Podstawy dla mostów (z diagramem)

A. Płytkie podstawy:

Płytkie fundamenty są zwykle definiowane jako te, których głębokości są mniejsze niż ich szerokości. Fundamenty muru, masywnego betonu lub pirsów RC i przyczółki o mniejszych wysokościach, które mają stosunkowo mniejsze przęsła i nie mają żadnej możliwości przeszukiwania, są zwykle płytkie.

W przypadkach, w których materiały podłoża są takie, że nośność bezpieczna jest bardzo niska na płytkiej głębokości, tego rodzaju fundamenty, choć w innym przypadku odpowiednie, mogą nie być wskazane i można do nich użyć głębokiego fundamentu.

Projekt podstawy :

Jeżeli podstawa fundamentowa jest poddawana tylko obciążeniu bezpośredniemu, ciśnienie fundamentu można uzyskać dzieląc ładunek z obszarem tratwy.

Jeśli jednak poddany jest on chwilowemu obciążeniu oprócz obciążenia bezpośredniego, to maksymalne i minimalne naciski fundamentu są obliczane jak poniżej:

W przypadku podstawy prostokątnej nie powstanie żadne naprężenie w fundamencie, jeśli wynik połączonego efektu bezpośredniego obciążenia i momentu pozostaje w środkowej trzeciej części podstawy. Jeśli wynik wypadnie tylko w środkowej trzeciej linii, maksymalne ciśnienie fundamentu w tym przypadku jest równe dwukrotności ciśnienia bezpośredniego i minimum równego zeru.

Gdy wypadkowa przekroczy środkową trzecią linię, powstaje napięcie i dlatego cała powierzchnia fundamentu nie pozostaje skuteczna w podtrzymywaniu obciążającego go ładunku.

Równanie (21.1) nie zachowuje ważności przy szacowaniu maksymalnego nacisku fundamentu, który można wykonać zgodnie z wyjaśnieniem poniżej:

Punkt zastosowania wypadki znajduje się w odległości "a" od palca. Aby nie tworzyć warunków naprężenia na zmodyfikowanej szerokości efektywnej, wynik musi przejść przez środkową trzecią linię, a zatem efektywna szerokość musi być równa "3a", aby spełnić trzeci środkowy warunek.

Całkowite ciśnienie fundamentu na metr długości stopy musi być równe obciążeniu pionowemu P, tj. Obciążeniu wchodzącemu na stopę na metr długości.

Zakładając jeden metr ściany

Zasadniczo w fundamentach spoczywających na glebie nie można napinać. Gdy fundament opiera się na skale, dopuszczalne jest naprężenie pod warunkiem, że maksymalne ciśnienie na fundamencie jest obliczane na podstawie rzeczywistej powierzchni przenoszącej obciążenie, zgodnie z równaniem (21.3). W tym przypadku tratwa fundamentowa wymaga odpowiedniego zakotwienia ze skałą fundamentową za pomocą kołków ustalających.

Stabilność konstrukcji pod względem ślizgania i przewracania powinna być sprawdzona w związku ze względami konstrukcyjnymi dla przyczółków. Adekwatność ławicy może być sprawdzona pod względem momentów i nożyc, biorąc pod uwagę reakcję gleby w podłożu, jak określono za pomocą poprzednio opisanej metody i wagę gleby nad podstawą, jeżeli druga uwaga odnosi się do projektu.

Zbrojenie może być odpowiednio wykonane, jeżeli jest z betonu zbrojonego.

Przykład 1:

Zaprojektuj tratwę fundamentową z pomostu z bezpośrednim ładunkiem 270 ton i momentem 110 ton o dłuższej osi u podstawy pomostu. Tratwa fundamentowa spoczywa na skale o bezpiecznym nacisku wynoszącym 65 ton na metr kwadratowy. Długość tratwy wynosi 7, 5 m:

Ponieważ tratwa fundamentowa spoczywa na skale, dopuszczalne jest naprężenie pod warunkiem, że tratwa jest odpowiednio zakotwiczona za pomocą skały fundamentowej za pomocą prętów kotwiących, a maksymalne ciśnienie fundamentu jest obliczane na podstawie efektywnej powierzchni wspierającej obciążenie.

Powierzchnia stali wymagana do wytrzymania podniesienia = 97.700 / 200 = 490 mm ²

Użyj 4 nr 20 Θ na każdym dłuższym boku stopy.

Szczegóły mocowania tratwy fundamentowej pokazano na rys. 21.4:

B. Deep Foundation:

1. Fundamenty Pile:

Tam, gdzie płytkie rozsypy lub fundamenty tratwy okazują się nieodpowiednie z punktu widzenia siły nośnej gleby i gdy istnieje możliwość zatrzymania płytkiego fundamentu, mimo że gleba podstawowa jest w inny sposób odpowiednia do przyjęcia ładunku, stosuje się głębokie podłoże.

Jeżeli głębokość przeszukiwania nie jest znacząca i jeśli podłoże gruntu pod fundament palowy jest odpowiednie do przyjęcia obciążenia projektowego, przyjmuje się fundamenty palowe. Fundamenty palowe przenoszą ładunek na grunt podłoże w taki sposób, że osadzanie fundamentów nie jest nadmierne, a naprężenia ścinające w glebie mieszczą się w dopuszczalnych granicach po uwzględnieniu odpowiedniego współczynnika bezpieczeństwa.

Stosy można podzielić na dwie grupy w zależności od sposobu, w jaki przenoszą one ładunek na grunt, a mianowicie:

(1) Pale cierne i

(2) Zakończ stosy łożysk.

Ta pierwsza grupa pali przenosi ładunek na glebę poprzez tarcie powstałe między całą powierzchnią pala o długości efektywnej i otaczającą glebą, podczas gdy ta druga grupa, jeśli są one przepuszczane przez bardzo słaby rodzaj gleby, ale spoczywa na bardzo twardym złożu, takim jak jako żwir lub skała na dnie, może przenosić ładunek tylko przez łożysko końcowe.

Ogólnie rzecz biorąc, w stosach łożysk końcowych, niektóre obciążenia są przenoszone do gleby również poprzez tarcie. Podobnie, w stosach ciernych niektóre obciążenia przenoszone są do gleby również przez łożysko końcowe.

Rodzaj stosów:

Stosy są różnych form i różnych materiałów. Najczęściej stosowanymi rodzajami pali wykorzystywanych przy budowie mostów autostradowych są:

(a) Stosy drewna

(b) Pale betonowe

(i) Prefabrykowane

(ii) Oddać na miejscu

(c) Pale stalowe

(i) Stos tubularny pusty lub wypełniony betonem.

(ii) Stosy śrubowe.

za. Stosy drewna:

Stosy drewna to pnie drzew, które są bardzo wysokie i proste, z których usunięto gałęzie. Kołowe stosy od 150 do 300 mm. zazwyczaj stosuje się średnicę, ale czasami wykorzystuje się stosy kwadratowe wycięte z twardzieli większych kłód.

Aby uzyskać lepszą wydajność podczas jazdy, długość stosów drewnianych nie powinna być większa niż 20-krotna średnica (lub szerokość). Typowe odmiany indyjskich belek nadających się do stosów to Sal, Teak, Deodar, Babul, Khair itp.

Stosy z drewna są tańsze niż inne odmiany pali, ale brak im trwałości w pewnych warunkach użytkowania, w których zmienność poziomu wody powodująca naprzemienne suszenie i zwilżanie pali jest odpowiedzialne za gwałtowny rozkład stosów drewna.

Jeśli pozostają one stale pod zanurzoną ziemią, te stosy mogą przetrwać wieki bez jakiegokolwiek rozkładu. Stosy drewna mogą być stosowane bez obróbki lub poddane działaniu substancji chemicznych, takich jak kreozot, aby zapobiec zniszczeniu przez różne bakterie lub organizmy lub próchnicę. Na stosy drewna wpływa woda morska zasysająca gnojówkę.

b. Stosy betonowe:

Prefabrykowane stosy betonowe:

Prefabrykowane pale betonowe mogą mieć kształt kwadratu, sześciokąta lub ośmiokąta, przy czym pierwsze z nich są powszechnie używane ze względu na ich zaletę łatwego formowania i prowadzenia. Co więcej, stosy kwadratowe zapewniają większą powierzchnię cierną, która pomaga w przyjmowaniu większego obciążenia.

