Projekt okładki: Ireneusz Gawliński

Ilustracja na okładce: 123RF/Goce Risteski

Wydawca: Karol Zawadzki

Koordynator ds. redakcji: Adam Kowalski

Redaktor: Paweł Wielopolski

Produkcja: Mariola Grzywacka

Skład wersji elektronicznej na zlecenie Wydawnictwo Naukowe PWN Michał Latusek

Recenzent: dr hab. inż. Henryk Woźniak, prof. AGH

Książka, którą nabyłeś, jest dziełem twórcy i wydawcy. Prosimy, abyś przestrzegał praw, jakie im przysługują. Jej zawartość możesz udostępnić nieodpłatnie osobom bliskim lub osobiście znanym. Ale nie publikuj jej w internecie. Jeśli cytujesz jej fragmenty, nie zmieniaj ich treści i koniecznie zaznacz, czyje to dzieło. A kopiując jej część, rób to jedynie na użytek osobisty.

Szanujmy cudzą własność i prawo.
Więcej na www.legalnakultura.pl
Polska Izba Książki

Copyright © by Wydawnictwo Naukowe PWN SA Warszawa 2020

ISBN: 978-83-01-21157-8

eBook został przygotowany na podstawie wydania papierowego z 2020r. (wyd. I)

Wydawnictwo Naukowe PWN SA
02-460 Warszawa,
ul. Gottlieba Daimlera 2
tel. 22 69 54 321; faks 22 69 54 288; 
infolinia 801 33 33 88
e-mail: pwn@pwn.com.pl; reklama@pwn.pl
www.pwn.pl

Bezpłatny fragment

1. Wstęp

1.1. Rys historyczny - Marek Tarnawski

1.2. Aspekty formalne procesu rozpoznania podłoża i projektowania geotechnicznego - Jakub Saloni i Anna Nowosad

1.3. Podstawy projektowania geotechnicznego - Jakub Saloni i Anna Nowosad

1.3.1. Obliczenia analityczne

1.3.2. Parametry gruntowe na potrzeby modelowania w MES

1.3.3. Obciążenia cykliczne i dynamiczne podłoża

2. Wiercenia i pobieranie próbek

2.1. Wprowadzenie - Marek Tarnawski

2.2. Wiercenia wolnoobrotowe i udarowe - Marek Tarnawski

2.3. Obserwacje hydrogeologiczne - Marek Tarnawski

2.4. Wiercenia rdzeniowe - Michał Wójcik

2.4.1. Czynniki wpływające na ilość i jakość próbek rdzeniowych

2.4.2. Metody wierceń rdzeniowych

2.4.3. Typy i konstrukcje rdzeniówek

2.4.4. Chwytaki rdzeniówek

2.4.5. Rury płuczkowe do rdzeniówek wrzutowych

2.4.6. Dobór koronek do wierceń rdzeniowych

2.4.7. Ogólne zasady eksploatacji rdzeniówek podwójnych i wrzutowych

2.5. Pomiary podczas prowadzenia robót wiertniczych - Marek Tarnawski

3. Badania geofizyczne

3.1. Metody sejsmiczne - Radosław Mieszkowski, Tomasz Szczepański i Jerzy Kłosiński

3.1.1. Inżynierska sejsmika powierzchniowa

3.1.2. Metoda sejsmiki refrakcyjnej

3.1.3. Inżynierska sejsmika otworowa

3.2. Metody elektrooporowe - Radosław Mieszkowski

3.2.1. Metoda pionowych sondowań elektrooporowych

3.2.2. Metoda tomografii elektrooporowej

3.2.3. Zastosowanie metod elektrooporowych

3.2.4. Zalety i ograniczenia metod elektrooporowych

3.2.5. Przykłady zastosowania metod elektrooporowych

3.3. Metoda georadarowa (ground penetrating radar, GPR) - Radosław Mieszkowski

3.3.1. Podstawy procedury badawczej

3.3.2. Zastosowania

3.3.3. Przykłady

3.3.4. Zalety i ograniczenia

4. Sondowania

4.1. Sondowania statyczne CPT/CPTU - Jędrzej Wierzbicki

4.1.1. Wprowadzenie – sondowania statyczne wśród innych badań in situ

4.1.2. Sondowania statyczne – rys historyczny

4.1.3. Technika pomiaru i parametry sondowania

4.1.4. Wstępna analiza profilu CPTU

4.1.5. Analiza wartości parametrów geotechnicznych

4.2. Sondowania dynamiczne - Zbigniew Frankowski

4.2.1. Rys historyczny i współczesne zastosowania sond dynamicznych

4.2.2. Czynniki wpływające na wyniki sondowania

4.2.3. Tarcie gruntu o żerdzie

4.2.4. Głębokość krytyczna

4.2.5. Odległość sondowań od otworów wiertniczych

4.2.6. Wpływ zawodnienia gruntów

4.2.7. Wymiary końcówek sond

4.2.8. Badania zagęszczania gruntów nasypowych

4.2.9. Przykłady zastosowań sondowań dynamicznych

4.3. Sondowania obrotowe - Tomasz Godlewski

4.3.1. Wprowadzenie

4.3.2. Opis metody

4.3.3. Sprzęt i procedura badania

4.3.4. Wytrzymałość gruntu na ścinanie

4.3.5. Wrażliwość gruntu

4.3.6. Prędkość obrotu (kątowa)

4.3.7. Anizotropia

4.3.8. Korekta wyników wytrzymałości uzyskanych z FVT

4.3.9. Historia naprężeń

4.3.10. Walidacja innych metod

4.3.11. Podsumowanie

5. Badania presjometryczne
Marek Tarnawski

5.1. Wprowadzenie

5.2. Istota badania presjometrycznego

5.3. Zasady wykonywania badań presjometrycznych

5.4. Wyniki badania presjometrycznego

5.4.1. Presjometryczne naprężenie graniczne

5.4.2. Moduł presjometryczny

5.4.3. Naprężenie pełzania

5.5. Zmiany raportowania badań wynikające z regulacji normowych

5.6. Eksplikacja znaczenia parametrów presjometrycznych

5.7. Zasady projektowania posadowień Ménarda

5.7.1. Nośność podłoża

5.7.2. Podatność podłoża

5.8. Perspektywy rozwoju

5.9. Podsumowanie

6. Badania dylatometrem
Tomasz Godlewski

6.1. Wprowadzenie

6.2. Opis metody

6.3. Sprzęt i procedura badania

6.4. Wyniki badania dylatometrycznego

6.4.1. Identyfikacja parametrów bezpośrednich DMT – założenia ogólne

6.4.2. Ciśnienie porowe z DMT

6.5. Interpretacja wyników badań

6.5.1. Identyfikacja gruntów i profil podłoża

6.5.2. Historia naprężenia w gruncie

6.5.3. Parametry wytrzymałościowe gruntów

6.5.4. Parametry odkształcalności gruntu

6.5.5. Prędkość rozproszenia nadciśnienia porowego

6.5.6. Współczynnik konsolidacji gruntu

6.5.7. Ciężar objętościowy gruntu

6.6. Kalibracja/walidacja DMT

6.6.1. Interpretacja profilu gruntowego

6.6.2. Zestawienie wartości modułów dylatometrycznych

6.6.3. Kalibracja wartości modułów na tle osiadań

6.7. Przykłady zastosowań w praktyce

6.7.1. Nośność podłoża

6.7.2. Osiadanie fundamentów bezpośrednich

6.7.3. Problematyka określania sztywności gruntu

6.7.4. Nośność pala obciążonego siłą poziomą

6.8. Podsumowanie

7. Próbne obciążenia pali i podłoża gruntowego
Kazimierz Gwizdała i Andrzej Słabek

7.1. Próbne obciążenia pali na siły pionowe, osiowe

7.1.1. Charakterystyka przekazywania obciążenia przez pale na podłoże

7.1.2. Nośność pali na wciskanie według zasad Eurokodu 7, wersja PN-EN 1997-1:2008

7.1.3. Konstrukcje do próbnych obciążeń wciskających

7.1.4. Badania nośności pala na wyciąganie

7.1.5. Metody badań statycznych pali na siły pionowe

7.2. Badania pali obciążonych oddziaływaniem bocznym

7.3. Badania dynamiczne pali

7.3.1. Badanie dynamiczne pali PDA (pile driving analysis) oraz DLT (dynamic load test)

7.3.2. Modele analityczne stosowane w interpretacji badań dynamicznych pali

7.3.3. Badania ciągłości i długości pali/kolumn

7.4. Próbne obciążenia podłoża za pomocą płyt

7.4.1. Warunki techniczne wykonywania próbnego obciążenia gruntu

7.4.2. Interpretacja wyników badań

7.5. Inne metody badań podłoża

8. Wzmocnienia podłoża
Jakub Saloni, Anna Nowosad i Monika Ura

8.1. Cele wzmacniania podłoża

8.2. Definicja i podział metod wzmacniania podłoża

8.3. Rozpoznanie podłoża na potrzeby jego wzmocnienia

8.3.1. Zalecenia dotyczące metod i zakresu rozpoznania podłoża

8.3.2. Znaczenie metod polowych badań gruntu na potrzeby wzmacniania podłoża

8.4. Technologie wzmocnienia podłoża bez wprowadzania inkluzji

8.4.1. Zagęszczanie dynamiczne (dynamic compaction, DC)

8.4.2. Zagęszczanie impulsowe (rapid impact compaction, RIC)

8.4.3. Wibroflotacja (vibroflotation, VF)

8.4.4. Mikrowybuchy (microblasting, MMB/ DDC)

8.4.5. Zagęszczanie walcem dynamicznym (impact roller compaction, RDC)

8.4.6. Badania na potrzeby projektowania i odbioru efektów zagęszczania

8.4.7. Stabilizacja masowa (solidyfikacja, mass stabilization, MS)

8.4.8. Konsolidacja z zastosowaniem prefabrykowanych geodrenów pionowych (vertical drains, VD)

8.4.9. Konsolidacja próżniowa (Menard Vacuum, MV)

8.5. Technologie z wprowadzaniem inkluzji

8.5.1. Kolumny wymiany dynamicznej (dynamic replacement, DR)

8.5.2. Kolumny żwirowe/wibrowymiana (stone columns, SC/KSS)

8.5.3. Kolumny z cementogruntu (deep soil mixing, DSM)

8.5.4. Kolumny betonowe lub z iniektu – uwagi ogólne

8.5.5. Kolumny przemieszczeniowe wkręcane formowane w gruncie (CMC, FDP, CSC, SDC, Screwsol)

8.5.6. Kolumny przemieszczeniowe wwibrowywane formowane w gruncie (MSC, CSC, VDC)

8.5.7. Kolumny wiercone świdrem ciągłym (continuous flight auger piles, CFA)

8.5.8. Rola warstwy transmisyjnej

8.6. Badania do celów remediacji terenów zanieczyszczonych

9. Podsumowanie
Marek Tarnawski

Bibliografia

Przypisy

1

Wstęp

1.1. Rys historyczny

Inżynieria geotechniczna – dział budownictwa zajmujący się m.in. wzajemnym oddziaływaniem budowli oraz gruntów i skał – przez długie wieki opierała się jedynie na przeszłych doświadczeniach lub eksperymentach niemających naukowego charakteru. Przede wszystkim kierowano się rozsądkiem, czego może najbardziej znanym przykładem jest przypowieść z Ewangelii według św. Mateusza (7, 24–27) o mądrym budowniczym, który wybudował swój dom na skale, zapewniając mu trwałość, i drugim, który zbudował dom na piasku, wskutek czego runął pod naporem wody i wiatru. Taki wybór lokalizacji jednak był możliwy tylko w niewielu miejscach. Lite skały zalegają zwykle bardzo głęboko. Jako podłoże budowli muszą służyć skały niepoddane procesowi diagenezy, czyli grunty.

W wyniku decyzji możnych tego świata oraz potrzeb religijnych i gospodarczych rozwijających się społeczeństw przez wieki stawiano budowle monumentalne lub wymagające zaawansowanej techniki i organizacji pracy, takie jak piramidy egipskie, gotyckie katedry w Europie, pagody chińskie, znane na wszystkich kontynentach budowle obronne (zamki), mosty, amfiteatry itp. Starano się, by kolejna budowla danego typu była większa i wspanialsza od poprzedniej. Doskonałym tego przykładem może być gotycka katedra w Beauvais (Francja). To raczej błędy konstrukcyjne i wykonawcze – niż sama wysokość budowli, jak mniemają niektórzy – spowodowały kilka katastrof katedry, w tym najbardziej spektakularną: runięcie w 1573 r. najwyższej wówczas na świecie (149 m) wieży kościelnej, zaledwie cztery lata po jej wybudowaniu [1, 2]. Choć mówi się, że kłopoty katedry w Beauvais były początkiem końca architektury gotyckiej, nie jest to do końca prawda. Ambicje budowniczych zwyciężyły i obecnie najwyższym na świecie jest kościół NMP w Ulm (Niemcy). Jego wysoką na 161,5 m wieżę wybudowano w 1890 r., kończąc w ten sposób budowę… gotyckiej świątyni rozpoczętą ponad 500 lat wcześniej, w 1377 r. [3]!

Egipscy władcy budowali swe monumentalne grobowce, piramidy, przez ponad tysiąclecie. Jednak powstanie tych najbardziej znaczących budowli, wskazujących na postęp w ich projektowaniu i wykonawstwie, zamyka się w okresie zaledwie około stu lat. Chronologicznie i technologicznie pierwszą z tych budowli jest Schodkowa Piramida Dżesera (inaczej Neczericheta, pierwszego króla III dynastii) w Sakkarze, zakończona około 2650 r. p.n.e. (rys. 1.1). Zastąpiła ona wcześniej stosowane grobowce: mastaby o kształcie ostrosłupa ściętego na planie prostokąta.

Piramidę budowano etapami, w sposób eksperymentalny. Rozpoczęto od kwadratowej mastaby, co nasuwa przypuszczenie, że planowano nowy typ budowli, gdyż wcześniej nie stosowano takiego kształtu [4]. Na tej mastabie zbudowano czterostopniową strukturę, którą zapewne uznano za niezadowalającą. Wobec tego gotowe piętra odpowiednio poszerzono, a następnie powiększono piramidę do sześciu stopni. Konstrukcja robiła takie wrażenie, że budowniczy, który ją zastosował – Imhotep – był po śmierci otoczony boską czcią, podobnie jak faraonowie.

