Le principali caratteristiche della compressibilità del terreno sono il modulo di deformazione totale E o coefficiente di compressibilità relativa, il coefficiente di espansione laterale (rapporto di Poisson) e il coefficiente di pressione laterale.

1. Coefficiente di compressibilità relativa. Quando si calcola il sedimento, viene spesso utilizzato fattore di compressibilità relativo, che è determinato dalla formula:

Esprimiamo l'espressione dalle formule e . Uguagliamo i lati destri di queste espressioni e li risolviamo rispetto a m v , noi abbiamo:

O m v *p i =s i /h

Quello. il coefficiente di compressibilità relativa è pari al cedimento relativo sì io/H , per unità di pressione effettiva.

2. Modulo di deformazione totale E è il coefficiente di proporzionalità tra sollecitazioni e deformazioni relative. È determinato in condizioni di campo e di laboratorio. Il metodo più comune consiste nell'effettuare prove di compressione seguite dalla lavorazione. In questo caso, il modulo di deformazione totale sarà pari a:

;

Dove β – coefficiente che tiene conto dell’impossibilità di espansione laterale del terreno (per sabbia e terriccio sabbioso β = 0,76, terriccio β = 0,63, argilla β = 0,42.

Quando si testa il terreno con un diametro D timbro basato sui risultati dei test di laboratorio, E determinato mediante calcolo utilizzando la formula

E=(1-ν 2)*w*d*∆p/∆S

3. Coefficiente di pressione laterale ξ è considerato come il rapporto tra l'incremento della pressione laterale (o) e l'incremento della pressione verticale effettiva in assenza obbligatoria di deformazioni laterali:

Secondo i dati sperimentali, i valori dei coefficienti di pressione laterale variano entro i seguenti limiti: per terreni sabbiosi ξ = 0,25-0,37, argilloso ξ = 0,11-0,82. Grandezza ξ determinato nei dispositivi di compressione triassiale.

4. Coefficiente di dilatazione laterale ν terreno (rapporto di Poisson) è uguale al rapporto delle relative deformazioni orizzontali del campione εx alla verticale relativa ε z , cioè..

STANDARD DI ORGANIZZAZIONE

Deformazione
e caratteristiche di resistenza
Suoli argillosi giurassici di Mosca

STO36554501-020-2010

Mosca

Prefazione

Dettagli standard:

1 SVILUPPATO E INTRODOTTO dal Laboratorio di tecnologie di ingegneria elettrica (capo del laboratorio - Candidato di scienze tecniche Kh.A. Dzhantimirov) Istituto di ricerca-OSP dal nome. N.M. Gersevanov - Istituto dell'OJSC "Centro Nazionale di Ricerca "Costruzione" guidato da. scientifico socio, cand. tecnologia. Scienze O.I. Ignatova

3 APPROVATO ED ENTRATO IN VIGORE con ordinanza del Direttore Generale del OJSC “Centro di Ricerca Scientifica “Costruzione” del 10 febbraio 2010 n. 27

4 INTRODOTTO PER LA PRIMA VOLTA

introduzione

In connessione con l'intenso sviluppo negli ultimi anni della costruzione a Mosca di grattacieli e grattacieli con una parte sotterranea profonda e strutture sotterranee, è nata la necessità di valutare le proprietà costruttive dei terreni situati a grandi profondità. Questi suoli includono suoli dei periodi Giurassico, Cretaceo e Carbonifero.

Valutare le caratteristiche di questi suoli sulla base della generalizzazione statistica dei dati accumulati di indagini geotecniche d’archivio è un compito urgente.

Per eseguire il lavoro, sono stati raccolti materiali d'archivio di test di laboratorio e sul campo dei suoli pre-quaternari a Mosca dai rapporti sulle indagini ingegneristiche e geologiche di 40 organizzazioni che conducono lavori di indagine nella città, che sono stati ricevuti dall'istituto per specifici oggetti di design.

Questo standard fornisce risultati di ricerca per Jurassic J 3 terreni argillosi.

I risultati degli studi sulla relazione tra il modulo di deformazione secondo le prove di calco e la resistività del terreno sotto il cono della sonda per le argille giurassiche di Mosca sono presentati nel lavoro, ma si basano su poco materiale statistico.

Sulla base delle ricerche condotte per i terreni argillosi del Giurassico, sono state compilate tabelle di valori standard e calcolati delle caratteristiche di resistenza e deformazione e sono stati stabiliti i coefficienti di transizione dai moduli di deformazione di compressione a quelli di stampo. Per questi terreni è stata inoltre ottenuta un'equazione per la stima del modulo di deformazione basata sui risultati del sondaggio statico. I risultati della ricerca sono stati pubblicati nel lavoro.

Si consiglia di utilizzare questi risultati nella pratica delle indagini geotecniche, nella progettazione e installazione di fondazioni e fondazioni, che aumenteranno l'affidabilità delle caratteristiche di deformazione e resistenza utilizzate nei calcoli delle fondazioni.

STANDARD DI ORGANIZZAZIONE

CARATTERISTICHE DI DEFORMAZIONE E RESISTENZA TERRENI ARGILLOSI GIURASSICI DI MOSCA Caratteristiche di deformazione e resistenza dei terreni argillosi del Giurassico a Mosca

Data di introduzione 2010-02-25

1 zona di utilizzo

1.1 Questo standard si applica alla determinazione delle caratteristiche di deformazione e resistenza del Giurassico J 3 terreni argillosi di Mosca. Questi suoli erano rappresentati dai seguenti sedimenti: J 3 ν - Stadio Volgiano; J 3 bue- Stadio Oxfordiano e J 3 cl- Stadio calloviano. Nella tabella sono riportati gli intervalli di variazione ed i valori medi delle principali caratteristiche fisiche dei suoli dei depositi indicati.

1.2 Lo standard ha lo scopo di determinare i valori standard e calcolati delle caratteristiche di deformazione e resistenza dei terreni utilizzando tabelle ed equazioni in base alle loro caratteristiche fisiche e ai dati di sondaggio statico.

1.3 Si consiglia di utilizzare tabelle ed equazioni per determinare i valori standard e calcolati delle caratteristiche di deformazione e resistenza dei terreni per i calcoli preliminari delle fondazioni e delle fondazioni di edifici e strutture del I livello di responsabilità e calcoli finali delle fondazioni e fondazioni di edifici e strutture di II e III livello di responsabilità.

Indice	Valori caratteristici	ρ , t/m 3	e	wL, %	IP, %	I L	H, M
J 3 ν		1,72	0,48			0,25
		2,14	1,14			0,90
	Media	1,92	0,77			0,29
J 3 bue		1,62	0,82			0,26
		1,93	1,52			0,40
	Media	1,75	1,20			0,04
J 3 cl		1,74	0,60			0,36
		2,04	1,22			0,35
	Media	1,84	0,98			0,06

2 Riferimenti normativi

Il sondaggio statico del terreno è stato effettuato con una sonda di tipo II secondo GOST 19912.

Le prove di compressione dei terreni sono state effettuate secondo GOST 12248 per terreni con umidità naturale. Per la ricerca sono stati utilizzati i risultati delle prove con carico verticale finale R≥ 0,5MPa. I valori dei moduli di deformazione a compressione sono stati calcolati nell'intervallo di carico compreso tra 0,2 e 0,5 MPa.

Valori φ E Con sono stati determinati sulla base dei dati delle prove consolidate drenate per terreni di taglio con umidità naturale in conformità con GOST 12248.

Le caratteristiche fisiche dei suoli sono state determinate secondo GOST 5180.

3.3 Per compilare tabelle di valori standard e calcolati di deformazione e caratteristiche di resistenza dei terreni durante l'elaborazione statistica dei materiali, è stato utilizzato un apparato di analisi di correlazione-regressione, che consente di stabilire correlazioni ed equazioni di regressione tra caratteristiche meccaniche E, φ E Con da un lato, le caratteristiche fisiche e i dati statici del sondaggio Q con un altro. La vicinanza della connessione è caratterizzata dal coefficiente di correlazione R e la deviazione quadratica media (standard). S(applicazione ).

Nell'analisi di correlazione sono state utilizzate le seguenti caratteristiche fisiche: numero di plasticità io r come indicatore della tipologia o del contenuto di argilla del terreno; coefficiente di porosità e come indicatore della densità del suolo nella sua presenza naturale e indicatore di fluidità I L come indicatore delle condizioni del terreno in base alla consistenza.