Z drugiej strony, stosy heksagonalne lub ośmiokątne mają tę zaletę, że mają równą wytrzymałość na zginanie we wszystkich kierunkach, a zbrojenie boczne może mieć postać ciągłej spirali. Ponadto nie jest wymagane specjalne fazowanie naroży, jak w stosach kwadratowych. Pale prefabrykowane mogą być stożkowe lub równoległe, ze stożkiem tylko na końcu napędzającym, przy czym ten ostatni jest zwykle preferowany.

Przekroje kwadratowych pali różnią się długością stosów. Niektóre często używane sekcje to:

Kwadrat 300 mm dla długości do 12 m.

350 mm kwadratowy dla długości powyżej 12 m do 15 m.

400 mm kwadratowy dla długości powyżej 15 m do 18 m.

450 mm kwadratowy dla długości powyżej 18 m aż do 21 m.

Zazwyczaj długość słupków kwadratowych jest utrzymywana jako 40-krotność boku dla pali tarcia i 20-krotność boku dla pali łożysk końcowych.

Pale prefabrykowane wykonane są z bogatej mieszanki betonowej w proporcji 1: 1 ½: 3, przy czym głowica pala jest wykonana z bogatszej mieszanki 1: 1: 2, aby wytrzymać dynamiczne naprężenia podczas jazdy.

Zbrojenie podłużne zapewnia 1, 5% do 3% pola przekroju pali w zależności od stosunku długości do szerokości i strzemion lub bocznych wiązań nie mniejszych niż 0, 4% objętości. Podłużne pręty powinny być odpowiednio związane bocznymi taśmami, których odstęp nie powinien być większy niż połowa minimalnej szerokości.

Rozstaw bocznych pasów na górze i na dole stosów powinien być bliski i zwykle równy połowie normalnego odstępu. Zbrojenie zapewnione w palach prefabrykowanych jest przewidziane do wytrzymywania manipulowania i naprężeń napędowych, o ile nie są to paliki skrajne, w którym to przypadku zbrojenie zapewnione w palach przenosi obciążenie jak w kolumnach RC.

Obsługa i podnoszenie stosów:

Po uniesieniu prefabrykowanych pali, moment zginający jest indukowany w stosach ze względu na własny ciężar stosów, dla których wymagane są zbrojenie w stosach w celu zaspokojenia tych naprężeń.

Aby zminimalizować ilość takiego zbrojenia w stertach, podnoszenie powinno odbywać się w taki sposób, aby tak ukształtowane momenty gnące były jak najmniejsze. Dwupunktowe podnoszenie pali jest bardzo powszechne, co można opisać w następujący sposób.

Dla układu podnoszącego, jak pokazano na Rys. 21.6 (a) dodatni moment na C musi być równy ujemnemu momentowi w B. Podobnie, dla układu podnoszącego jak na Rys. 21.6 (b) dodatni moment na F musi być równy ujemne przy D i E. Aby spełnić taki warunek momentu, wymiary punktów podnoszenia muszą być takie, jak pokazano na rysunku.

Pale betonowe wyrzucane na miejscu (napędzane lub znudzone):

Istnieje wiele odmian stosów odlewanych na miejscu, ale podstawową zasadą wykonywania pali jest to samo, a mianowicie stalowa rura wydrążona jest wprowadzana lub wywiercana przez glebę, tworząc w ten sposób wydrążoną cylindryczną przestrzeń, w której beton jest porowaty. w celu uformowania stosów odlewanych na miejscu.

Pale odlane na miejscu są to koliste pale o zmiennej wielkości w zależności od rodzaju i nośności. Pale Simplex mają zwykle średnicę od 350 do 450 mm i nośność od 40 do 80 ton. Z drugiej strony, słupy Franki mają średnicę 500 mm i przenoszą ładunek o wadze 100 ton.

W stosach betonowych Simplex, ryc. 21.7 (a), żeliwny but jest stosowany na dole rury osłonowej, aby ułatwić napędzanie rury przez uderzanie od góry młotkiem na drewnianym wózku. Po osiągnięciu ostatecznego poziomu klatka wzmacniająca zostaje obniżona, a beton wlewany jest do wnętrza rury, częściowo ją wypełniając.

Rura jest lekko uniesiona i znów wylewa się beton. Proces ten kontynuuje się, dopóki nie zostanie zakończone betonowanie, a rura osłonowa zostanie wycofana, pozostawiając gotowy stos odlewany na miejscu. Ten stos to głównie stos cierny, ale pewna część ładunku jest również pobierana przez czubek stosu.

Procedura prowadzenia rury osłonowej w stosach Franki [Ryc. 21, 7 (b)] nieznacznie różni się od stosu Simplex. Część suchego betonu wlewa się do rury, która stoi na ziemi. Ten suchy beton tworzy czop, który jest dociskany przez cylindryczny kształt młotka poruszającego się wewnątrz rury.

Beton z czopem chwyta ścianę tak mocno, że młot naciska na rurę wraz z betonem w czopie aż do osiągnięcia pożądanego poziomu.

Na tym poziomie następuje zerwanie świecy, wylanie świeżego betonu i dokładne staranowanie, co powoduje rozprzestrzenienie betonu w celu utworzenia bańki, która zwiększa powierzchnię nośną stosu na dole i pomaga w przyjmowaniu większego obciążenia przez łożysko.

Gdy rura jest częściowo wypełniona nad żarówką po opuszczeniu klatki wzmacniającej, rura jest uniesiona, a beton jest ponownie ściśnięty, ale z mniejszą przemocą niż w czasie formowania bańki. Takie ubijanie powoduje, że powierzchnia pala jest nieregularna w postaci pofałdowania, co ponownie zwiększa tarcie skórki stosu.

Proces jest kontynuowany aż do zakończenia stosu. Ten rodzaj pala przenosi obciążenie zarówno przez tarcie, jak i łożysko końcowe.

Pale wibrujące są podobne do stosów typu Simplex, a rura osłonowa jest wbijana w grunt przez uderzanie jej w górę i przez umieszczanie stopki CI u dołu. Główna różnica w tym stosie polega na tym, że zamiast napełniać rurę betonem etapami, jest ona całkowicie wypełniona betonem o dość płynnej konsystencji.

Podczas podnoszenia rury osłonowej stosowany jest specjalny rodzaj młotka, który uderza w mocowanie rury do góry. Drgania wytworzone przez młotek w rurze i statyczna głowica płynnego betonu pomagają w wycofaniu rury, jak również w ciągłym wibracjonowaniu trzonu stosu. Powierzchnia tego rodzaju pali jest gładka i nie tworzy się pofałdowań.

Znudzone stosy są przydatne w miejscach, w których drgania spowodowane prowadzeniem rurki obudowy mogą być szkodliwe dla sąsiednich konstrukcji. Pale te są odlewane w pustej przestrzeni wykonanej przez usunięcie ziemi za pomocą wytaczania.

Należy przedsięwziąć środki ostrożności, aby zapobiec przedostawaniu się ziemi do obudowy. Otwory powinny być również chronione przed obgryzaniem spowodowanym przez miękką ziemię lub stosy powinny być chronione podczas odlewania przed utratą cementu w wyniku przemieszczania się wody gruntowej.

do. Rury ze stalowych rur:

Pale rurowe mogą być napędzane z otwartymi końcami lub z żeliwnymi butami, tak jak w rurach osłonowych z betonowych pali odlewanych na miejscu. Pale podczas jazdy na otwartej przestrzeni są automatycznie napełniane podczas jazdy. Pale z zamkniętym końcem mogą być puste lub mogą być wypełnione betonem.

