
(2.20)
– разрушающее усилие на отрыв;
– площадь поперечного сечения скального целика грунта.
2.4 Методы изучения фильтрационных свойств
трещиноватых скальных грунтов
Особенности фильтрации воды в трещиноватых скальных
грунтах. Одной из основных характеристик, определяющих водопроницаемость скальных пород, является коэффициент фильтрации.
Фильтрацию воды в скальных грунтах принято подразделять на первичную и вторичную [2, c. 50].
Первичная фильтрация характеризует проницаемость воды в
ненарушенных скальных грунтах. Результаты многочисленных иссле-
65
дований подтверждают справедливость использования закона Дарси,
хорошо известного в механике грунтов [1, с. 57], для прогноза движения воды в пористых ненарушенных скальных грунтах. Так по данным [2, с. 51] величина коэффициента фильтрации таких грунтов составляет от 10-2 до 10-9 см/с, в зависимости от вида породы.
Вторичная фильтрация характеризует движение воды в массиве
скального грунта, имеющего различные нарушения сплошности в виде трещин. В большинстве случаев можно считать, что массив представляет собой квазисплошную и квазиоднородную среду, движение
воды в которой подчиняется закону Дарси.
Основным фактором, определяющим скорость движения воды в
нарушенных скальных грунтах, является ширина раскрытия трещин.
Поэтому на большой глубине, где действует высокое давление от веса
грунта и трещины плотно сомкнуты, может наблюдаться только первичная фильтрация воды. Ввиду значительной изменчивости параметров сети трещин в массиве его водопроницаемость также неоднородна. В связи с этим для определения коэффициента фильтрации скального массива используются, как правило, полевые методы.
Опытная откачка воды из скважин. Наиболее точно коэффициент фильтрации воды определяется методом кустовой откачки (рисунок 2.20).
я
H
3
H1
2
ьные
УПВ
y2
H
y1
Массив трещиноватого грунта
скважины
H
4
грунт
скважина
Наблюдател
H
Дисперсный
s
Центральна
Водоупор
Центральна
я скважина
x1
x2
Рисунок 2.20 – Схема кустовой откачки воды
Для проведения испытаний на площадке бурится центральная
скважина, из которой откачивается вода. Рядом устраивается несколько наблюдательных скважин, по которым осуществляется наблюдение
за уровнем воды в процессе ее откачки. Центральная скважина оборудуется обсадной трубой с фильтром и погружным насосом для откач-
66
ки воды. Ее расход фиксируется водомером, а изменение уровня воды
в наблюдательных скважинах регистрируется уровнемерами.
Коэффициент фильтрации трещиноватого массива определяется
по формуле [2, с. 174]
k
где
Q
f

Q (ln x 1  ln x 2 )
 ( y 2  y1 )
2
2
,
(2.21)
– расход воды через центральную скважину при откачке.
Если откачка воды производится при отсутствии наблюдательных скважин, то коэффициент фильтрации вычисляется по формуле
k
где
Q
r
R
f

Q (ln R  ln r )
 S (2 H  S )
,
(2.22)
– расход воды через скважину при откачке;
– радиус скважины;
– радиус влияния откачки.
Налив воды в шурфы. При отсутствии водоносного горизонта
фильтрационные испытания проводятся методом налива воды в шурфы (рисунок 2.21).
2
1
1 – кольцо; 2 – водомерная труба
Рисунок 2.21 – Схема наливов в шурфы
67
Для проведения испытаний на дне шурфа устраивается приямок
диаметром 0,5 м и глубиной 0,3 м, в котором устанавливается металлическое кольцо 1. Далее в кольцо наливается вода толщиной слоя 0,1
м, которая поддерживается постоянной в течение всего опыта. В процессе фильтрации воды через 10…30 минут фиксируется с помощью
водомерной трубы 2 расход воды, проникающей в массив через дно
шурфа. Опыт проводится при градиенте напора, равном единице. Тогда коэффициент фильтрации, с использованием закона Дарси, вычисляется по формуле [2, с. 175]
k
где
Q
A
f
 Q / A
,
(2.23)
– объем профильтрованной воды;
– площадь круга, ограниченного кольцом.
l
Нагнетание воды в скважину. Если скальный массив обводнен, то опыт проводится путем нагнетания воды в скважину диаметром 110 мм (рисунок 2.22). Опытные испытания проводятся для
участков массива по длине скважины через 5…10 м.
Для этой цели над дном скважины 4
1
на высоте, равной длине интервала l
Насос
устраивается тампон 3 из прочного,
эластичного и водонепроницаемого
материала. Затем по трубе 2 под тампон подается, под давлением H от
4
насоса, вода. Мерой водопроницае2
мости массива при такой схеме испытания является удельное водопоглощение q , т.е. расход воды на 1 м
3
длины интервала испытываемого
грунта в скважине при напоре, равном 1 м, т.е.
q  Q /( H l t )
где
1 – манометр; 2 – труба;
3 – тампон; 4 - скважина
Рисунок 2.22 – Схема испытания
68
,
(2.24)
– расход воды при нагнетании;
H – напор водяного столба;
l – длина участка скважины;
t – время наблюдения.
Q
2.5 Испытания трещин в скальных грунтах
Общие сведения. Наличие в массиве скального грунта трещин
значительно снижает его механические характеристики. Поэтому при
инженерно-геологических изысканиях уделяется большое внимание
определению рассмотренных в п. 1.2 стандартных параметров трещиноватости, таких как ориентировка, протяженность, раскрытие, частота, наличие и характер заполнителя. В современных методах оценки
трещин используются также такие их параметры как морфология (рельеф) поверхности (углы наклона поверхности  и высота уступов h ),
закономерности распределения мелкоблочного заполнителя (степень
заполнения, крупность и процентное содержание обломков, влажность и др.), степень расчлененности скальных грунтов и др.
К числу основных механических характеристик трещин обычно
относят [21, с. 44]:
- нормальная жесткость трещины ( k ), устанавливаемая из разностей кривых деформации породных образцов с трещинами и без
трещин;
- тангенциальная жесткость трещины ( k ) до превышения максимальной прочности на срез, определяемая по данным испытаний на
сдвиг при постоянном нормальном давлении в плоскости сдвига;
- тангенциальная остаточная жесткость трещины ( k ), устанавливаемая в результате измерения деформации сдвига после превышения прочности на срез;
- сцепление по монолиту ( С ) и коэффициент трения монолита
( tg  ) , определяемые по результатам испытания на сдвиг ненарушенного скального грунта;
- сцепление по шероховатой трещине ( С ) и коэффициент трения по трещине ( tg  ) , определяемые по результатам испытаний трещин на сдвиг;
- остаточный коэффициент трения по трещине ( tg  ) , определяемый величиной сопротивления сдвигу после превышения предела
прочности на срез, в зависимости от нормального давления  .
Наиболее полное представление о приведенных параметрах
можно получить по результатам испытаний массива в натурных условиях или в лаборатории путем испытания фрагментов трещин.
Полевые испытания трещин на сдвиг. Сущность метода состоит в испытании фрагмента трещины на сдвиг в условиях естественного залегания массива скального грунта. Принципиальная схема такой установки приведена на рисунке 2.23. При подготовке этих
испытаний важно обеспечить сдвиг целика в плоскости трещины.
n

R
0
0
Т
Т
ТR
n
69
7
6
5
9 8
3
4
2
1
1 – зона сдвига; 2 – бетонная
обойма скального целика;
3 – домкраты; 4 – катки;
5, 6 – распределительные плиты; 7 – потолочная упорная
плита; 8 – гидравлические
плоские домкраты; 9 – боковой упорный блок
Рисунок 2.23 – Схема установки для испытаний скальных грунтов на сдвиг по трещине
На первом этапе с помощью домкратов 3 в плоскости сдвига создается заданное нормальное напряжение  . Затем домкратами 8
производится ступенчатое приложение в плоскость сдвига касательных напряжений  вплоть до разрушения трещины. Далее могут выполняться циклы повторных сдвигов по разрушенной трещине для
определения характеристик деформируемости и остаточной прочности. В процессе опытов фиксируются горизонтальные и вертикальные
перемещения скального целика.
Предельное сопротивление трещины сдвигу  определяется по
формуле, аналогичной (2.15б) [10, с. 174]
n
ПР

где
трещины;

ПР
   tg ( i   )
,
(2.25)
– нормальное давление, перпендикулярное плоскости
– угол между направлением смещения верхней части массива по трещине и направлением простирания трещины;
 – угол внутреннего трения грунта.
i
Величина угла i определяется по результатам анализа горизонтальных и вертикальных перемещений скального целика при испытаниях в соответствии с рисунком 2.15, т.е. tg i  tg 
в формуле 2.15б.
Если трещина содержит заполнитель и его мощность превышает
высоту выступов шероховатости, то ее сопротивление сдвигу принимается равной прочности заполнителя. При этом параметры прочности определяются с использованием закона Кулона (2.12).
СДВ
70
Лабораторные испытания трещин. Образцы для лабораторных испытаний прочности, как показано в работе Р. Гудмана [6, с. 88],
можно получить путем выбуривания кернов большого диаметра вдоль
плоскостей трещин, след которых выходит на поверхность скального
массива. Другой способ подготовки образцов для испытаний состоит
в снятии с помощью сырой резины непосредственно в полевых условиях отпечатков с верхней и нижней поверхностей трещины. Далее в
лабораторных условиях изготавливаются отливки модели трещины из
гипса или цемента. Такие испытания позволяют также моделировать
работу заполнителя трещин, отобранного в полевых условиях. При
соблюдении условий подобия данный способ испытаний позволяет
получить хорошие результаты.
Определение прочности трещины на сдвиг производится по
схеме, приведенной на рисунке 2.24а.
N
1
а)
2
в) 
3
T
 T /A
ПР
T

ОСТ
u
0
ΔV
N
б)
N
u
u ОСТ
u ПР
г)
 V ( )
T
0
u
ПР
u
u ОСТ
а) схема испытания; б) – схема деформирования образца при сдвиге;
в) и г) – касательные и вертикальные перемещения трещины при
сдвиге; 1 – прокладка; 2 – сдвиговая обойма; 3 – уплотняющий материал
Рисунок 2.24 – Испытания трещины на прямой сдвиг (по Р. Гудману)
71
Образец грунта закрепляется в обойме 2 на цементном, гипсовом или другом растворе так, чтобы приложение сдвигающей силы
было параллельно плоскости трещины.
Результат испытания представлен на рисунке 2.24 в, г в виде зависимостей   f (  u ) и  V  f (  u ) . Контракция (разуплотнение)  V
представляет собой разуплотнение трещины при сдвиге. Она определяется как изменение расстояния между верхней и нижней гранями
образца в процессе сдвига. Параметры прочности трещины на сдвиг
определяются из уравнения (2.25).
Прочность трещины на сдвиг можно определить и в результате
трехосных испытаний. Принципиальная схема таких испытаний по
Р. Гудману [6, с. 90] представлена на рисунке 2.25.