3.4 Sono stati effettuati studi di correlazione tra valori standard delle caratteristiche meccaniche e fisiche e resistenza al sondaggio Q, definita come media aritmetica dei valori parziali degli elementi geologici di ingegneria (IGE) individuati durante i rilievi (GOST 20522).

Determinare i valori standard e calcolati E, φ E Con Secondo tabelle ed equazioni, è necessario utilizzare valori standard di caratteristiche fisiche e resistenza al sondaggio Q per l'IGE.

4 Determinazione del modulo di deformazione mediante caratteristiche fisiche

4.1 Valori standard del modulo di deformazione del campo E dovrebbe essere preso secondo l'equazione () o la tabella. , compilato sulla base dell'elaborazione statistica dei risultati delle analisi dei terreni con un timbro e un pressometro (Fig.).

Tasso di rotazioneI L	Valori standard del modulo di deformazione E, MPa, al coefficiente di porosità e, uguale
	0,6 - 0,7	0,8 - 0,9	1,0 - 1,1	1,2 - 1,3	1,4 - 1,5
0,25 ≤ I L ≤ 0
0 < I L ≤ 0,25
0,25 < I L ≤ 0,5
0,5 < I L ≤ 0,75

Immagine 1- Dipendenza del modulo di deformazione in base ai dati di stampa ( E m) E
pressometrico ( EN) prove ( N IGE = 75; no io= 280) dal coefficiente
porosità e e tasso di turnover I L per terreni argillosi del Giurassico:
I L:1 - (-0,25); 2 - 0,0; 3 - 0,25; 4 - 0,5; 5 - 0,75

5 Determinazione del modulo di deformazione da dati di sondaggio statico

5.1 Valori standard del modulo di deformazione del campo E dovrebbe essere presa in base alla resistività del terreno sotto il cono della sonda Q secondo l'equazione (), ottenuta sulla base dell'elaborazione statistica dei risultati delle prove del terreno con timbro, misuratore di pressione e sondaggio statico (Fig. ).

figura 2- Dipendenza dal modulo di deformazione E secondo i dati del timbro
e prove pressometriche sulla resistività del terreno
sotto il cono della sonda Q :
punti sperimentali: 1 - Per J 3 bue; 2 - Per J3ν; 3 - dipendenza E = F(Q)

6 Coefficienti di transizione dal modulo di deformazione a compressione al modulo di deformazione

6.1 Fattori di transizione m k dal modulo di deformazione a compressione allo stampo va preso uno o in funzione del coefficiente di porosità e e tasso di turnover I L(tabella), o in base al numero di plasticità io r e tasso di turnover I L(Tavolo).

Tasso di rotazioneI L	Valori dei coefficientim kal coefficiente di porosità e, uguale
	0,6 - 0,8	0,9 - 1,1	1,2 - 1,5
0,25
0,25
0,75

Tasso di rotazioneI L	Valori dei coefficientim kal numero di plasticitàIP pari
	≤ 7	8 - 17	18 - 30	31 - 50
0,25
0,25
0,75

Figura 3- Dipendenza dai coefficienti m k sul coefficiente di porosità e
e tasso di turnover I L per terreni argillosi del Giurassico
(N = 32; m k = 2,47 + 0,53e - 1,60I L; R = 0,79; S = 0,42):
I L:

Figura 4- Dipendenza dai coefficienti m k dal numero di plasticità io r
e tasso di turnover I L per terreni argillosi del Giurassico
(N = 32; m k = 2,51 + 0,02io r - 1,24I L; R = 0,83; S = 0,38):
I L:1 - (-0,25); 2 - 0,0; 3 - 0,25; 4 - 0,5; 5 - 0,75

Quando si utilizzano i coefficienti m k secondo la tabella e per regolare i moduli di deformazione di compressione, questi ultimi devono essere calcolati nell'intervallo di pressioni verticali di 0,2 - 0,5 MPa, e i valori dei coefficienti β , tenendo conto dell'impossibilità di espansione laterale del terreno in un dispositivo di compressione, è 0,4 per le argille, 0,62 per gli argillosi e 0,72 per gli argillosi sabbiosi.

7 Determinazione delle caratteristiche di resistenza in base alle caratteristiche fisiche

7.1 Valori standard delle caratteristiche di resistenza dei terreni argillosi del Giurassico - angolo di attrito interno φ e adesione specifica Con, ottenuto dai risultati delle prove di taglio consolidato-drenato (CD) dei terreni, dovrebbe essere determinato in base al numero di plasticità io r e tasso di turnover I L secondo le equazioni () e () o la tabella. (Fig. e):

Tasso di rotazioneI L Designazione caratteristica Valori standard φ ° e Con, kPa, al numero di plasticitàio r,% pari ≤ 1 8 - 17 18 - 30 31 - 40 41 - 50 0,25 ≤ I L ≤ 0 φ ° Con, kPa 0 < I L ≤ 0,25 φ ° Con, kPa 0,25 < I L ≤ 0,5 φ ° Con, kPa 0,5 < I L ≤ 0,75 φ ° Con, kPa 7.2 Valori progettuali φ E Con dovrebbe essere calcolato sulla base di valori standard (tabella), riducendoli del valore dell'intervallo di confidenza Δ, calcolato utilizzando il metodo dell'app. 2 SRT con probabilità di confidenza α = 0,85 e α = 0,95 (SP 50-101). Intervallo di confidenza Δ per φ E ConÈ: Δ φ = 1°Δ Con= 7 kPa (a α = 0,85); Δ φ = 2°Δ Con= 11 kPa (a α = 0,95). Figura 5- Dipendenza dell'angolo di attrito interno φ ° dal numero di plasticità io r e tasso di turnover I L Appendice A J3v- Depositi del Giurassico superiore dello stadio Volgiano J 3 bue- Depositi del Giurassico superiore dello stadio Oxfordiano J 3cl- Sedimenti del Giurassico superiore dello stadio Calloviano ρ - densità del suolo e- coefficiente di porosità del terreno io r- numero di plasticità del suolo I L- indicatore di fluidità del terreno H- campionamento del terreno in profondità o prova con timbro (pressiometro) E w - modulo di deformazione in base ai risultati delle prove di stampaggio E n - modulo di deformazione secondo i risultati delle prove pressometriche Q- resistività del terreno sotto il cono della sonda durante il sondaggio statico KD - sezione di terreno consolidato-drenato R- coefficiente di correlazione S- deviazione standard (deviazione standard) Appendice B Studiare le relazioni tra meccanica A e fisico x io caratteristiche, è stato utilizzato l'apparato di analisi di correlazione e regressione. I calcoli sono stati eseguiti su un computer utilizzando un programma standard, che prevede la costruzione di una dipendenza lineare della forma mediante il metodo dei minimi quadrati Per approssimare una relazione non lineare, viene spesso utilizzato un polinomio o un'equazione di 2° o 3° grado (). Tuttavia, poiché le stime statistiche nella teoria delle correlazioni sono sviluppate solo per le dipendenze lineari, le dipendenze non lineari devono essere convertite in dipendenze lineari sostituendo le variabili. M- numero medio di definizioni φ E Con nell'IGE; N- numero totale di valori standard φ E Con(numero totale IGE); D 2 - funzionale che caratterizza il cambiamento nell'ampiezza dell'intervallo di confidenza lungo la dipendenza. Va notato che il valore D 2 /N a quei valori N, che si è verificato nel campione studiato di dati sperimentali, si è rivelato trascurabile. Valori calcolati φ E Con calcolato con probabilità di confidenza α = 0,85 e α = 0,95, regolamentato

Schema della lezione:

1. Disposizioni generali.

2. Proprietà di deformazione dei suoli dovute alle condizioni naturali.

3. Proprietà di deformazione dei terreni causata da carichi esterni.

4. Deformazioni elastiche.

5. Fattori che determinano le proprietà elastiche dei terreni.

6. Il meccanismo delle deformazioni plastiche.

7. Costruzione di una curva di compressione.

8. Indicatori di deformazione.

9. Consolidamento del suolo.

10. Pressione effettiva e neutra.

11. Metodologia per la determinazione delle proprietà di deformazione dei terreni.

1. Disposizioni generali

Le proprietà meccaniche dei terreni appaiono quando sono esposti a carichi esterni.

Le proprietà meccaniche sono suddivise nei seguenti tipi:

– deformazione;

- forza;

– reologico.

Proprietà di deformazione caratterizzare il comportamento del terreno sotto carichi non superiori a quelli critici. Cioè, non portare alla distruzione del suolo.