Śrubowe stosy:

Stos śrubowy składa się z okrągłego stalowego wału o różnych średnicach w zakresie od 75 do 250 mm i zakończonego w dolnej części śrubą o dużej średnicy. Śruba to pełny obrót, średnica ostrza wynosi od 150 mm do 450 mm.

Podstawa pali śrubowych jest instalowana poprzez przykręcenie ich za pomocą kabestanu z długimi prętami zamontowanymi na szczycie stosów przy pomocy siły roboczej. W tym celu wykorzystywane są obecnie silniki elektryczne, ale stosowanie pali śrubowych staje się coraz rzadsze z dnia na dzień.

Odstępy między palami:

Zalecany minimalny odstęp słupków ciernych wynosi 3 d, gdzie d jest średnicą kołowych stosów lub długością przekątnej dla słupów kwadratowych, sześciokątnych lub ośmiokątnych. Dalsze bliskie odstępy pali ciernych zmniejszają nośność pojedynczego stosu i dlatego nie są ekonomiczne.

Końcowe stosy łożysk mogą być umieszczone bliżej. Nie ustalono limitu maksymalnego odstępu między palami, ale generalnie nie przekracza on 4 d.

Jak ładunek jest przenoszony przez Piles:

Pale tarcia:

Kiedy ładunek jest umieszczony na szczycie stosu ciernego napędzanego ziarnistą lub spójną ziemią, ma tendencję do penetracji dalej. Ta tendencja przemieszczania się stosu w dół opiera się tarciu między powierzchnią pala a glebą.

Wielkość tarcia powłoki na jednostkę powierzchni powierzchni pala zależy od wartości normalnego ciśnienia gruntu p i współczynnika tarcia między glebą a powierzchnią pala; obie te wartości ponownie zależą od charakteru powierzchni pala i charakteru gleby.

Końce łożysk:

Końcowe stosy łożysk są prowadzone przez bardzo zły rodzaj gleby, aby spoczywały na twardej podstawie, takiej jak ubity piasek, żwir lub skały. Dlatego tarcie powstałe między powierzchnią pala a glebą jest praktycznie bardzo małe, a cały ładunek jest przenoszony przez paliwo przez łożysko. Pale te działają jak kolumny i dlatego powinny być zaprojektowane jako takie.

Ocena ostatecznej nośności Pojemność stosów z testu glebowego Dane-statyczny wzór:

Pale w glebach ziarnistych:

Ostateczną nośność, Q _u stosów w ziarnistej glebie można uzyskać z następującego wzoru. Aby oszacować bezpieczną ładowność stosów, należy przyjąć współczynnik bezpieczeństwa 2, 5.

Pale w glebach spoistych:

Ostateczna nośność, Q _u 'pali w czysto spoistych glebach, może być określona na podstawie poniższego wzoru. Aby uzyskać bezpieczne ładunki na palach, należy zastosować współczynnik bezpieczeństwa 2, 5.

Q _u ¹ = A _b. N _c. C _b + α. C .A _s (21, 7)

Gdzie, A _b = Obszar planu podstawy słupków

N _c = Współczynnik nośności zwykle przyjmowany jako 9, 0

C _b = Średnia kohecja na wierzchołku pala w kg / cm ²

α = Współczynnik redukcji podany w tabeli 21.2

C = Średnia spójność w całej efektywnej długości stosu w kg / cm ²

A _s = pole powierzchni wału pala w cm ²

Przykład 2:

Ocenić bezpieczną nośność stosów wierconych 500 mm. średnicy i 22, 0 m długości osadzone w gruncie mieszanym pod wiadukturą. Bore-log w miejscu pracy jest podany poniżej:

Ocena bezpiecznej i optymalnej nośności Pojemność pirsów z oporu jazdy - Dynamic Formula:

Ta metoda bierze pod uwagę pracę wykonaną przez stosy w pokonywaniu oporu gruntu podczas jazdy i jako taka równa się energii uderzenia młota. W niektórych realistycznych metodach uwzględnia się również straty energii wynikające z elastycznego ściskania pali i gleb.

Wzory do określania bezpiecznego obciążenia R, na stosach (formuły Engineering News) :

Rozstaw słupków:

W przypadku pali ułożonych na bardzo twardej warstwie i wynikających z ich nośności głównie z łożyska czołowego, minimalne odstępy między tymi pali powinny być 2, 5 razy większe od pali.

Pale cierne czerpią swoją nośność głównie z tarcia i jako takie powinny być rozstawione w wystarczającym stopniu, ponieważ stożki rozprowadzania lub żarówki ciśnieniowe sąsiednich pali zachodzą na siebie, jak pokazano na rys. 21.11. Ogólnie rzecz biorąc, odstępy cierne powinny wynosić co najmniej 3-krotność średnicy pali.

Układ stosów w grupie - Typowy układ stosów w grupie pokazano na rys. 21.10. Odstęp S wskazany na rys. 21.10 powinien być zgodny z zaleceniami.

Akcja grupowa pali:

(a) Stos grup w piaskach i żwirach:

Kiedy pale są prowadzone luźnym piaskiem i żwirem, zagęszcza się ziemię wokół pali o promieniu co najmniej trzykrotnej średnicy. W takim przypadku efektywność grupy stosów jest czymś więcej niż jednością.

Jednakże, z praktycznego punktu widzenia, nośność grupy słupów o liczbie stosów N wynosi N. Q _u, gdzie Q _u jest pojemnością pojedynczego stosu. W przypadku stosów wierconych w takich warstwach gleby, chociaż nie ma efektu zagęszczania, wydajność grupowa jest również traktowana jako jedność.

(b) Grupy stosów w glebach Clayey:

W grupie stosów ciernych w glebie gliniastej lub spoistej, szyszki rozkładu lub żarówek ciśnieniowych sąsiednich pali nachodzą na siebie (ryc. 21.11-a) tworząc w ten sposób nowy stożek rozkładu ABCDE (ryc. 21.11-b) obszar bazowy z których jest dużo mniej niż suma obszarów stożków rozkładu pojedynczego stosu przed nałożeniem.

Obszar nośny, na który przenoszone są obciążenia z pali przez stożek rozprowadzania, tym samym zmniejsza w ten sposób obciążenie nośne pojedynczego pala ze względu na działanie grupowe. Jeśli stosy będą prowadzone z szerszym odstępem, zachodzenie na siebie stożków rozkładu będzie mniejsze, a zatem zwiększy się wydajność pojedynczego stosu w tej grupie.

W związku z tym okazuje się, że wzrost liczby nosicieli. stosy w grupie stosów, w których nakładające się szyszki nie dodadzą niczego do nośności grupy pali, ponieważ gleba osiągnęła już stan "nasycenia". Pale tarcia w glebach gliniastych mogą zatem zawodzić pojedynczo lub blokowo. Ostateczna nośność Q _gu bloku (rys. 21.12) jest określona przez:

Ponieważ blok ma utrzymać swoją masę własną oprócz obciążeń ze stosów, bezpieczne obciążenie bloku oblicza się po odjęciu masy własnej bloku. Zwykle dopuszcza się współczynnik bezpieczeństwa równy 3 dla Q ' _{g u,} aby uzyskać bezpieczne przenoszenie obciążenia bloku. Dlatego też, bezpieczna nośność grupy pali

Przykład 3:

Podstawa pomostu dla mostu o średniej rozpiętości podparta jest na grupie wywierconych w ziemi słupów, jak pokazano na ryc. 21.13, przejechanych przez gliniastą ziemię. Odpowiednie dane są podane poniżej:

(i) Długość stosu poniżej maksimum szorowania (która w tym przypadku jest bardzo mała) = 25 m.

(ii) Średnica pali, d = 500 mm.

(iii) Przeciętna spójność na całej długości pali, C = 0, 45 kg / cm ²

(iv) Średnia kohecja przy wierzchołku pala, C _b = 0, 5 kg / cm ²

(v) Kąt wewnętrznego tarcia, ǿ = 0

Określić, czy indywidualna wydajność pali lub pojemność bloku reguluje projekt, jeśli odległość między palami wynosi (a) 3d i (b) 2, 5 d.