а)
1
б)

1


3


3
A
ПР


0
F

1

3




1
F
2
а) – расположение трещины; б) – напряженное состояние; 1 – критерий разрушения; 2 – направление действия  на трещину
Рисунок 2.25 – Испытание на трехосное сжатие образца грунта с
трещиной (по Р. Гудману)
Трещина в образце ориентируется по отношению к главному
напряжению под углом 25...400. Разрушение образца происходит путем сдвига вдоль трещины. Критерием прочности в данном случае не
является огибающая кривая кругов напряжений Мора, как это принимается в механике дисперсных грунтов. На рисунке 2.25б показан
круг Мора, соответствующий предельному состоянию F-F1 и схема к
определению соотношения между нормальными  и касательными 
напряжениями в предельном состоянии (точка А).
Коэффициент нормальной жесткости трещины ( k ) можно
определить по результатам испытаний составного образца (рисунок
n
72
2.26), моделирующего скальную породу. Такая схема, использованная
Б.Д. Зеленским [22], позволяет определять деформации не по перемещению торцов, а в зоне непосредственного контакта блоков породы.
P
а)
б)

1
3
0
2

а) – схема нагружения образца; б) – диаграммы «напряжение - деформация»; 1 – кривая деформирования ненарушенной породы; 2 –
осредненная кривая деформирования в зоне контакта; 3 – тензометры
Рисунок 2.26 – Опыт на одноосное сжатие составного образца
Величина смещения трещины определяется по формуле [22]
   b (    ir )
где


ir
b
,
(2.26)
– полная деформация;
– упругая деформация ненарушенного материала;
– база тензометра.
Аналитические методы определения механических характеристик трещин. Наряду с рассмотренными выше полевыми и лабораторными испытаниями в последние годы интенсивно разрабатываются аналитические методы расчета прочности и деформируемости трещин, в основе которых лежат теоретические или эмпирические зависимости. Подробный обзор используемых в настоящее время таких
методик приведен в работах [2], [23] и др.
Для определения прочности трещин на сдвиг наиболее апробированным в геотехнической практике принято считать метод норвежского ученого Н. Бартона [23].
Определение прочности трещины на сдвиг без заполнителя выполняется по эмпирическим формулам
73

    tg   ОСТ  К
Ш
    tg (  ОСТ  
В

где

К
 R CT  
lg 
,   
  
)
,
 


,
,
(2.27)
(2.28)
– нормальное напряжение на поверхности трещины;
– коэффициент шероховатости трещины;
– прочность на сжатие стенок трещины;
– остаточный угол трения;
– угол крупной волнистости;
 R
/( 10
).
Ш
R СТ


В



В
/ К
Ш
СТ
Коэффициент шероховатости К наиболее просто определяется
путем сравнения рассматриваемой трещины со стандартными профилями, приведенными на рисунке 2.27.
Ш
1 – масштаб лабораторных испытаний; 2 – масштаб полевых испытаний;  – общий угол падения трещины;  – угол крупной волнистости;  – длина волны
В
Рисунок 2.27 – Профиль скальной трещины и стандартные профили трещин (справа указаны соответствующие значения коэффициентов шероховатости К )
Ш
Прочность на сжатие стенок трещины определяется с помощью
молотка Шмидта (может использоваться молоток Кашкарова) путем
нанесения не менее 50 ударов по поверхности трещины.
Остаточный угол трения 
определяется по формуле
ОСТ
74
 ОСТ    20
0
 20
rB
,
(2.29)
r
где r и r – соответственно величины отскока ударника молотка
Шмидта от влажной выветрелой поверхности стенки трещины и свежей (невыветрелой) поверхности;
 – угол трения породы.
B
Прочность на сдвиг трещины с заполнителем можно определить
по формуле [23]
 
З
 (
БЗ
к m 

  З )1 

h 

4
,
(2.30)
где  и  – соответственно прочность на сдвиг по трещине без
заполнителя и по заполнителю;
m – средняя мощность заполнителя;
h – средняя высота выступов на поверхности трещины;
k – коэффициент, принимаемый 0,3…1,0, в зависимости от
типа заполнителя и нормального давления на трещину.
БЗ
З
На прочность трещин существенное влияние оказывает масштабный фактор, влияние которого подробно рассматривается в работе [23].
Деформируемость трещин зависит от заполнителя.
Модуль деформации при сжатии трещин без заполнителя можно
определить по формуле К.В. Руппенейта [2, с. 76]
Е ТР 
где
Е
1
,


,
(2.31)
h
– толщина трещины;
h – толщина слоя между трещинами;
 – коэффициент, учитывающий площадь зоны контакта
противоположных стенок трещины и определяемый на основе статистической обработки результатов исследований их морфологии.

Определение механических характеристик трещин расчетно-экспериментальным методом. Если трещина содержит заполнитель и его мощность превышает высоту выступов шероховатости, то
75
ее механические характеристики устанавливаются по заполнителю. В
большинстве случаев заполнитель представляет собой неоднородную
смесь пылевато-глинистого грунта и обломков различной величины.
Произвести отбор образцов такого грунта часто технически сложно
или невозможно. В таких случаях можно применить расчетноэкспериментальный метод исследования структурно-неоднородных
грунтов [4, с. 120]. Его применение к исследованию заполнителя трещин можно осуществить по следующему алгоритму.
1 По данным инженерно-геологических исследований трещин
скального массива выделяются их «типовые структуры», включая ширину раскрытия трещины, состав и состояние мелкозернистого заполнителя, наличие крупных включений. Среди них выделяется типовые
структуры наименьшего объема, рассматриваемые далее как образец.
2 Для выделенных типовых структур наименьшего объема проводятся экспериментальные определения параметров прочности, деформируемости и физических характеристик составляющих компонент заполнения трещин - включений и мелкозернистого заполнителя.
3 Для намеченных вариантов строения типовых структур (образцов) формируются расчетные схемы и определяются граничные
условия, моделирующие взаимодействие элементов заполнителя трещины. В качестве примера на рисунке 2.28а приведена расчетная схема компрессионного уплотнения грунта – сжатия трещины.
4 Осуществляется планирование расчетов (вычислительного
эксперимента). Для этой цели проводится анализ основных факторов
X , X .... X , влияющих на сжимаемость и прочность грунтов, и устанавливаются возможные границы их изменения, т.е. анализируется
зависимости вида Y  f ( X ) . Здесь Y - отклик системы, например, модуль деформации, параметры прочности, ползучести грунта и др.
5 Расчетная область образца разбивается на совокупность конечных элементов (КЭ). В процессе разбивки расчетной области на
КЭ учитываются взаимодействие между собой компонент трещины.
6 Выполняется серия численных расчетов с использованием
МКЭ, например, по программам SCAD, ЛИРА, ГЕОМЕХАНИКА и
др. при различных сочетаниях принятых к анализу факторов X , т.е.
проводится численное моделирование физического эксперимента.
7 По результатам расчетов строится компрессионная кривая
сжатия образца грунта (рисунок 2.28б). При построении компрессионной зависимости относительные деформации компрессионного
сжатия определяются по зависимости   S / h , где S - величина пе1
2
n
i
i
i
i
i
76
i
ремещения верхнего сечения образца, определяемая из расчета; h высота образца грунта, принятого в расчете (рисунок 2.28а).
8 По компрессионной кривой вычисляется значение эффективного модуля деформации рассчитанной типовой структуры E .
K
б)
р
а)
р
0
1
S
2
h
n

а) – расчетная схема типовой структуры; б) – график зависимости
  f ( p ) ; 1..n – номера опытов при различных сочетаниях факторов X
Рисунок 2.28 – Определение коэффициента нормальной жесткости трещины
i
9 Для определения прочности трещины на сдвиг используется
схема 2.29а. По данным расчетов МКЭ строятся кривые сдвига образца грунта U  f ( ) при различных давлениях р , а по ним – график

 f ( p ) (рисунок 2.29б) и определяются параметры прочности c ,  .
ПР
n
р
а)
U
б)
n

1


0
сn
2
n
n
р
а) – расчетная схема типовой структуры; б) – график зависимости
  f ( p ) ; 1..n – номера опытов при различных сочетаниях факторов X
Рисунок 2.29 – Определение параметров прочности заполнителя
трещин
i
10 Устанавливается связь между параметрами механических
свойств грунта Y и факторами X . Так, для трехфакторного эксперимента функция Y  f ( X ) в виде квазилинейного полинома имеет вид
i
i
i
i
77
Y  b 0  b1 X
1
 b2 X
2
 b3 X
3
 b 12 X 1 X
2
 b 13 X 1 X
3
 b 23 X
2
X
3
 b 123 X 1 X
2
X
3
. (2.32)
где b , b , b , b … b – коэффициенты, учитывающие степень
влияния факторов X на Y , определяемые по результатам расчетов.
3 Методы испытаний трещиноватых скальных грунтов
при сложном напряженном состоянии
0
1
2
ijk
12
i
i
3.1 Общие сведения
Представленные выше обобщения закономерностей деформирования и прочности трещиноватых скальных грунтов свидетельствуют
о существенном влиянии на определяемые показатели напряженного
состояния, реализуемого в процессе испытаний. Это характеризуется
нелинейностью связи между напряжениями и деформациями, влиянием знака и величины среднего нормального напряжения на величину
деформаций грунтов и др. Наилучшей схемой для определения механических характеристик трещиноватых скальных грунтов при пространственном напряженном состоянии являются трехосные испытания крупномасштабных целиков грунта в условиях их естественного
залегания (рисунок 3.1 [4, с. 152]).
Скальный массив
4
3
5
2
1
1 – скальный целик; 2 – стальная рама; 3 – плоский домкрат;
4 – стальная конструкция; 5 – боковые плоские домкраты
Рисунок 3.1 – Схема испытания скального целика на трехосное сжатие
Подготовка целиков грунта осуществляется их выпиливанием
или выбуриванием из скального массива. Приложение бокового давления к целику 1 осуществляется с помощью плоских домкратов 5,
78
упирающихся в специальную металлическую раму 2. Вертикальная
нагрузка прикладывается также с помощью плоского домкрата 3.
Раздавливание скального целика вертикальной нагрузкой производится при различных значениях бокового давления. По результатам испытаний строятся круги Мора и устанавливаются параметры
прочности грунта (рисунок 3.2) и определяются характеристики его
деформируемости по стандартным методикам механики грунтов [1].


0
Рисунок 3.2 – Предельная огибающая кривая кругов Мора
Ряд таких уникальных исследований осуществлен в современной геотехнической практике [13], [21]. Так в работе В. Виттке
[13, с. 283] описываются натурные испытания блока скальной породы
объемом около 1 м3, частично отделенного от скального массива. Такие испытания, как отмечает В. Виттке, обходятся недешево и требуют использования сложных нагрузочных и измерительных устройств.
Кроме того, при проведении этих испытаний возникают значительные
технические трудности, связанные с подготовкой эксперимента. Для
скальных
грунтов, обладающих повышенной раздробленностью
(трещиноватостью), подготовить целик весьма сложно. Для пород
слаботрещиноватых размеры целика, из условия соблюдения критерия
квазисплошности и квазиоднородности, должны быть столь значительными, что осуществить его нагружение до разрушения также
трудно осуществимо. Вследствие неизбежного нарушения структуры
грунта в процессе подготовки скального целика, получаемые из опыта
характеристики, могут существенно отличаться от параметров естественного состояния. Потому такие испытания не нашли к настоящему времени широкого распространения в практике геомеханических
исследований трещиноватых скальных грунтов.
Следует отметить, что и в традиционных испытаниях, рассмотренных в разделе 2, в массиве грунта реализуется сложное напряженное состояние. Однако сделать по их результатам количественную
оценку влияния характера напряженного состояния на механические
79
свойства грунтов сложно. Это относится, например, к установлению
закономерностей деформирования грунтов при сдвиге по результатам
штамповых испытаний с приложением сжимающих и касательных
нагрузок (рисунки 2.1, 2.3, 2.12 и др.).
3.2 Метод кольцевого нагружения в испытаниях
трещиноватых скальных грунтов
Сущность метода. Для исследования механических свойств
трещиноватых скальных грунтов в последние годы начинает использоваться метод кольцевого нагружения (МКН) [24], [25]. Данный метод обладает рядом преимуществ по сравнению с традиционными
схемами испытаний. Сущность испытаний заключается в приложении
к поверхности основания через кольцевой штамп или целик грунта
вертикальной нагрузки и последующего ступенчатого приложения
крутящего момента вплоть до разрушения грунта путем сдвига. Схемы к испытанию грунтов данным методом приведены на рисунке 3.3.
а)
M
1
1-1

0
r
1
S (r , t)
r
0
h
  f (r )
r1
r2
 (r , t)
z
M
б)
1
в)