Proprietà di resistenza caratterizzano il comportamento del suolo sotto carichi uguali o superiori a quelli critici e vengono determinati solo quando il suolo viene distrutto.

Proprietà reologiche caratterizzare il comportamento del terreno sotto carichi nel tempo.

La deformazione è il movimento delle particelle del corpo sotto l'influenza di stress meccanico.

Nei documenti normativi viene utilizzato il termine deformazione del suolo e queste deformazioni non sono associate a carichi esterni, ad esempio deformazioni di rigonfiamento, ecc.

Pertanto, il termine proprietà deformative dei suoli nella pratica dovrebbe essere distinto in base al tipo di impatto sul suolo:

1. Deformazioni associate all'influenza delle condizioni naturali sul suolo.

2. Deformazioni associate al carico esterno del terreno.

2. Proprietà di deformazione dei suoli dovute a condizioni naturali

Deformazione rigonfiante viene valutata attraverso l'indicatore εSW (relative bulgement deformation). Si calcola come segue (Figura 7.1):

ε SW = h h

dove h è l'altezza iniziale del campione;

∆h – aumento dell'altezza del campione quando è immerso.

Figura 7.1 – Schema per il calcolo della deformazione relativa di rigonfiamento

La natura del rigonfiamento: il rigonfiamento si verifica a causa del movimento del reticolo strutturale dei cristalli da parte delle molecole della soluzione acquosa.

Deformazione di subsidenza viene valutata attraverso l’indicatore εS (deformazione relativa di subsidenza) che viene calcolato come segue (Figura 7.2):

Figura 7.2 – Schema per il calcolo della deformazione relativa di subsidenza

La natura dell'assestamento: quando il terreno è inzuppato, i legami strutturali vengono distrutti e il terreno può deformarsi senza carico.

Si valuta il sollevamento del gelo attraverso l'indice di deformazione relativa del gelo εfn, che è determinato dalla formula (Figura 7.3):

				h di − h o

dove hof è l'altezza del terreno ghiacciato;

ho è l'altezza iniziale del terreno prima del congelamento.

Figura 7.3 – Schema per il calcolo della deformazione relativa del sollevamento da gelo dei suoli

La natura del sollevamento del gelo è quando la temperatura scende< 0 °С вода в порах грунта замерзает и расширяется, что вызывает деформацию грунта.

I suddetti tipi di deformazione del suolo sono associati a fattori naturali. Di seguito considereremo le deformazioni associate al carico del suolo.

3. Proprietà di deformazione dei terreni causata da carichi esterni - disposizioni generali

UN). Il concetto di stress. B). Tipi di deformazioni.

V). Relazione tra stress e deformazione.

UN). Il concetto di stress

Per comprendere questo materiale, consideriamo i concetti di stress nei suoli.

I carichi esterni trasmessi al suolo sono sollecitazioni meccaniche, che sono una misura di queste forze esterne (Figura 7.4). Lo stress meccanico si riferisce alla forza che agisce per unità di superficie del terreno.

Figura 7.4 – Schema di distribuzione delle forze esterne ed interne agenti nel volume di terreno nel punto M

Dalla Figura 7.4 è chiaro che qualsiasi punto della massa del suolo (M) è influenzato da tre forze (P). Queste forze sono scomposte in sollecitazioni normali (σ) e tangenziali (τ). Le tensioni normali agiscono perpendicolarmente al sito, mentre le tensioni tangenziali agiscono lungo di esso (Figura 7.5).

		τ sì	τxz
					τzx
				τyx
		τ zy
			τyx

Figura 7.5 – Componenti delle tensioni tangenziali (τ ij) e normali (σ i).

La totalità di tutte le sollecitazioni per tutte le aree passanti per il punto M caratterizza lo stato sollecitato nel punto. È determinato dal tensore degli sforzi (Tσ), le cui componenti sono tre normali (σ x, σ y, σ z) e sei tangenziali (τ xy = τ х, τ yz = τ zy, τ zx = τ xz) sottolinea.

B). Tipi di deformazioni

In base al tipo di carico applicato al suolo si distinguono le seguenti tipologie di deformazioni:

– lineare;

– tangenti;

– voluminoso.

Deformazioni lineari sono causati da sollecitazioni normali (σ). Me-

Lo sciame di deformazioni lineari è la deformazione lineare relativa (e), che è determinata dalla formula:

e = hh0

∆h

dove h 0 è l'altezza iniziale del campione; h è l'altezza del campione quando viene caricato;

∆h – incremento (diminuzione) della lunghezza del campione quando viene caricato.

Deformazioni tangenti causato dalle tensioni tangenziali (τ). La misura della deformazione tangenziale è la deformazione di taglio relativa (γ), che è determinata dalla formula:

γ =
l h 0 o

dove h o è l'altezza iniziale del campione;

s – l'entità dello spostamento sotto l'influenza delle sollecitazioni tangenziali.

Deformazioni volumetriche sono causati da un carico completo sul corpo. La misura della deformazione volumetrica è la deformazione volumetrica relativa (e v ), che è determinata dalla formula:

ev = VV

dove V è il volume iniziale del corpo;

V1 – volume corporeo ottenuto durante il carico;

V è la variazione assoluta di volume durante il carico.

V = V V − V1

V). Relazione tra tensioni e deformazioni del terreno

Uno dei problemi principali nella scienza del suolo (meccanica del suolo) è la creazione di una relazione tra sollecitazioni e deformazioni nei suoli.

IN In generale, questa relazione non è lineare e dipende da molti fattori. È impossibile tenere conto di tutti i fattori, quindi ad oggi non esiste un'equazione che descriva queste interazioni.

IN la scienza del suolo (meccanica del suolo) utilizza le equazioni di Hooke.

La legge di Hooke è scritta come segue:

– per deformazioni lineariσ = E·e, dove E è il modulo di Young (modulo di elasticità);

– per deformazioni tangenzialiτ = γ·G, dove G è il modulo di elasticità al taglio;

– per deformazioni volumetricheσ v = K·e V , dove K è il modulo di elasticità apparente.

In pratica, quando si prevede la stabilità delle strutture ingegneristiche, le deformazioni lineari e sono quelle più ampiamente utilizzate. Le tangenti e quelle volumetriche vengono utilizzate per risolvere problemi particolari. Pertanto, di seguito ci concentreremo sulle deformazioni lineari.

Deformazioni lineari

Quando viene applicato un carico esterno al terreno, in esso compaiono inizialmente deformazioni elastiche, poi plastiche e distruttive (Figura 7.6).

Unione Europea

e n e r

Figura 7.6 – Schema di formazione delle deformazioni elastiche (1), plastiche (2) e distruttive (3)

4. Deformazione elastica

Sotto deformazioni elastiche (volumetriche) del suolo sono intese come deformazioni

zioni che si ripristinano quando le forze che le causano vengono eliminate (rimosse) (Figura 7.7).

a) Il meccanismo della deformazione elastica successivo: quando il terreno è carico, in esso si formano tensioni normali e tangenziali. Le sollecitazioni normali causano un cambiamento nella distanza tra gli atomi del reticolo cristallino. Togliendo il carico si elimina la causa causata dalla variazione della distanza interatomica, gli atomi ritornano al loro posto originario e la deformazione scompare.

Se le sollecitazioni normali raggiungono i valori delle forze di legame interatomico (l'entità dei legami strutturali nel suolo), si verifica una fragile distruzione del suolo mediante strappo.

Struttura

Figura 7.7 – Schema della formazione delle deformazioni elastiche a livello di: 1 – cristallo; 2 – collegamento strutturale; 3 – suolo

La dipendenza grafica dello stress e della deformazione del suolo è mostrata nella Figura 7.8.

	earr.

Figura 7.8 – Dipendenza delle tensioni e delle deformazioni del terreno sotto carico OA e scarico AO

Dalla Figura 7.8 è chiaro che quando caricato, il terreno si deforma lungo il segmento OA secondo una dipendenza lineare. Una volta scaricato, il terreno ripristina completamente la sua forma, come evidenziato dal ramo di scarico AO, che ripete il ramo di carico OA.