Jest to mniej niż całkowita pojemność wszystkich stosów, a mianowicie 700 ton. Stąd w tym przypadku pojemność bloku reguluje projekt. Efektywność grupy w tym przypadku wynosi 630/700 x 100 = 90 procent. W związku z tym, zmniejszając odległość między pala w glebach gliniastych z 3D do 2, 5d w tym szczególnym przypadku, wydajność pojedynczego pala w grupie pala wynosi 90%.

Boczna wytrzymałość stosów:

Pale prowadzone pod przyczółkami lub ścianami oporowymi są zawsze poddawane siłom poziomym oprócz obciążeń pionowych na nich. Te siły poziome są odporne na boczny opór stosów.

Awaria konstrukcji ze względu na siły poziome może być spowodowana:

(i) Brak ścinania samego pala

(ii) Niepowodzenie stosu przez zginanie

(iii) Niepowodzenie gleby przed pali, powodując w ten sposób przechylenie konstrukcji jako całości.

Sekcja i zbrojenie dla pali powinny być odporne zarówno na ścinanie, jak i zginanie na stosach. Tendencja przechylenia konstrukcji jako całości opiera się oporności biernej oferowanej przez glebę przed stosami.

Zaobserwowano, że odległość pomiędzy najbardziej zewnętrznymi stosami w przednim rzędzie grupy pala plus pewna dodatkowa odległość ze względu na efekt dyspersji (który może być przyjęty jako 20 ° do 25 ', jak pokazano na ryc. 21.14) jest skuteczna w oferowaniu pasywności. odporność na ruchy pali wraz z konstrukcją na nich wspartą.

Tak więc z ryc. 21.14 szerokość BC przed grupą stosów oferującą bierną odporność może być podana za pomocą następującego wzoru:

Gdzie, n = nos. stosy w pierwszym rzędzie.

Ogólnie 3, 0 m. do 4, 5 m. górna długość pali poniżej poziomu jest niezawodnie chroniona lub maksymalna lub głęboka powierzchnia jest skuteczna w zapewnieniu pasywnego oporu. Tak więc, gdy grupa pali jest poddawana siłom poziomym, obszar z przodu jest określony przez szerokość BC i głębokość około 3, 0 m. do 4, 5 m. oferuje bierną odporność na ruch konstrukcji.

Ponadto, można również wziąć pod uwagę poziomą odporność nasadki palowej, jeśli pozostaje ona w kontakcie z glebą.

Batter Piles:

W wysokich przyczółkach, ścianach oporowych itp., Gdzie wielkość siły poziomej działającej na stosy jest taka, że ​​boczna wytrzymałość pionowych pali jest niewystarczająca, aby się jej oprzeć, stosy ciasta lub stosy grabi są właściwą odpowiedzią na takie problemy. Wadą jest to, że do prowadzenia takich pali wymagane są specjalne umiejętności i specjalny rodzaj wyposażenia.

Pozioma część stosu ciasta przyjmuje obciążenie poziome wraz z oporem poziomym podstawy nasadki palowej, jeśli pozostaje w kontakcie z glebą, a zatem zastosowanie stosów do ciasta zwiększa współczynnik bezpieczeństwa przed przesuwaniem i wywróceniem. W odniesieniu do pionowego udźwigu stosów ciasta, zasadniczo zapewnia się, że stosy batonu przenoszą taką samą ilość pionowych obciążeń, jak robią to pionowe stosy.

Ocena obciążeń na palach:

Jeśli fundament jest poddawany tylko obciążeniu bezpośredniemu, obciążenie stosu uzyskuje się przez podzielenie obciążenia na liczbę pali. Gdy fundament jest poddawany chwilą oprócz bezpośredniego obciążenia, obciążenie na palach może być określone zgodnie z równaniem 21.18 poniżej, które jest analogiczne do równań 21.1 i 21.2.

Gdzie, W = całkowite obciążenie

N = nos. stosów

Y = odległość rozpatrywanego stosu od grupy cg.

I = Moment bezwładności grupy stosów wokół osi przechodzącej przez cg grupy stosu.

Przy obliczaniu momentu bezwładności grupy pali zakłada się, że stosy są skupione w ich wzdłużnych liniach środkowych, przy czym zaniedbuje się moment bezwładności stosów wokół własnego centrum.

Przykład 4:

Grupa słupów prefabrykowanych poddawana jest mimośrodowemu wypadkowemu obciążeniu wynoszącemu 1125 ton, jak pokazano na rys. 21.16 (b). Oblicz maksymalne i minimalne obciążenie przenoszone przez stosy:

Obciążenia przenoszone przez stosy na palcach i po stronie pięty są różne, ponieważ chociaż ze względu na mimośrodowe obciążenie z nadbudowy, reakcja podłoża na jednostkę powierzchni na palcu jest większa niż na stronie piętowej, obszar fundament pokryty przez każdy stos jest taki sam i dlatego całkowita reakcja gruntu obszaru pokrytego przez każdy stos, tj. ładunek niesiony przez każdy stos po stronie palców jest większy niż po stronie pięty.

Z praktycznego, jak również ze względu na warstwy gleby, trudno jest uzyskać różne długości stosów dla palców i pięty. Ale przyjęcie takiego samego odstępu między palami dla strony pięty, jak dla palców, jest nieekonomiczne, gdy długość stosów pozostaje taka sama.

Z rozważań ekonomicznych pożądane jest takie dostosowanie rozstawu pala, aby ładunek współdzielony przez każde paliwo w fundamentach palowych poddanych bezpośredniemu obciążeniu i momentowi tj. Poddany obciążeniu mimośrodowemu jest równy. Sposób graficzny tego jest opisany poniżej w Przykładzie ilustracyjnym 21.5.

Przykład 5:

W ścianie oporowej o długości 10 m, wynikowe obciążenie pionowe 800 ton działa z mimośrodem wynoszącym 033 m. od linii środkowej nasady palowej w kierunku palców. Ustal odległość między pala, aby uzyskać równe obciążenie na każdym stosie. Zakłada się, że stosy wynoszą 25 ton na jeden stos:

Rozwiązanie :

Obciążenie za metr bieżący ściany = 800 / 10, 0 = 80 ton. Mimośród = 0, 33 m.

. ^. . Moment wokół linii środkowej kołpaka na metr = 80 x 0, 33 = 26, 4 tm.

Wskaźnik przekroju nasypu na metr długości ściany = 1 x (5, 0) 2/6 = 4, 17 m ³

. ^. . Maksymalne i minimalne ciśnienie fundamentu = P / A ±

= 22, 33 t / m ² lub 9, 67 t / m ²

Wykres ciśnienia fundamentowego ACDB jest narysowany w skali z powyższymi wartościami maksymalnego i minimalnego nacisku fundamentu [Rys. 21.17 (b)]. AB i CD są produkowane tak, aby spotkać się w E. Z AE jako średnicą, rysowane jest półkole AHIJGE. Łuk BG jest narysowany z E jako środkiem. Z G, FG jest rysowane prostopadle na AE. AF jest podzielone na "n" równe długości, gdzie n jest liczbą nosową. rzędów stosów wymaganych na szerokości AB.

W przykładzie całkowite obciążenie na metr = 80 ton. Zakładając odstępy pala 1, 1 mw kierunku wzdłużnym, obciążenie na ściankę o długości 1, 1 m = 80 x 1, 1 = 88 ton

. ^. . Liczba stosów wymaganych w rzędzie = - = 3, 52, Powiedz 4.

Dlatego AF jest podzielony na cztery równe długości tj. AM, ML, LK i KF. Z tych punktów na AF, prostopadle są opuszczane do półokręgu w punktach H, I i J. Z E jako środkiem i EH, EI, EJ jako promieniem, łuki są rysowane w celu spełnienia linii AB dzielącej wykres ciśnienia na części trasy obszaru z czego jest taka sama, a zatem, stos dostarczony w celu zaspokojenia ciśnienia fundamentu każdego takiego obszaru będzie przenosić równe obciążenie.