0
r

1
S (r , t)
h
z
а) – сжатие и кручение основания; б) растяжение и кручение основания; в) – характер напряженного состояния основания при сдвиге
Рисунок 3.3 – Принципиальные схемы испытания грунтов МКН
80
Близкие по сути схемы испытаний использовались в разное время Н. Немиловым (1913), Г.И. Покровским (1941), В.Г. Булычевым
(1974), И.И. Черкасовым (1976), В.Ф. Бабковым и В.А. Безруком
(1976), M.J. Hvorslev (1939) для определения прочности нескальных
грунтов на сдвиг. Основным отличием используемого метода от этих
схем является возможность определения, кроме прочности, еще характеристик деформируемости, ползучести и длительной прочности
грунтов. При этом определение параметров деформируемости грунтов
выполняется на основе соответствующих решений краевых задач механики твердого деформируемого тела о действии на грунт основания
кольцевой нормальной и касательной нагрузок.
Основные положения и экспериментальное обоснование возможности использования представленных на рисунке 3.1 схем для
определения механических характеристик трещиноватых скальных
грунтов изложены работах [26], [27], [28] и внедрены в работе [25].
Изложенный выше метод исследования обладает рядом положительных аспектов определения механических характеристик скальных и полускальных грунтов:
- в процессе испытаний с приложением к штампу-целику крутящего момента в основании реализуется однородный вид напряженного состояния чистого сдвига, что позволяет использовать для обработки опытных данных инвариантные соотношения между интенсивностями касательных напряжений и деформациями сдвига;
- при соотношении внутреннего и внешнего радиусов кольцевого штампа-целика более 0,5 обеспечивается практически равномерное
распределение нормальных и касательных напряжений на контакте
штамп-целик – основание, что повышает точность определения параметров прочности испытываемого грунта;
- исключается возникновение опрокидывающего момента в
плоскости, перпендикулярной к поверхности грунта, что характерно
для ряда полевых испытаний грунтов на сдвиг;
- по результатам опытов возможно определение механических
характеристик скальных и полускальных грунтов естественного залегания с учетом создаваемого при испытаниях пространственного
напряженного состояния.
Конструкции полевых установок. На рисунке 3.4а приведена
принципиальная схема полевой установки МКН, разработанной В.Л.
Кубецким и В.А. Козионовым, для испытаний грунтов на открытой
площадке, например, в котловане. Если изготовить кольцевой целик
затруднительно, то рекомендуется использовать схему кольцевого
81
штампа (рисунок 3.4б). Варианты конструктивных схем установок для
испытаний МКН в подземных выработках и на сдвиг при растяжении
приведены в [25, с. 14].
а)
б)
10
9
8
7
6
5
1
11
12
1
10
9
8
7
6
15
13
1
4
4
14
3
2
1
2
1
3
1-1
16
15
9
8
4
3
а) – испытание скальным целиком; б) – испытание штампом;
1 – заделка анкера; 2 – анкер; 3 – реперы; 4 – упорная балка; 5 – распределительная плита; 6 – упорный подшипник; 7 – башмак; 8 – гидравлический домкрат; 9 – сферический шарнир; 10 – упорная конструкция; 11 – железобетонный оголовок; 12 – кольцевой целик;
82
13 – штамп; 14 – низкомодульная прокладка; 15 – удлинительная труба; 16 – бетонный упор.
Рисунок 3.4 – Схемы полевых установок для испытаний скальных грунтов методом кольцевого нагружения
Размер штампов (целиков породы) назначается с учетом трещиноватости (блочности породы) исследуемого основания из условия
квазиоднородности d / a  5 , где d – диаметр штампа (целика),
a – средний размер блока породы (в приведении к кубической форме).
Проведение испытаний включает ступенчатое приложение к основанию через кольцевой штамп или целик грунта вначале циклов
нормальных сжимающих напряжений  , а затем, после стабилизации
вертикальных перемещений, крутящего момента M . При этом величина касательных напряжений  , создаваемых моментом M , увеличивается ступенями вплоть до наступления предельного состояния –
разрушения контакта штамп – целик в форме сдвига (рисунок 3.5).

t
0

Рисунок 3.5 – Программа нагружения штампа – целика
Расчет величины среднего нормального напряжения на контакте
штамп – целик с основанием производится по формуле
  ( P  N ) /  ( r 2  r1 )
2
2
,
(3.1)
где P – нормальная нагрузка, создаваемая нагрузочными системами, кН;
N – вес системы приложения вертикальной нагрузки, кН;
r , r – соответственно внутренний и наружный радиусы
кольцевого щтампа – целика, м.
1
2
83
Среднее касательное напряжение на контакте штампа – целика с
основанием  в допредельном состоянии определяется по формуле
  M (1   ) /  r 2 (1   )
3
где
,
(3.2)
  r1 / r 2 .
При достижении предельного состояния величина касательного
напряжения вычисляется по зависимости
 пр  3 М
/ 2  ( r 2  r1 ).
3
пр
3
(3.3)
В ходе опытов фиксируются вертикальные и горизонтальные
перемещения, как штампа-целика, так и окружающей его поверхности
с помощью индикаторов часового типа с точностью 0,01…0,001 мм.
Конструкция лабораторно-стендовой установки. Определение механических характеристик полускальных грунтов, при невозможности подготовки из них представительных образцов вследствие
трещиноватости и неоднородности, можно выполнять на крупномасштабных монолитах грунта естественного сложения и состояния с
размером ребра до 0.5 м. Конструктивная схема лабораторностендовой установки для испытаний монолитов грунтов МКН представлена на рисунках 3.6 и 3.7. Испытываемый монолит грунта помещается в секционный лоток, устанавливаемый на станине установки.
Жесткое закрепление монолита в лотке достигается путем погружения
его в цементно-песчаную оболочку. На рабочей поверхности монолита выполняется кольцевой целик или кольцевой бетонный штамп заданных размеров. Приложение нормального сжимающего и касательного напряжений на рабочую поверхность монолита осуществляется
при помощи рычажно-гидравлических систем. Нагрузочные системы
стенда обеспечивают создание на контакте целика или штампа (с рабочей кольцевой площадью 50 см2) с основанием нормальных напряжений до 5 МПа и касательных напряжений до 15 МПа.
При подготовке опытов производится тщательная документация
трещин на поверхности монолитов грунта. На поверхности выделяются системы сомкнутых трещин. Устанавливается общая протяженность трещин в основании целика. Отношение размера штампа к
среднему расстоянию между трещинами должно составлять не менее
5, что позволяет считать испытываемый грунт квазисплошным и квазиоднородным. Пример документации трещин в монолите породы и
84
общий вид подготовленного к испытаниям кольцевого целика из
грунта приведен ниже в п. 3.4.
Проведение испытаний осуществляется по программам нагружении для полевых схем, рассмотренных выше.
Все выполняемые статические испытания МКН сопровождаются, как правило, ультразвуковым прозвучиванием грунтов.
19
18 1716
15
14
12
10
9 8 22 23
11
21 27 7
25
24
20
2
26 6 5
3
4
20
1
13
1 – станина; 2 – секционный лоток; 3 – монолит породы; 4 – бетонная
оболочка; 5 – кольцевой целик или кольцевой бетонный штамп; 6 –
металлическое кольцо; 7 – переходный цилиндр; 8 – диск кручения; 9
– упорный подшипник; 10 – штамп; 11 – шарик; 12 – нагрузочная рама; 13 – рычаг приложения нормальной нагрузки; 14 – цилиндр; 15 –
гидравлическая камера; 16 – крышка; 17 – переходник; 18 – упорный
85
винт; 19 – упорная рама; 20 – стойки; 21 – трос; 22 - распределительный диск горизонтального усилия; 23 – ось; 24 – вилка; 25 – рычаг
приложения крутящего момента; 26 – реперы; 27 – измерительная рама; 28 – держатель индикатора; 29 – индикатор часового типа.
Рисунок 3.6 – Конструкция экспериментального стенда
86
а)
б)
20
29
20
22
М
8
8
14
20
21
22
Т
1
27 4 3
12
2
20
25
а) – схема приложения крутящего момента; б) – вид в плане;
1 – станина; 2 – секционный лоток; 3 – монолит породы; 4 – бетонная оболочка; 8 – диск кручения; 12 – нагрузочная рама; 14 – цилиндр; 20 – стойки; 21 – трос; 22 - распределительный диск горизонтального усилия; 25 –
рычаг приложения крутящего момента; 27 – измерительная рама; 29 – индикатор часового типа.
Рисунок 3.7 – Вид конструкции экспериментального стенда в плане
87
3.3 Теоретические основы методики испытаний грунтов
методом кольцевого нагружения
Общие положения. В соответствии с современными требованиями к расчетам скальных оснований [25], [26] необходимо экспериментальное установление соотношений вида:
 m ( t )  f (
m
 i ( t )  f ( i , 

m
,t)
( t )  f ( i , 
m
пр  i ( t )  f ( 
m
D
m

r
 f (
m
,
,t)
)
(3.4)
(3.5)
(3.6)
(3.7)
(3.8)
,
,
,t) ,
,t)
,
где  и  – соответственно объемная деформация и интенсивность деформаций сдвига;

и  – соответственно среднее нормальное напряжение и
интенсивность касательных напряжений;

– объемная деформация, вызываемая интенсивностью касательных напряжений  .
пр  ( t ) и 
– предельное значение интенсивности касательных напряжений и остаточная прочность грунта, соответственно.
m
i
m
i
D
m
i
i
r
Перечисленные выше величины напряженно-деформированного
состояния грунтовой среды определяются по формулам, используемым в механике грунтов [4, с. 62]. При механических испытаниях в
грунтах реализуется сложное напряженное состояние, характеризуемое, в общем случае, тремя компонентами нормальных:  ,  ,  и
тремя парами касательных:    ,    ,    напряжений (рисунок 3.8а).
x
xy
а)

z


y
zy

xy

zx
yz
z
zy
z
xz

yz
xz
б)
z


yx
y
w
zx

x
x
x
yx
v
y
y
u
Рисунок 3.8 – Компоненты напряжений (а) и перемещений (б)
в элементарном объеме грунта
88
Деформированное состояние образца грунта, по аналогии, определяется тремя компонентами линейных:  ,  ,  и тремя парами угловых:    ,    ,    деформаций, либо перемещений v , u , w
(рисунок 3.8б).
Эти компоненты можно выразить через главные напряжения и
деформации, не зависящие от выбора положения осей координат
x , y , z . Главные нормальные напряжения относятся к площадкам, по
которым отсутствуют касательные напряжения, причем всегда принимается      . Деформированное состояние образца можно
определить с помощью главных деформаций  ,  ,  .
При анализе результатов испытаний грунтов общее напряженное и деформированное состояние обычно разделяют на две составляющие (рисунок 3.9).
x
xy
yx
xz
1
2
z
а)


y

y
б)
z

xy
z

2
3
x
yx


x
x

yz

zy

y
y
z

x
y

z
в)
z

zx
zy

1
zy
xz
yz

yz
z
3


zx
y

y


xz


xy
m
zx
x
yx

x

m
m
а) – тензор напряжений; б) – шаровой тензор напряжений;
в) – девиатор напряжений
Рисунок 3.9 – Разложение тензора напряжений
Гидростатическое напряженное состояние (рисунок 3.9б), называемое шаровым тензором напряжений, вызывает только изменение
объема грунта. Девиаторное напряженное состояние (рисунок 3.9в),
называемое девиатором напряжений, вызывает изменение формы
грунта. По аналогии разделяется и общее деформированное состояние
грунта: шаровой тензор деформаций и девиатор деформаций.
Однако сравнивать по величине каждую из возможных комбинаций напряженно-деформированных состояний грунтов между собой
затруднительно. Поэтому, для характеристики напряженнодеформированного состояния грунта используют следующие инвариантные зависимости:
89
а) среднее напряжение и соответствующая ему средняя линейная деформация и общая объемная деформация