Da qui la deformazione dell'earr. – è presente una parte elastica della deformazione totale.

b) Una misura delle deformazioni elasticheè il modulo elastico (modulo di Young), che è determinato dalla dipendenza (Figura 7.9):

E = σ

earr.

dove σ – tensione; e continua – deformazione relativa del suolo.

e continua

Figura 7.9 – Schema per la determinazione del modulo di Young

La misura delle deformazioni trasversali è il rapporto di Poisson, che è determinato dalla formula:

μ = e tras.

dove e attraverso – deformazioni trasversali relative.

e trad. = dd

e prod – deformazioni longitudinali relative.

e continua = hh

c) Metodo per la determinazione delle proprietà elastiche le razze includono:

– realizzare un campione sotto forma di cilindro con un rapporto di altezza ( h) al diametro (d) pari a 2 ÷ 4;

– caricamento del campione tramite una pressa;

– misurazione delle deformazioni longitudinali e trasversali in ogni fase di carico;

– calcolo degli indicatori.

5. Fattori che determinano le proprietà elastiche dei terreni

I principali fattori che determinano le proprietà elastiche delle rocce includono:

– fratturazione (porosità);

– collegamenti strutturali;

– composizione minerale.

Le deformazioni elastiche si manifestano in misura significativa nei terreni rocciosi; nei terreni dispersi hanno un'importanza subordinata. Pertanto, considereremo i fattori che influenzano le proprietà elastiche dei suoli in gruppi.

Suoli rocciosi

Nella maggior parte dei terreni rocciosi, la regione elastica viene mantenuta fino a sollecitazioni pari al 70–75% dello sforzo di rottura.

Frattura (porosità)

L’influenza della fratturazione e della porosità sulle proprietà elastiche dei suoli è significativa. La Figura 7.10 mostra la dipendenza del modulo elastico dalla porosità.

Figura 7.10 – Dipendenza del modulo elastico (E) di terreni di diversa composizione dalla porosità (n):

1 – migmatiti e granitoidi;

2 – graniti;

3 – gabbro e diabase;

4 – labradoriti;

5 – quarziti ferruginose;

6 – quarziti e arenarie;

7 – terreni carbonatici;

8, 9, 10 – effusivi basici, medi e acidi; 11 – tufi e brechki di tufo.

Dalla Figura 7.10 si vede che all'aumentare della porosità dall'1 al 20% il modulo elastico diminuisce di 8 volte. Un modello simile è tipico per i terreni fessurati (Figura 7.11). All'aumentare della fratturazione il modulo elastico E diminuisce di 3 volte.

Figura 7.11 – Dipendenza del modulo dinamico di elasticità (ED) dei suoli dal grado di disturbo tettonico:

I – leggermente fratturato;

II – moderatamente fratturato;

III – altamente fratturato;

1 – gabbro-doleriti;

2 – basalti di porfido;

3 – calcari, dolomiti, marne;

4 – arenarie, siltiti e argille;

5 – minerali di pirrotite-calcopirite.

Composizione minerale

I parametri elastici sono influenzati in modo piuttosto forte. A parità di altre condizioni, le costanti elastiche del suolo saranno tanto più alte quanto più alte saranno queste costanti per i minerali che formano le rocce.

Connessioni strutturali

Sono il fattore determinante, dopo la fratturazione, che influenza le proprietà elastiche dei terreni. Quindi, dentro terreni ignei, dove il cemento è la roccia madre del magma, il modulo elastico cambierà da E = 40÷ 160 GPa. IN metamorfico, dove il cemento è la roccia madre della ricristallizzazione, i valori del modulo elastico sono più bassi – E = 40÷120 GPa. IN rocce sedimentarie, dove il cemento è costituito da sali precipitati da soluzioni di infiltrazione, il valore del modulo è minimo - E = 0,5÷ 80 GPa (Figura 7.12).

Figura 7.12 – Rapporto tra il materiale delle connessioni strutturali rigide

E modulo di elasticità dei terreni rocciosi

U Nei terreni dispersi il modulo elastico è determinato principalmente dalla tipologia dei collegamenti strutturali (Figura 7.13). Quindi, nelle argille dure, con strutture rigide -

cioè legami, E = 100÷ 7600 MPa, in quelli fluido-plastici, dove praticamente non c'è connessione, il modulo è E = 2,7÷ 60 MPa, cioè E diminuisce di 30÷ 100 volte.

solido (rigido) fluido-plastico (acqua-caloidale)

Figura 7.13 – Relazione tra tipologie di legami strutturali e modulo elastico per l'argilla

I valori numerici di alcuni terreni rocciosi e semirocciosi sono riportati nella Tabella 7.1.

Tabella 7.1 – Valori delle caratteristiche delle proprietà elastiche di rocce e semirocce

	Modulo elastico,	Coefficiente incrociato
	103 MPa (Giovani)	ceppo (Poisson)
Calcare debole
L'arenaria è densa
Arenaria debole

1 mPa – 10 kgf/cm2

6. Meccanismo di deformazione plastica

Per deformazioni plastiche si intendono quelle deformazioni che non vengono ripristinate quando le forze che le causano vengono eliminate (rimosse) (Figura 7.14).

Nella forma classica, le deformazioni plastiche nei corpi elastici si formano come segue: quando il materiale viene caricato, in esso si verificano tensioni normali e tangenziali. Sotto l'influenza delle tensioni tangenziali, una parte del cristallo si muove rispetto all'altra. Quando il carico viene rimosso, questi movimenti permangono, cioè si verifica una deformazione plastica (vedere Figura 7.14). Le tensioni normali formano deformazioni elastiche.

Figura 7.14 – Schema di deformazione plastica e frattura duttile sotto l’influenza di tensioni tangenziali:

UN – reticolo non sollecitato;

B – deformazione elastica;

c – deformazione elastica e plastica; d – deformazione plastica;

d, f – frattura plastica (duttile) a seguito di taglio

Per corpo elastico si intende un materiale in cui non sono presenti pori o crepe. Ci sono sempre pori e crepe nel terreno. Pertanto, il meccanismo di formazione delle deformazioni plastiche è leggermente diverso da quello classico.

Quando i terreni, soprattutto quelli dispersi e molto porosi, vengono caricati, in essi si originano tensioni normali e tangenziali. Sotto l'influenza delle sollecitazioni normali, inizialmente si formano deformazioni elastiche (minori), quindi, a causa della riduzione dei pori nel terreno, le particelle del terreno si muovono l'una rispetto all'altra. Questi movimenti sotto l'influenza delle normali sollecitazioni terminano quando lo spazio dei pori si riempie di particelle di terreno. Dopodiché, secondo lo schema classico, entrano in gioco le tensioni tangenziali, che costituiscono la parte classica delle deformazioni plastiche.

	sigillo σ
	∆h1	∆h2
Figura 7.15 – Schema della formazione delle deformazioni plastiche nei terreni:
a – stato iniziale del terreno;
b – terreno sottoposto a sollecitazioni normali
	compattato (rimpicciolito) (σ compattato)
c – terreno (particelle) sotto l'influenza di sollecitazioni di taglio
	spostato (spostato).
Da qui la deformazione relativa totale (totale) del terreno:

e pieno = e totale =			ore 1 + ore 2
e conc. =			e s.p. =

Pertanto, nei terreni, le deformazioni plastiche (e p.) consistono in realtà in deformazioni compressive (e compress.) e vere e proprie deformazioni plastiche e.s.p. , cioè.

e p.=e comprimere. + e s.p. = e totale

Allo stesso tempo, la quota delle deformazioni plastiche effettive nella composizione di quelle totali è insignificante. Pertanto, in pratica, i geologi lavorano con la deformazione da compressione, che chiamiamo comprimibilità.

La compressibilità si riferisce alla capacità dei suoli di diminuire di volume (sediarsi) sotto l'influenza della pressione esterna (stress normali).

7. Costruzione di una curva di compressione

Gli indicatori di compressibilità sono determinati in laboratorio in condizioni unidimensionali.

problema noico (lineare). Come il tipo di prova del terreno, senza possibilità di espansione laterale, è chiamato compressione, e il dispositivo è chiamato contachilometri (Figura 7.16).

Figura 7.16 – Schema di un dispositivo di compressione (contachilometri) 1 – contachilometri, 2 – terreno, 3 – pistone, P – carico

Quando il terreno viene caricato in un dispositivo di compressione, il diametro del campione non cambia. Pertanto, la deformazione verticale relativa del terreno è uguale alla variazione relativa di volume, cioè

dove h 0 è l'altezza iniziale del campione di terreno;

h – variazione dell'altezza del campione sotto pressione; V 0 – volume iniziale del campione di terreno;

V – variazione del volume del campione sotto pressione.

Poiché la compattazione del suolo avviene principalmente a causa di una diminuzione del volume dei pori, la deformazione compressiva del suolo si esprime attraverso una variazione del valore del coefficiente di porosità (Figura 7.17).