Następcy Dżesera (Sechemchet, Huni) również budowali podobne piramidy, które jednak albo nie zostały dokończone, albo nie zachowały się do naszych czasów. Kolejnym wielkim budowniczym był Snofru, założyciel IV dynastii. Zbudował cztery piramidy, co nie jest wyjątkiem, gdyż wiele piramid miało jedynie symboliczny charakter (cenotafy[1]). Pochowany został w Piramidzie Czerwonej. Jest to nazwa współczesna, od koloru miejscowego piaskowca, z którego została zbudowana około 2600 r. p.n.e. W czasach świetności zwana była „błyszczącą”, gdyż pokryto ją białym oblicowaniem wapiennym, dobrze odbijającym światło. Jest to pierwsza (lub najstarsza zachowana) klasyczna piramida w kształcie ostrosłupa.

Już niecałe pół wieku później, około 2560 r. p.n.e., zbudowano w Gizie największą z egipskich piramid – piramidę Cheopsa (Chufu; rys. 1.1), uznaną za jeden z siedmiu cudów świata starożytnego i będącą jedynym do dziś istniejącym. Piramida powstała wokół naturalnego skalnego (wapiennego) wzgórza. Składa się z 210 warstw bloków kamiennych. We wnętrzu budowli zastosowano wapień pozyskany na miejscu, zaś do warstwy zewnętrznej i górnych partii użyto lepszej jakości bloków z wapienia z Tury. W sumie zużyto około 2,5 mln bloków kamiennych ważących 7 mln ton [Schneider, 2001].

Rys. 1.1. Schematy piramid egipskich w skali 1:2000. U góry Schodkowa Piramida Dżesera (u dołu zaznaczono pierwotny grobowiec – mastabę) o wysokości 62,5 m i kącie nachylenia ścian 72°. W środku Łamana Piramida Snofru o nachyleniu ścian 55° do wysokości 49 m i 43° wyżej – do 105 m. Na dole wysoka na 146,6 m piramida Cheopsa o nachyleniu ścian bocznych blisko 52° [źródło: opracowanie własne – M. Tarnawski]

Nawet nie wchodząc w intrygujące szczegóły techniczne tej budowli (korytarze, komory grobowe i odciążające, szyby wentylacyjne), na pierwszy rzut oka postęp techniki budowy piramid wydaje się oszałamiający. Okazuje się jednak, że rzeczywistym skokiem technologicznym była eksperymentalna piramida Dżesera: gigantyczny obiekt wielokondygnacyjny. Piramidy właściwe (ostrosłupowe) składają się z serii ścian przyporowych (okładzinowych) zbudowanych wokół rdzeni, którymi są… piramidy schodkowe [Baines i Málek, 1995], czyli stanowią one jedynie rozwinięcie dzieła Imhotepa.

Wspomnieć natomiast należy o innej budowli poprzedzającej Czerwoną Piramidę w Dahszur i odległej od niej zaledwie 2 km na południe – o Łamanej Piramidzie Snofru (rys. 1.1). Niemal do połowy swojej wysokości boki piramidy mają nachylenie 55°, wyżej zaś tylko 43°. Są dwie lub trzy hipotezy, dlaczego jednorazowo zastosowano to rozwiązanie. Najczęściej przyjmuje się, że nadmierne i nierównomierne osiadanie, które spowodowało szkody w systemie komór piramidy, skłoniły budowniczych do zmniejszenia kąta nachylenia ścian, a w efekcie do zredukowania obciążeń podłoża w stosunku do wstępnie planowanych [Schneider, 2001].

Byłby to zapewne pierwszy znany w historii przypadek awarii z przyczyn geotechnicznych i rozsądnej reakcji na zagrożenie. Zdaniem autora potwierdzeniem tej hipotezy może być decyzja, aby później w realizowanej nieopodal Piramidzie Czerwonej zastosować kąt nachylenia ścian 43°. Tak bezpiecznego rozwiązania nie powtórzono ani w sławnych piramidach w Gizie, ani w stosunkowo wysokich (>50 m) późniejszych piramidach władców V i VI dynastii. Kąt nachylenia ścian tych piramid wahał się pomiędzy 51° a 53°.

Starożytne cywilizacje rozwijały się często wzdłuż brzegów rzek: Egipt nad Nilem, Mezopotamia pomiędzy Tygrysem a Eufratem, Indie w dorzeczu Indusu i Gangesu czy Chiny nad Huang Ho. Wraz z rozpowszechnianiem buddyzmu w Chinach (68 r. n.e.) zbudowano tysiące pagód. Wiele z nich powstało na nieskonsolidowanych madach rzecznych. W niektórych przypadkach naprężenie pod fundamentami przekraczało nośność gruntu, co powodowało znaczne uszkodzenia konstrukcji tych dużych budowli sakralnych [Das, 2010a]. Rozpatrując podobne sytuacje w Europie, nie sposób nie wspomnieć o najsławniejszym i szeroko opisywanym [np. Jamiolkowski, 1998] przypadku krzywej wieży w Pizie. Równie ciekawa jest kwestia nadmiernych osiadań Katedry Metropolitalnej w Mexico City budowanej z przerwami od 1519 do 1813 r. Według powierzchownych opinii: „katedra została zbudowana na grząskim gruncie, stąd ciągłym problemem jest jej osiadanie” [5]. To zdaje się sugerować, że jej budowniczy (mistrz budowlany Claudio de Arciniega) nie zdawał sobie sprawy z zagrożeń związanych z obecnością w podłożu plastycznych iłów jeziornych lub te zagrożenia zlekceważył.

Nic bardziej mylnego. Podłoże wzmocniono, wbijając w nie około 22 500 drewnianych pali o długości 3–4 m. Na ich głowicach wykonano płytę o wymiarach 140 m × 70 m. Płyta ma średnio 90 cm grubości, ale rośnie ona w kierunku południowym, co sugeruje, że pierwsi budowniczowie próbowali ograniczyć różnice osiadań widoczne już od pierwszego etapu budowy. Rozpoczęto ją od absydy, czyli od strony północnej. Na płycie umieszczono murowane belki o wysokości 3,5 m, szerokości 2,5 m i długości 127 m, aby na nich stawiać ściany, pilastry i kolumny. Górna powierzchnia płyty znajdowała się wówczas na tym samym poziomie co plac przed katedrą, a belek (a więc i podłogi) 3,5 m wyżej, co wskazuje, że budowniczy przewidywał dużą skalę osiadań.

Dodatkowy problem stanowiła częściowa konsolidacja podłoża wywołana przez azteckie świątynie i inne budowle istniejące tam wcześniej. Spowodowało to wspomniane różnice osiadań katedry i dobudowanej później od wschodu kaplicy Sagrario (fot. 1.1). Skutki powodowane przez te odkształcenia kompensowano w miarę postępu budowy przez modyfikację wysokości kolumn i ścian, aby uniknąć naprężeń w sklepieniach. Ad hoc wprowadzano różne zabiegi architektoniczne (np. zmienne wysokości gzymsów), by ukryć niekorzystne wizualne efekty osiadań.

Fot. 1.1. Katedra w Mexico City. Fasada południowa. Po prawej kaplica Sagrario z barokowym portalem ocenianym jako najpiękniejszy w Ameryce [źródło: fot. A. Kulka, za zgodą autora]

Po przeanalizowaniu takich geometrycznych detali wyliczono, że już podczas budowy katedry maksymalna różnica osiadań wyniosła 85 cm. Jakby tego było mało, od około 150 lat obserwuje się osiadanie całego starego miasta spowodowane intensywną eksploatacją wód podziemnych i stopniowym osuszaniem przypowierzchniowych warstw iłów. Wynikającą z obu wymienionych przyczyn maksymalną różnicę osiadań katedry (na linii pomiędzy zachodnią wieżą a absydą) szacuje się na 2,42 m!

W 1989 r. rozpoczęto prace nad zahamowaniem i odwróceniem procesu nierównomiernych osiadań grożącego katastrofą. Zastosowano metodę kontrolowanego usuwania gruntu (underexcavation method) spod tych części katedry, które osiadły najmniej. Maksymalną różnicę osiadań udało się zmniejszyć o blisko jeden metr. Następnie wykonano iniekcje cementowe, by ograniczyć spodziewane dalsze osiadania o regionalnym charakterze. Dało to pozytywny efekt, a jednocześnie zgodnie z oczekiwaniami zaobserwowano, że osiadania przebiegają równomiernie [6]. Metodę kontrolowanego usuwania gruntu zastosowano kilka lat później, częściowo prostując i zabezpieczając krzywą wieżę w Pizie [Jamiolkowski, 2002].

Współczesne rozwiązania geotechniczne wsparte już nie tylko doświadczeniem, jak przed wiekami, ale przede wszystkim uzasadnionymi naukowo obliczeniami, pozwalają uporać się z problemami na styku budowla – podłoże nowo projektowanych, nierzadko pionierskich konstrukcji, i skutecznie ratować bezcenne zabytki przeszłości przed katastrofami będącymi skutkiem wspomnianych problemów. Świadomość potrzeby nowego podejścia do inżynierii geotechnicznej narastała, podobnie jak w innych dziedzinach działalności człowieka, pod koniec XVII w. dzięki nowemu prądowi filozoficznemu, według którego rozum ludzki ma być światłem rozjaśniającym drogę do poznania prawdy o świecie [7]. Mowa oczywiście o oświeceniu. Budowniczowie i uczeni zaczęli zajmować się właściwościami gruntów w sposób bardziej metodyczny od początku XVIII w. Przedział czasowy od 1700 do 1927 r., czyli od wstępnych studiów na ten temat do powstania nowoczesnej mechaniki gruntów, można podzielić na cztery główne okresy [Skempton, 1985]:

– okres wstępny (przedklasyczny): lata 1700–1775,

– pierwsza faza klasycznej mechaniki gruntów: lata 1776–1856,

– druga faza klasycznej mechaniki gruntów: lata 1857–1910,

– nowoczesna mechanika gruntów: lata 1910–1927.

W początkach gruntoznawstwa rozpoznawano te cechy gruntów, które uważano za podstawowe, mianowicie gęstość i kąt naturalnego spoczynku (zsypu). Przyglądano się gruntowi raczej jako materiałowi, nie przywiązując wagi do jego naturalnego stanu. Badano też kwestię bocznego nacisku gruntu na ściany oporowe.

Klasyczną mechanikę gruntów w jej pierwszej fazie zdominowały dokonania Charlesa Coulomba. W artykule z 1776 r. zastosował zasady rachunku różniczkowego ekstremum funkcji, aby określić położenie powierzchni poślizgu w gruncie za ścianą oporową. W tej analizie Coulomb używał praw tarcia i spójności ciał stałych. Jean-Victor Poncelet rozszerzył teorię Coulomba i sformułował pierwszą teorię nośności dla fundamentów płytkich. Alexandre Collin badał stateczność zboczy.

Przejście do drugiej fazy klasycznej mechaniki gruntów zaznaczyła pierwsza publikacja Williama Rankine’a z 1857 r. Zawiera ona godną uwagi teorię na temat naprężeń w gruncie i równowagi mas, która jest uproszczeniem teorii Coulomba. Henry Darcy badał przepuszczalność gruntów, definiując m.in. termin „współczynnik filtracji”. Sir George Darwin badał moment wywracający ścian oporowych podtrzymujących piaski luźne i zagęszczone. Joseph Boussinesq rozwinął teorię rozkładu naprężeń pod obciążonymi obszarami nośnymi w półprzestrzeni homogenicznej, elastycznej i izotropowej.

Nowoczesna mechanika gruntów to przede wszystkim badania gruntów spoistych. Około 1908 r. Albert Atterberg zdefiniował frakcję iłową jako cząstki mniejsze niż 2 μ. W 1911 r. wprowadził pojęcie stanu gruntów spoistych, definiując granice płynności, plastyczności i skurczu oraz pojęcie wskaźnika plastyczności. W tym okresie zaczęto stosować aparat skrzynkowy do badania wytrzymałości gruntów spoistych. Wolmar Fellenius podał rozwiązania obliczeniowe stateczności zboczy. Wreszcie Karl Terzaghi opracował znaną, do dziś stosowaną teorię konsolidacji, i wydał książkę wskazującą dalsze kierunki rozwoju mechaniki gruntów [Terzaghi, 1925]. Oczywiście Terzaghi nie był ostatnim wielkim geotechnikiem. Opowiemy o nich w dalszej części książki.

Gruntoznawstwo w opisanym okresie, a także przez wiele lat później opierało się na badaniach laboratoryjnych próbek gruntu pobranych z otworów wiertniczych lub wykopów. Wśród licznych parametrów gruntu wyznaczanych laboratoryjnie można wyróżnić jako najistotniejsze:

– cechy zasadnicze (bazowe), służące do dalszych obliczeń (gęstość objętościowa, gęstość właściwa szkieletu gruntowego, wilgotność naturalna),

– cechy klasyfikujące, definiujące rodzaj gruntu (skład granulometryczny, zawartość części organicznych, a w odniesieniu do gruntów spoistych także granice plastyczności i płynności, całkowita powierzchnia właściwa, aktywność koloidalna),

– cechy pochodne (wyliczane), w tym wartościujące, definiujące stan gruntu (wskaźnik plastyczności i konsystencji, stopień plastyczności i stopień zagęszczenia) oraz obrazujące stosunki pomiędzy fazami gruntu (porowatość, wskaźnik porowatości, stopień wilgotności),

– cechy wytrzymałościowe (wytrzymałość na ścinanie: kąt tarcia wewnętrznego i spójność),

– ściśliwość (moduł edometryczny), ewentualnie zdolność (ciśnienie) pęcznienia,

– przepuszczalność (współczynnik filtracji).