 (
m
m
1

2
  3)/3
 ( 1  
2
 3)/3
 V  3
m
;
,
(3.9)
(3.10)
(3.11)
,
б) интенсивность касательных напряжений и соответствующая
им интенсивность деформаций сдвига
i 
( 1   2 )

2/3
i

2
 (
( 1   2 )
2
2
 3)
 (
2
2
 (
 3)
2
3
  1)
2
/
 ( 3   1 )
6
2
,
(3.12)
;
(3.13)
в) параметры вида напряженного и деформированного состояний
   2 
   2 
2
2
 (
1
  3 )  /( 
1
  3),
 (  1   3 )  /(  1   3 )
.
(3.14)
(3.15)
Для построения зависимостей (3.4)…3.8, в соответствии с используемым методом, необходимо иметь аналитическое описание
напряженно-деформированного состояния скального основания от
действия на его поверхности кольцевой нормальной и касательной
нагрузок. Учитывая, что определение параметров механических
свойств грунтов осуществляется на основе «интегрального» эксперимента, строгое установление зависимостей вида (3.4)…(3.6), в общем
случае, возможно только на основе численных решений краевых нелинейных задач, отличающихся большим числом используемых параметров. Поэтому для оценки механических характеристик трещиновато-блочных и масштабно-неоднородных скальных грунтов естественного состояния используется ряд обосновываемых предпосылок. Так,
для интерпретации опытных данных, используется модель основания
в виде слоя ограниченной толщины. Правомерность ее использования
в настоящее время достаточно хорошо обоснована как для дисперсных, так и для скальных грунтов [25, с. 29], [1, с. 134] и др. Использование других допущений будет рассмотрено ниже, при анализе конкретных задач.
Рассмотрим исходные предпосылки и полученные решения задач теории упругости и ползучести для наиболее распространенных
90
расчетных моделей скальных сред. Для исследования реологических
процессов в скальных грунтах используется аппарат теории наследственной ползучести [3].
Изотропная линейно деформируемая среда. Рассмотрим первоначально решение упруго-мгновенной задачи. На рисунке 3.10 приведены компоненты напряженно-деформированного состояния скального основания при действии на его поверхности кольцевой нормальной и касательной нагрузок.
а)
б)

M

0
0
r



z

rz
с
r

ha



Z
r
к
hа

r

r
z
zr
z
z
а) – осесимметричная деформация; б) – осесимметричное кручение
Рисунок 3.10 – Напряженно-деформированное состояние основания
Из рисунка 3.10 следует, что при испытаниях в основании возникает две независимые, для рассматриваемой модели, системы компонент напряженно-деформированного состояния:
- осесимметричная деформация от действия кольцевой нормальной нагрузки – перемещения u  u ( r , z ) , w  w ( r , z ) и напряжения
   (r , z ) ,    (r , z ) ,    (r , z ) ,    (r , z ) ;
- осесимметричное кручение от действия кольцевой касательной
нагрузки – перемещение  ( r , z ) и напряжения  = ( r , z ) ,

  (r , z ) .
Для анализа механических процессов в грунте от действия нормальной нагрузки наиболее существенное значение имеют перемещения w  w ( r , z )  S ( r , z ) . Используя решение К.Е. Егорова для сплошной
нагрузки [29] зависимость для определения осадки произвольной точки поверхности основания от действия кольцевой нагрузки представлена нами в следующем виде
r
rz
rz
z
z
r
r

r

 z
 r
 z
 r
S ( r ,0 ) 
 С 2 r 2 (1  
E
91
2
)
,
(3.16)
где
– среднее давление по подошве штампа (целика);
 – коэффициент относительной поперечной деформации;

– табличный коэффициент, зависящий от соотношения
, размеров активной зоны деформирования при сжатии h ;
r , r – внутренний и внешний радиусы кольцевой нагрузки;
E – модуль общей деформации грунта.

С
  r1 / r 2
C
а
1
2
В таблице 3.1 приведены вычисленные значения коэффициента
 . Если значение  в опытах отличается от табличного значения, то
величина  определяется по формуле
C
i
С
 C   C /( 1  
T
где

T
C
nc 
0,5
1,0
2,0
3,0
4,0
5,0
0,60
0,5
1,0
2,0
3,0
4,0
5,0
ha
r2


S

,

(3.17)

T
.
C
Расстояние от грани целика (штампа) r1
1,00
1,25
1,50
2,00
2,50
0,22
0,01
0,00
0,40
0,08
0,03
0,00
0,58
0,19
0,12
0,05
0,02
0,66
0,26
0,18
0,09
0,05
0,71
0,30
0,21
0,12
0,08
0,73
0,33
0,24
0,15
0,10
0,85
0,44
0,36
0,26
0,20
0,18
0,01
0,00
0,27
0,06
0,03
0,00
0,37
0,13
0,09
0,02
0,00
0,42
0,18
0,12
0,06
0,03
0,45
0,20
0,14
0,08
0,05
0,47
0,23
0,16
0,10
0,07
0,54
0,29
0,24
0,17
0,12
c
0,00
)
– табличный коэффициент для величины
Таблица 3.1 – Значения коэффициента
  r1 / r 2
2
i
/ r2
3,00
0,00
0,02
0,04
0,07
0,17
0,02
0,04
0,06
0,11
4,00
0,00
0,01
0,03
0,13
0,00
0,01
0,03
0,09
Модуль деформации грунта для линейного участка зависимости
 f (  ) при известной величине  определяется из формулы (3.16).
Для описания ползучести скального грунта, при условиях
  ( t )  const и     const , зависимость (3.16) представляется в виде
t
t
S (r , t)  E
1
2 r 2 (1  
2
)   C [1 
 K  (t   ) d  ] ,
0
92
(3.18)
где K ( t   ) – ядро ползучести, устанавливаемое по экспериментальным данным.

Рассмотрим решение задачи о кручении основания кольцевой
касательной нагрузкой   f  r  (рисунок 3.10б). Нижняя граница слоя
мощностью H жёстко сцеплена с недеформируемым основанием. Используется цилиндрическая система координат z , r ,  .
Решение данной задачи получено в работе [28], где зависимость
для определения перемещений точек на поверхности слоя представлена в следующем виде
 ( r ,0 ) 
где
M
G


K
/
2M 
 G (1  
K
4
2

) r2
2M
G  r2
2

1
K
(3.19)
,
– внешний крутящий момент;
– модуль сдвига грунта;
– табулированный коэффициент;
   1    .
K
4
1
K
Выражая момент через среднее касательное напряжение
 
ср

М (1   i )
 r 2 (1  
3
4
i
формулу (3.19) представляем в виде
)
 (r , 0) 
2  r 2  
K
G (1   i )
.
(3.20)
Результаты вычислений коэффициента  при 0    0 , 6 и фиксированных значениях m , l , M  const показывают, что величина перемещения произвольной точки поверхности основания, определяемого
по формуле (3.19), для значений r  r с точностью до 5% остаётся
неизменной. Тогда при определении  ( r , 0 ) достаточно иметь табличные значения коэффициента  для одного соотношения  , например,   0 , 6 . При других значениях  соотношение (3.20) примет
вид
/
кр
i
2
Т
K
i
T
 (r , 0) 
2  r 2 (1  
G (1  
93
i
4
i
Т
) 
) (1  
K
4
T
)
.
(3.21)
Значения коэффициента
в таблице 3.2.

K
, вычисленные на ПЭВМ, приведены
Таблица 3.2 – Значения коэффициента
 
r1
r2
0,00
k
mk 
ha
K
Расстояние от грани целика (штампа)
l  r / r2
r2
1,0
1,2
1,5
2,0
2,5
3,5
0,20
0,40
0,60
0,80
1,00
2,00
3,00
4,00
0,0841
0,1378
0,1687
0,1859
0,1955
0,2092
0,2112
0,2117
0,2122
0,0126
0,0440
0,0682
0,0835
0,0927
0,1072
0,1094
0,1101
0,1106
0,0010
0,0116
0,0257
0,0371
0,0451
0,0594
0,0622
0,0629
0,0635
0,0000
0,0014
0,0059
0,0114
0,0165
0,0288
0,0317
0,0326
0,0335
0,0000
0,0002
0,0014
0,0038
0,0065
0,0159
0,0189
0,0200
0,0209
0,0000
0,0000
0,0001
0,0005
0,0011
0,0057
0,0082
0,0092
0,0104
0,20
0,40
0,60
0,80
1,00
2,00
3,00
4,00
0,0828
0,1307
0,1569
0,1713
0,1795
0,1912
0,1930
0,1933
0,1938
0,0124
0,0412
0,0622
0,0753
0,0832
0,0956
0,0975
0,0983
0,0986
0,0010
0,0109
0,0234
0,0332
0,0401
0,0525
0,0548
0,0555
0,0560
0,0000
0,0013
0,0053
0,0102
0,0146
0,0252
0,0279
0,0284
0,0293
0,0000
0,0002
0,0013
0,0034
0,0058
0,0139
0,0165
0,0175
0,0180
0,0000
0,0000
0,0001
0,0004
0,0010
0,0050
0,0072
0,0081
0,0090

0,60


Таким образом, модуль сдвига грунта для выбранного линейного участка зависимости  ( r , 0 )  f ( ) и соотношения радиусов штампа
  r / r определяется из формулы (3.20) или (3.21).
Для описания процесса ползучести скального грунта при значении  ( t )    const зависимость (3.20) представляется в виде
1
2
t
1
 ( r , t )  2 r 2  K [ G (1   )] [ ( t ) 
 K  ( t   )  (  ) dt  ] .
0
где
K  (t   )
– ядро ползучести при сдвиге.
94
(3.22)
Таким образом, для описания процесса деформирования скального грунта во времени при сдвиге необходимо экспериментально
установить лишь параметры одного ядра ползучести K ( t  t ) .
Анизотропная среда. Рассмотрим задачу кручения ортотропного слоя грунта кольцевой касательной нагрузкой (рисунок 3.11).

0
1-1
M

r/ 1
r2
1
r
0
G
h
G
z
 G
r


r z
r
r
0
z
r1
r2
   (r , z )
  f (r )
z
Рисунок 3.11 – Схема к определению напряженно – деформированного состояния анизотропного основания при кручении
Механические свойства основания характеризуются показателем анизотропии g  G  G . Здесь G и G - модули сдвига в
направлении осей z и r . Нижняя граница слоя жёстко сцеплена с недеформируемым основанием. Используется цилиндрическая система
координат z , r ,  .
Зависимость для определения перемещений произвольной точки
поверхности основания   r , 0  получена в работе [30]
1
z
 ( r ,0 ) 
где

KT
r
z
2 M 
g
  G z   1  
4
 r
2
r

KT .
(3.23)
,
2
– безразмерный коэффициент.
Для практического определения перемещений   r , 0  по формуле
(3.23) произведены вычисления коэффициента  на ПЭВМ. На рисунке 3.12 приведены графики изменения  для точек поверхности
KT
KT
95
анизотропного слоя в зависимости от параметров m  h r и
g  G
G (сплошная круговая нагрузка).
Определение перемещений   r , 0  анизотропного слоя при значениях параметра   0 и фиксированном параметре m можно осуществить на основе принципа независимости действия сил.
2
z
r
1
1,5
2
2,5
3
r/r2
0,02
0,06
1
0,10
1
0,14
2
2
3
0,18
0,20
1-
g  0 , 25
;2-
3
ωКТ
g  1, 0
;3-
g  4 ,0
;
   m  0 ,5
Рисунок 3.12 – Графики зависимости
В этом случае коэффициент

где
m1 
h
*
r1
,
g
KT
 
m2 
2 
KT
m
h
*
r2
,
g
*
2


l1 
r
r1
,
m  2 ,0
 KT  f ( l , m , g )
определяется по зависимости
K
 l2  
;
2
1 

KT
l2 
m
r
*
1
 l1
,
(3.24)
.
r2
Рассмотрим задачу определения напряженно-деформированного
состояния трансверсально-изотропного основания при действии кольцевой нормальной нагрузки (рисунок 3.13).