V = V0 − V1

h = h0

-h

V n = ε 0 V c

Oh

=ε 1 Vc

Acqua

V0 = Vc(1 + ε0)

V c (1+ ε 1 )

Figura 7.17 – Variazione del volume dei pori nel suolo durante la compressione:

UN – condizioni originali;

B – dopo la compressione;

Vn – volume dei pori;

Vс – volume dello scheletro del suolo;

ε0, ε1 – coefficienti di porosità iniziale e dopo compressione; h0 è l'altezza iniziale del campione;

h è l'altezza del campione dopo la compressione;

h – variazione dell'altezza del campione sotto pressione.

Ricordiamo che il coefficiente di porosità è un indicatore che caratterizza il rapporto tra il volume dei pori (Vn) e il volume della parte minerale del suolo (Vc).

Utilizzando lo stesso schema, viene calcolato il volume del campione sotto carico (V1):

V1 = Vc(1 + ε1)

Sostituendo nell'espressione (1) il valore dei volumi del campione prima dell'esperimento e dopo l'esperimento (4) e (5), otteniamo:

	h = h	V = h		V c (1+ ε 0 ) − V c (1+ ε 1 )	H ε 0 − ε 1
				V c (1+ ε 0 )
	0 V0				0 1 + ε 0

Dalla formula (6) si ottiene un'espressione per il coefficiente di porosità del terreno corrispondente ad un dato livello di carico (ε p):

		εp = ε0			(1+ ε 0 ) = ε 0 − e (1+ ε 0 ),
dove e =		– deformazione verticale relativa del terreno per un dato

pressione P, ε 0 – coefficiente di porosità iniziale.

Conoscendo i coefficienti di porosità (o relative deformazioni) del terreno ai corrispondenti livelli di carico, è possibile costruire una curva di compressione (Figura 7.18).

ε = ρ s − ρ d

ρd

dove ρ s – densità delle particelle;

ρ d – densità del terreno asciutto.

ε 1 A

				P, kgf/cm2

Figura 7.18 – Curva di compressione basata sul coefficiente di porosità e sui dati di carico

8. Indicatori che caratterizzano la comprimibilità dei suoli

La compressibilità a compressione dei terreni può essere caratterizzata da diversi indicatori: coefficiente di compressibilità (a), modulo di cedimento (ep) e modulo di deformazione totale (E0).

Coefficiente di compressibilità (a) è definito come segue. Per piccoli intervalli di pressione(1–3 nodi/cm2 ) curva di compressione tra punti A e B sostituire con una linea retta, quindi:

		ε1 − ε2
			−P

dove ε e P sono gli intervalli di misura di ε e P.

Come si può vedere dall'equazione, il coefficiente di compressione caratterizza la diminuzione della porosità con un aumento della pressione di un'unità.

Modulo di deformazione totale (E 0) caratterizza anche la diminuzione della porosità quando il terreno è caricato ed è determinata da:

E 0 = β 1 + un ε 0 ,

dove ε 0 è il coefficiente di porosità iniziale; a – coefficiente di compressibilità;

β – coefficiente dipendente dall’espansione laterale del terreno

E approssimativamente uguale per le sabbie – 0,8; per terriccio sabbioso – 0,7; per argille – 0,5 e per argille – 0,4.

Il modulo di deformazione totale può essere ottenuto utilizzando la legge di Hooke:

E = σe

Per fare ciò, viene costruita una curva di compressione basata sui dati di deformazione relativa (e) e carico (tensione) (Figura 7.19).

e = hh

e1e2

Figura 7.19 – Curva di compressione costruita

in base alla deformazione verticale relativa (e) e al carico

Il calcolo di E 0 viene effettuato in base alla dipendenza

E0 =	P2-P1
	e1 − e2

La tabella 7.1 riporta alcuni valori di Etot. modulo di deformazione totale.

Tabella 7.1 – Modulo di deformazione generale di vari tipi di rocce in funzione dei risultati delle prove sperimentali sul campo

		Modulo di deformazione
		103MPa	nodi/cm2 *
	Centrale idroelettrica di Krasnoyarsk
Graniti a frattura media
I graniti sono altamente fratturati
Graniti della zona alterata	Centrale idroelettrica di Dneprodzerzhinsk
	Cabril, Portogallo
	Canisada, Portogallo
	Castelo do Bodi, Portogallo
Graniti a grana grossa	Salamondi, Portogallo
	Centrale idroelettrica di Bratsk
Diabase della zona esposta agli agenti atmosferici
	Arges Corbeni, Romania
Arenarie dell'Ordoviciano	Centrale idroelettrica di Bratsk
Calcari del Cretaceo superiore	Centrale idroelettrica di Chirkey
Calcari bituminosi,	Kasseb, Tunisia
Paleogene medio
Porfiriti devoniane	Taloresskaja HPP
Basalti	Corsa dei tori, Stati Uniti
Lave di tufo quaternario	Zelanda
Argille marnose della fase Tatariana	Gorkovskaja HPP

* – 1 MPa – 10 nodi/cm2

Modulo di cedimento (comprimibilità)

Nella pratica di calcolo, il valore della deformazione verticale relativa viene spesso utilizzato direttamente come misura di comprimibilità:

e p = 1000 h h mm/m.

Il valore e p è chiamato modulo di cedimento e rappresenta l'entità della compressione in millimetri di una colonna di terreno alta 1 m quando ad essa viene applicato un carico aggiuntivo P.

h – diminuzione dell'altezza del campione alla pressione P, mm. h 0 – altezza iniziale del campione, mm.

Sulla base delle definizioni del modulo di cedimento, viene costruita una curva della dipendenza del modulo di cedimento dalla pressione (Figura 7.20), che consente di trovare rapidamente il valore di cedimento di uno spessore del terreno con uno spessore di 1 m ad una determinata pressione .

Modulo di cedimento ep in mm/m

	ep = f(Pn)

Pressione verticale Pn, in kg/cm2

Figura 7.20 – Curva della dipendenza del modulo di cedimento dalla pressione

9. Consolidamento del terreno

La compattazione del terreno argilloso e saturo d'acqua nel tempo sotto carico costante è chiamata consolidamento. Conoscenza del processo di consolidamento

La selezione dei terreni argillosi è necessaria per una corretta previsione della velocità di cedimento delle strutture.

Meccanismo di consolidamento

Nel caso generale, quando viene applicato un carico esterno ad un terreno saturo d'acqua, si verifica inizialmente una compressione istantanea a causa delle deformazioni elastiche dell'acqua interstiziale e dello scheletro del terreno, quindi inizia il processo di consolidamento (primario) di filtrazione, dovuto alla spremitura di acqua dai pori del terreno, dopo di che inizia il processo di consolidamento secondario del terreno, determinato dal lento spostamento delle particelle l'una rispetto all'altra in condizioni di leggera spremitura dell'acqua dai pori del terreno (Figura 7.21).

Figura 7.22 – Vista generale della curva di consolidamento del terreno argilloso saturo d'acqua (σ z = const):

0-1 – compressione istantanea; 1-2 – filtrazione (primaria) consolidamento; 2-3 – consolidamento secondario.

La Figura 7.22 mostra una vista generale del consolidamento del terreno argilloso saturo d'acqua a σ = const.

Uno dei parametri di consolidamento del terreno è il coefficiente di consolidamento (Cv), che caratterizza la velocità del processo di compattazione, determinato dalla formula:

con v = K f (1+ e) / aρ in

dove Kf è il coefficiente di filtrazione;

e – coefficiente di porosità;

UN – coefficiente di comprimibilità;

ρ in – densità dell'acqua; cv si misura in cm2/s.

Un elevato tasso di consolidamento (alti valori di cv - circa 10-2...10-3 cm2/s) è caratteristico dei terreni grossolani (clastici grossolani e fini). Le sabbie si compattano molto più velocemente delle argille, poiché hanno coefficienti di filtrazione più elevati. Il consolidamento dei terreni altamente dispersi procede più lentamente (bassi valori di cv ≈ 10-5 ... 10-6 cm2 / s), poiché le argille hanno bassi coefficienti di filtrazione, la spremitura dell'acqua legata in esse avviene lentamente e con difficoltà, causando i cosiddetti assestamenti di strutture a lungo termine o “secolari” (Figura 7.23). La durata di tali precipitazioni può essere di diversi anni.

Figura 7.23 – Cestamento a lungo termine dello strato di limo alla base della Kakhovskaya HPP

1-6 – limo in diverse parti della diga

10. Concetto di pressione effettiva e neutra

Quando si prevede l’assestamento di una massa di terreno, l’entità della pressione esterna è uno dei parametri più importanti.