Badania polowe (in situ) są alternatywą w stosunku do badań laboratoryjnych, którą zaczęto wprowadzać jeszcze przed drugą wojną światową. Ich rozkwit nastąpił w latach 70. XX w. Są to sondowania różnego rodzaju (statyczne, dynamiczne, obrotowe), próbne obciążenia (presjometrem, dylatometrem, płytą), a także badania geofizyczne.

Od tego czasu w środowisku naukowym trwają dyskusje na temat zalet i wad obu grup metod badawczych czy też wyższości badań laboratoryjnych nad polowymi lub odwrotnie. Podsumowanie tej dyskusji zawarto w tabeli 1.1, skonstruowanej w taki sposób, by uwypuklić fakt, że zalety badań laboratoryjnych są ograniczeniami badań polowych i odwrotnie. Można zatem rzec, że obie grupy badań uzupełniają się wzajemnie. Analizując problem głębiej, zauważamy, że wybór metody preferowanej zależy od spodziewanych warunków gruntowych oraz szczegółowego celu badań, które zamierza się przeprowadzić.

Tabela 1.1. Zalety i wady laboratoryjnych i polowych metod badań gruntu

Badania laboratoryjne – zalety

Badania polowe – wady

Kontrola warunków naprężeń, odkształceń i odpływu wody oraz możliwość odtworzenia ścieżki naprężenia i obserwacji charakteru odkształceń w trakcie i po badaniu

Niemożność precyzyjnego określenia warunków naprężeń, odkształceń i odpływu

oraz obserwacji mechanizmu odkształceń w trakcie penetracji

Przebieg badania łatwiejszy do analizy teoretycznej, możliwość bezpośredniego wyznaczenia parametrów podstawowych

Przebieg badania trudniej analizować teoretycznie i wyznaczać na jego podstawie podstawowe parametry gruntu¹

Możliwość precyzyjnego określenia rodzaju gruntu i jego właściwości fizycznych

Rodzaj gruntu i jego właściwości fizyczne mogą być określane tylko pośrednio

Badania laboratoryjne – wady

Badania polowe – zalety

Mała objętość, a stąd reprezentatywność próbki. Stosunkowo duży koszt i długi czas pojedynczego badania ogranicza ich liczbę

Badania o względnie dużej skali, szybkie i stosunkowo tanie, co pozwala zrealizować znaczną ich liczbę

Trudność lub niemożność pobrania próbek dobrej jakości zależnie od warunków gruntowych. Należy liczyć się z pewnym (niemierzalnym) naruszeniem struktury gruntu nawet w próbkach 1. klasy

Możliwość przeprowadzenia badań we wszystkich rodzajach gruntów. Zwykle badane są grunty nienaruszone lub można stwierdzić fakt, czy nawet oszacować stopień naruszenia badanego gruntu

Naprężenia muszą być zadawane

Badanie w warunkach naprężeń in situ

Próbki pobierane są punktowo, co utrudnia ocenę zmienności parametrów geotechnicznych podłoża

Ciągły profil (lub badania w niewielkich odstępach) umożliwia (ułatwia) określenie stratygrafii i ocenę zmienności parametrów

Źródło: [opracowanie własne – M. Tarnawski na podstawie Jamiolkowski i in., 1985; Briaud, 2013].

¹ Przez podstawowe parametry gruntu można rozumieć wymienione wyżej w tekście zasadnicze cechy gruntu (elementary), służące m.in. do obliczeń innych, pochodnych parametrów albo [Burland, 1990] ich cechy immanentne (intrinsic), które są zawsze właściwe dla danego gruntu, zatem niezależne od ich stanu naturalnego.

W praktyce inżynierskiej ostatnich lat dostrzega się dominację badań terenowych, choć w przypadku poważniejszych obiektów nie rezygnuje się z badań laboratoryjnych nie tylko cech fizycznych, ale i właściwości mechanicznych gruntów. Chcąc określić naturę zachowania się ośrodka gruntowego pod obciążeniem, czyli prowadząc badania naukowe, należy kontrolować warunki brzegowe naprężeń i odkształceń oraz warunki odpływu, co w większym stopniu zapewnią badania laboratoryjne. Ich wyniki przyjmuje się wówczas jako referencyjne dla badań terenowych [Lipiński, 2013]. Dodać należy, że mechanizm odkształcania się i zniszczenia gruntu, zarówno podczas badań laboratoryjnych, jak i polowych, różni się mniej lub bardziej od efektów oddziaływania konstrukcji na grunt [Jamiolkowski i in., 1985].

Sugerowana wyżej nadrzędność wyników badań laboratoryjnych nad terenowymi wynika nie tylko z ich przedstawionych w tabeli 1.1 zalet, ale również z faktu, że to one były źródłem wiedzy i danych, gdy tworzono podstawy współczesnej mechaniki gruntów. Kolejne sto lat to ulepszanie laboratoryjnych metod badawczych szeroko opisane w literaturze przedmiotu. Sytuacja badań polowych jest inna. Zaczęto je stosować później, z trudem je rozwijano, aby stały się cennym uzupełnieniem badań laboratoryjnych. Do dziś przeżywają intensywny rozwój, biorąc pod uwagę stronę techniczną[2] i interpretacji wyników. Dlatego właśnie podsumowanie aktualnego stanu wiedzy o badaniach polowych podłoża gruntowego budowli można uznać za pożyteczne i przydatne współczesnym geotechnikom i geologom inżynierskim.

Wyniki poszczególnych badań polowych różnią się pod względem jakościowym, ilościowym i możliwości ich wykorzystania. Ich podstawy teoretyczne często budzą wątpliwości. W większości przypadków teoria wsparta jest dodatkowymi założeniami, stosowane są uproszczenia czy wzory przybliżone. Zdarza się, że w ogóle brakuje podstaw teoretycznych, tylko wykorzystuje się korelacje empiryczne [Atkinson i Sallfors, 1991]. Nie przeszkadza to wysokiej ocenie danej metody, jeśli udowodniona jest zadowalająca powtarzalność uzyskiwanych wyników. Stąd zaufanie do tak prostego badania, jak sondowanie cylindryczne (SPT) czy zaawansowanych rozwiązań technicznych i bogatej interpretacji sondowania statycznego (CPT).

Wyniki badań polowych zwykle nie dają bezpośrednio wartości liczbowych znanych z badań laboratoryjnych parametrów mechanicznych gruntów, czyli takich, które określają ich wytrzymałość (kąt tarcia wewnętrznego, spójność) i ściśliwość (moduł odkształcenia lub ściśliwości). Wyjątkami są: opór ścinania uzyskany sondą obrotową FVT, choć jest on zwykle większy od wyznaczanego w aparacie trójosiowym i wymaga korekty [Bjerrum, 1973; Gołębiewska, 1976; Helenelund, 1976] oraz wyniki próbnych obciążeń. Parametry uzyskane z badania presjometrycznego Louisa Ménarda, moduł presjometryczny EM i presjometryczne naprężenie graniczne plM, choć nie odpowiadają bezpośrednio parametrom znanym z mechaniki gruntów, pozwalają ustalić zarówno wytrzymałość podłoża, jak i spodziewane osiadania pod dodatkowym obciążeniem od budowli.

Najstarszymi znanymi metodami rozpoznawania podłoża budowli są wykopy i wiercenia. Zwłaszcza wiercenia traktuje się jako metodę pobierania próbek gruntu do badań laboratoryjnych. Ale równie ważną ich rolą jest możliwość prowadzenia w nich obserwacji geologicznych i hydrogeologicznych, badań in situ oraz pomiarów technicznych parametrów wiercenia zmieniających się zależnie od warunków gruntowych. Dlatego następny rozdział poświęcony jest właśnie technologiom wiertniczym stosowanym na potrzeby geologii inżynierskiej i geotechniki.

Rozdział 3 dotyczy coraz częściej w ostatnich latach wykorzystywanych w badaniach podłoża metod geofizycznych. Są one szczególnie cenne podczas realizacji dużych inwestycji, zwłaszcza liniowych, z uwagi na tempo ich realizacji oraz mniejsze koszty w porównaniu z kosztami badań metodami stosowanymi dotychczas.

Główną część książki stanowią rozdziały 4–6 przedstawiające stan techniki wymienionych wyżej, poszczególnych rodzajów badań polowych. Są też przypadki, w których ważność inwestycji lub specyficznych metod fundamentowania wymaga przeprowadzenia badań modelowych w skali 1:1, czyli pełnoskalowych próbnych obciążeń, o których mowa w rozdziale 7.

Postęp nauki spowodował, że dysponujemy licznymi metodami poprawiania niekorzystnych warunków gruntowych umożliwiającymi realizowanie inwestycji w trudnych warunkach podłoża, nie stosując ani wymiany gruntów, ani posadowień głębokich, czyli metod jeszcze kilkadziesiąt lat temu traktowanych jako jedyne możliwe rozwiązania. Zagadnienia wzmacniania podłoża przedstawiono w rozdziale 8.

Szanując dokonania wybitnych polskich geotechników [np. Wiłun, 1976; Glazer i Malinowski, 1991], autorzy starali się przedstawić najnowsze osiągnięcia zarówno własne, jak i innych pracujących w danych branżach naukowców. Wzięto też pod uwagę fakt ujednolicania metod badawczych po wejściu Polski do Unii Europejskiej przez wprowadzanie norm ISO, w tym zwłaszcza wiodącego zbioru reguł technicznych w zakresie budownictwa, czyli Eurokodu 7 [np. Wysokiński i in., 2011; Kłosiński, 2013] oraz norm z serii 22476 (Badania polowe), 22475 (Wiercenia) i 14688 (Grunty), a także pewne aspekty formalne związane z badaniami podłoża budowli i projektowaniem geotechnicznym.

1.2. Aspekty formalne procesu rozpoznania podłoża i projektowania geotechnicznego

Normy PN-EN 1997-1 oraz PN-EN 1997-2 (Eurokod 7) przywołane są w Rozporządzeniu Ministra Transportu i Gospodarki Morskiej z 25 kwietnia 2012 r. w sprawie ustalania geotechnicznych warunków posadowienia, zwanym dalej Rozporządzeniem. Chociaż stosowanie ich nie jest obligatoryjne, stanowią w praktyce podstawę planowania badań podłoża oraz projektowania geotechnicznego w Polsce. Podstawowym etapem rozpoznania podłoża spośród wymienionych w normie Eurokod 7 są badania do celów projektowych. Wyniki tych badań zamieszcza się w dokumentacji badań podłoża, na podstawie której sporządza się projekt geotechniczny. Rozporządzenie z 2012 r. wprowadza także pojęcia opinii geotechnicznej i dokumentacji geologiczno-inżynierskiej. Autorzy tego podrozdziału uzupełnili schemat zamieszczony w załączniku B.1 normy PN-EN 1997-2 o zapisy Rozporządzenia, co przedstawiono na rys. 1.2.

Rys. 1.2. Interpretacja strategii dokumentowania i projektowania geotechnicznego na podstawie PN-EN 1997-2 oraz Rozporządzenia w sprawie ustalania geotechnicznych warunków posadowienia obiektów budowlanych [źródło: opracowanie własne – J. Saloni i A. Nowosad]

Proces projektowania i rozpoznania rozpoczyna się od badań wstępnych, których wyniki zamieszcza się w opinii geotechnicznej. Na ich podstawie projektant określa kategorię geotechniczną obiektu w nawiązaniu do jego konstrukcji i stwierdzonych warunków gruntowych, co szczegółowo zdefiniowano w §4 Rozporządzenia. Warunki gruntowe w zależności od stopnia ich skomplikowania dzieli się na proste, złożone i skomplikowane.

Pierwszą szerzej znaną próbę klasyfikowania warunków gruntowych przedstawia rys. 1.3. Witold C. Kowalski dostrzegł też częsty związek złożoności tych warunków z wielkością budowli (inwestycji), co zbliża jego pomysł do współczesnej kategorii geotechnicznej.

Rys. 1.3. Modele środowiska inżyniersko-geologicznego: Jw – środowisko całkowicie jednorodne, Js – środowisko jednorodne w sensie szerszym, R – środowisko niejednorodne, obiekt: A – niewielki, B – większy, C- duży [Kowalski, 1988].

Proste warunki gruntowe odpowiadają modelom Jw i Js z rys. 1.3., wszakże pod pewnymi dodatkowymi warunkami. Model całkowicie jednorodnego środowiska inżyniersko-geologicznego oznacza sytuację idealną. Nic dziwnego, że autor uznał, iż może się zdarzyć raczej tylko w podłożu małego, lekkiego obiektu, którego zasięg oddziaływania w głąb podłoża gruntowego (linie przerywane na rys. 1.3) jest niewielki. Według Rozporządzenia w prostych warunkach gruntowych warstwy „gruntów jednorodnych genetycznie i litologicznie” zalegają poziomo. W praktyce: „mniej więcej poziomo”, co w taki właśnie sposób zilustrował w postaci modelu Js Witold C. Kowalski. Ale to nie wszystko. Warstwy te nie mogą zawierać mineralnych gruntów słabonośnych, gruntów organicznych lub nasypów niekontrolowanych. Także zwierciadło wody gruntowej musi występować poniżej poziomu posadowienia i nie mogą występować niekorzystne zjawiska geologiczne.

Model Js może jednak dotyczyć również złożonych warunków gruntowych, jeśli warstwy „c” (lub „b”) obejmować będą mineralne grunty słabonośne, grunty organiczne lub (tylko warstwa „c”) nasypy niekontrolowane. Za złożone warunki gruntowe należy również uznać obecność zwierciadła wody gruntowej powyżej poziomu posadowienia, ale przy braku występowania niekorzystnych zjawisk geologicznych. Formalna definicja warunków złożonych rozpoczyna się jednak od: „warstw gruntów niejednorodnych, nieciągłych, zmiennych genetycznie i litologicznie”. Taki obraz to właśnie „środowisko niejednorodne” (R) Witolda C. Kowalskiego.