r/
r2S
0
r

E1
h
z

E2
z
96
r
z ,r
Рисунок 3.13 – Схема к определению напряженно – деформированного состояния трансверсально-изотропного основания
К числу параметров, описывающих деформируемость грунта,
относятся: модули деформации E , E в направлении плоскости изотропии и нормальном к ней; коэффициенты относительной поперечной деформации  ,  в указанных плоскостях; G  E /[ 2 (1   )], G –
модули сдвига для плоскости изотропии и любой перпендикулярной к
ней плоскости. Решение данной задачи методом конечных элементов
приведено в работе [27], где компоненты напряженнодеформированного состояния основания представлены в виде
1
1

2
2
1
1
1

 r 2    J z , r , ( m ; n ; 1 ; 2 ; ri / r 2 ; z / h ) ,
z , r ,
2
(3.25)
(3.26)
S z , r  r 2    J z , r ( m ; n ;  1 ; 2 ; ri / r 2 ; z / h ) / E 2 ,
S
где J   и J – табулированные коэффициенты, зависящие от
местоположения рассматриваемой точки r / r и z / h , относительной
толщины слоя m  h / r и параметров n  E / E ,  , .
S
z ,r ,
z ,r
i
2
1
2
2
1
2
В практических расчетах часто принимается условие     
и используется известная связь вида G  E  n /( n  2 n  1) .
С ее учетом из совместного рассмотрения уравнений (3.23)…(3.26),
при фиксированном значении  , определяются модули деформаций
E , E и, следовательно, параметр анизотропии n .
Нелинейно деформируемая при сдвиге изотропная среда.
При испытаниях скальных грунтов на сдвиг часто фиксируется нелинейная зависимость между интенсивностями касательных напряжений
и деформаций сдвига [31], а также влияние на данную зависимость
среднего нормального давления. На рисунке 3.14 приведены характерные схемы деформирования грунтов при сдвиге [32].
1
2
1
2
97
2
2
2
а)

i
б)
 i(s)


в)
i

m
i
0

 i(s)
m
i
0
 i (s)
i

m
i
0
а) – идеальная упругопластическая; б) – модифицированная кусочно-линейная с упрочнением; в) – нелинейная упругопластическая
Рисунок 3.14 – Диаграммы деформирования грунтов при сдвиге
Рассмотрим методики определения характеристик деформирования полускальных грунтов МКН по приведенным диаграммам.
1. Идеальная упругопластическая модель (рисунок 3.14а). Характеристиками данной модели являются параметры прочности грунта С ,  и модуль сдвига грунта G . Величина G определяется из зависимости (3.20)
0
С0j  
0
2
K
j
 r2
(1   )  
.
(3.27)
Ш 0 j
Параметры прочности определяются по результатам испытаний
МКН на сдвиг до разрушения грунта при различных значениях нормального давления  .
2. Кусочно-линейная модель (рисунок 3.14б). Для этой модели
используется зависимость [32]
m

где
G0
i
 G 0   i (1  
m
/ C  ctg  )
,
(3.28)
– модуль чистого сдвига.
Значения С ,  определяются по результатам испытаний МКН на
сдвиг до разрушения грунта. Величина G определяется по формуле
(3.27) при значении   0 . Здесь необходима экспериментальная проверка уравнения (3.28) при величинах   0 .
3. Нелинейная модель (рисунок 3.14в). Для данной модели используется зависимость вида [32]
0
m
m
98

 A0  
i
m
i
(1  
m
/ C  ctg  )
,
(3.29)
где A – коэффициент нелинейной деформации при чистом
сдвиге, т.е. при значении   0 ;
m - коэффициент, m  1 .
0
m
Значения С ,  определяются по результатам испытаний МКН на
сдвиг до разрушения грунта при отличающихся величинах  .
Основным элементом методики определения параметров нелинейной модели является определение значений  по известным из
эксперимента угловым (горизонтальным) перемещениям  . В соответствии с Рекомендациями [25, с. 40] для каждой ступени   по
формуле (3.20) определяется соответствующее значение модуля сдвига G . Далее определяется относительная деформация сдвига
m
i
j
0 j

 
j
/G0
j
j
.
(3.30)
Суммированием значений   по ступеням приложения касательных напряжений строится зависимость вида   f (  ) . В работе
[25, с. 41] зависимость   f (  ) используется в виде
j
i
i
i

где
i
i
 ( i / A Z )
1/m
,
(3.31)
– параметр деформирования, переменный во времени;
– коэффициент упрочнения.
AZ
m
Рассмотрим прием с использованием формулы (3.20), в которой
значение модуля сдвига принимается переменным
G ( )  A Z
1/ m

( m 1) / m
,
(3.32)
где A , m - коэффициенты деформирования и упрочнения при
условно-мгновенном приложении нагрузки.
Z
Выполнив подстановку (3.32) в (3.20) получим
i  
K
( )
2  r2
(1   ) A Z
99
1/m

1/m
i
.
(3.33)
Отметим, что формула (3.33) учитывает переменность активной
зоны при сдвиге. Если принять m  h / r  const , то  ( )    const
(линия 1 на рисунке 3.15б).
K
K
A

а)
2
б)
K

K
1
2

0
K

0
Рисунок 3.15 – Зависимости деформирования грунтов при сдвиге
Используя обозначение
Г i  (1   )   i / 2 r 2 
получим
Г
i
 ( i / A Z )
1/m
 
K
i
,
(3.34)
.
(3.35)
В том случае, когда изменение мощности активной зоны при
сдвиге m  h / r не имеет закономерного характера (линия 2 на рисунке 3.15б), необходимо определять значение Г по формуле (3.34)
для каждой ступени приложения касательной нагрузки с последующим их суммированием.
С учетом указанных особенностей можно принять значения Г
в формулах (3.34) и (3.35) равным угловым деформациям сдвига  ,
т.е. Г   . Тогда показатели m , A в формулах (3.34) и (3.35) будут
являться параметрами нелинейной деформируемости полускальных
грунтов при сдвиге кручением и могут быть определены путем статистической обработки экспериментальных данных в координатах
ln   ln Г .
Для учета фактора времени в зависимости (3.29) параметр A
считается переменным во времени, т.е.
K
A
2
i
i
i
i
i
i
Z
i
0

i
 A (t )  
m
i
(1  
m
/ C  ctg  )
.
(3.36)
В тех случаях, когда уравнения типа (3.29) и (3.36) не удовлетворяют экспериментальным данным, используется более сложная зависимость
100

i
 A (t ) 
 B (t ) 
m1
i
m

m2
i
,
(3.37)
где A ( t ), B ( t ), m , m – параметры нелинейного деформирования
грунта, определяемые из эксперимента.
1
2
Для установления соотношения (3.6) используется формула
[25, с. 41]
 S Ш j (t )
D
  V j (t ) 
D
где  
ступени   ;
D
V j
(t )
K
,
(3.38)
0 ,5 h A
– приращение относительной деформации объема на
j
– приращение средней осадки (подъема) штампацелика на ступени   .
 S Ш j (t )
D
j
По полученным данным строятся зависимости
 V j ( t )  f ( i , 
D
m
,t)
.
Определение параметров прочности грунтов. Рассмотрим методику определения зависимостей типа (3.7) и (3.8). С учетом рассмотренных выше особенностей напряженного состояния грунтов при
испытаниях МКН траекторию нагружения можно представить в виде
схемы, приведенной на рисунке 3.16. Участок ОА (ОА1) приближенно
характеризует всестороннее обжатие грунта, а отрезок АВ (А1В1) – девиаторное нагружение до разрушения грунта. При этом достижение
предельного сопротивления грунта сдвигу пр  происходит при параметре напряженного состояния   0 . Таким образом, выполнив испытания на сдвиг при трех значениях нормального давления можно
построить диаграмму  f ( ) и определить параметры прочности
грунта  (угол внутреннего трения) и C (сцепление грунта).
0
i

ПР
 , МПа
1
B1
B
2
0
A1
A
101
 , МПа
1- диаграмма предельного сопротивления грунтов сдвигу по МКН;
2 – огибающая кругов Мора по опытам в стабилометре
Рисунок 3.16 – Обобщенные графики сопротивления грунтов сдвигу
Для перехода к предельному сопротивлению сдвигу пр  по результатам испытаний в стабилометре при значении параметра    1
используется переходной коэффициент K , определяемый из соотношения [25, с. 53]
1
i

1
пр .
(0)
i
 K пр . 
1
( 1)
i
=
3  sin 
2
M
пр .
( 1)
i
.
(3.39)
3
Сопоставительными опытами на эквивалентных материалах [25]
установлено, что огибающая предельных кругов Мора, построенная
по данным испытаний в стабилометре и диаграмма предельного сопротивления сдвигу по опытам МКН практически совпадают. Это
подтверждает возможность использования характеристик сцепления и
угла внутреннего трения скальных грунтов, определенные МКН, для
расчетов оснований по теории прочности Кулона – Мора.
3.4 Примеры определения механических характеристик
грунтов при сложном напряженном состоянии
Рассмотрим примеры определения механических характеристик
ряда полускальных грунтов методом кольцевого нагружения на крупномасштабных стендовых установках. Показатели физических характеристик испытанных грунтов приведены в таблице 3.3.
Таблица 3.3 – Физические характеристики грунтов
Тип грунта
1 Мергель
2 Известняк
3 Туф
4 Аргиллит
Удельный вес
частиц, кН/м3
27,2
27,0
26,6
27,0
Удельный
вес, кН/м3
22,5
24.4
18,4
21,7
Влажность
%
1,43
0,20
0,30
1,20
Коэффициент
пористости
0,23
0,13
0,45
0,26
При подготовке опытов производилась тщательная документация трещин на поверхности грунта (рисунок 3.17).
Как видно из рисунка 3.17 на поверхности выделяются системы сомкнутых
трещин с шириной раскрытия менее 1
в
)
2
102
мм. Общая протяженность трещин в
основании целика составляет свыше
70 см. Отношение размера штампа к
среднему расстоянию между трещинами составляет 4…5, что позволяет
считать данный грунт квазисплошным
и квазиоднородным.
1 – штамп-целик; 2 – трещины
Рисунок 3.17 – Зарисовка трещин в основании целика (мергель)
Пример 1. Определение условно-мгновенного модуля деформации грунта. Требуется определить условно-мгновенный модуль деформации грунта E по результатам испытаний мергеля кольцевой сжимающей нагрузкой в соответствии со схемой, изображенной
на рисунке 3.1а. Результаты измерения условно-мгновенных осадок
штампа и осадок окружающей поверхности грунта, возникающих в
момент приложения нагрузки, приведены в таблице 3.4.
0
Таблица 3.4 – Условно-мгновенные деформации грунта
Ступень нагружения Осадка
  , МПа
S
Ш 0
 10
6
целика Осадка поверхности массива вокруг
м
целика  S r  10  6 , м
r  7 , 5 см
0-0,25
0,25-0,50
0,50-0,75
0,75-1,25
7,62
15,18
13,12
25,87
Расчетный интервал
S
   0 , 25  1, 25 МПа
r / r2
S r / S
Ш 0
r  12 , 5 см
3,62
5,25
4,5
11,4
1,9
2,85
2,40
3,44
S r
Ш 0
54,17
21,15
8,69
1
1 , 40
2 , 50
1
0 , 39
0 ,16
Решение.
1 По данным таблицы 3.4 строится зависимость условномгновенной осадки целика от нормальной нагрузки (рисунок 3.18а).
103
а)
0 ,5
0
б)
1, 0
1, 5
1, 0
0
 , МПа
1, 5
2 ,0
2 ,5 r / r
2
0 ,2
20
40
0 ,4
 t  0; m  5
0 ,6
 t  100 ч ; m  5
0 ,8
60
S
Ш 0
 10
6
1, 0
м
S r / S
Ш 0
а) – зависимость осадки целика S от нормального давления
б) относительные осадки поверхности вокруг целика
Ш 0