Durante il processo di compattazione dei terreni argillosi saturi d'acqua, allo scheletro del terreno non viene trasferito l'intero carico esterno, ma solo una parte, denominata pressione effettiva (Pz).

La seconda parte dei carichi (Pw) ha lo scopo di spremere l'acqua dal terreno, chiamata pressione neutra o pressione interstiziale. Quindi la pressione totale:

P = Pz + Pw

Il concetto di pressione effettiva e neutra si applica anche a qualsiasi sollecitazione normale agente nei terreni saturi d'acqua. In generale puoi scrivere:

σ = σ + e

σ = σ − e

cioè, lo stress efficace σ in qualsiasi punto del terreno saturo d'acqua è uguale alla differenza tra lo stress totale σ e quello neutro.

11. Metodo di determinazione

Per studiare la comprimibilità dei suoli si utilizza attualmente un dispositivo come il dispositivo Terzaghi (Figura 7.24), con pareti metalliche rigide che impediscono l'espansione laterale del campione quando viene compresso da un carico verticale. Questi sono i cosiddetti contachilometri.

Figura 7.24 – Anelli di Terzaghi

Lo studio della resistenza del terreno alla compressione viene effettuato in condizioni prossime alle condizioni operative del terreno a seguito della costruzione della struttura.

Il carico sul dispositivo per trasferire la pressione al campione viene eseguito in più fasi. Il primo carico durante le prove standard di campioni con una struttura indisturbata dovrebbe essere uguale a quello naturale, cioè il peso degli strati rocciosi che si trovano sopra il sito di campionamento.

La pressione naturale di uno strato omogeneo che si trova al di sopra del livello della falda freatica viene calcolata utilizzando la formula:

ρir. = 0,1 N·kg/cm2.

Il carico massimo per terreni con struttura indisturbata dovrebbe essere di 1–2 kg/cm2 maggiore della somma del carico di progetto della struttura e della pressione dell'ammasso roccioso sovrastante.

Ciascun livello di pressione applicato al campione di terreno viene mantenuto fino a quando la deformazione non viene condizionatamente stabilizzata. Per stabilizzazione condizionale della deformazione si intende un valore di compressione non superiore a 0,01 mm nel tempo:

– 30 minuti. – per terreni sabbiosi;

– 3 ore – per terriccio sabbioso;

– 12 ore – per argille e argille.

L'assestamento del campione durante la prova viene determinato utilizzando un comparatore con un valore di divisione di 0,01 mm situato sullo strumento.

Pertanto, le proprietà di deformazione dei terreni in generale possono essere caratterizzate dal modulo di deformazione.

Nella regione di compressione lineare, la deformazione dei terreni, come qualsiasi altro materiale, è caratterizzata dal modulo di deformazione E e un coefficiente di espansione laterale ν, chiamato rapporto di Poisson. Sotto le fondazioni, l'espansione laterale del terreno è vincolata dalla massa circostante e ha scarso effetto sulla deformazione della fondazione. L'indicatore principale della deformazione dovrebbe essere considerato il modulo di deformazione, che è coefficiente empirico nella formula di Hooke nota dalla resistenza dei materiali. Per materiali omogenei, valori sperimentali E hanno una piccola dispersione e sono considerati costanti. La comprimibilità dei suoli all'interno di uno strato (IGE) varia in un ampio intervallo. Pertanto, i loro moduli di deformazione vengono determinati in ciascun cantiere in base ai risultati di diversi tipi campo, laboratorio test, o secondo gli indicatori delle condizioni fisiche. Il metodo di prova viene selezionato in base al livello di responsabilità dell'edificio da progettare.

Prove sul campo i terreni vengono solitamente eseguiti utilizzando un timbro di inventario, che è un modello della fondazione. L'attrezzatura, gli strumenti di misura utilizzati in condizioni sul campo, la procedura per condurre test ed elaborare i risultati delle misurazioni sono descritti in GOST 20276-99. Il francobollo 1 (Fig. 3.1) è installato in una fossa o in una miniera, saldamente ancorato alla superficie della massa del terreno e caricato in fasi di carico separate da un martinetto idraulico 3, appoggiato sulla trave di ancoraggio 5 collegata ai blocchi 4, o pezzo carichi. I livelli di carico vengono adottati in base al tipo e alle condizioni del terreno e vengono mantenuti fino alla stabilizzazione dell'assestamento della fondazione. L'assestamento viene misurato mediante deflettometri o, più convenientemente, indicatori 7 montati su una base fissa 8. I progetti degli impianti di caricamento dello stampo e lo schema di misurazione dell'assestamento possono essere diversi. Sulla base dei risultati del test, viene costruito un grafico (Fig. 3.2), sull'asse orizzontale del quale sono indicate le pressioni, e sull'asse verticale sono tracciati gli assestamenti misurati del timbro. Una curva empirica costruita a partire da punti sperimentali rappresenta spesso una linea spezzata che in un certo intervallo di pressione ∆р, tenendo conto di un piccolo errore, è sostituita da una linea retta media costruita con il metodo dei minimi quadrati o con il metodo grafico. Per i valori iniziali r g e s 0 (il primo punto incluso nella media) prende la pressione dal peso proprio del terreno alla profondità di installazione del timbro e il corrispondente cedimento; e per i valori finali r k E s a- valori di pressione e precipitazione corrispondenti ad un punto su un tratto rettilineo del grafico. Il numero di punti inclusi nella media deve essere almeno tre. Modulo di deformazione del terreno E calcolato per la sezione lineare del grafico utilizzando la formula

(3.1)

Dove v- coefficiente di Poisson, assunto pari a 0,27 per terreni grossolani; 0,30 - per sabbie e argille sabbiose; 0,35 - per argille; 0,42 - per argille;

A 1 - coefficiente assunto pari a 0,79 per un francobollo tondo rigido;

D– diametro della matrice.

Altre designazioni sono mostrate in Fig. 3.2.

Secondo gli standard di progettazione SNiP 2.02.01-83*, il numero di esperimenti per ciascun elemento ingegneristico-geologico selezionato deve essere almeno 3. I moduli di deformazione del terreno calcolati utilizzando la formula (3.1) sono i più affidabili. Lo svantaggio di questo metodo è che il costo del test degli stampi è relativamente elevato.

Test di laboratorio. In condizioni di laboratorio, i campioni di terreno vengono testati in dispositivi che solitamente escludono l'espansione laterale. Questo metodo di prova è comunemente chiamato compressione compressione, e la progettazione di strumenti per prove con strumenti di compressione o contachilometri. La struttura del contachilometri è mostrata in Fig. 3.3, la procedura di prova è stabilita in GOST 12248-96. Un campione di terreno di prova 11, racchiuso in un anello di lavoro 3, è installato nel dispositivo su un rivestimento perforato 6. Sopra di esso è posizionato un timbro metallico perforato 5, progettato per distribuire uniformemente la forza N, trasmesso al campione utilizzando uno speciale dispositivo di caricamento. Sotto l'influenza della pressione, che aumenta con incrementi di 0,0125 MPa o più, il timbro si deposita a causa della compressione del campione. Il suo movimento, che dura a lungo, viene misurato da due indicatori 8 con una precisione di 0,01 mm. Quando il campione viene compresso, il volume dei pori del terreno diminuisce e da essi viene spremuta l'acqua, che viene drenata attraverso i fori nel timbro e nel rivestimento.

La compattazione del suolo è solitamente caratterizzata da una diminuzione del coefficiente di porosità. Valore iniziale del coefficiente di porosità e o è determinato dalla formula riportata nella tabella. 1.3. Ad ogni fase di carico, il coefficiente di porosità viene calcolato utilizzando la formula

e io = e 0 -(1+e0) (3.2)

Dove sì io– la quantità di movimento misurato (assestamento) del timbro sotto pressione p i;

H– altezza del campione di terreno.

Le variazioni del coefficiente in funzione della pressione sono mostrate in Fig. 3.4. I punti sperimentali sul grafico sono collegati da linee rette. La dipendenza empirica costruita nel caso generale rappresenta una linea spezzata, come di solito viene chiamata curva di compressione. Per range di pressione da pH Prima r k, secondo le stesse considerazioni fatte per le prove di timbro, il tratto della curva di compressione viene sostituito da una retta. Questa sostituzione permette di calcolare il parametro di deformabilità, chiamato coefficiente di compressibilità T 0:

t0 = (3.3)

Nel suo significato, il coefficiente di compressibilità è la tangente dell'angolo di inclinazione della linea retta media rispetto all'asse orizzontale.