Linia środkowa pali będzie przebiegała przez środek ciężkości powyższych wykresów ciśnienia trapezoidalnego. Rozstawy pali, które mają taki sam ciężar, są pomniejszane i pokazane na Rys. 21.17 (a). Rzeczywiste obciążenie wspólne dla każdego stosu z powyższym odstępem jest obliczane poniżej, aby pokazać dokładność metody.

Odległość środka ciężkości grupy słupków od A = (1 x 0, 45 + 1 x 1, 45 + 1 x 2, 67 + 1 x 4, 10) / 4 = 2, 17 m.

Punkt przyłożenia obciążenia wypadkowego od A = 2, 5 - 0, 33 = 2, 17 m.

Stąd mimośród wypadkowej w stosunku do środka ciężkości grupy pala wynosi zero, a obciążenie podzielone przez każdy stos jest równe, a ładunek na stos wynosi 800/36 = 22, 22 tony na stos.

Prowadzenie pali:

Pale są napędzane za pomocą młota spadowego lub młotka parowego. Młotek jest wspierany przez specjalną ramę zwaną kafarem, która składa się z pary prowadnic. Młot przesuwa się w prowadnicach i opada od wierzchołka prowadnicy na wierzchołek stosów, które mają być napędzane.

Młotek, który jest podnoszony przez pracę ręczną lub mechaniczną, a następnie uwalniany jest swobodnie przez grawitację, znany jest jako młot udarowy. Teraz do napędzania pala stosowane są młoty parowe.

Młot parowy, który jest podnoszony przez; Ciśnienie parowe, a następnie pozwala się swobodnie opaść, to jednostopniowy młot parowy, ale także ten, który jest również uruchamiany przez ciśnienie pary podczas ruchu w dół i dodaje: o energię napędową znaną jako podwójnie działający młot parowy.

Test obciążenia na palach:

Formuły palowe, zarówno statyczne, jak i dynamiczne, podane w poprzednich artykułach przewidują w przybliżeniu bezpieczne ładowanie, które stosy będą nosić, ale zawsze pożądane jest sprawdzenie zdolności przenoszenia obciążeń pali przez próby obciążeniowe.

Wstępne testy i rutynowe testy:

Będą dwie kategorie stosów próbnych, a mianowicie: testy wstępne i testy rutynowe. Początkowe testy są wykonywane na stosach próbnych na początku przed przejazdem stosów roboczych w celu określenia długości pali dla utrzymania obciążenia projektowego, pierwsze badanie należy przeprowadzić na co najmniej dwóch paliach.

Rutynowe testy są wykonywane na stosach roboczych w celu sprawdzenia wydajności stosów uzyskanych podczas początkowych testów. Chociaż wstępne testy mogą być przeprowadzane na jednym stosie, rutynowe testy mogą być przeprowadzane na jednym stosie lub grupie stosów, od dwóch do trzech w liczbie.

To ostatnie jest lepsze, ponieważ nośność stosów w grupie jest mniej szczególnie w glebach gliniastych i mieszanych. Rutynowe testy należy przeprowadzać na 2 procentach pali użytych w fundamencie.

Procedura dla testów obciążenia pionowego:

Obciążenie próbne można nakładać etapami bezpośrednio na platformie ładunkowej, jak pokazano na rys. 21.18 lub za pomocą podnośnika hydraulicznego z manometrem i pompą zdalnego sterowania, reagując na platformę ładunkową podobną do tej z Rys. 21.18.

Różnica między pierwszą i drugą metodą polega na tym, że podczas gdy całe obciążenie testowe umieszczone na platformie jest przenoszone na stosy testowe w poprzednim sposobie, reakcja podnośnika jest przenoszona tylko jako obciążenie na stosy w tej ostatniej metodzie, chociaż obciążenie platformy zwykle przekracza wymaganą reakcję.

Testowanie palu metodą reakcji można również wykonać, wykorzystując sąsiednie stosy, które zapewniają wymaganą reakcję dźwigni przez ujemne tarcie. Do testowania pali metodą bezpośredniego załadunku, czapki palowe RC są zwykle dostarczane na szczycie stosów, aby wykorzystać je jako platformę ładunkową, a także do równomiernego przenoszenia obciążenia na palach.

Procedura dla testów obciążenia bocznego plików:

Boczne testy obciążeniowe można przeprowadzić metodą reakcji dźwignika z podnośnikiem hydraulicznym i miernikiem pomiędzy dwoma stosami lub dwiema grupami pali. Reakcja dźwignika wskazana przez skrajnię jest bocznym oporem stosu grupy pali.

Zastosowanie obciążeń testowych, pomiar przemieszczeń i ocena bezpiecznych obciążeń w teście obciążenia pionowego:

(a) Dla wstępnego testu obciążenia:

Obciążenia badawcze przykłada się w przyrostach około 10% obciążeń testowych, a pomiary przemieszczeń wykonuje się za pomocą trzech czujników zegarowych dla pojedynczego włosia i czterech czujników zegarowych dla grupy pali. Każdy etap obciążenia powinien być utrzymywany do momentu, w którym szybkość osiadania wynosi więcej niż 0, 1 mm na godzinę w glebach piaszczystych i 0, 02 mm na godzinę w glebach gliniastych lub maksymalnie 2 godziny, w zależności od tego, która wartość jest większa.

Obciążenie należy kontynuować aż do obciążenia testowego, które jest dwa razy bezpieczniejsze od obciążenia, oszacowane za pomocą wzoru statycznego lub obciążenia, przy którym całkowite przesunięcie wierzchołka pali jest następujące:

Bezpieczne obciążenie pojedynczego pala powinno być najmniejszym z następujących:

(i) Dwie trzecie końcowego ładunku, przy którym całkowite rozliczenie osiąga wartość 12 mm.

(ii) Pięćdziesiąt procent końcowego ładunku, przy którym całkowite osiadanie wynosi 10 procent średnicy pala.

Bezpieczne obciążenie grup jest najmniejszym z następujących:

(i) Obciążenie końcowe, przy którym całkowite rozliczenie osiąga wartość 25 mm.

(ii) Dwie trzecie obciążenia analnego, przy którym całkowite rozliczenie osiąga wartość 40 mm.

(b) W przypadku rutynowych testów obciążenia:

Załadunek należy przeprowadzać do półtora raza bezpiecznego ładunku lub do ołowiu przy wyciągarce, gdzie całkowite osiadanie osiąga wartość 12 mm dla pojedynczego pala i 4C mm dla grupy stosów, w zależności od tego, co nastąpi wcześniej.

Bezpieczny ładunek powinien być podany przez:

(i) Dwie trzecie końcowego ładunku, w którym całkowite rozliczenie osiąga wartość 12, ma na celu osiągnięcie jednego stosu.

(ii) Dwie trzecie końcowego ładunku, przy którym całkowite osiadłość osiąga wartość 40 mm dla grupy pali.

Ładowanie itp. Dla testów obciążenia bocznego:

Obciążenie należy przyłożyć w odstępach około 20% szacowanego bezpiecznego obciążenia po tym, jak szybkość przemieszczania wynosi 0, 5 mm na godzinę w glebach piaszczystych i 0, 02 mm w glebach gliniastych lub 2 godziny w zależności od tego, co nastąpi wcześniej.

Bezpieczne obciążenia boczne należy traktować jako jedną z następujących rzeczy:

(a) 50 per cent of the total load at which the total displacement is 12 mm at the cut off level.

(b) Total load at which the total displacement is 5 mm at the cut-off level.

Pull-out Tests on Piles:

For this test, clause 4.4 of “1S:2911 (Part IV)—1979: Code of Practice for Design and Construction of Pile Foundations— Load Tests on Piles” shall be referred.

Cyclic Load Tests & Constant Rate of Penetration Tests:

Pile-Cap:

RC Pile – caps of adequate thickness are required to be provided on the top of piles to transfer the load from the structure on to the piles.