;
Рисунок 3.18 – Осадки поверхности грунта вокруг целика
2 Устанавливается расчетный интервал линейной зависимости
графика S  f ( ) , где можно использовать формулу (3.16). По графику на рисунке 3.18а принимается    0 , 25 ... 1, 25 МПа.
3 Строится зависимость относительных перемещений поверхности грунта вокруг целика. На этот же график наносятся теоретические
эпюры относительных осадок поверхности в соответствии с таблицей
3.1 и устанавливается мощность толщины слоя грунта. Для ее определения используется вспомогательная номограмма относительных осадок поверхности грунта за пределами нагружения (рисунок 3.19).
Ш 0
1,0
0
0,4
0,8
1,8
2,6
3,4
2
1
3,6
r/r2
4 5
1–mc=2
2–mc=3
3–mc=4
4–mc=5
5–mc=∞
3
ΔSroj / ΔSшoj
1,0
Рисунок 3.19 – Номограмма для определения мощности активной зоны h при значении   0 , 6 .
С
A
В рассматриваемом примере
m
104
c
 4
.
4 Для значения m  4 по таблице 3.1 устанавливается   0 , 45 .
5 Из формулы 3.16 определяется величина условно-мгновенного
модуля деформации
c
С
E 0  0 , 45
1 (1  0 , 022 )  2  0 , 05
6
54 ,17  10
.
 812 МПа
Пример 2. Определение параметров ползучести и стабилизированного модуля деформации грунта. Определить параметры
ползучести и модуль деформации грунта E по результатам испытаний мергеля кольцевой сжимающей нагрузкой по схеме, изображенной на рисунке 3.1а. Осредненная кривая ползучести грунта в расчетном интервале   0 , 25 ... 1, 25 МПа
для приращения напряжений
   0 , 25 МПа приведена на рисунке 3.20. Условно-мгновенная осадка
S
 13 , 6  10
м , а значение модуля этой деформации E  812 МПа .

6
Ш 0
0
Решение.
1 Для определения параметров ползучести грунта используется
ядро ползучести вида [23]
K  ( t   )  E 0        exp     t  
где

,

,
,
T
Ш
E 0
/ E   E 0     1  T
T 
 (t   ) 
2
,
(3.40)
– параметры ползучести грунта.
E
S
 
 10
6
м
40
30
20
10
t , сут
1
0

  10
5
2
3
4
5
мм  час
Рисунок 3.20 – Осредненная кривая ползучести
С учетом (3.40) зависимость (3.18) представляется в виде
105
S (r , t)  S Ш
где
S
Ш 0
0


E0
t
 t
 1  E 0     (1  e  )  (
 E 0     1) 

E
T  t 

,
(3.41)
– условно-мгновенная средняя осадка целика.
Зависимость (3.41) обладает следующими особенностями. Параметры ползучести k и  подбираются таким образом, чтобы влиянием на скорость развития деформаций в начальные моменты времени члена, включающего параметр Т k в выражении (3.41), можно было
пренебречь. Параметры ползучести Т k и Е
определяются для
участка экспериментальной зависимости Sk(t), достаточно удаленного
от момента приложения ступени нагрузки.
2 Для определения параметров  и  используется начальный
участок осредненной кривой ползучести t = 3 часа, изображенный на
рисунке 3.21а. Представление этой кривой в преобразованной системе
координат приведено на рисунке 3.21б. Все вспомогательные расчеты,
необходимые для данного построения, приведены в таблице 3.5.
k
к

а)
S
20
Ш 0
 10
6

б)
м
ln
15
t
S K
ΔS
3
S ( t )
2
10

1
5
   tg 
t  10
0
5
2
15
10
t  10
м
0
5
10
2
сут
15
Рисунок 3.21 – Начальный участок кривой ползучести
Таблица 3.5 – Исходные данные для определения параметров
ползучести  и 

Время
S t  10
t  10
6
 S  10
6
 t  10
2
м
м
сут
2
сут

0
1,04
2,08
4,16
6,25
8,33
12,5
13,5
16,6
17,5
18,4
19,1
19,8
20,1
-
0,90
0,90
0,675
1,04
0,80
2,08
0,55
2,08
0,55
3,13
0,31
4,16
106

-
1,00
0,65
0,38
0,26
0,18
0,074
-
6,6
6,6
6,6
6,6
6,6
6,6
S ( t ) /  S K
-
15,15
9,85
5,76
3,94
2,72
1,13
ln( S ( t ) /  S K )
-
2,72
2,29
1,75
1,37
1,00
0,12
S
S ( t ) 
 10
t
4
м / сут
 S К  ( S t  3 час  S 0 )  10
6
м
Определяем параметры ползучести:
   tg   21 , 74 сут
1
;
 
S t  3 час  S 0

S0  E0
( 20 ,1  13 , 5 )  10
13 , 5  10
6
6
 6 , 02  10
 812
4
МПа
1
.
3 Для определения параметра ползучести T и модуля E используются величины осадок кольцевого целика при t  3 часов . Определение указанных параметров ведется графическим методом (рисунок 3.22). Все вспомогательные вычисления сведены в таблицу 3.6.

t
S t  S 0 (1  E    )
0 ,3
 10
6
сут / м
0 ,2

0 ,1
tg   0 , 0348
a  0 ,1105  10
6

 10
6
м
1
сут / м
t , сут
0
1
3
2
4
Рисунок 3.22 – График к определению параметра ползучести
и модуля деформации E
T

Таблица 3.6 – Данные для определения параметров
Время
S t  10
t , сут
6
м
S 0 (1  E 0   )  10
6
м
S t  S 0 (1  E 0   )  10
t
6
м
T
и
E
0,42
23,73
0,83
25,87
1,25
28,15
1,67
29,70
2,50
32,60
3,33
34,80
4,16
36,60
20,2
20,2
20,2
20,2
20,2
20,2
20,2
3,53
5,67
7,95
9,50
12,40
14,60
16,40
0,119
0,146
0,157
0,176
0,202
0,228
0,254
S t  S 0 (1  E 0   )
Конечная осадка кольцевого целика определится из выражения
107
S
Ш

1
tg 
Тогда параметр
T
 a [S
Ш 
 S
T
 S
Ш 0
(1  E 0   ) 
1
6
 20 , 2  10
6
 48 , 9  10
6
м.
0 , 0348
можно вычислить по формуле
Ш 0
(1  E 0 

)]  0 ,1105  10
При известном значении
лится из формулы (3.16)
E  C
 10
  (1  
2
) 2 r2
 0 , 45
S
Ш
6
модуль деформации
0 , 25 (1  0 , 0784 ) 2  0 , 05
48 , 9  10
S Ш
6
( 48 , 9  20 , 2 )  10
6
 3 ,17 сут
опреде-
E
 212 МПа
.
.
Пример 3. Определение условно-мгновенного модуля сдвига
грунта. Определить условно-мгновенный модуль сдвига туфа G по
результатам его испытаний кольцевой касательной нагрузкой. Результаты измерения условно-мгновенных горизонтальных перемещений
целика и окружающей поверхности грунта приведены в таблице 3.7.
0
Таблица 3.7 – Условно-мгновенные деформации грунта
Ступень нагружения Горизонтальные
Горизонтальные перемещения поперемещения це- верхности массива вокруг целика
  , МПа
6
лика
  r  10 , м

Ш 0
 10
6
м
0-0,25
0,25-0,50
0,50-0,75
0,75-1,00
1,00-1,25
1,25-1,50
0,120
0,880
1,375
0,810
1,100
1,125
Расчетный интервал

   0 , 50  1, 50 МПа
r / r2

r
/ 
Ш 0
r  7 , 5 см
r  12 , 5 см
0,27
0,16
0,22
0,23
0,020
0,016
0,019
0,018

Ш 0
4,41
0,88
r
0,073
1
1 , 40
2 , 50
1
0 , 20
0 , 017
Решение.
108
1 По данным таблицы 3.7 строится зависимость условномгновенных горизонтальных перемещений целика от касательной
нагрузки (рисунок 3.23а)
а)
0 ,5
0
б)
1, 0
1, 5
1, 0
0
 , МПа
1
1, 5
2 ,0
2 ,5
r / r2
0 ,2
2
0 ,4
 t  0; m  1
3
0 ,6
 t  60 ч ; m  1
4
0 ,8
5

Ш 0
 10
6
1, 0
м

r
/ 
Ш 0
а) – зависимость   f ( ) ; б) относительные горизонтальные
перемещения поверхности вокруг целика
Ш 0
Рисунок 3.23 – Горизонтальные перемещения грунта вокруг
кольцевого целика
2 Устанавливается расчетный интервал линейной зависимости
графика   f ( ) , где можно использовать формулу (3.20). По графику на рисунке 3.23а принимается    0 , 50 ... 1, 50 МПа.
3 Строится зависимость относительных перемещений поверхности грунта вокруг целика (рисунок 3.23б). На этот же график наносятся теоретические эпюры относительных перемещений поверхности в
соответствии с таблицей 3.1 и устанавливается мощность толщины
слоя грунта. Для ее определения используется вспомогательная номограмма относительных перемещений поверхности грунта за пределами нагружения (рисунок 3.24).
Ш 0
1,0
1
1,8
4
2
0,4
0,8
2,6
3,4
5
6
3
1 – mk = 0,2
2 – mk = 0,4
3 – mk = 0,6
4 – mk = 1,0
5 – mk = 2,0
6 – mk = ∞
Δδroj / Δδшoj
1,0
109
r/r2
Рисунок 3.24 – Номограмма для определения мощности активной зоны h при значении   0 , 6 .
К
A
В рассматриваемом примере m  1 .
4 Для значения m  1 . по таблице 3.2 устанавливаем   0 ,179 .
5 По формуле 3.20 определяется величина условно-мгновенного
модуля сдвига
K
K
K
G0  
  2 r2
К
(1   )  
 0 ,179
Ш 0
1  2  0 , 05
(1  0 , 6 ) 4 , 41  10
6
 2537
МПа
.
Пример 4. Определение параметров линейной ползучести
грунта при сдвиге. Определить параметры ползучести грунта по результатам испытаний туфа кольцевой касательной нагрузкой по схеме, изображенной на рисунке 3.1б. Осредненная кривая ползучести
грунта в расчетном интервале   0 , 50 ... 1, 50 МПа для приращения
напряжений    0 , 25 МПа приведена на рисунке 3.25. Условномгновенное горизонтальное перемещение целика   1, 0  10 м , значение модуля сдвига грунта G  2537 МПа .
6
Ш 0
0
  10
6
м
2
1
t , час
0
10
20
30
40
50
60
Рисунок 3.25 – Осредненная кривая ползучести туфа при сдвиге
Решение.
1 Для определения параметров ползучести грунта используется
ядро ползучести вида [23], которое подобно (3.40)
110
K  ( t   )  G 0        exp      t  
где


,
,
T
,
G
 
G 0
/ G   G 0     1   T
T 
 (t   ) 
2
,
(3.42)
– параметры ползучести грунта при сдвиге.
С учетом (3.42) зависимость (3.22) представляется в виде
 (r , t)  
где

Ш 0
Ш 0


G0
t
 t
 1  G 0     (1  e  )  (
 G 0     1) 

G
T  t 

,
(3.43)
– условно-мгновенное перемещение целика.
Для определения параметров ползучести при сдвиге используется, по аналогии с испытанием вертикальной нагрузкой, прием разделения кривой ползучести на два интервала: 0  t  t  2 ... 3 час и t  3 час .
2 Для определения параметров  и  используется начальный
участок осредненной кривой ползучести t = 2 час, изображенный на
рисунке 3.26а. Представление этой кривой в преобразованной системе
координат приведено на рисунке 3.26б. Все вспомогательные расчеты,
необходимые для данного построения, приведены в таблице 3.8.
0