Il modulo di deformazione è determinato dal coefficiente di compressibilità dall'espressione:

E k = (3.4)

Dove β – coefficiente dipendente dal coefficiente di dilatazione laterale ν, si calcola con la formula

Dove v- coefficiente di deformazione trasversale, assunto pari a: 0,30-0,35 - per sabbie e argille sabbiose; 0,35-0,37 - per argille; 0,2¾0,3 a I L < 0; 0,3¾0,38 при 0 £ I L£ 0,25; 0,38¾0,45 a 0,25< I L£ 1,0 - per le argille (valori inferiori v accettato per una maggiore densità del suolo).

Poiché i terreni sono eterogenei, i moduli di deformazione degli strati di terreno si trovano come media dei risultati di almeno 6 esperimenti.

Per una serie di ragioni, la grandezza E k risultano notevolmente sottostimati. Per gli edifici di I e II livello di responsabilità, i valori del modulo di deformazione, stabiliti sulla base dei risultati delle prove di compressione, sono determinati dalla formula

E = tk Ek (3.6)

Coefficiente empirico t a trovato confrontando i test sul campo degli stampi con i test di laboratorio.

t a = (3.7)

Valori t a per terreni di diverso tipo e condizioni variano entro un ampio intervallo. I loro valori approssimativi nella pratica sono presi dalla tabella. 5.1 dell'insieme delle regole per la progettazione e la costruzione delle fondazioni SP 50-101-1004, o secondo tabelle compilate per le condizioni del suolo delle singole regioni.

I campioni di terreno possono essere testati in condizioni di laboratorio utilizzando uno schema di compressione triassiale più complesso. La procedura di test è stabilita in GOST 12248-96. Tali prove consentono di stabilire non solo il modulo di deformazione, ma anche le caratteristiche di resistenza descritte nel capitolo. 5. In pratica, i test triassiali non sono ampiamente utilizzati. Le difficoltà nella loro realizzazione aumentano e i valori risultanti del modulo di deformazione necessitano di essere corretti, come nelle prove di compressione.

Molti dati sui terreni naturali consentono di ottenere test di sondaggio statico secondo GOST 19912-2001. Le sonde moderne sono costituite da un accoppiamento a frizione e da una punta (cono). Il sondaggio viene effettuato premendo la sonda nella massa del terreno con contemporanea misurazione della resistenza in modo continuo o ogni 0,2 m fs E qc(Fig. 3.5), che può essere registrato su un disco magnetico ed elaborato su un computer. Insieme alla perforazione e ad altri tipi di prove, il sondaggio statico consente di risolvere molti problemi in modo più affidabile. Questi includono le seguenti domande:

identificazione degli elementi geologici ingegneristici (EGE) e definizione dei loro confini;

valutazione della variabilità spaziale della composizione e delle proprietà del suolo;

valutazione quantitativa delle caratteristiche fisiche e meccaniche dei terreni.

La valutazione quantitativa del modulo di deformazione e di altri indicatori delle proprietà fisiche e meccaniche dei suoli viene effettuata sulla base di relazioni statistiche ben fondate tra loro e indicatori di resistenza del suolo alla penetrazione della sonda. In genere viene utilizzata una dipendenza del modulo E=f(qc). È consigliabile stabilire i parametri di tale dipendenza per i tipi di suolo regionali. Se disponibile, il sondaggio statico può ridurre significativamente il costo delle analisi del terreno.

Per trovare il modulo di deformazione si continua ad utilizzare l'apertura, in base alla sua relazione con gli indicatori dello stato fisico. La connessione è di natura probabilistica. Tuttavia, sulla base di esso, sono state compilate delle tabelle da cui viene ricavato il modulo di deformazione per terreni argillosi di varia origine in base all'indice di fluidità I L e coefficiente di porosità e. Per i terreni sciolti il ​​modulo di deformazione si ricava dalla composizione granulometrica e dal coefficiente di porosità e. Le tabelle sono fornite negli standard di progettazione, nei codici di condotta, nei libri di consultazione e sono di natura consultiva. Possono essere utilizzati solo per calcoli preliminari.

Domande di autotest.

1 Quali indicatori caratterizzano la deformazione dei suoli nella regione di compressione lineare?

2. Cosa significa modulo di deformazione del terreno?

3. Quali prove vengono effettuate per determinare il modulo di deformazione?

4. Quante prove allo stampo devono essere effettuate per determinare il modulo di deformazione di uno strato omogeneo (IGE)?

5. Quante prove di compressione dovrebbero essere effettuate per determinare il modulo di deformazione dell'IGE?

6. Come vengono corretti i risultati dei test di compressione del terreno?

7. L'essenza del sondaggio statico del terreno.

8. È possibile calcolare il modulo di deformazione del suolo in base agli indicatori delle condizioni fisiche?

ARGOMENTO 4

Calcolo del cedimento di fondazione.

Il calcolo dei cedimenti delle fondazioni nella pratica ingegneristica si basa sulla soluzione di Hooke per determinare l'accorciamento o l'allungamento di un'asta elastica caricata con una forza assiale.

Quando si applica la forza N accorciare l'asta (Fig. 4.1 UN), come segue dalla teoria di Hooke, viene calcolato dall'espressione

S = N L/A E.

Se lo accettiamo σ=N/D(UN– area della sezione trasversale dell’asta) , Quello

S = σL/E. (4.1)

Lavoro σL in questa formula ha un significato geometrico semplice, intendendo, in sostanza, l'area di un diagramma di sollecitazione rettangolare.

Per analogia con l'asta di sedimento di fondazione S(figura 4.1 B) è inteso come un accorciamento di alcuni assegnati condizionatamente sotto la base di una colonna di terreno con un'altezza Naso. Calcolo del suo valore S secondo la formula (4.1) è complicato dalle seguenti circostanze: stress σz sono distribuiti in modo non uniforme lungo le sezioni orizzontali e lungo l'altezza della colonna (i diagrammi di sollecitazione lungo di essi sono curvilinei); altezza del palo Naso, poiché non può essere misurato, deve essere trovato in qualche modo; entro Naso Potrebbero esserci strati di diversa comprimibilità. I problemi elencati vengono risolti approssimativamente nel calcolo ingegneristico degli assestamenti utilizzando il metodo di sommatoria strato per strato.

L'essenza del metodo è che l'insediamento di base S calcolato sulla base della formula (4.1) come somma delle deformazioni di sezioni di comprimibilità omogenee in cui la massa del terreno è suddivisa dalla base al limite inferiore dello spessore comprimibile. Questa tecnica è simile al noto metodo per la determinazione approssimativa delle aree delle figure curvilinee.

Il calcolo viene eseguito nella seguente sequenza.

· Determinare la pressione a livello della base delle fondazioni dal peso proprio del terreno:

σzg= g 1 d 1 (4.2)

· Determinare la pressione aggiuntiva derivante dal carico sulla fondazione che si forma sotto la suola in eccesso rispetto alla pressione dovuta al peso proprio del terreno:

p o = pH –σzg (4.3)

· La massa di terreno sotto la suola è convenzionalmente suddivisa in sezioni di comprimibilità omogenea (Fig. 4.2) con spessore CIAO£ 0.4b. Se all'interno di un'area elementare è presente un confine tra strati di terreno, allora l'area viene divisa in due parti lungo di essa (nella figura il punto 2 è preso al confine tra IGE 1 e IGE 2).

Ulteriori sollecitazioni vengono calcolate nei punti sui confini delle sezioni

σzi = a r o, (4.4)

dove a è il coefficiente preso secondo la tabella. 2,3 a seconda delle proporzioni della suola H =libbre e la profondità relativa del punto ξ =2z io/b (z io– distanza dalla base della fondazione al punto in questione, io - numero di punti) e lo stress derivante dal peso proprio del terreno

σ zqi = σzg+∑ciao ciao. (4.5)

· Trovare la posizione del limite dello spessore compattato, verificando la condizione empirica

σzi ≈ kσzqi, (4.6)

Dove K=0,2 al modulo di deformazione E≥5 MPa e K=0,1 a E< 5MPa.

La discrepanza tra le parti destra e sinistra della condizione non è consentita più di 5 kPa.

· In base ai valori di sollecitazione calcolati nei punti si costruisce un diagramma delle sollecitazioni (Fig. 4.3) e si calcolano le pressioni medie σ z con i per tutte le aree all'interno dello spessore comprimibile

σ z con i = (σz(i-1) +σzi)/2, (4.7)

Dove σz(i-1) E σzi– pressione ai limiti superiore e inferiore io-th complotto.