W praktyce niekiedy granica pomiędzy warunkami prostymi, a złożonymi okazuje się nieostra. Względy oszczędnościowe skłaniają w takich przypadkach do przyjmo-wania, że są one proste. Przy występowaniu gruntów słabych poniżej poziomu posadowienia byłoby to ewidentnym błędem i nie powinno mieć miejsca. Jak jednak ocenić „niejednorodność warstw”? Najprostszym sposobem jest dokonanie oceny podatności zróżnicowanego podłoża pod obciążeniem projektowaną budowlą. Zbyt duże różnice potencjalnych osiadań wskazują na warunki złożone. Należy jeszcze dodać, że zbyt słabe podłoże sięgać może powyżej głębokości, którą wyznacza strefa aktywna budowli. Postępowanie w takich sytuacjach opisano w kolejnych częściach niniejszej monografii, najszerzej w rozdziałach 7 i 8.

Skomplikowane warunki gruntowe występują przede wszystkim w przypadku warstw objętych występowaniem niekorzystnych zjawisk geologicznych. Ich najczęstszym przejawem są ruchy masowe, czyli zjawiska osuwiskowe, których przyczyną jest szeroko pojęta utrata stateczności zbocza, a głównym czynnikiem sprawczym – siła ciężkości. Działalnie mechaniczne lub chemiczne wód podziemnych zwane sufozją powoduje wymywanie lub rozpuszczanie cząstek gruntu, a zatem jego osłabienie i zapadanie się. Podobne zjawiska w wapieniach, gipsach, halicie itp. określa się mianem krasu. Zakłócenie naturalnego układu ciśnień w podłożu, np. poprzez głębienie wykopu może wywołać zjawisko zwane upłynnieniem gruntu (szczególnie piasku pylastego) albo kurzawką. Do skomplikowanych warunków gruntowych Rozporządzenie zalicza także grunty ekspansywne lub zapadowe, poddane w przeszłości procesom glacitektonicznym, obszary szkód górniczych lub możliwych nieciągłych deformacji górotworu, jak również obszary dolin i delt rzek oraz obszary morskie.

Pierwsza kategoria geotechniczna obejmuje niewielkie obiekty budowlane w prostych warunkach gruntowych, druga – typowe, większe obiekty budowlane w prostych lub złożonych warunkach gruntowych, natomiast trzecia – obiekty budowlane posadawiane w skomplikowanych warunkach gruntowych lub obiekty nietypowe (wyspecyfikowane w Rozporządzeniu) niezależnie od stopnia skomplikowania podłoża budowlanego.

Według zapisów §7 Rozporządzenia dane z opinii geotechnicznej są wystarczające dla obiektów pierwszej kategorii geotechnicznej. Dla pozostałych przeprowadza się rozpoznanie podłoża do celów projektowania, a w razie potrzeby zmienia ustaloną kategorię geotechniczną. Zakres badań i rodzaj opracowań należy dostosować do ustalonej kategorii geotechnicznej według tabeli 1.2 opracowanej na podstawie Rozporządzenia.

Tabela 1.2. Zestawienie wymagań zakresu badań i formy przedstawienia geotechnicznych warunków posadowienia w nawiązaniu do kategorii geotechnicznej obiektu budowlanego na podstawie Rozporządzenia MTBiGM z 2012 r.

Kategoria geotechniczna

Obiekty

Warunki gruntowe

Forma przedstawienia geotechnicznych warunków posadowienia

Zakres badań

I

• 1- lub 2-kondygnacyjne budynki mieszkalne/gospodarcze

proste

1) opinia geotechniczna

• wiercenia

• sondowania

• analiza makroskopowa

• ściany oporowe i rozparcia wykopu, gdy różnica poziomów ≤2,0 m

• wykopy ≤1,2 m i nasypy budowlane ≤3,0 m

II

• przyczółki, filary mostowe, nabrzeża

proste

1) opinia geotechniczna,

2) dokumentacja badań podłoża,

3) projekt geotechniczny

• rodzaj gruntu

• fizyczne i mechaniczne parametry: (φ’, c’, su, M₀/E₀) otrzymane metodami laboratoryjnymi lub polowymi, w szczególności za pomocą: sondowań statycznych/dynamicznych; badaniami presjometrycznymi/dylatometrycznymi, sondą krzyżakową; próbnych obciążeń,

• dla budowli ziemnych i składowisk odpadów: k, IL/ID, badania materiałów stosowanych do uszczelnień/w konstrukcjach drenażowych,

• w przypadku wzmacniania podłoża gruntowego:

– efekty wzmocnienia gruntów,

– badania materiałów stosowanych do wzmocnienia gruntów

------------------------------------------------------------

• dodatkowo dla obiektów kategorii III należy przeprowadzić badania uzupełniające niezbędne do przeprowadzania obliczeń analitycznych i numerycznych w uzgodnieniu z wykonawca specjalistycznych robót geotechnicznych

• kotwy gruntowe i inne systemy kotwiące

• fundamenty bezpośrednie/głębokie

• wyżej wymienione obiekty I i II kategorii geotechnicznej

złożone

1) opinia geotechniczna,

2) dokumentacja badań podłoża,

3) dokumentacja geologiczno-inżynierska,

4) projekt geotechniczny

III

• nietypowe obiekty budowlane (wg Dz.U., poz. 463, §4.1, pkt. 3)

niezależnie od warunków gruntowych

• obiekty budowlane zaliczane do inwestycji mogących zawsze znacząco oddziaływać na środowisko

• budynki ≥55 m n.p.t. projektowane w istniejącej zabudowie miejskiej

• obiekty wysokie, których głębokość posadawiania ≥5,0 m lub zawierające ≥1 kondygnację zagłębioną w gruncie

• tunele

• obiekty infrastruktury krytycznej

• obiekty zabytkowe i monumentalne

niezależnie od rodzaju obiektu

skomplikowane

Źródło: [opracowanie własne – J. Saloni i A. Nowosad].

Zapisy Rozporządzenia nie definiują udziału geologa i geotechnika[3] oraz projektanta w opracowaniu poszczególnych dokumentacji związanych z rozpoznaniem podłoża i projektowaniem geotechnicznym. Najczęściej interpretowane to jest w sposób przedstawiony w tabeli 1.3.

Tabela 1.3. Udział projektanta, geologa i geotechnika w opracowaniu poszczególnych dokumentacji na podstawie Rozporządzenia oraz normy PN-EN 1997-2

Rodzaj opracowania

Autor

Uzasadnienie

Opinia geotechniczna

Geolog lub geotechnik i projektant

Zawiera ustalenie warunków gruntowych (geolog) i kategorii geotechnicznej, co jest czynnością projektową (projektant)

Dokumentacja badań podłoża

Geolog lub geotechnik

Zawiera charakterystykę geologiczną z przedstawieniem wszystkich wyników badań oraz geotechniczną ocenę danych: założenia interpretacji wyników i zestawienie wartości wyprowadzonych parametrów geotechnicznych. Zamieszczona po lewej stronie schematu na rys. 1.2 jako efekt końcowy okołoprojektowych czynności geologicznych

Projekt geotechniczny

Projektant

Widnieje z prawej strony schematu na rys. 1.2 i jest częścią składową projektu budowlanego, który powstaje w początkowej fazie procesu budowlanego. Obejmuje on m.in. określenie charakterystycznych parametrów geotechnicznych i ich współczynników, na podstawie których tworzony jest model geotechniczny oraz są dokonywane obliczenia geotechniczne

Dokumentacja geologiczno-inżynierska

Geolog

Sporządzana dla obiektów budowlanych trzeciej kategorii geotechnicznej i w złożonych warunkach gruntowych drugiej kategorii. Jako jedyne opracowanie podlega przepisom ustawy Prawo górnicze i geologiczne, więc powinna być opracowana przez uprawnionego geologa

Źródło: [opracowanie własne – J. Saloni i A. Nowosad].

Badania geotechniczne należy przeprowadzać równolegle z projektowaniem. Powinien to być proces modyfikowany elastycznie przy uwzględnieniu pozyskiwanych na bieżąco dodatkowych danych. Norma stanowi, że: „Rozpoznanie podłoża powinno być wykonywane etapowo, zależnie od problemów powstających w trakcie planowania, projektowania i wykonawstwa realizowanego obiektu”. Projektant powinien mieć możliwość optymalnego dostosowania badań do rozpatrywanego modelu geotechnicznego, technologii posadowienia, analizowanych sytuacji obliczeniowych, z zachowaniem możliwości zmiany założeń projektowych. Ma to szczególne znaczenie w przypadku III kategorii geotechnicznej i w złożonych bądź skomplikowanych warunkach gruntowych, które wymagają stosowania specjalistycznych rozwiązań geotechnicznych.

Wszystkie wymagane prawem etapy badań podłoża budowli (tabela 1.3) zwykle realizowane są[4] w Polsce na potrzeby tzw. projektu budowlanego, przed poddaniem analizie szczegółowych rozwiązań fundamentowania. W zależności od ustaleń kontraktowych dotyczących rozliczeń, podziału ryzyk, presji czasowej i profesjonalizmu projektanta optymalizacja posadowienia następuje na podstawie zlecanego dodatkowo, rozszerzonego programu badań gruntu lub na podstawie istniejącej dokumentacji. Jeśli, jak to zazwyczaj bywa, rozpoznanie podłoża należy do projektanta, to albo poniesie on dodatkowe nakłady finansowe związane z uzupełniającymi badaniami, albo zaryzykuje optymalizacją na podstawie niepełnych danych. W tym drugim przypadku, czyli bez pełnych danych o gruncie projektant może zastosować model uproszczony bądź opierać się na doświadczeniach własnych w doborze przekrojów i parametrów eksperckich. Efektem może być przyjęcie konserwatywnych założeń projektowych, czyli przewymiarowanie fundamentów lub wzmocnienie podłoża. Wówczas inwestor – zamiast za dobre rozpoznanie i odpowiedniej jakości projekt – zapłaci znacznie większą sumę za realizację zachowawczego rozwiązania posadowienia. W przypadku niedostatecznego doświadczenia projektanta błędne założenia mogą prowadzić do obniżenia jakości budowanego obiektu lub wręcz katastrofy budowlanej. W czasach dużej konkurencji rynkowej, przy braku jednoznacznych, wyczerpujących regulacji normowych i prawnych projektanci, by wpisać się w warunki finansowe, balansują rozwiązaniami na krawędzi ryzyka. Inwestor, który nie jest specjalistą w branży, najczęściej nie jest tego świadomy.

Pomocna w zachowaniu odpowiedniego poziomu bezpieczeństwa realizacji może okazać się analiza zamierzenia inwestycyjnego pod kątem zarządzania ryzykiem. Jednym z podstawowych parametrów takiej analizy powinny być geotechniczne aspekty posadowienia budowli, począwszy od sformułowania w tym zakresie ryzyk na podstawie identyfikacji zagrożeń i podatności elementów ekspozycji, przez ich ocenę i ewaluację, aż po wprowadzenie środków kontrolnych i zaradczych. Na rysunku 1.4 zebrano ogólne ryzyka i konsekwencje zaniedbań w fazach rozpoznania podłoża, projektu i realizacji wzmocnienia podłoża wraz z przedstawieniem środków zaradczych.

Rys. 1.4. Analiza ryzyka geotechnicznego posadowienia budowli w kolejnych fazach realizacji [źródło: opracowanie własne – J. Salonii i A. Nowosad]

Zagadnienie związane z ryzykiem, zarządzaniem jakością i kwalifikacjami zawodowymi w geotechnice zostało ujęte w nowej, przygotowywanej wersji – tzw. drafcie – Eurokodu 7: prEN 1997-1:202x. W drugiej części prEN 1997-2:202x oprócz kategorii geotechnicznych wprowadzono nowy termin: „klasa konsekwencji”. Wyróżniono cztery klasy konsekwencji w nawiązaniu do rodzaju posadawianego obiektu i ryzyka związanego z utratą jego stanu granicznego. Ponadto przedstawiono wymagania z zakresu zarządzania jakością, w tym regulacje dotyczące stopnia kontroli na etapie projektowania, przygotowania dokumentacji technologicznych, wykonawstwa i użytkowania. Każdej z kategorii geotechnicznych przypisano kryterium odpowiedniego stopnia weryfikacji projektu, poziomu kwalifikacji zawodowych projektanta oraz stopnia odbioru. Ocena kwalifikacji zawodowej ma nawiązywać do poziomu edukacji, czasu trwania i ciągłości stażu zawodowego, stosownych uprawnień krajowych, a także kompetencji projektanta.

Analiza ryzyk geotechnicznych leży w zakresie projektanta posadowienia. Kluczową kwestią jest ich prezentacja inwestorowi, chociażby w celu podjęcia decyzji o właściwym budżecie na rozpoznanie podłoża i ułatwienie wyceny realnej wartości rozszerzonego programu badań gruntu. Istotnym elementem służącym zachowaniu odpowiednich standardów realizacyjnych jest kontrola kwalifikacji zatrudnianych projektantów i przedsiębiorstw badawczych, które powinny dysponować odpowiedniej jakości sprzętem, certyfikatami, aprobatami technicznymi i powierzać przeprowadzanie badań przeszkolonym i doświadczonym pracownikom. Kolejnym krokiem w kierunku eliminacji ryzyka jest zatrudnianie przez inwestora weryfikatorów – specjalistów branżowych i współpraca z wykonawcami o odpowiednich referencjach.

Zgodnie z definicją Zenona Wiłuna [2013] „geotechnika jest nauką o pracy i badaniach ośrodka gruntowego dla celów projektowania i wykonawstwa budowli ziemnych i podziemnych oraz fundamentów budynków i nawierzchni drogowych”. Stanowi więc gałąź inżynierii ściśle związaną z inżynierią lądową (nazywaną budowlaną lub z angielska „cywilną”) i geologią (rys. 1.5).

W wielu krajach zawód inżyniera geotechnika funkcjonuje równolegle z zawodem inżyniera-konstruktora czy inżyniera mostowego lub drogowego. W Polsce projektowaniem geotechnicznym zajmują się w większości inżynierowie budownictwa.

Na potrzebę współpracy projektanta obiektu ze specjalistą geotechnikiem zwrócono uwagę w §6 Rozporządzenia z 2012 r.:

dla obiektów budowlanych drugiej i trzeciej kategorii geotechnicznej zakres badań poza badaniami, o których mowa w ust. 2 i 3, należy dodatkowo uzupełnić badaniami niezbędnymi do przeprowadzenia obliczeń analitycznych i numerycznych dla przyjętego modelu geotechnicznego podłoża, w uzgodnieniu z wykonawcą specjalistycznych robót geotechnicznych.