20
Ш 0
 10
6

а)
б)
м
ln


4
15
K
3
Δδ
t
10
t
   tg 
2
0 ,5

1
t  10
5
0
10
2
t  10
м
0
15
5
10
2
сут
15
Рисунок 3.26 – Начальный участок кривой ползучести
Таблица 3.8 – Исходные данные для определения параметров
ползучести  и 

Время
 t  10
6
t  10
м
2
сут

0
0,35
1,04
2,08
4,17
8,34
1,003
1,103
1,186
1,226
1,301
1,396
111
   10
 t  10
6
2
м
сут


 t 
 10
t
4
K
6
м
, 1/сут
ln  t /  
0,141
0,70
0,055
0,70
0,054
1,4
0,043
1,4
0,010
1,4
-
0,201
0,079
0,039
0,031
0,007
-
0,393
0,393
0,393
0,393
0,393
-
51,1
20,1
9,9
7,9
1,78
-
3,93
3,00
2,29
2,07
0,58
м / сут
  К  (  t  2 час   0 )  10
 t /  
-
К
Определяем параметры ползучести:
   tg   42 сут
1
;
 t  2 час   0
 
0 G0

0 , 393
 1, 55  10
1, 003  2537
4
МПа
1
.
3 Для определения параметра ползучести T и модуля G используются перемещения кольцевого целика  при t  2 часов . Определение указанных параметров ведется графическим методом (рисунок 3.27). Все вспомогательные вычисления сведены в таблицу 3.9.


t
t
 t   0 (1  G 0    )
9
 10
6
сут / м

6
tg   1 , 76  10
3
a  3 , 8  10
6
6
м
1
сут / м
t , сут
0
2
1
Рисунок 3.27 – График к определению параметров
Таблица 3.9 – Данные для определения параметров
Время
 t  10
6
t , сут
м
 0 (1  G 0   )  10
6
 t   0 (1  G 0   ) 
10
6
м
T
и
T
и
G
G
0,17
1,44
0,33
1,47
0,42
1,49
0,62
1,52
0,83
1,55
1,25
1,60
1,67
1,65
2,08
1,68
2,50
1,70
1,40
1,40
1,40
1,40
1,40
1,40
1,40
1,40
1,40
0,04
0,07
0,09
0,12
0,15
0,20
0,25
0,28
0,30
м
112
t  10
4,25
6
 t   0 (1  G 0   )
4,71
4,67
5,17
5,53
6,25
6,68
7,40
8,33
,
сут / м
Конечное перемещение кольцевого целика определится из выражения

Ш
1

tg 
Тогда параметр
T  a [

а модуль сдвига
G  

G
6
 1, 40  10
 1, 97  10
6
м.
1, 76
(1  G 0   )]  3 ,8  10 (1, 97  1, 40 )  10
6
Ш 0
6
 2 ,17 сут
,
определить из формулы (3.20)
  2 r2
К
6
можно вычислить по формуле
T
Ш 
Ш
1  10
(1  G 0   ) 
0
(1   ) 
 0 ,179
Ш
0 , 25  2  0 , 05
(1  0 , 6 )  1 , 97  10
6
 1420
МПа
.
Пример 5. Определение параметров нелинейного деформирования грунтов во времени при сдвиге кручением.
Определить параметры нелинейного сдвигового деформирования мергеля по результатам испытания его кольцевой касательной
нагрузкой. Данные о значениях горизонтальных и вертикальных перемещений целика в процессе сдвига по ступеням приложения касательных напряжений приведены в таблице 3.10 и на рисунке 3.28.
Таблица 3.10 – Исходные данные
Значение Мощность ак , МПа
тивной зоны m K
Перемещение
0,25
0,4
 i  10
6
0,50
0,4
 i  10
6
0,75
0,2
 i  10
6
а)
16

i
Время t , сутки
0
1
3
6
м
3,7
9,2
13,6
16,8
м
9,3
24,7
37,4
44,99
м
15,18
69,70
93,80
114,71
б)

Ш
 10
6
24 
м
Ш
 10
6
м
16
8
8
t , сут
0
1
80
60
40

Ш
 10
2
6
м
3
4
5
6
113
t , сут
0
1
2
3
4
5
6
в)
а) –
б) –
в) –
;
   0  0 , 25 МПа
   0 , 25  0 , 50 МПа
   0 , 50  0 , 75 МПа
;
;
Рисунок 3.28 – Кривые горизонтальных   f (t ) перемещений
кольцевого целика по ступеням приложения касательных напряжений
Ш
Решение.
1 Определяем условно-мгновенные значения параметра Г  
по формуле (3.34) в зависимости от касательного напряжения и относительной мощности активной зоны сдвига m :
-   0 , 00 ... 0 , 25 МПа , m  0 , 4 ,   0 ,1307 (по таблице 3.2), тогда
Г    (1   )   / 2  r    (1  0 , 6 )  3 , 7  10
/ 2  0 , 05  0 ,1307  4 , 52  10
;
-   0 , 25 ... 0 , 50 МПа , m  0 , 4 ,   0 ,1307 (по таблице 3.2), тогда
i
i
K
1
K
K
6
1
1
1
2
2
Г
2
 
K
 (1   )  
2
2
4
K
/ 2  r2  
K
 (1  0 , 6 )  9 , 3  10
K
6
/ 2  0 , 05  0 ,1307
 11 , 33  10
4
;
-   0 , 50 ... 0 , 75 МПа , m  0 , 2 ,   0 , 0828 (по таблице 3.2).
Общее горизонтальное перемещение целика   15 ,18  10 м , в том
числе
перемещение
на
третьей
ступени
составляет
   (15 ,18  9 , 3 )  10
 5 , 88  10
м . Поскольку мощность активной зоны
на третьей ступени изменилась, т.е. m  0 , 2 , то значение Г   вычисляем по ступеням.
3
K
K
6
3
6
6
3
3
K
Г
3
 
3
 (1   )   
3
/ 2  r2  
K
 (1  0 , 6 )  5 , 88  10
6
/ 2  0 , 05  0 , 0828
3
 11 , 35  10
4
.
Суммарное значение Г    Г   Г  11 , 33  11 , 35  22 , 68  10 .
2 Аналогично определяются значения Г   для всех остальных
значений времени, приведенных в таблице 3.10. Результаты вычислений сведены в таблицу 3.11.
4
3
3
2
3
i
Таблица 3.11 – Результаты расчета
Значение  i ,
0,25
 i  10
 i  10
6
м
4
6
м
i
 f ( i , t )
Время t , сутки
1
3
9,2
13,6
МПа
Г i  10
0,50
Г i  f ( i , t )  
i
0
3,7
6
16,8
4,52
11,23
16,61
20,52
9,3
24,7
37,4
44,99
114
Г i  10
0,75
 i  10
Г i  10
i 
Г
i
4
6
м
4
11,35
30,16
45,68
54,95
15,18
69,70
93,80
114,71
22,68
116,90
154,40
189,40
На рисунке 3.29а приведены экспериментальные зависимости
f ( , t ) и рассчитанные по формулам (3.64) и (3.67) зависимости
f ( , t ) (рисунок 3.29б).
i

i
а)
б)
1, 00
1, 00
 , МПа
t  0 t  1 сут
0 , 75
 , МПа
t  1 сут
t  0
0 , 75
t  6 сут
t  6 сут
0 , 50
0 , 50
0 , 25
0 , 25
  10
50
0
2
150
100
3
Г i  10
мм
200
5
0
15
10
20
Рисунок 3.29 – Графики зависимостей   f ( , t ) и Г  f ( , t )
Полученные по приведенной методике численные данные о величинах Г  f ( , t )    f ( , t ) достаточно точно соответствуют их
значениям, определенным по стандартной методике [25, с. 94].
3 Рассмотрим методику определения параметров m и A (t ) формулы (3.68) через значения Г ( , t ) . Для этой цели представим зависимости Г  f ( , t ) в логарифмических координатах. Соответствующие
результаты вычислений представлены в таблице 3.12, а графические
построения приведены на рисунке 3.30а.
i
i
i
i
i
i
i
i
i
и
ln Г
i
Таблица 3.12 – Значения
ln 
i
i
ln 
Значения
0
-7,7
-6,8
-6,1
i
-1,38
-0,90
-0,29
i
ln Г
i
для различных моментов времени
1
3
-6,7
-6,4
-5,8
-5,6
-4,6
-4,3
i
а)
t
, сут
6
-5,9
-4,9
-3,7
б)
 , МПа
t  0
t  1 сут
ln 
0
8
 0 ,5
6
A ( t ), МПа
i
4
t  6 сут
 1, 0
arctg
ln Г
 10
2
m
i
8
 6
 4
 2
при t  
t , сут
 1 , 5115
0
2
4
6
8
Рисунок 3.30 – зависимости
ln 
i
 ln Г i
и
A (t )  f (t )
Из рисунка 3.30а следует, что значение параметра m может
быть принято постоянным во времени. Полученное в результате статистической обработки величина m  0 , 58 хорошо соответствует его
значению, определенному по стандартной методике [23, с. 95].
Результаты определения параметра A приведены в таблице
3.13, а зависимость его изменения во времени изображена на рисунке
3.30б.
t
Таблица 3.13 – Значения параметра
Время
t , сут
A t , МПа
0
6,76
At
1
3,53
3
2,48
6
1,84
Пример 6. Анализ объемных деформаций грунта при сдвиге.
Провести анализ изменения объемных деформаций грунта в
процессе приложения касательных напряжений. Здесь рассматривается экспериментальное обоснование соотношения (3.6). Данная зависимость характеризуют способность грунта испытывать при сдвиге
деформации объема. Процесс уплотнения грунта при сдвиге называется дилатансией, а разуплотнения, т.е. увеличения объема грунта в
результате сдвига – контракцией. Характерные результаты испытаний мергеля приведены в таблице 3.14 (столбцы 1…3).
Таблица 3.14 – Исходные данные и результаты расчета
Ступень
нагружения
 , МПа
Мощность активной зоны
сдвига m K

D
Осадка целика Относительная
Суммарная
при сдвиге
деформация
относительная
D
6
объема
деформация
 S Ш  10
м
D
4
объема
    10
   10
D
1
0 – 0,25
0,25 – 0,50
0,50 – 0,75
0,75 – 1,00
1,00 – 1,25
2
0,4
0,4
0,2
0,2
0,2
3
15,0
10,0
1,5
-28,0
-47,0
116
4
15
10
3
-56
-94
5
15
25
28
-28
-122
4
1,25 – 1,50
0,2
-130,0
-260
-382
Решение.
1 Определяем величину относительной деформации объема для
первых ступеней нагружения по формуле (3.38)      S / 0 ,5 H :
-    0  0 , 25 МПа ,    15  10 / 0 , 5  0 , 02  15  10 ;
-    0 , 25  0 , 50 МПа ,    10  10 / 0 , 5  0 , 02  10  10 .
Здесь H  m  r  0 , 4  0 , 05  0 , 02 м .
2 Определяем величины    для остальных ступеней нагружения при значении H  m  r  0 , 2  0 , 05  0 , 01 м :
-    0 , 50  0 , 75 МПа ,    1, 5  10 / 0 , 5  0 , 01  3  10 ;
-    0 , 75  1, 00 МПа ,     28  10 / 0 , 5  0 , 01   56  10 ;
-    1, 00  1, 25 МПа ,     47  10 / 0 , 5  0 , 01   94  10 ;
-    1, 25  1, 50 МПа ,     130  10 / 0 , 5  0 , 01   260  10 .
Результаты вычислений   и   приведены в таблице 3.14
(столбцы 4 и 5). График изменения величины S изображен на рисунок 3.31а, а   – на рисунке 3.31б.
D
i
6
D
D
K
Ш i
ai
4
1
6
D
4
2
K
a
K
2
D
i
K
a
K
2
6
D
4
3
6
D
4
4
6
D
4
5
6
D
4
6
D
D

i
D
Ш i
D
i
б)
a)
 S
D
Ш
 10
5
1, 6
м  подъем
 i , МПа
16
8
0 ,8
0 ,4
0 ,8
0
1, 2
0 ,4
 , МПа
8
S
D
Ш
 10
5
м  осадка
 V  10
D
 40
Рисунок 3.31 – Зависимости
S
D
Ш
 30
 f ( , )
и
3
 V  10
D
 20
 10
10
0
10
 V  f ( i , t )
D
Пример 7. Оценка влияния нормального напряжения на деформируемость грунтов при сдвиге. Характерные результаты испытаний известняка приведены на рисунке 3.32. При обработке результатов испытаний использовались данные о прочности известняка на
сдвиг С  2 , 00 МПа и   40 . A ( t )  A .
0