The pile- caps are designed on the following principles:

(i) Punching shear due to load on the piers or columns or on the individual piles.

(ii) Shear at pier or column face.

(iii) Bending of the pile cap about the pier or column face.

(iv) Settlement of one row of piles and the consequent bending and shear of the pile cap.

An off-set of 150 mm shall be provided beyond the outer faces of the outermost piles in the group. When the pile cap rests on ground, a mat concrete (1:4:8) of 80 mm thickness shall be provided at the base of the pile cap.

The top of pile shall be stripped of concrete and the reinforcement of the pile shall be adequately anchored into the pile cap for effective transmission of the loads and moments to the ground through the piles. At least 50 mm length of the pile top after stripping of concrete shall be embedded into the pile cap. The clear cover for main reinforcement shall not be less than 60 mm.

Pile Reinforcement:

The area of longitudinal reinforcement in precast piles shall be as below to withstand the stresses due to lifting, stacking and transport.

(i) 1 .25 per cent for piles having a length less than 30 times the least width.

(ii) 1.5 per cent for piles having a length greater than 30 and up to 40 times the least width.

(iii) 2.0 per cent for piles having a length exceeding 40 times the least width.

The area of longitudinal reinforcement in driven cast-in-situ and bored cast-in-situ concrete piles shall not be less than 0.4 per cent of the shaft area.

Lateral reinforcement in piles shall not be less than 0.2 per cent of the gross volume in the body of the piles and 0.6 per cent of the gross volume in each end of the pile for a distance of about 3 times the least width or diameter of the piles. The minimum dia. of the lateral reinforcement shall be 6 mm.

2. Well Foundations:

Where pile foundations are unsuitable due to site conditions, the nature of the soil strata or for the reason of comparatively deep scour, well foundations are adopted. The components of a well are shown in Fig. 21.19.

Cutting Edge and Well Curb:

At bottom, wells are provided with a steel cutting edge made of ms plates and angles riveted or welded together and anchored into the well curb by means of anchor bars. Concrete well curbs are triangular in section in order to assist in removing the earth by grabbing and to help easy sinking of the wells.

The inclination of the well curb should not exceed 35 degrees with the vertical. These curbs are properly reinforced so as to make it strong enough to resist the stresses during sinking. Usually reinforcement both in the form of stirrups and longitudinal bars are provided not less than 72 kg. per cu. m. excluding bond rods of steining.

Link bars are used to keep the longitudinal bars and stirrups in position. The concrete to be used in the well curbs shall generally be of grade M20.

Where pneumatic sinking is to be adopted, the internal angle of the well curbs shall be steep enough for easy access of the pneumatic tools. In case, blasting is to be resorted to sink the wells, the full height of the internal face and half height of the external face of the curb shall be protected with ms plate of 6 mm thickness properly anchored to the curb by anchor bars.

Steining:

The steining is made of brick or stone masonry or of mass concrete. Nominal reinforcement shall not be less than 0.12 per cent of gross sectional area of steining to resist the tensile stress that may be developed in the well steining in case top portion of the steining is stuck to a layer of stiff clay and the remaining portion is hung from top. Two layers of vertical steining bars with binders are preferred to one central layer only.

In case of brick steining, vertical bond rods shall be provided at the middle of the steining at a rate not less than 0.1 per cent of the gross steining area. These bars shall be encased with concrete of M20 grade within a column, of 150 x 150 size.

These columns shall be used with R C. bands of suitable width not less 300 mm and of 150 mm depth. The spacing of such bands shall be 3 m or 4 times the thickness of the steining whichever is less (Fig 21.20).

Bottom Plug:

When the sinking is completed and the founding level is reached the wells after making the necessary sump are plugged with 1: 2: 4 concrete. This is usually to be done under water for which special type of equipment's are to be used in order to protect the concrete from being washed away when taken through water. For this purpose, two methods are commonly used.

The first method is known as “Chute method” or “Contractor's method' in which some steel pipes usually known as tremie 250 mm to 300 mm diameters' with funnel at top are placed inside the wells. The top of these pipes is kept above water level and the bottom at the bottom level of well .

The concrete when poured in the funnel, moves downwards due to gravity and reaches the bottom. The pipes are shifted sideways as the concreting proceeds.

In the second method, a more or less water-tight box is used for under-water concreting. The bottom of the box is made such that when the box reaches the plugging level, the bottom of the box is opened downwards by releasing a string from above and the concrete is placed at the bottom of the well. This method is known as “Skip box” method.

The function of the bottom plug is to distribute the load from the piers and abutments on to the soil strata below through the well steining. The load from the piers and abutments distributed over the well-cap and then to the well steining finally reaches the well curb.

Having a tapered side in contact with bottom plug, the load from the curb is ultimately transferred to the bottom plug arid then onto the soil below. For better performance, the bottom plug shall have adequate thickness as shown in Fig. 21.20(c)

Sand Filling:

The well pockets are usually filled with sand or sandy clay but sometimes the pockets are kept empty to reduce the dead load of well on the foundation. It is desirable that at least the portion of the pockets below maximum scour level should be filled with sand for stability of the wells. In each case, a top plug is provided over the sand filling.

Well-Cap:

Load from the piers and abutments are transferred to the well-steining through the well-caps which should, therefore, be reinforced adequately to withstand the resulting stresses caused by the superimposed loads and moments.

Shapes of Wells:

Wells of various shapes are used depending on the type of soil through which they are to be sunk, the type- of pier to be supported and the magnitude of the loads and moments for which they are to be designed. The following shapes, as shown in Fig. 21.21 are very common:

Double-D octagonal or dumb-bell shaped wells have generally twin pockets or dredge holes due to which greater control over the shifts and tilts of wells is possible.

In addition dumb-bell shaped wells offer greater resistance to tilting in the longitudinal direction but while brick or concrete can be used in the construction of well-steining in both the double-D or octagonal wells, labour cost is more if brick-steining is used in dumb-bell wells.

Single circular wells are most economical where the moments in both the longitudinal and transverse directions are more or less equal. Moreover, for the same base area, these wells have lesser frictional surface on account of which lesser total sinking effort is required to sink the wells.

Twin-circular wells are more or less similar to single circular wells but these are suitable where the length of pier is more but twin-circular wells are not favoured where possibility of differential settlement between the two wells is not over-ruled. Both brick and concrete may be used in the steining of circular wells

Multi-dredge hole wells or monoliths are adopted in supporting piers or towers of long span bridges. This son of monoliths was used in supporting the main towers of Howrah Bridge at Calcutta. The size of the monolith was 55.35 mx 24.85 m with 21 dredging shafts each 6.25 m square.

Depth of Wells:

It deciding the founding levels of wells, the following points should be duly considered:

(i) The minimum depth of well is determines from the considerations of maximum scour so as to get the minimum grip length below the maximum scour level for the stability of the well.

(ii) The foundation may have to be taker deeper if the soil at the founding level is nor suitable to bear the design load.

(iii) Passive resistance of earth on the outside of well is taken advantage of in resisting as far as possible the external moments acting on the well due to longitudinal force, water current, seismic effect etc. The earth below the maximum scour level is only effective in offering the passive resistance.

Where greater external moments are required to be resisted by the passive earth pressure, greater grip length below the maximum scour level is required and therefore, to achieve this, further sinking of the well is necessary.

Rozważania projektowe:

The external moments acting on the wells due to various horizontal forces and the eccentric direct load are resisted by the moment due to passive earth pressure partly of fully depending on the magnitude of the passive pressure available which again is related to the area and nature of soil offering the passive resistance. The balance external moment if there be any, comes to the base.

The foundation pressure at the base of the well may, therefore, be calculated by the formula:

Where, W = Total vertical direct load at the base of well after due consideration of the skin friction on the sides of wells.

A = Bases area of the well.

M = Moment at base.

Z = Section modulus of base.

The foundation pressure will be maximum when both W and M are maximum. This condition is reached when the live load reaction on the pier is maximum and no buoyancy acts on the well and the pier.