Zapisy te obligują projektanta do zaczerpnięcia opinii specjalisty, przy czym odpowiedzialność za przyjęte rozwiązanie nadal spoczywa na projektancie, który może opierać się jedynie na zaufaniu do opinii wybranego specjalisty z zakresu geotechniki. Poprawnym technicznie byłoby ustanowienie formalnie doradcy-geotechnika w roli projektanta współpracującego z odpowiednimi uprawnieniami.

Kilkadziesiąt lat temu nie stosowano wielu nowoczesnych, znanych nam dzisiaj, technologii geotechnicznych. Projekt posadowienia obiektu był częścią integralną projektu samej budowli, przy czym w przypadku słabego podłoża projektowano wymianę gruntu lub fundamenty palowe, których projektowanie odbywało się krok po kroku według wytycznych polskiej normy PN-83/B-02482. Przy takim podejściu rozwiązania geotechniczne nie stanowiły większego wyzwania projektowego dla inżyniera budowlanego.

Rys. 1.5. Geotechnika jako dziedzina łącząca inżynierię budowlaną i geologię [źródło: [9], zmienione[5]]

Współcześnie postęp technologiczny i aspekty ekonomiczne wymuszają stosowanie nowoczesnych i tańszych metod posadowienia ze wzmocnieniem podłoża, gdzie kwestia rozumienia mechaniki ośrodka gruntowego odgrywa kluczową rolę w projektowaniu.

1.3. Podstawy projektowania geotechnicznego

Ogólne ramy procedury projektowania powinny być zgodne z przepisami, normami i innymi wytycznymi oraz uwzględniać wymagania inwestora. Obecnie w krajach europejskich stosuje się w większości przypadków zasady określone w Eurokodzie. Wytyczne dotyczące projektowania geotechnicznego podane są w normie PN-EN 1997-1. W nowym wydaniu Eurokodu 7 (na dzień zamieszczania treści książki miały one status draftu), w części prEN 1997-1 zamieszczone są wytyczne projektowe ogólne, zaś szczegółowe informacje na temat doboru modeli obliczeniowych dla określonych konstrukcji geotechnicznych podano w prEN 1997-3:202x.

Załączniki do prEN 1997-3:202x pokazują wybrane przykłady niektórych modeli obliczeniowych dla wybranych konstrukcji. Należy zwrócić uwagę, że normy nie są katalogiem wyczerpującym. Zawierają one wytyczne odzwierciedlające ogólnie znany stan wiedzy na dzień jej powstania. Możliwe jest zatem stosowanie modeli innych, bardziej zaawansowanych niż wskazane w normatywie. Sytuacja ta jest także dopuszczona przez prEN 1997-1:202x, pod warunkiem poparcia odpowiednimi badaniami i/lub obserwacjami. Wartym podkreślenia jest, że w obecnym stanie prawnym w Polsce stosowanie norm nie jest obowiązkowe i jest wyborem projektanta lub wynika z wiążących go wymagań kontraktowych.

Projekt geotechniczny jako dokument powinien zawierać wyniki procesu projektowego, w tym wyniki obliczeń. W szczególności istotne jest precyzyjne określenie niezbędnych danych wejściowych i parametrów przyjętych w projekcie. Dla poszczególnych modeli wpływ przyjętych parametrów, w tym parametrów materiałowych może być znacząco różny. Projektant powinien mieć świadomość, które parametry są szczególnie istotne dla wrażliwości modelu obliczeniowego i dokonać ich doboru z należytą starannością. W zależności od stopnia skomplikowania projekt powinien podlegać niezbędnym sprawdzeniom, aktualizacjom lub monitoringowi, co powinno zostać przewidziane na etapie jego tworzenia.

Wybór modelu projektowego jest decyzją projektanta i musi być odpowiednio dobrany do charakteru i zakresu projektu. Dla tej samej technologii geotechnicznej można stosować kilka różnych modeli geotechnicznych zamiennie lub w przypadku skomplikowanych i ryzykownych modeli – równolegle. Model projektowy i sposób przeprowadzania analizy geotechnicznej są wysoce zależne od konkretnego zastosowania i rodzaju konstrukcji oraz technologii robót. Obliczenia klasyczne bazują na rozwijanych stopniowo modelach analitycznych stworzonych na podstawie teorii mechaniki gruntów. Większość modeli podana w normatywach i literaturze jest poparta testami i potwierdzona konkretnymi zastosowaniami. Wykorzystuje się również modele empiryczne, nie zawsze wprost poparte teoriami mechanicznymi, lecz sprawdzone w praktyce. Wobec powszechnej komputeryzacji inżynierii na popularności zyskały numeryczne modele obliczeniowe, w szczególności metoda elementów skończonych, MES (ang. finite element method, FEM).

Normatywy projektowe, w tym Eurokody, wyróżniają także metody projektowania bazujące na zasadach innych niż obliczeniowe, w tym: projektowanie według środków nakazowych (np. katalogi typowych konstrukcji i rozwiązań), projektowanie przez testy polowe albo na podstawie metody obserwacyjnej. Warto zauważyć, że metody testów i obserwacji należą do najstarszych metod projektowania geotechnicznego z uwagi na brak dostępnych w tamtych czasach modeli obliczeniowych (por. podrozdz. 1.1). Testy i obserwacje są metodami polowymi, z których najbardziej popularne obciążenia próbne pali i podłoża gruntowego opisane są w rozdziale 7. Dzięki obciążeniom próbnym uzyskuje się zależności między obciążeniem (gruntu, konstrukcji lub gruntu i konstrukcji) a reakcją mierzoną w postaci odkształcenia lub naprężenia. Otrzymane dane pozwalają zweryfikować lub uwiarygodnić stosowane równoległe modele obliczeniowe i skorygować projekt. W rzadkich wypadkach, gdy modele obliczeniowe nie istnieją albo ich aplikacja jest trudna lub nieracjonalna w praktyce, można wykorzystać metody testów lub obserwacji jako samodzielne metody projektowe.

Modele obliczeniowe są stosowane zarówno z wykorzystaniem metody współczynników częściowych przyporządkowanych do stosowanych materiałów i oddziaływań, teorię niezawodności, jak i metodę globalnego współczynnika bezpieczeństwa, przy czym draft prEN 1997-1:202x przewiduje jako podstawową metodę stosowanie współczynników częściowych. Współczynniki częściowe dobierane są do oddziaływań, np. obciążeń konstrukcji czy naporu wody gruntowej. Niezależnie stosuje się współczynniki materiałowe do materiałów używanych do wykonania konstrukcji geotechnicznej lub parametrów warstw podłoża gruntowego.

Należy zwrócić uwagę, że dobór parametrów materiałów konstrukcji jest opisany normatywami, badaniami laboratoryjnymi i deklaracjami producenta, dlatego stopień ich niepewności jest stosunkowo mały. Dobór parametrów gruntowych obarczony jest wielokrotnie większą niepewnością i powinien być przeprowadzony ze szczególną starannością. Parametry gruntowe dla poszczególnych wydzielanych warstw podłoża gruntowego uzyskuje się metodą badań laboratoryjnych i/lub na podstawie wyników będących przedmiotem tej książki badań polowych.

Uzyskane parametry najczęściej poddaje się obróbce statystycznej, której zasady określają normy, literatura lub praktyka inżynierska. Zgodnie z draftem prEN 1997-1 wysokość współczynników dobierana jest w nawiązaniu do klasy geotechnicznej warunków gruntowych i klasy złożoności konstrukcji geotechnicznej. Zasadą jest zastosowanie niższych współczynników przy posiadaniu bardziej wiarygodnych danych oraz dla niższych klas skomplikowania konstrukcji. Podstawową metodą weryfikacji bezpieczeństwa konstrukcji geotechnicznej jest zamieszczona m.in. w prEN 1997-1:202x metoda stanów granicznych. Dla każdej konstrukcji określa się stany graniczne nośności oraz dopuszczalne stany graniczne użytkowania. Z reguły wyższe współczynniki stosuje się dla obliczeń stanu granicznego nośności niż stanu granicznego użytkowania, dla którego współczynniki cząstkowe mogą nawet w pewnych modelach wynosić 1.

1.3.1. Obliczenia analityczne

Metody analityczne stanowią klasyczną metodę projektowania. W praktyce są one szczególnie przydatne do celów analizy mało skomplikowanych schematów obliczeniowych, uzyskania przybliżonych wyników zachowania ośrodka gruntowego i rozkładu sił w konstrukcji, a także do weryfikacji analiz numerycznych. W drafcie normy prEN 1997-3:202x podano przykłady powszechnie stosowanych metod analitycznych w nawiązaniu do podziału technologii geotechnicznych, wśród których wyróżniono:

– skarpy, wykopy i nasypy,

– fundamenty bezpośrednie,

– fundamenty palowe,

– konstrukcje oporowe,

– kotwy,

– konstrukcje z gruntu zbrojonego,

– wzmacnianie podłoża.

Popularne analityczne modele obliczeniowe zawierają schematy geometryczne zniszczenia – utraty stanu granicznego nośności i odkształcenia – utraty stanu granicznego użytkowania. W modelach analitycznych należy uwzględnić sposób i charakter oddziaływań, które mogą mieć charakter statyczny albo dynamiczny, krótkotrwały bądź długotrwały, mogą pochodzić tylko od budowli albo także od (zmiennych) obciążeń użytkowych lub być efektem przemieszczenia gruntu, oddziaływania wody gruntowej, oddziaływania związanego ze zmianą temperatury itp. W wyniku analizy uzyskiwany jest rozkład naprężeń lub sił w gruncie i konstrukcji oraz elementach posadowienia/wzmocnienia geotechnicznego. Otrzymane reakcje wynikają w szczególności z przyjętych parametrów materiałów, w tym parametrów wytrzymałości i sztywności gruntu oraz materiałów konstrukcji. Wynikiem analizy jest m.in. weryfikacja utraty nośności, utraty stateczności, wyparcia gruntu spod konstrukcji, poślizgu konstrukcji na gruncie oraz utrata stanu granicznego użytkowania, w szczególności osiadania i przemieszczenia gruntu i konstrukcji.

W obliczeniach analitycznych nie należy zapominać o uwzględnieniu specyficznych faz budowy i związanych z tym zmian obciążenia oraz przejściowej geometrii terenu i konstrukcji. Równie istotnym jest rozróżnienie charakteru pracy tymczasowej i/lub długotrwałej posadowionego obiektu, co może wymusić zastosowanie różnych zestawów parametrów gruntowych – całkowitych bez drenażu lub efektywnych.

W przypadku modeli obliczeniowych wymagających przeprowadzenia obliczeń interakcji wzajemnych oddziaływań pomiędzy gruntem, konstrukcją na gruncie lub konstrukcją w gruncie (elementem wzmacniającym grunt) istotne jest prowadzenie obliczeń na parametrach charakterystycznych (bez współczynników częściowych) w celu odzwierciedlenia zachowania gruntu najbliższego rzeczywistemu. W takim przypadku współczynniki częściowe stosuje się do efektów oddziaływań oraz otrzymanej nośności.

1.3.2. Parametry gruntowe na potrzeby modelowania w MES

Projektanci coraz chętniej korzystają z programów MES z uwagi na ich rosnącą dostępność, wszechstronność i możliwość przeprowadzenia szczegółowych i zaawansowanych analiz. Dzięki ich zastosowaniu zwiększa się stopień pewności i optymalizacji rozwiązania geotechnicznego.

Grunt stanowi ośrodek wielofazowy, anizotropowy, o nieliniowych właściwościach, w którym podczas obciążania zachodzą złożone procesy, takie jak konsolidacja czy pełzanie oraz zmiany właściwości fizycznych, zwłaszcza wilgotności. Przekłada się to na trudności w opisaniu zachowań ośrodka gruntowego, dla którego na przestrzeni lat powstał zbiór różnorodnych modeli konstytutywnych, stale ewoluujący. Wybór modelu na potrzeby analizy zagadnień inżynierskich podyktowany jest nie tylko jego stopniem zaawansowania i dokładnością, ale często także dostępnością parametrów wejściowych, które są możliwe do uzyskania z badań podłoża, którymi dysponuje projektant. Modele konstytutywne gruntu można podzielić na trzy grupy [Gryczmański, 1995]:

– Grupa I – liniowo-sprężyste i sztywno-idealnie plastyczne.

– Grupa II – sprężysto-idealnie plastyczne hiposprężyste i sprężysto-plastyczne ze wzmocnieniem izotropowym.

– Grupa III – sprężysto-plastyczne o wzmocnieniu kinematycznym i modele powierzchni ograniczającej.

Trzecia grupa modeli, mimo że najlepiej odwzorowująca zachowanie ośrodka gruntowego wyprzedza powszechnie stosowane metody badań gruntu i z tego powodu jest nieprzydatna w projektowaniu geotechnicznym. Najczęstsze zastosowanie mają modele grupy II z uwagi na względną łatwość uzyskania parametrów wejściowych.

W modelach sprężysto idealnie plastycznych, jak np. Coulomba-Mohra czy Druckera-Pragera, część sprężysta (elastyczna) opiera się na prawie Hooke’a, natomiast powierzchnia plastyczności ma kształt stożka lub ostrosłupa. Odkształcenia trwałe i wpływ historii obciążenia są uwzględniane jedynie w strefach gruntu, w których nastąpił stan graniczny. Z uwagi na duże uproszczenia i dalekie od rzeczywistości predykcje odkształceń uznaje się, że modele tego typu powinny mieć zastosowanie jedynie do analizy I stanu granicznego nośności podłoża gruntowego czy stateczności zboczy [Obrzud i Truty, 2018] (rys. 1.6).

Modele sprężysto-plastyczne ze wzmocnieniem izotropowym możemy podzielić na modele stanu krytycznego (np. Cam Clay, Modified Cam Clay, Hardening Soil) i tzw. modele nasadkowe (typu cap, np. Druckera-Gibsona-Henkela) [Lade, 2005].