117
3
Решение.
1 Для оценки влияния среднего нормального давления  на
деформации сдвига  отобразим уравнение деформирования (3.36) с
помощью инвариантной диаграммы [32, c. 372], на которой семейства
кривых   f (  ) сведены в единую линию, построенную в координатах F ( ) / Ф ( t )   . При этом выражения для функций F ( ) и Ф ( t ) будут соответственно равны:
m
i
i
i
i
i
i

F ( i ) 
,
i

1
Ф (t )  A (t )
,
(3.44)
m
H
где
;
- параметры прочности грунта на сдвиг.
H  C  ctg 
C ,
Из рисунка (3.32) следует, что уравнение типа (3.36) может быть
использовано для описания нелинейной деформируемости грунтов
при сдвиге кручением с учетом влияния нормального давления.
F ( i )
Ф (t )
 10
2
16
8
 i  10
0
 кручение
 кручение
5
3
10
при   1, 0 МПа
при   1, 5 МПа
Рисунок 3.32 – Инвариантная диаграмма деформирования
Пример 8. Определение прочности грунта на сдвиг. Проведено три испытания целика туфа на сдвиг методом кольцевого нагружения при различных значениях нормального давления. После окончания каждого опыта проводились повторные сдвиги по разрушенному
118
контакту целик – основание. Результаты опытов приведены на рисунке 3.33.
 , МПа
4
1
2
3
2
4
 , МПа
 2
0
2
1 – условно-мгновенное сопротивление; 2 – сопротивление сдвигу при
нагружении ступенями; 3 – предельно длительное сопротивление;
4 – остаточная прочность.
Рисунок 3.33 – Графики сопротивления туфа сдвигу
В таблице 3.15 приведены результаты вычисления параметров
прочности туфа методом наименьших квадратов.
Таблица 3.15 – Параметры прочности грунтов при сдвиге
Тип грунта
Туф
0
С0
d
Сd
  , град
C  , МПа
21
14
14
34
29
 r , град
2,5
2,5
2,0
1,3
0,6
21
С r , МПа
0,5
В таблице 3.10 использованы следующие обозначения индексов
для углов внутреннего трения  и сцепления С испытанных грунтов:
0 – условно-мгновенное значение; d – при нагружении ступенями;
 – предельно-длительное значение; r – остаточная прочность.
Пример 9. Определение параметров течения грунта при
сдвиге кручением. Результаты длительных опытов на сдвиг кручени-
119
ем позволяют выполнить оценку параметров течения грунта в стадии
установившейся ползучести. 3ависимость между скоростью деформа
ции сдвига  в этой стадии и касательным напряжением  описывается уравнениями теории вязко - пластического течения. В наиболее
я

простом варианте это уравнение имеет вид        , где  и –
предел длительной прочности грунта на сдвиг;  – коэффициент вязкости грунта при сдвиге.
В общем случае, коэффициент вязкости грунта  может зависеть также от нормального давления  , величины деформации сдвига
и ее скорости. Построением опытных кривых ползучести по ступеням
я
z

*



при значениях    в координатах    определяется коэффициент вязкости грунта  . В зависимости от характера получаемых
экспериментальных данных можно использовать и более сложные
*

z


уравнения   f ( ) .
Особенность анализа состоит в том, что деформации ползучести
при    включают в себя еще и стадию деформирования с уменьшающейся скоростью. Учитывая характер создаваемого при испытаниях напряженного состояния возможны взаимные наложения указанных стадий ползучести. Поэтому, при обработке опытных кривых
ползучести следует выбирать достаточно отдаленные моменты времени, где   /  t  const . Рекомендуется также тщательно анализировать
вертикальные перемещения штампа в процессе сдвига и их развитие
во времени.
Рассмотрим пример определения коэффициента вязкости грунта. Опыт на сдвиг проводился при  = 3.5 МПа. Предел длительной
прочности грунта на сдвиг составил  = 2.1 МПа. График зависимоz
*

z
*

сти


z
 f ( )
приведены на рисунке 3.34.

  10
5
мм  час
(  
0
1
2
120

), МПа
3
4
Рисунок 3.34 – Графики зависимости


я
 f ( )
Величина коэффициента вязкости, определенная методом
наименьших квадратов, составила  = 0.6•106 час•МПа.
Литература
1 Далматов Б.И. и др. Механика грунтов. ч. 1. Основы геотехники в строительстве: учебник. – М. : АСВ, 2000. – 204 с.
2 Зерцалов М.Г. Механика скальных грунтов и скальных массивов: учебник. – М. : ИД «Юриспруденция», 2003. – 184 с.
3 Ержанов Ж.С. Теория ползучести горных пород и ее приложения. – Алма-Ата : Наука, 1964. – 175 с.
4 Механика грунтов, основания и фундаменты: учебное пособие
/ Под ред. С.Б. Ухова. – М. : Высшая школа, 2002. – 556 с.
5 Чернышев С.Н. Трещиноватость горных пород и ее влияние на
устойчивость откосов. – М. : Недра, 1984. – 111 с.
6 Гудман Р. Механика скальных пород. – М. : СИ, 1987. – 232 с.
7 Мюллер Л. Инженерная геология. Механика скальных массивов. М. : Мир, 197. – 255 с.
8 Введение в механику скальных пород / Под ред. Х. Бока. – М. :
Мир, 1983.
9 Газиев Э.Г. Механика скальных пород в строительстве. – М. :
Стройиздат, 1973. – 177 с.
10 Ухов С.Б. Скальные основания гидротехнических сооружений. – М. : Энергия, 1975. – 263 с.
121
11 Инженерно-геологические исследования при гидротехническом строительстве / Я. Дзеваньский, И.С. Комаров, Л.А. Молоков, Ф.
Рейтер. – М. : Недра, 1981. – 352 с.
12 Цытович Н.А., Тер-Мартиросян З.Г. Основы прикладной
геомеханики в строительстве. – М. : Высшая школа, 1981. – 317 с.
13 Виттке В. Механика скальных пород. – М. : Недра, 1990.
– 439 с.
14 Савич А.И., Ященко З.Г. Исследование упругих и деформационных свойств горных пород сейсмоакустическими методами.
– М. : Недра, 1979. – 214 с.
15 Заруба К., Менцл В. Инженерная геология. – М. : Мир, 1979.
– 468 с.
16 Айталиев Ш.М. Развитие механики подземных и специальных сооружений в Казахстане за последние 40 лет // Прикладная механика, 2004. – т. 40. – № 10. – С. 3 – 36.
17 Жусупбеков А.Ж. Строительные свойства оснований фундаментов сооружений на подрабатываемых территориях. – Алматы :
Гылым, 1994. – 162 с.
18 Сапегин Д.Д. Исследования деформируемости скальных массивов // Известия ВНИИГ. – т. 102. – Энергия, 1973. – С. 47 – 57.
19 Аксенов С.Г., Карпов Н.М., Сапегин Д.Д. Новая методика исследования деформируемости скальных пород в скважинах // Известия ВНИИГ. – т. 102. – Энергия, 1973. – С. 91 – 95.
20 Ломтадзе В.Д. Инженерная геология. Специальная инженерная геология. – М. : Недра, 1978. – 496 с.
21 Ержанов Ж.С., Кноль П., Синяев А.Я. и др. Основы расчета
прочности подземных сооружений в трещиноватых скальных породах. Алма – Ата : Наука, 1978. – 92 с.
22 Власов А.Н., Мерзляков В.П. Анализ результатов испытаний
составных образцов, моделирующих скальную породу // Основания,
фундаменты и механика грунтов, 2004. – № 6. – С. 2 – 7.
23 Речицкий В.И., Эрлихман С.А. Современные методы определения прочности на сдвиг по трещинам // Геоэкология, 1997. – № 5.
– С . 102 – 114.
24 А.С. № 657315. Способ испытания грунта / В.Л. Кубецкий //
Открытия. Изобретения, 1979. – № 14.
25 Рекомендации по определению характеристик реологических
свойств скальных и полускальных грунтов методом кольцевого
нагружения. П-43-89/ВНИИГ. – Ленинград : ВНИИГ им. Б.Е. Веденеева, 1990. – 111 с.
122
26 Kubetsky V.L., Kozionov V.A. Investigating rheological
prоperties of fissured semirocks . – Proceedings of the international symposium weak rock. – Tokio : 1981. – p. 111 – 118.
27 Кубецкий В.Л., Семенов В.В., Королев М.В. Определение характеристик деформируемости трансверсально-изотропных трещиноватых пород по результатам штамповых испытаний // Приложение
численных методов к задачам геомеханики. – М. : МИСИ, 1986.
28 Кубецкий В.Л., Козионов В.А. Напряженно деформированное состояние слоя, подстилаемого несжимаемым основанием при
действии кольцевой нагрузки. Деп. во ВНИИС, № 2335. М. : 1981.
29 Егоров К.Е. Распределение напряжений и перемещений в основании конечной толщины. – Труды НИИОСП, Механика грунтов,
1961. – № 43. – С. 42 – 63.
30 Козионов В.А Определение перемещений верхней границы
анизотропного слоя грунта при действии кольцевой касательной
нагрузки / Наука и техника Казахстана, 2001. – № 3. – С. 65 – 73.
31 Исаханов Е.А., Мусаев Т.С. Механика грунтов: учебное по
собие. – Алматы : Ана тілі, 1996. – 120 с.
32 Вялов С.С. Реологические основы механики грунтов: учеб.
пособие для строительных вузов. – М. : Высшая школа, 1978. – 447 с.
Содержание
Введение ………………………………………………………..
1 Геотехнические особенности трещиноватых скальных грунтов……………………………………………………………….
1. Общие сведения о скальных грунтах …………………….......
1
1. Трещиноватость и блочность скальных грунтов ……............
2
1. Неоднородность и анизотропия скальных грунтов …............
3
1. Масштабный эффект в скальных грунтах ……………….......
4
1. Учет трещиноватости скальных грунтов в геотехнических
5 испытаниях и проектировании объектов ……….....................
2 Типовые схемы испытаний трещиноватых скальных грунтов
…………………………………………………....................
2. Статические методы исследований деформируемости скаль1 ных грунтов ………………………………………….......
2. Сейсмоакустические методы определения характеристик
123
3
5
5
15
22
28
30
36
36
2
2.
3
2.
4
2.
5
3
деформируемости скальных грунтов …………………….......
Методы определения прочности скальных грунтов …….......
51
54
Методы изучения фильтрационных свойств трещиноватых
скальных грунтов ……………………………….......................
Испытания трещин в скальных грунтах ……………………..
61
65
Методы испытаний трещиноватых скальных грунтов при
сложном напряженном состоянии ………………....................
3. Общие сведения ……………………………………………….
1
3. Метод кольцевого нагружения в испытаниях трещиноватых
2 скальных грунтов ……………………………...........................
3. Теоретические основы методики испытаний грунтов мето3 дом кольцевого нагружения …………………………………..
3. Примеры определения механических характеристик грунтов
4 при сложном напряженном состоянии …………………..
Литература ……………………………………………………..
124
74
74
76
83
97
11
6
Документ
Категория
Без категории
Просмотров
6
Размер файла
9 384 Кб
Теги
ispitani, metod, grunto, kozionov, treshinovatih, skalnih
1/--страниц
Пожаловаться на содержимое документа