· Calcolare il cedimento della fondazione come somma delle deformazioni delle sezioni elementari che vanno dalla base al limite dello spessore comprimibile

S= 0,8å σ z con i h i / E io. (4.8)

In questa formula, la somma dei prodotti å σ z con i h i indica l'area approssimativa del diagramma di sollecitazione curvo.

I dati iniziali sulla profondità della fondazione e le dimensioni della base delle fondazioni necessarie per eseguire i calcoli sono indicati in Tabella. 4.1.

Tabella 4.1

Dati della fondazione	Numero dell'opzione
Profondità di posa d1 , M	1.5	2.8	2.1	2.4	1.8		2.5	3.3		2.9	2.3	3.1	2.2
Pressione, kPa
larghezza B M	1.6	2.4	2.1	2.7	1.8	1.5	2.3	1.6	1.9	2.2	2.9		3.2
lunghezza l, M	2.4		2.7	3.3	2.4	2.1	3.4		3.2	2.8	4.1	4.5	4.2
Larghezza B M	1.6	2.4	2.1	2.7	1.8	1.5	2.3	1.6	1.9	2.2	2.9		3.2
Dati della fondazione	Numero dell'opzione
Profondità di posa d1 , M	3.1	2.2	2.5	3.3		2.9	2.3	3.1	2.2	1.5	2.8	2.1	2.4
Pressione, kPa
Dimensioni della base di una fondazione separata, m
larghezza B M	2.5	3.3		2.9	1.5	2.8	2.1	2.3	3.1	2.2	2.7	1.8	1.5
lunghezza l, M	3.3	4.2	2.4	3,6	2.7	3.3	2.4		4.5	4.5	4.1	1.8	2.1
Dimensioni della fondazione a strisce
Larghezza B M	2.5	3.3		2.9	1.5	2.8	2.1	2.3	3.1	2.2	2.7	1.8	1.5

Presenza, numero di strati di suolo (IGE), valori degli indicatori IGE vengono presi per una determinata opzione secondo la Fig. 1, tabella. 1 e tabella 2.

Le pressioni al suolo indicate nella Tabella 4.1 si applicano alle fondazioni singole e a strisce.

Quando studi un argomento da solo, dovresti eseguire calcoli di cedimento per fondazioni individuali e a strisce.

Esempio 4.1.

b = 1,8 m, l = 2,5 m, d 1 = 1,8 m, pH = 240 kPa. Le informazioni sui suoli sono fornite in Fig. 4.3.

Pressione interna a livello di fondazione

σzg= g 1 d 1= 19*1,8 = 34,2 kPa.

Ulteriore pressione sotto la base della fondazione

p o = pH –σzg = 240 – 34,2 = 205,8 kPa.

Spessore dello strato elementare

h=0,4b=0,4 *1,8 = 0,72 m.

Proporzioni della base della fondazione

H = l/b =2,5 / 1,8 = 1,39 ≈1,4.

1° punto (io = 1), z1 = 0,72 m;

X=2z1/b = 2*0,72 /1,8 = 0,8, a= 0,848;

σz1=a r o = 0.848 *205,8 = 174,5 kPa.

σzс1 = (205,8 + 174,5) / 2 = 190,15 kPa;

Stress dovuto al peso proprio del terreno

σzq1 = σzg+h 1 g 1.= 34,2 + 0,72 *19 = 47,88 kPa.

2° punto(io = 2). Se questo punto viene preso 0,72 m più in basso, sarà nel 2° strato. Poiché l'area deve avere comprimibilità uniforme, il punto dovrebbe essere posizionato sul confine tra gli strati. Pertanto la distanza dalla base al punto sarà z 2 = 1,05 m, e lo spessore del secondo tratto sarà

h2 = 1,05 – 072 = 0,33 m:

X = 2 *1,05 / 1,8 = 1,17 , a=0,694,

σz2= 0,694 *205,8 = 142,8 kPa,

σzс2 = (174,5 + 142,8)/2=158,6 kPa,

σzq2 = 47,88 + 0,33 *19 = 54,15 kPa.

3° punto(io = 3). Per comodità di utilizzo della tabella, per evitare interpolazioni nel trovare i valori di a da essa, prendiamo z 3 = 1,44 m Lo spessore della terza sezione sarà h 3 =1,44 – 1,05 = 0,39 metri.

x = 2*1,44/ 1,8 =1,6; a=0,532;

σz3 = 0,532 *205,8 = 109,5 kPa;

σ z с3 =(142,8+109,5)/2 = 126,1 kPa;

σzq3 =54,15+0,39*20,3 = 62,1 kPa.

4° punto(io = 4). Spessore della sezione 0,72 m, z = 2,16 m.

X = 2 *2,16 / 1,8 = 2,4 ; a=0,325;

σz4= 0,325*205,8 = 66,9 kPa;

σzñ4 = (109,5 + 66,9)/2 = 88,2;

σzq4 = 62,1+ 0,72*20,3 = 76,7 kPa.

Per i punti situati sotto, le tensioni vengono calcolate in modo simile. I risultati di tutti i calcoli eseguiti sono riportati nella tabella. 4.2.

Al 7° punto, le parti sinistra e destra della condizione σ zi ≈0,2σ zqi (evidenziate in grigio nella tabella) differiscono di 2,39 kPa, meno di 5 kPa. Pertanto il confine della zona compattata può essere rilevato in questo punto ad una profondità di 4,32 m dalla base della fondazione. I terreni all'interno di questa profondità sono le fondamenta.

Tabella 4.2

Numero del punto	Numero di strato	Z V M	CIAO V M	x=2 z/b	UN	σzi in kPa	σ zс i in kPa	σzq in kPa	0,2σzq in kPa
					1,000	205,8		34,2	-
	0,72	0,72	0,8	0,848	174,5	190,1	47,88	9,6
	1,05	0,33	1,17	0,694	142,8	158,6	54,15	10,83
		1,44	0,39	1,6	0,532	109,5	126,1	62,1	12,42
	2,16	0,72	2,4	0,325	66,9	88,2	76,7	15,34
	2,88	0,72	3,2	0,21	43,22	55,06	91,3	18,26
	3,6	0,72	4,0	0,145	29,8	36,51	105,9	21,18
		4,32	0,72	4,8	0,105	21,61	25,7	120,0	24,0

La bozza è

ѕ= 0,8[(190,1 *0,72+158,6 *0,33)/7200+(126,1 *0,39+88,2 *0,72+55,06 *0,72+36,51 *0,72)/12000 ++25,7 *0,72/16000] = 0,034 m.=3,4 cm.

Il cedimento della fondazione a nastro viene calcolato nella stessa sequenza. A parità di pressione al suolo e di stessa larghezza della suola, la precipitazione calcolata risulta essere diversa. Per scoprirne il motivo confrontare i diagrammi di sollecitazione.

Conclusione.

Non va trascurato che la colonna di terreno individuata sotto le fondazioni è un modello di fondazione, le cui deformazioni sono stabilite sulla base di ipotesi circa la distribuzione delle tensioni nella massa del terreno, l'ubicazione del limite della zona deformabile e la comprimibilità dei terreni. A causa delle semplificazioni adottate, i parametri del modello utilizzati nei calcoli differiscono dai parametri del terreno reale. Di conseguenza, i cedimenti calcolati nella pratica normalmente non coincidono con i cedimenti effettivi delle fondazioni. I calcoli dei cedimenti utilizzando il metodo della sommatoria strato per strato sono quindi approssimativi.

Il metodo della sommatoria strato per strato, utilizzando il metodo del punto d'angolo per la determinazione delle tensioni, può essere utilizzato per determinare l'assestamento delle fondazioni adiacenti.

È opportuno tenere presente che i cedimenti delle fondazioni non si verificano immediatamente dopo l'applicazione di un carico, ma aumentano lentamente nel tempo. La durata della deformazione del suolo può essere calcolata approssimativamente o ricavata dalle osservazioni.

Domande di autotest.

1. Quale soluzione viene utilizzata come base per il calcolo del progetto?

2. Quali difficoltà sorgono nel calcolo della liquidazione della fondazione?

3. In quale sequenza viene calcolata la liquidazione?

4. Come viene determinata la posizione del confine della zona compattata?

5. Come viene presa in considerazione la diversa comprimibilità dei terreni di fondazione?

6. Qual è l'affidabilità del metodo di sommatoria strato per strato?