Najpopularniejszym nowoczesnym modelem z izotropowym ze wzmocnieniem jest obecnie Hardening Soil, który został wprowadzony w 1998 r. na podstawie modelu Double Hardening [Schanz i in., 1999]. W modelu tym proces plastycznego płynięcia i towarzyszącego mu wzmocnienia kontrolowany jest przez mechanizm ścinania oraz mechanizm objętościowy (rys. 1.7).

Rys. 1.6. Idealizacja zachowania gruntu w modelu sprężysto idealnie plastycznym [źródło: opracowanie własne – J. Saloni i A. Nowosad na podstawie Obrzud i Truty, 2018]

Rys. 1.7. Model HS – zasada podwójnego mechanizmu plastycznego: ścinania i objętościowego [źródło: opracowanie własne – J. Saloni i A. Nowosad na podstawie Schanz i in., 1999 oraz 10]

Model Hardening Soil Small [Benz, 2006] stanowi modyfikację Hardening Soil, uwzględniającą zmiany modułu sztywności wraz ze wzrostem amplitudy odkształcenia dewiatorowego w zakresie tzw. małych odkształceń, tj. g = 10–6÷10–3 (rys. 1.8). Jest to o tyle znaczące, że główny przedział pracy i odkształceń podłoża obiektów budowlanych zachodzi właśnie w zakresie małych odkształceń (rys. 1.9).

Rys. 1.8. Zależność modułu ścinania od poziomu odkształceń dla modelu Hardening Soil oraz Hardening Soil Small [źródło: 10]

Rys. 1.9. Nieliniowa zmiana modułu ścinania przy różnym zakresie odkształceń postaciowych [źródło: opracowanie własne – J. Saloni i A. Nowosad na podstawie Obrzud i Truty, 2018]

Zastosowanie mają też modele Cam Clay oraz Modified Cam Clay, które opierają się na pojedynczym mechanizmie objętościowym wzmocnienia izotropowego. Rozwinięcie modelu typu Modified Cam Clay stanowi wdrożony w oprogramowaniu Plaxis model Soft Soil z kryterium zniszczenia Coulomba-Mohra, w którym ścieżka odkształcenia ma postać krzywej logarytmicznej. Zgodnie z zaleceniem producenta Plaxis Material Models Manual z 2017 r. model ten ma zastosowanie w przypadku gruntów słabych organicznych oraz normalnie skonsolidowanych spoistych, zwłaszcza dla gruntów o bardzo dużej odkształcalności, tj. dla których M₀ref/E₅₀ref < 0,5, gdyż model Hardening Soil nie jest już wówczas odpowiedni. Producenci programu ZSoil podają [10], że w przypadku tzw. soft soils można zastosować modele z grupy cap, np. Cap Model lub Modified Cam Clay, ale pod warunkiem że grunt doznaje odkształceń o charakterze objętościowym plastycznym, a nie dylatancyjnym. Model Soft Soil z opcją Creep w programie Plaxis bądź model Cap w programie ZSoil umożliwiają zamodelowanie pełzania szkieletu gruntowego w czasie.

Wybór modelu gruntowego powinien być podyktowany warunkami gruntowymi, rodzajem zagadnienia inżynierskiego i charakterystyką obciążeń. Na przykład optymalnym do analizy nasypów drogowych na gruntach organicznych, gdzie następują odkształcenia podłoża przekraczające rząd wielkości 0,1% oraz pełzanie, jest model Soft Soil Creep lub Cap. Szacując przemieszczenia ściany szczelinowej, gdzie zakres odkształceń gruntu jest niewielki i modelowane jest odciążenie gruntu, najodpowiedniejszym jest model Hardening Soil Small. Tabela 1.4 zawiera wskazówki do stosowania popularnych modeli gruntowych do obliczeń geotechnicznych w nawiązaniu do rodzaju gruntu i obiektu.

Modele z izotropowym wzmocnieniem opisują poprawnie większość zjawisk występujących w gruntach normalnie skonsolidowanych i lekko prekonsolidowanych, uwzględniając odkształcenia trwałe i nieliniowość w stanie normalnej konsolidacji, wzrost sztywności z naprężeniem średnim, zmiany zagęszczenia gruntu, w tym brak odkształceń objętościowych przy plastycznym płynięciu. Braki sprowadzają się głównie do nie ujęcia plastyczności w zakresie prekonsolidacji gruntów, co zostało rozwiązane dopiero w modelach III generacji [Gryczmański, 1995].

Lista parametrów potrzebnych do wprowadzenia w najpowszechniej stosowanych modelach gruntowych wraz z metodami badań pozwalających na ich wyprowadzenie została zamieszczona w tabeli 1.5. Interpretację graficzną charakterystyki parametrów sztywności pokazano na rys. 1.10.

Tabela 1.4. Zalecenia stosowania poszczególnych modeli gruntowych

MODEL GRUNTU

Uwarunkowania

Coulomb-Mohr

Hardening Soil

Hardening Soil Small

Soft Soil

Soft Soil Creep

Modified Cam Clay

Typ podłoża

Beton

+++

Skała

++

Żwir

+

++

+++

Piasek

+

++

+++

Pył

+

++

+++

Glina (OC)

+

++

+++

Glina (NC)

+

++

++

+++

+++

+

Grunty organiczne

+

+++

+++

+

Typ obiektu

Fundament

+

++

+++

++

++

+

Wykop

+

++

+++

++

++

+

Nasyp

+

++

+++

+++

+++

+

Skarpa

+

++

+++

+++

+++

+

Typ oddziaływania

Cykliczne obciążanie

+

++

+

+

+

Obciążanie/odciążanie

++

++

+++

++

++

+

Ścinanie

+

++

+++

++

++

+

Ściskanie

+

+++

+++

+++

+++

+

Obciążanie w warunkach bez odpływu

+

++

++

++

++

+

+++ – najtrafniejszy model.

++ – model dający rozsądne wyniki.

+ – model tylko do analizy poglądowej/wstępnej.

Źródło: [Plaxis Manual, 2017].

Tabela 1.5. Lista parametrów geotechnicznych wymaganych w najpowszechniej stosowanych modelach gruntowych wraz z zalecanymi metodami ich wyznaczania

Lp.

Symbol

Nazwa

Typowe wartości

Zalecane badania

Parametry odkształceniowe (modele HS, HS Small)

1.

E₅₀ref [kPa]

Sieczny moduł sztywności

Według rozpoznania

Aparat trójosiowy

2.

Eurref [kPa]

Moduł odciążenia-obciążenia wtórnego

Według rozpoznania

Aparat trójosiowy

3.

νur [-]

Współczynnik Poissona przy odprężeniu

0,2

Aparat trójosiowy

4.

m [-]

Współczynnik wykładnikowy

– piaski: 0,4÷0,6

– grunty spoiste prekonsolidowane: 0,5÷0,6

– w stanie pl. I mpl.: 0,6÷0,9

Aparat trójosiowy

5.

σ₃ref

Wartość ciśnienia referencyjnego

[-]

Aparat trójosiowy

Mechanizm ścinania (wszystkie modele)

6.

c’

Spójność efektywna w warunkach z odpływem

Przy pełnym nasyceniu zaleca się przyjmować za górną wartość c’ =15 kPa

Aparat trójosiowy z pomiarem ciśnienia wody w porach

7.

φ′

Efektywny kąt tarcia wewnętrznego gruntu

Według korelacji i zaleceń PN-EN 1997-2

Aparat trójosiowy z pomiarem ciśnienia wody w porach, CPTU, DMT

8.

Su [kPa]

Wytrzymałość na ścinanie bez odpływu

Według rozpoznania

CPTU, DMT, FVT ze stałą prędkością ścinania

9.

Rf

Współczynnik korekcyjny (tylko HS/ HS Small)

Średnio 0,9 (0,75÷1,00)

Aparat trójosiowy

10.

υ

Kąt dylatancji

– grunty niespoiste: υ = φ – 30°; bardzo zagęszczone: υ = φ′/3

– grunty spoiste normalnie skonsolidowane υ = 0°, prekonsolidowane υ = φ′/6, mocno prekonsolidowane υ = φ′/3

Aparat trójosiowy

11.

einit

Wskaźnik porowatości początkowej

Według rozpoznania

Laboratorium

Mechanizm objętościowy (Soft Soil, Soft Soil Creep, Modified Cam Clay, Cap)

12.

M0ref

Edometryczny moduł ściśliwości

Według rozpoznania

Badanie edometryczne, CPTU, DMT, PMT

13.

Cc

Wskaźnik ściśliwości

Według rozpoznania

Badanie edometryczne

14.

Cs

Wskaźnik ściśliwości przy powtórnym obciążeniu

Według rozpoznania

Badanie edometryczne

Zmienna stanu początkowego

15.

OCR lub qPOP

Współczynnik prekonsolidacji/ naprężenia prekonsolidacyjne

Według rozpoznania

DMT, CPTU, badanie edometryczne

16.

K₀

Współczynnik parcia spoczynkowego

Według rozpoznania

DMT, PMT, CPTU

Dodatkowe parametry dla modelu HS Small dla zakresu małych odkształceń

17.

E₀ref

Moduł w zakresie bardzo małych odkształceń

Według rozpoznania

SCPT, SDMT, metody geofizyczne

18.

γ0,7

Amplituda odkształcenia dewiatorowego γhist, gdy sieczna modułu G osiąga 70% wartości G₀

Według rozpoznania

Aparat trójosiowy

Pełzanie (Soft Soil Creep)

19.

Ca

Współczynnik ściśliwości wtórnej

Według rozpoznania

Badanie edometryczne

Zmiana odkształceń w czasie (parametry filtracyjne) – wszystkie modele gruntowe

20.

kv [m/s]

Współczynnik filtracji pionowej

Według rozpoznania

CPTU z pomiarem dyssypacji, sonda BAT, badania w komorze trójosiowej

21.

kh [m/s]

Współczynnik filtracji poziomej

Według rozpoznania

CPTU z pomiarem dyssypacji, sonda BAT, badania w komorze trójosiowej

22.

cv [m²/rok]

Współczynnik konsolidacji pionowej

Według rozpoznania

Badanie edometryczne

23.

ch [m²/rok]

Współczynnik konsolidacji radialnej

Według rozpoznania

Badanie edometryczne

Źródło: [opracowanie własne – J. Saloni i A. Nowosad na podstawie [10] oraz Plaxis Manual, 2017]

Rys. 1.10. Hiperboliczna zależność q-ε₁ (naprężenie – odkształcenie) wraz z interpretacją różnych modułów sztywności (wynik testu TXT z odwodnieniem) [źródło: opracowanie własne – A. Nowosad, J. Saloni]

W przypadku gruntów organicznych i słabszych gruntów spoistych osiadania budowli powinny być rozpatrywane w funkcji czasu. W tym celu niezbędne są parametry opisujące prędkość rozpraszania nadwyżki ciśnienia wody w porach, a mianowicie współczynnik filtracji lub współczynnik konsolidacji. Przy zastosowaniu elementów drenujących, jak dreny prefabrykowane czy kolumny żwirowe, kamienne bądź piaskowe, szczególne znacznie ma współczynnik filtracji/konsolidacji poziomej. Z uwagi na bardzo dużą zmienność parametru zaleca się, by był określony przez zastosowanie minimum dwóch metod: jednej polowej i jednej laboratoryjnej.

Wszystkie modele konstytutywne oparte są na efektywnych parametrach wytrzymałościowych, tj. spójności c’ oraz kącie tarcia wewnętrznego φ′. Niedopuszczalnym jest stosowanie parametrów wytrzymałościowych uogólnionych, np. według starej polskiej normy PN-81/B-03020, które prawdopodobnie wywodzą się z badań trójosiowych przeprowadzanych na próbkach o niepełnym nasyceniu, bez kontroli pomiaru ciśnienia wody w porach [10].

Dla gruntów w stanie pełnego nasycenia wytrzymałość na ścinanie z reguły jest dużo niższa od wartości pomierzonej na próbkach o częściowym nasyceniu. Przyczyną jest generowane ciśnienie ssania, czyli zdolność cząstek gruntu do przyciągania cząstek wody. Wpływ ciśnienia ssania w naturze obserwowany jest w stromych skarpach lub ścianach wykopów. Przy zwiększonej spójności mogą się one utrzymywać się do czasu pojawienia się silnych opadów, które powodując nasycenie ośrodka gruntowego, redukują ciśnienie ssania, więc i spójność, prowadząc do pojawienia się płytkich powierzchni poślizgu czy przemieszczeń ścian wykopu. Wpływ ciśnienia ssania został opisany wzorem [Terzaghi i in., 1996]:

,

gdzie: us– ciśnienie ssania,

b, a – stałe.

Przy wartości ssania nieprzekraczającej 4 MPa uzyskano dla większości gruntów wartości a = 0,5, b = 2÷10. Oznacza to, że przy ciśnieniu ssania na poziomie 100 kPa, otrzymujemy spójność pozorną co najmniej 20 kPa. W badaniach gruntów spoistych (sasiCl), przy ciśnieniu ssania równym 60 kPa pomierzono spójność efektywną 80,8 kPa [Skutnik i in., 2015], podczas gdy w stanie pełnego nasycenia w badaniu trójosiowym metodą CD wartość spójności dla tych samych gruntów jest bliska zeru (wynosi kilka–kilkanaście kPa). Wpływ ciśnienia ssania i strefa podłoża o niepełnym nasyceniu, czyli tzw. strefa aktywna, są też zauważalne podczas sondowań in situ, powodując zmiany oporów stożka podczas sondowań CPTU, stąd sugestia [Zawadzki i in., 2013] potrzeby uwzględnienia w interpretacji sondowań zmiennego w czasie stanu nasycenia wodą gruntu podłoża budowli.