On the other hand, the minimum foundation pressure and the possibility of tension or uplift may be expected when the live load reaction is minimum and full buoyancy acts due to which the dead weight of pier and well is reduced. The foundation pressure should be such that it remains within the permissible bearing power of the soil.

The skin friction acting on the sides of the wells is taken into account in balancing part of the direct load. In estimating the steining thickness, it is necessary to find out the maximum moment as well as the maximum and minimum direct load on the steining.

The steining thickness should be such that both the maximum and minimum stresses remain within the permissible value. In getting the maximum and minimum stresses, the considerations made in case of foundation pressure as outlined above should be tried here also.

The steining stresses are obtained by using the following formula:

Where, W = Total vertical load on the steining section under consideration.

A = Area of steining.

M = Moment at the steining section.

Z = Section modulus of the steining section.

The stability of well foundations shall be checked taking into account of all possible loading combinations including buoyancy or no buoyancy condition. Foundations for pier wells in cohesion less soil shall be designed on the basis of the “Recommendations for Estimating the Resistance of Soils below the Maximum Scour level in the Design of Well Foundations of Bridges”.

Design of abutment wells in all types of soils and pier wells in cohesive soils shall be done in accordance with the recommendations “Foundations and Substructure”. Method of checking the stability of wells in predominantly clayey soil is explained below following the recommendations.

The active and passive earth pressure at any depth Z below the maximum scour level for a mixed type soil is given by:

Fig. 21.22(a) shows a well subjected to vertical concentric load W (= W ₁ + W ₂ +W ₃ ) and a horizontal force Q acting at a distance H from maximum scour level. Fig. 21.22(b) shows the active and passive pressure diagrams based on equations 21.20 and 21.21 and also considering rotation at the base as recommended.

Moment at the base of well due to external horizontal force, Q = Q (H+Z) (21.27)

Relief of moment at the base of well due to active and passive pressure of earth from equations 21.25 and 21.26

Equation 21.28 gives the ultimate nett moment of passive earth pressure. To arrive at the allowable moment of passive earth pressure from the ultimate moment (M _p – M _a ) as given in equation 21.28, a factor of safety as given below snail be applied ie. Allowable moment of passive resistance = (M _p -M _a )/FOS

FOS for cohesive soil for load combination excluding wind or seismic forces shall be 3.0 and for load combination including wind or seismic shall be 2.4 .The method of estimating base pressure of a well foundation is illustrated by me following example.

Example 6:

Calculate the foundation pressures at the base of the circular well with the following particulars:

(a) Depth of well – 25.0 m

(b) Dia of Well = 8.0 m

(c) Depth below max scour = 12.0 m

(d) Q = 100 t. acting a; 37.0 m above the base of well under seismic condition.

(e) W ₁, = Weight of Superstructure = 850 tonnes.

(f) W ₂ = Weight of Pier = 150 tonnes.

(g) W ₃ = Weight of Well = 900 tonnes.

(h) Soil around the well is mixed type having (i) C = 0.2 kg/cm ² (ii) Φ = 15° (iii) ƴ (dry) = 1, 800 kg/m ³

(i) Permissible foundation pressures under seismic condition are 50 tonnes/m ² and no tension.

FOS for sandy and clayey soils under seismic condition arc 1.6 and 2.4 respectively. For a mixed soil as in the Illustrative Example FOS may be taken as 2.0.

Hence safe, as no tension occurs and the maximum foundation pressure is less than the allowable foundation pressure of 50.0 tonnes/m ²

Thickness of Well-Steining:

The thickness of well-steining should be such that it can withstand the stresses developed due to loads and moments during service of the bridge. These stresses may be calculated by the procedure given previously.

It is often observed that though the steining thickness satisfies all the loading conditions during service but it presents difficulties during sinking of the well. In such cases, either the steining becomes too light to give any sinking effort without addition of kentledge over the steining or failure of the steining occurs during sinking operation.

“Sinking effort” may be defined as the weight of the steining including kentledge, if any, per unit area of well periphery offering skin friction by the surrounding soil.

Where, r = Radius of the centre line of the steining.

t = Steining thickness.

w = Unit weight of steining.

R = Outer radius of well steining.

Unless the sinking effort exceeds the skin friction offered per unit area of steining surface, the sinking of the wells is not possible and therefore, the steining thickness should be made such that by adding small amount of kentledge, if necessary, the required amount of sinking effort is available in sinking the wells.

In order to make economy in the well steining, it is sometimes preferred by some designers to adopt the in steining thickness as per theoretical calculation just sufficient for taking design loads during service of the bridge but this economy or saving in the steining is more than compensated by the additional cost of loading and unloading of the kentledge, increased cost of establishment charges due to delay in sinking the wells etc.

According to Salberg, a practical Railway Engineer, this sort of economy aimed at by reducing the steining thickness is a false economy. His advice is —

“The really important factor in well design is the thickness of the steining. It is regrettable feature that in most design, the steining thickness is cut down to what the designer fondly imagines is something really cheap ; money is saved on paper and in the estimate in the reduction of considerable masonry but in actual work it is all thrown away in the increased cost of sinking. A well that is too light in itself has to be loaded and the cost and delay of a well that has to be loaded to be sunk is terrible. You have nothing permanent for all the money you have spent in loading and unloading a well. Put your money into the steining and you have good money well spent and a solider and heavier well under your pier forever. The chances are that you will save money on the job as a whole, you will save time and labour both important features, particularly the former when it is remembered that the period during which well can be worked at is limited to the low level duration of the river”.

Empirical formula governing the thickness of steining for circular wells as required from sinking considerations is given below. This formula may be applicable to double-D or dumb-bell shaped wells also if the individual pocket is assumed to be a circular well of equivalent diameter.

Notatka 1:

For boulder strata or for wells resting on rock where blasting may be required, higher thickness of steining may be adopted.

Uwaga 2:

For wells passing through very soft clayey strata, the steining thickness may be reduced based on local experience.

Sinking of Wells:

The principal features in the sinking of wells are:

(a) To prepare the ground for laying the cutting edge.

(b) To cast the well-curb after laying the cutting edge.

(c) To build the steining over the well-curb.

(d) To remove the earth from the well pocket by manual labour or by grabbing and thus to create a sump below the cutting edge level. The well will go down slowly

(e) To continue the process of building up the steining and the dredging in alternate stages. Thus the well sinks till the final founding level is reached.

(f) If necessary, kentledge load may be placed on the well steining to increase the sinking effort for easy sinking of the wells.

In preparing the ground for the cutting edge, it is not a problem when the location of the well is on a land or on a dry river bed but when the well is to be sited on the river bed with some depth of water, some special arrangements are to be made for laying the cutting edge depending upon the depth of water.

To są:

(a) Open islanding.

(b) Islanding with bullah cofferdam.

(c) Islanding with sheet-pile cofferdam.

(d) Floating caisson.

(a) Open Islanding (Fig. 21, 24-a):

When the depth of water is small say 1.0 m to 1.2 m. earth is dumped and an island is made such that its finished level remains at about 0.6 m to 1.0 m higher than the WL and sufficient working space (say 1.5 m to 3.0 m) round the cutting edge is available.

(b) Bullah Cofferdam (Fig. 21.24-b):

When the depth of water exceeds i.2 m but remains within 2.0 m to 2.5 m, cofferdam is made by driving close salbullah piles and after placing one or two layers of durma mat, the inside is filled with sand or sandy earth.

Sometimes, two rows of bullah piles at a distance of about 0.6 m between the rows are used and the annular space is filled with puddle clay. The unity of the inside and the outside rows being tied together gives more rigidity. This sort of islanding is adopted in comparatively deep water.

(c) Sheet Pile Cofferdam (Fig. 21, 24-c):

Islanding with sheet pile cofferdam is resorted to when wells are sited inside river where the depth of water is considerable and bullah pile cofferdams are unsuitable for resisting the pressure of the filled up earth inside the cofferdam. The sheet pile cofferdams are stiffened with circular ring stiffeners.