Przy badaniach parametrów wytrzymałościowych należy też brać pod uwagę niejednorodność gruntu wraz z występowaniem przewarstwień i powierzchni zlustrzeń, które w obrębie zbocza mogą ulegać otwarciu wskutek odprężenia. Próbki do badań w aparacie trójosiowym brane z gruntu poziomo warstwowanego zaleca się wówczas wycinać ukośnie, aby powierzchnie osłabione przebiegały pod kątem 45 + φ/2 do podstawy aparatu. Należy mieć na uwadze, że w praktyce bardzo rzadko możliwy jest pobór próbki odpowiedniej wielkości, by reprezentowała naturalne uwarstwienie gruntu i jego zlustrzenia. W efekcie prawie zawsze w przypadku tego typu gruntów wyniki spójności z badań laboratoryjnych są wielokrotnie wyższe od wartości wyznaczanej z analizy wstecznej powierzchni poślizgu naturalnych zboczy [Terzaghi i in., 1996]. Zlecając badania, projektanci powinni mieć na uwadze powyższe spostrzeżenia, a w przypadku korzystania z gotowych wyników badań zamieszczonych w dokumentacji – przyjmować je z ostrożnością, weryfikując ich wiarygodność do zastosowania w danym modelu obliczeniowym.

Nie zawsze w dokumentacji badań podłoża dostępne są wszystkie parametry niezbędne do wprowadzenia w modelu Hardening Soil czy Hardening Soil Small, zwłaszcza na początkowym etapie projektowania. Do celu analizy wstępnej można posłużyć się wówczas korelacjami. W tabeli 1.6 oraz na pomocniczym rysunku (rys. 1.11) przedstawiono podstawowe zależności, przy czym do celów obliczeń projektowych parametry te powinny zostać zweryfikowane badaniami podłoża z terenu inwestycji.

Tabela 1.6. Korelacje dla wyznaczania modułu odkształcenia

Parametr

Korelacja

Źródło

Eoed ref (M₀ref)

Obrzud, Truty (2018)

E₅₀ref

E₅₀ref/Eoed ref= 0,77÷1,45 (zwykle Eoedref ≈ E₅₀ref)

Kempfert (2006)

Eurref

– piaski luźne

– piaski zagęszczone

– grunty spoiste

– wszystkie grunty

Plaxis Manual (2017)

E₀ref

E₀ref/E₅₀ref= Ed/Es = 2÷10

Alpan (1970) 

Źródło: [opracowanie własne – J. Saloni i A. Nowosad na podstawie publikacji wymienionych w tabeli].

Rys. 1.11. Zależność modułu dla zakresu małych odkształceń (Ed = E₀) do modułu statycznego (Es), który z kolei można definiować jako moduł sieczny dla wartości odkształcenia osiowego rzędu e = 10–3 (0,1%) [źródło: Alpan, 1970]

W celu ustalenia parametrów z zakresu małych odkształceń zaleca się przeprowadzenie sondowań sejsmicznych SCPTU/SDMT. Na podstawie pomiaru wartości prędkość propagacji fali ścinającej w gruncie Vs można korzystać z korelacji w celu otrzymania parametrów wejściowych modelu:

,

gdzie: ρ – gęstość,

Vs – prędkość propagacji fali ścinającej w gruncie.

Wartość G₀ odpowiada danemu stanowi naprężeń in situ i najczęściej należy przeskalować ją do wartości naprężeń referencyjnych danych wejściowych, tj. sref (lub pref):

,

gdzie:.

Wartość to minimalne naprężenie in situ przy korzystaniu z badań polowych lub wartość naprężenia bocznego w komorze aparatu trójosiowego. Następnie w przypadku gdy daną wejściową stanowi E₀ref, można skorzystać z zależności:

.

Należy mieć na względzie, że korelacje zawsze są pewnym przybliżeniem, jednak zdaniem autorów rozdziału korzyści wynikające ze stosowania modeli gruntowych z izotropowym wzmocnieniem przewyższają niepewność parametrów wejściowych otrzymywanych z korelacji. Aby zwiększyć pewność modelu, należy stosować wartości konserwatywne z przedziału i przeprowadzić analizę wrażliwości modelu na zmianę tych parametrów. Zwiększanie dokładności modelu w celu optymalizacji rozwiązania jest możliwe w przypadku dysponowania parametrami z badań przeprowadzonych na terenie konkretnej inwestycji. Określenie pożądanego stopnia rozpoznania należy do projektanta oraz inwestora.

1.3.3. Obciążenia cykliczne i dynamiczne podłoża

Na obciążenia cykliczne i dynamiczne narażane są fundamenty maszyn, silosów czy elektrowni wiatrowych. Ich źródłem mogą być też fale morskie, drgania sejsmiczne, ruch samochodowy oraz kolejowy. Istnieją różne klasyfikacje podziału drgań na cykliczne i dynamiczne, np. z uwagi na zakresy częstotliwości obciążenia można wyróżnić [Peralta, 2010]:

– obciążenia cykliczne: 0÷1 Hz,

– obciążenia o charakterze cykliczno-dynamicznym: 1÷10 Hz, oraz

– obciążenia dynamiczne: >10 Hz.

Efektem powtarzalnych obciążeń cyklicznych mogą być tzw. skumulowane odkształcenia plastyczne podłoża postępujące z każdym cyklem obciążenia. Każdemu cyklowi obciążenia towarzyszy pojawienie się odkształceń, które w zdecydowanej większości mają charakter sprężysty, przy częściowym udziale trwałych odkształceń plastycznych (rys. 1.12). W efekcie z biegiem lat postępują osiadania budowli. Obserwowano je i poddano szczególnie wnikliwej analizie na drodze szybkiego ruchu w mieście Saga w Japonii [Li i Selig, 1996].

Rys. 1.12. Schemat generowania odksztłceń plastycznych narastających z kolejnymi cyklami obciążenia N₁, N₂, N₃, … [źródło: opracowanie własne – A. Nowosad, J. Saloni]

Wynikiem tej analizy była propozycja formuły do obliczania odkształceń plastycznych:

,

gdzie: εp – wielkość odkształceń plastycznych,

a, b oraz m – stałe gruntowe (tabela 1.7),

σd – dewiator naprężenia gruntu,

σs – wytrzymałość na ściskanie gruntu,

N – liczba cykli obciążenia.

Tabela 1.7. Stałe gruntowe do obliczeń odkształceń plastycznych [Li i Selig, 1996]

Stałe gruntowe

Klasyfikacja gruntów (wg USCS)

Pył o niskiej plastyczności (ML)

Pył o wysokiej plastyczności (MH)

Ił o niskiej plastyczności (CL)

Ił o wysokiej plastyczności (CH)

b

Wartość średnia

0,10

0,13

0,16

0,18

Zakres

0,06–0,17

0,08–0,19

0,08–0,34

0,12–0,27

Liczba badań

6

4

13

7

a

Wartość średnia

0,64

0,84

1,1

1,2

Zakres

–

–

0,3–3,5

0,82–1,50

Liczba badań

1

1

7

5

m

Wartość średnia

1,7

2,0

2,0

2,4

Zakres

1,4–2,0

1,3–4,2

1,0–2,6

1,3–3,9

Liczba badań

3

4

10

7

Powszechnym źródłem oddziaływań dynamicznych jest ruch kolejowy. Wraz z postępem technicznym wzrasta prędkość pociągów, co – jak się okazuje – nie pozostaje bez wpływu na odpowiedź podłoża gruntowego, w którym następuje rozprzestrzenianie się fal powierzchniowych zwanych falami Rayleigha (fala typu R) oraz fal wgłębnych, do których zalicza się fale podłużne typu P oraz fale poprzeczne typu S, ścinające. W zależności od warunków gruntowych, układu przeszkód podziemnych i poziomu wody gruntowej zachodzi ich wielokierunkowa propagacja z interferencjami i odbiciami. W efekcie grunt doznaje wibracji, przekazując drgania na sąsiadujące zabudowania i słupy trakcyjne. Następuje też wibracja samego układu torowego, powodując jego ruchy i odkształcenia. Temat ten stanowi aktualny przedmiot pomiarów, obserwacji i badań w wielu krajach świata [Krylov, 1995, 1998; Heelis i in., 1999; Woldringh i New, 1999; Kaynia i Madshus, 2000; Chai i Miura, 2002; Goran i in., 2002; Hildebrand, 2011; Connolly i in., 2014; Krylov 2015; Hu, Bian i Jiang, 2016; Persson, 2016].

Na ich podstawie wprowadzono pojęcie tzw. prędkości krytycznej przejazdu kolei, przy której następuje gwałtowny wzrost amplitudy odkształceń układu torowego, prowadząc do ryzyka wykolejenia pociągu. Jest to tzw. efekt boomu wibracji gruntu. Na wielkość prędkości krytycznej ma wpływ przede wszystkim rodzaj podłoża gruntowego oraz w drugiej kolejności sztywność samego toru. Na linii kolejowej między miastami Göteborg i Malmö w Szwecji zarejestrowano efekt boomu wibracji przy zwiększeniu prędkości przejazdu kolei ze 140 km/h do 180 km/h, co objawiało się nagłym około dziesięciokrotnym zwiększeniem amplitudy drgań, prowadząc do znaczących odkształceń układu torowego, łącznie z rejestrowanymi jego uniesieniami [Kaynia i Madshus, 2000].

Problem ten dotyczył niskich nasypów kolejowych usytuowanych na obszarze zalegania gruntów plastycznych o prędkości rozchodzenia fali Rayleigha 162 km/h. W związku z tymi obserwacjami wprowadzono w Szwecji zalecenia [Trafikverkets, 2014] odnoszące się do wstępnej weryfikacji prawdopodobieństwa wystąpienia zjawiska boomu wibracji przez zastosowanie zależności:

,

gdzie: vcrit – maksymalna prędkość przejazdu pociągów, tzw. prędkość krytyczna,

cs,empirical – prędkość fali poprzecznej uzyskana z korelacji empirycznej,

cs,measured – prędkość fali poprzecznej uzyskana z pomiarów.

Zgodnie z rekomendacjami szwedzkimi warunek powinien być obligatoryjnie sprawdzany w przypadku kolei dużych prędkości, tj. przekraczających 160 km/h. Jednym ze sposobów pomiaru prędkości rozchodzenia fali poprzecznej w gruncie są powszechnie już dostępne metody polowe: sondowania statyczne i dylatometryczne wyposażone w moduł sejsmiczny SCPTU, SDMT. Podane kryterium jest więc łatwe do weryfikacji. W przypadku braku danych pomiarowych można korzystać z poniższej zależności:

,

gdzie: G – moduł ścinania gruntu,

ρ – gęstość właściwa gruntu.

W opisanym przykładzie linii Göteborg – Malmö w celu ograniczenia rozprzestrzeniania się w gruncie fal od obciążeń dynamicznych zdecydowano o wykonaniu w podłożu nasypu kolejowego kolumn DSM [Goran i in., 2002].

Programy MES dają możliwość modelowania efektów oddziaływań obciążeń cyklicznych i dynamicznych na podłoże gruntowe, niemniej jednak nie są to analizy rutynowe, chociażby z uwagi na stopień skomplikowania zagadnienia i duże zapotrzebowania mocy przerobowej komputera. Ponadto w przypadku takich analiz potrzebne są dodatkowe parametry gruntowe, jak współczynnik tłumienia Rayleigha. Jest to przykład, w jaki sposób postęp wymusza nowe kierunki optymalizacji projektowej w geotechnice.

Strony internetowe

[1] https://pl.wikipedia.org/wiki/Katedra_%C5%9Bw._Piotra_w_Beauvais, dostęp: 1.08.2018.

[2] https://sekulada.com/katedra-w-beauvais/, dostęp: 1.08.2018.

[3] https://pl.wikipedia.org/wiki/Ulmer_M%C3%BCnster, dostęp: 1.08.2018.

[4] http://narmer.pl/pir/pir1_pl.htm, dostęp: 1.08.2018.

[5] https://pl.wikipedia.org/wiki/Katedra_Metropolitalna_w_Meksyku, dostęp: 3.08.2018.

[6] www.uvm.edu/~dwporter/ncptt/papers/ovandoShelley_Geotech_text only.pdf, dostęp: 1.08.2018.

[7] https://pl.wikipedia.org/wiki/O%C5%9Bwiecenie_(epoka), dostęp: 3.08.2018.

[8] http://web.mst.edu/~rogersda/umrcourses/ge441/NOTES%20for%20STANDARD%20PENETRATION%20TEST.pdf, dostęp: 21.09.2018.

[9] Home.agh.edu.pl/cala/prezentacje dostęp: 28.01.2018

[10] www.zsoil.com: The Hardening Soil model with small strain stiffness in Zsoil v2011 Lausanne, Switzerland, sierpień 2011, dostęp: 3.12.2018; oraz Obrzud R.: Constitutive models for practice in ZSoil v2014, Lausanne, Switzerland, sierpień 2015, dostęp: 3.10.2017.

2

Wiercenia i pobieranie próbek

2.1. Wprowadzenie

Wiercenie badawcze na potrzeby geologii inżynierskiej i geotechniki można opisać jako otwór o niewielkiej średnicy (1–8 cali, czyli 25–203 mm; większe średnice stosuje się sporadycznie), wykonywany głównie w celu pobrania próbek gruntu. W otworze można też przeprowadzać pomiary wody podziemnej (i pobierać jej próbki) oraz różnego rodzaju badania in situ. Takie definicje są charakterystyczne dla literatury zachodniej [np. Das, 2010b]. Uzupełniają je zalecenia, by geotechnik lub geolog inżynierski obejrzał wszystkie lub reprezentatywne pobrane próbki, by ocenić prawidłowość programu badawczego, gdyż ignorowanie tego obowiązku może prowadzić do nieporozumień i kosztownych błędów [Mayne i in., 2002; Norbury, 2013].