(d) Floating Caissons (Fig. 21.24-d):

In very deep water, the sheet pile cofferdam is not a solution because the hoop tension developed due to the earth pressure of the filling material is tremendous. In such cases, floating caissons are usually employed. The well curb and the steining arc made up to certain height with steel sheets braced inside with proper bracings.

The space between the inside and outside surface is kept void. The caisson is floated and brought to the actual location. The “launching” of the caisson is done by filling the annular void space with concrete in stages.

Before concrete filling, the caisson is carefully centered at its correct position. Due to the weight of the filled up concrete, the caisson goes down slowly and ultimately it touches the bed and it is grounded. The sinking is done as usual by building steining over the caisson and dredging.

The grounding of the caisson in correct position sometimes may not be possible specially in high velocity rivers. In such cases, the caissons are refloated by pumping the water kept either in some cells of the multi-cell wells or in water tanks ova the caissons and then re-grounded in correct position.

Method of Sinking:

Open Sinking:

Wells may be sunk by the open sinking (Fig. 21, 25-a) or the pneumatic sinking method (Fig. 21.25-b) In the former method the earth, sand, loose gravels etc. are removed from the bottom level of the cutting edge by means of grabbing or dredging and the well goes down due to its own weight.

If me steining is lighter or if the skin-friction round the periphery of the well steining is greater, additional knetledge load may have to be applied to facilitate the sinking.

Air-jetting near the cutting edge or water-jetting on the outside of the well-curb is resorted to when the well is stuck to a layer of stiff clay and it is found extremely difficult to sink the well further in spite of creating a deep sump under the cutting edge or placing a heavy kentledge on the well.

If the jet-pipes are laid in sections as shown in Fig. 21.26(b) with one 100 mm diameter vertical pipe connected to 3 nos. 50 mm dia jet-pipes through a 100 mm dia horizontal pipe, these also help in rectifying the tilt since any one section situated on the high side can be utilised to loosen the friction on that side. Alternate chiseling and dredging yield results in sinking wells in hard strata.

Sometimes, the wells are partially dewatered to loosen the skin friction or to puncture the stiff layer-of clay but it may be remembered that dewatering of the well is a very risky process since the well may; sink suddenly, which may lead to the heavy tilts and shifts or may cause cracks in the steining.

Therefore, dewatering of the wells should not normally be attempted unless forced by circumstances. If dewatering is to be done at all, it should be done very slowly and carefully to avoid any awkward situation.

Pneumatic Sinking:

Where open well sinking is likely to face many difficulties such as the presence of very hard stratum, loose boulders, inclined rock etc. or where the well is to be sunk some distance into rock, pneumatic sinking is adopted, in this method, a steel or a concrete air-lock is used at the bottom of the veil Compressed air pumped inside the air-lock displaces the water and workmen can work inside the air-lock without any difficulty.

Two separate locks known as the man-lock and the muck-lock are provided at the top of wells. These are connected to the air-lock at bottom by means of an air-shaft and the work-men, tools and plant and the excavated materials are taken in or out through these man-lock or the muck-lock.

Provision for the installation of the pneumatic sinking should be made in cases where open sinking may normally serve the purposes but the possibility of sinking hazards are there and the pneumatic sinking may have to be resorted to. Normally, pneumatic sinking is more costly than the open sinking.

The ratio of the cost depends on the difficulty or otherwise of the open sinking method. It is roughly estimated that pneumatic sinking is two times expensive than the open sinking when the sinking conditions of the latter one are very favourable or moderately favourable.

The former one may even be cheaper when the sinking by the latter method may have to face too many difficulties and the work is to be continued for a longer period under most adverse conditions.

Tilts and Shifts:

The strata through which the wells are sunk are very rarely uniform and therefore, the resistance offered by these layers to the sinking is different in the different parts of the wells due to which tilt in the wells occurs. Sometimes, the thrust on the wells due to earth pressure vary in magnitude resulting in the shifting of the wells in some direction from the original position.

The effect of the tilt on the well is to cause extra foundation pressure whereas the effect of the shift is to change the location of the pier. The shift of the well in the longitudinal direction causes change in the span lengths and the shift in the transverse direction causes the shifting of the centre line of the bridge.

If the pier position is not shifted then the shift of the well also induces extra foundation pressure due to the eccentricity of the resultant vertical load on the wells. To counter-act the effect of tilt, it is always advisable to shift the pier on the high side so that the resultant direct load passes through the CG of the base area as far as possible.

Generally, the allowable limit for tilt is 1 in 80. Allowable shift in any direction is 150 mm. In sinking wells through clayey soils, it is very difficult to keep the tilt within the aforesaid limit of 1 in 80 and higher tilts have to be accepted from practical considerations after due modification of the designs accordingly.

To rectify the tilt (and consequential shift), the following corrective measures are generally taken:

(i) To dredge near the cutting edge on the higher side if required after chiselling. Alternate chiselling and dredging generally yield results.

(ii) To apply air jetting or water-jetting on the outer high side so as to reduce the skin friction (Fig. 21.26).

(iii) To apply eccentric kentledge (with positive eccentricity with respect to the base of well) on the high side (Fig. 21.28- a).

(iv) To pull the well at top on the high side (Fig. 21.28-b and 21.28-c).

(v) To push the well at top on the low side (Fig. 21.28-d and 21.28-e).

(vi) To place blocks or obstacles under the cutting edge on the low side and continue dredging on the high side below cutting edge (Fig. 21.28-f).

If in spite of adopting the above corrective measures, the tilt cannot be rectified to the permissible limits and if the actual foundation pressure exceeds the permissible value, it is not safe to plug the wells at the design foundation level as originally contemplated and as such the wells shall be sunk further down in order to get more relief due to passive pressure of earth and thus to bring the actual foundation pressure including the additional foundation pressure due to tilt and shift within the permissible limits. Deeper sinking will normally increase the allowable foundation pressure.

Example 7:

If the well in Illustrative Example 21.6 is subjected to a final tilt of 1 in 50 and a true shift (in addition to shift due to tilt) of 0.3 m in the longitudinal direction, as shown in Fig. 21.29 (a), calculate the extra and total foundation pressures at the base of the well. How much shifting of the pier on the high side is necessary to keep the foundation pressures within the allowable limits?

Rozwiązanie:

From previous Example 6:

Weight of superstructure = 850 tonnes; Weight of pier = 150 tonnes

Weight of well after allowing for skin friction = 482 tonnes

Depth of well = 25.0 m; Z of well base = 50.27 m ³

Max. foundation pressure attained = 43.17 t/m ² ; Allowable foundation pressure = 50.0 t/m ²

Due to a tilt of 1 in 50, the shift of well base =25.0/50 =0.5 m

From Fig. 21.29(a), it may be noted that due to the effect of lilt and actual shift the load from pier has an eccentricity of (0.5 + 0.3) = 0.8 m and the self-weight of well acting at its CG ie, 12.5 m above base has an 12.5/50 eccentricity of = 0.25 m.

Additional moment at well base due to tilt and shift = (850 + 150 ) x 0.8 + 482 x 0.25 = 800+ 120.5 = 920.5 tm.

To bring down the foundation pressure within the allowable limit, it is proposed to shift the well on the high side by 0.6 m as shown in Fig. 21.29 (b) thereby achieving a reduced eccentricity of 0.2 m for the load from pier, the eccentricity of self wt. of well remaining unchanged.

This is within the permissible limit of 50.0 t/m ² . Stąd bezpieczny. Thus, by shifting the pier by 0.6 m on the high side of-the well, reduction of moment due to tilt and shift is (850 + 150) x 0.6 = 600 tm which reduces the foundation pressure by 600/50.27 ie, 11.93 t/m ² bringing down the excessive foundation pressure of 61.48 to (61.48 – 11.93) = 49.55 t/m ² as obtained above.

It is needless to mention that by shifting the pier as above, the original span arrangement is changed. The span on the left side increases by 0.6 m and the same on the right side reduces by 0.6 m.