W świetle powyższego należy docenić typową w warunkach polskich obecność fachowego dozoru w terenie podczas prowadzenia wierceń. W przypadku wierceń geologicznych jest ona wręcz wymagana prawem, a osoba dozoru musi legitymować się odpowiednim wykształceniem i uprawnieniami. Dozór geologiczny wyznacza w terenie punkty badawcze i kieruje procesem wiercenia przez przestrzeganie zasad pobierania próbek gruntów i wody czy – ogólniej – zgodności zakresu badań z projektem robót geologicznych (lub programem badań geotechnicznych), a także prowadzi rutynowe badania, np. obserwacje hydrogeologiczne. Takie czynności mógłby jednak wykonywać (i w wielu krajach wykonuje) przeszkolony i doświadczony wiertacz-operator (brygadzista). Najważniejszą czynnością dozoru jest zatem prowadzenie bieżących badań makroskopowych urobku wiertniczego i tworzenie na ich podstawie profilu otworu wiertniczego w formie metryki lub karty dokumentacyjnej [Bażyński i in., 1999]. Należy podkreślić, że chodzi o badania makroskopowe nie tylko pobieranych próbek, ale całości materiału wydobywanego z otworu. Dozór geologiczny jest też w stanie samodzielnie, lub konsultując się z nadzorem (dokumentatorem), korygować projektowany zakres robót wiertniczych. Dotyczy to ostatecznej głębokości i lokalizacji wierceń, potrzeby realizacji wierceń dodatkowych, zakresu i częstotliwości opróbowania itp.

Mimo rozwoju technologii wiertniczych obserwowanego, zwłaszcza w okresie ostatnich 200 lat, problemem, z jakim borykają się podmioty zajmujące się wykonywaniem wierceń badawczych i interpretowaniem ich wyników, jest trudność w uzyskiwaniu akceptowalnej jakości próbek gruntu. I nie chodzi tu o przypadki świadomego zaniżania jakości robót w celu zwiększenia wydajności. Stosowane technologie są po prostu nadal dalekie od doskonałości.

Przyczyny tego stanu rzeczy może tłumaczyć historia wiertnictwa. Jego początki są zaskakująco odległe. Wiercenia wykonywano już w starożytnym Egipcie. W Chinach około 1000 lat p.n.e. prowadzono ręczne wiercenia udarowe z przewodami linowymi (z lin konopnych) lub żerdziowymi (z bambusów). W 1126 r. we Francji wywiercono pierwszy otwór studzienny. Było to w prowincji Artois, skąd pochodzi nazwa studni i wód artezyjskich. Od XV w. na szerszą skalę prowadzono wiercenia w poszukiwaniu wody we Francji i Włoszech, zaś w celu uzyskania solanki – w Rosji.

Zauważalny rozwój techniki wiertniczej datuje się od początków XIX w. Stosowano wtedy napędzane maszyną parową wiercenia udarowe z przewodami żerdziowymi i linowymi. Były to wiercenia poszukiwawcze i eksploatacyjne wody i ropy naftowej. Przedtem większość studni kopano ręcznie. W niektórych krajach rozwijających się kopanie nadal pozostaje podstawową metodą głębienia studni. Wprowadzenie wierceń na szerszą skalę miało sens dopiero wówczas, gdy stały się one bardziej opłacalne od klasycznych technologii górniczych czy studniarskich. W tych pionierskich latach technologia wiertnicza rozwijała się szybciej od nauk geologicznych, których podwaliny kładli James Hutton, Charles Lyell, Alcide d’Orbigny czy wreszcie Eduard Suess. Wiertnictwo było bardziej rzemiosłem niż metodą badawczą. Udoskonalenia miały przede wszystkim na celu zwiększenie postępu wiercenia, by jak najszybciej dotrzeć do poszukiwanego złoża.

Początkowo dominowały wiercenia udarowe. Popularnym narzędziem wiertniczym tej stosowanej do dziś metody jest w przypadku wiercenia w skałach zawieszone na linie ciężkie metalowe dłuto uderzające miarowo o dno otworu. Pod wpływem obciążenia świdrem stalowa lina rozkręca się, powodując obrót świdra. Połączenie dłuta z tzw. pasterką powoduje ponowne skręcanie się liny w chwili uderzenia świdra o dno otworu. W ten sposób świder za każdym razem uderza w innym miejscu, formując otwór o przekroju kołowym. Pokruszony urobek wiertniczy zmieszany z wodą dolewaną do otworu (przy zwiercaniu warstw suchych) lub dostającą się do otworu z jego ściany może być wynoszony na powierzchnię przez łyżkę wiertniczą (szlamówkę), czyli opuszczaną na linie stalową rurę z zaworem klapowym u podstawy. W skałach luźnych (czyli gruntach, zwłaszcza spoistych) zamiast dłuta stosowano stalową rurę zakończoną butem tnącym. Ten wbijany świder rurowy (clay cutter) używany głównie w krajach anglosaskich nie był i nie jest popularny w Polsce.

W 1845 r. francuski inżynier Pierre-Pascal Fauvelle wprowadził wodną płuczkę wiertniczą oczyszczającą dno otworu wiertniczego i wynoszącą zwierciny na powierzchnię. Zwiększyło to postęp wiercenia, obniżając jednocześnie energię udaru oraz i tak kiepską jakość opróbowania [Wyra i Poloczek, 2007; Blackbourn, 2012; 1].

Historia wierceń obrotowych jest nawet dłuższa niż udarowych. Stosowano je również w starożytnych Chinach i Egipcie. Możliwości tej techniki analizował Leonardo da Vinci. Pierwsze patenty na wiercenia obrotowe pojawiły się w latach 30. XIX w. Wynalazek wiercenia obrotowego z obiegiem płuczki, zasługa Anglika Roberta Bearta, pochodzi z 1844 r. [2]. W 1863 r. szwajcarski inżynier Rodolphe Leschot wynalazł koronkę wiertniczą z osadzonymi na niej diamentami. Wiercenia obrotowe zaczęły wypierać technikę udarową. Jednak nowoczesne podwójne rdzeniówki, które zrewolucjonizowały możliwości poboru próbek wprowadzano dopiero w latach 20. XX w. [3].

Powyższy opis dotyczy przede wszystkim wierceń złożowych osiągających wraz z postępem technologii znaczne, tj. kilkusetmetrowe, a niekiedy jeszcze większe głębokości. Tutaj jednak rozważamy rozpoznawanie warunków geologiczno-inżynierskich. Początki nowoczesnych badań na tym polu wiąże się zwykle z działalnością Karla von Terzaghi, w szczególności z jego głównym dziełem Erdbaumechanik (Mechanika gruntów), opublikowanym w 1924 r. W owych czasach ocenę warunków gruntowych przeprowadzano przede wszystkim na podstawie wyników badań laboratoryjnych próbek pobieranych z wykopów i otworów wiertniczych. Wynaleziony na początku XX w. cylindryczny próbnik wbijany, znormalizowany w 1927 r. przez Harry’ego Mohra, to pierwsza standardowa sonda (SPT).

Niezbędne rozpoznanie wynikające z szacunkowej głębokości oddziaływania budowli na podłoże gruntowe rzadko przekracza 30 m, a zwykle ograniczone jest do głębokości kilku czy kilkunastu metrów. Uzyskiwanie wierceniami takich niewielkich głębokości nie wymaga stosowania kosztownego, ciężkiego sprzętu mechanicznego. Nic zatem dziwnego, że rozwinęła się i przez wiele lat dominowała prostsza i tańsza technologia: ręczne wiercenia okrętne. Polegają one na obracaniu narzędzia wiertniczego (np. świdra rurowego lub spiralnego), który skrawa grunt (skałę) ostrzem. Świder zagłębia się w grunt, a zwierciny dostają się do jego wnętrza lub na zwoje i po wypełnieniu świdra wynoszone są na powierzchnię [Tkaczenko, 1971]. W zależności od planowanej głębokości wiercenia stosuje się narzędzia lekkie (żerdzie i świdry o niewielkiej średnicy) albo cięższe, którymi operowanie wymaga zastosowania wieży wiertniczej, zwykle trójnogu lub czwórnogu.

W przeciwieństwie do pełnootworowych wierceń obrotowych, podczas których wiercenie odbywa się równocześnie z procesem wynoszenia urobku na powierzchnię, przy wierceniach okrętnych cykl zwiercania dna otworu powtarza się na przemian z cyklem wynoszenia zwiercin. Wraz z postępem wiercenia można zabezpieczać ściany otworu przez rurowanie.

Kierunkiem modernizacji wierceń okrętnych w ostatnich dziesięcioleciach XX w. było zastępowanie ręcznego bębna wyciągowego urządzeniem zmechanizowanym. Początek XXI w. to schyłek, a raczej gruntowna przemiana wierceń okrętnych. W przypadku wierceń o większych średnicach trójnogi zostały wyparte przez wieże wiertnicze, najczęściej montowane na samochodach ciężarowych (fot. 2.1). Wyposaża się je w mechaniczny wyciąg wiertniczy, wolnoobrotowy mechanizm napędu świdra (poprzez żerdzie) umieszczony w obrotowym stole lub głowicy oraz w szarpak. Rola pracowników przy takim sprzęcie sprowadza się do operacji z montowanymi lub demontowanymi elementami osprzętu, pobierania próbek i usuwania urobku ze świdrów.

Ponieważ formalną granicą pomiędzy wierceniami okrętnymi a obrotowymi był napęd (dla okrętnych ręczny, ewentualnie ze zmechanizowaną wyciągarką, dla obrotowych – mechaniczny), opisane wyżej udoskonalenia oznaczają, że zaciera się ona, niemniej nadal odróżnia się wiercenia okrętne (zmechanizowane) i udarowe, czyli wiercenia świdrami i wiercenia obrotowe rdzeniowe. Z kolei lekkie ręczne zestawy nazywane penetracyjnymi (fot. 2.2) w ostatnich latach zastępowane są przez wbijane próbniki okienkowe (przelotowe).

Fot. 2.1. Wiertnica mechaniczna H35 [źródło: fot. za zgodą firmy „Geoprojekt Szczecin”]

Fot. 2.2. Zestaw do ręcznych wierceń penetracyjnych. Po lewej od góry: świder okienkowy, świder spiralny dwuzwojowy, świder rurowy, świder spiralny jednozwojowy, świder rurowo-okienkowy. W środku: żerdzie wiertnicze. Po prawej pokrętła do żerdzi, u góry tzw. górne, u dołu dwudzielne, inaczej „ściski” [źródło: fot. za zgodą firmy ZNWiG Waldemar Szkurłat]

Bywają także stosowane mniej konwencjonalne metody wiercenia. Należą do nich np.:

– wiercenie z napędem umieszczonym nad dnem otworu, czyli z silnikiem wgłębnym (turbowiertem), który jest napędzany przez krążącą płuczkę [Blackbourn, 2012],

– wiercenie wibracyjne polegające na przekazywaniu na świder (sondę lub rury osłonowe) drgań o dużej częstotliwości powodujących zagłębianie się go w grunt (skałę) w wyniku osłabienia jego spójności (zwięzłości) [Wyra i Poloczek, 2007].

Szczegóły techniczne omówionych wyżej metod wierceń zestawiono w tabeli 2.1, zaś sposoby usuwania zwiercin z otworu w tabeli 2.2.

Podobne zestawienia znaleźć można w innych podręcznikach, normach lub instrukcjach. Jednak analizując te pochodzące z The drilling manual [King, 2015], łatwo ocenić możliwość pobrania wartościowych próbek gruntu za pomocą metody drążenia otworu. Wstępnie można pozytywnie zaopiniować urabianie gruntu przez jego ścinanie, zdzieranie, ścieranie lub upłynnianie po obwodzie dna otworu, podczas gdy niewątpliwie gorszą lub wręcz nieakceptowalną jakość opróbowania uzyskamy, stosując uderzanie, miażdżenie, kruszenie, żłobienie lub wypłukiwanie gruntu z otworu (tabela 2.1). Analogicznie najmniej naruszony będzie materiał wyniesiony z otworu mechanicznie, a nie płuczką. Natomiast interesującą nowinką techniczną są wiercenia obrotowe lub udarowe z obiegiem odwrotnym (reverse circulation, RC) i płuczką powietrzną (tabela 2.2).

Tabela 2.1. Metody drążenia otworu, stosowany osprzęt i technika wiercenia

Metoda drążenia otworu

Metoda wiercenia

Uderzanie

Wiercenie udarowe żerdziowe z dolnym lub górnym młotkiem wiercenie udarowe linowe z wahaczem lub szarpakiem

Ścinanie, zdzieranie

Wiercenie obrotowe z płuczką wodną lub powietrzną (także turbowiert) z użyciem świdrów skrzydełkowych, gryzowych i diamentowych (w tym PDC); wiercenie obrotowe rdzeniowe z użyciem koronek diamentowych, PDC i z węglika wolframu; próbniki wciskane; wiercenia okrętne świdrami

Miażdżenie, kruszenie

Wiercenie obrotowe z płuczką wodną lub powietrzną, z użyciem świdrów ze słupkami z węglików wolframu

Ścieranie

Wiercenie obrotowe rdzeniowe z użyciem impregnowanych koronek diamentowych

Żłobienie, wypłukiwanie

Iniekcja strumieniowa

Upłynnianie

Wiercenie wibracyjne (z rezonansem wysokiej częstotliwości)

Źródło: [King, 2015, s. 69, zmienione].

Tabela 2.2. Sposoby usuwania z otworu zwierconego materiału

Sposób opróbowania i usuwania zwiercin

Rodzaj wynoszonego materiału i stosowany osprzęt lub technologia wiercenia

Mechanicznie

Urobek zwiercony świdrem spiralnym ciągłym lub krótkim, rurowym albo kubełkowym; urobek zwiercony narzędziem na linie; próbka pobrana próbnikiem wciskanym; rdzeń pobrany konwencjonalnie, techniką wrzutową albo wibracyjnie

Płynem (powietrzem)

Urobek wiercenia obrotowego lub udarowego z górnym młotkiem, z płuczką powietrzną

Płynem (wodą lub płuczką)

Urobek z wierceń rdzeniowych konwencjonalnych i wrzutowych;

urobek iniekcji strumieniowej

Obiegiem odwrotnym RC (powietrzem)

Urobek z wiercenia obrotowego lub udarowego RC z płuczką powietrzną i podwójnym przewodem wiertniczym oraz z wiercenia rdzeniowego z płuczką powietrzną

Obiegiem odwrotnym RC (wodą/płuczką)

Urobek z wiercenia obrotowego RC z płuczką i pojedynczym przewodem wiertniczym

Źródło: [King, 2015, s. 70, zmienione].

Współcześnie w ramach badań geologiczno-inżynierskich używa się – zależnie od potrzeb, możliwości i lokalnych tradycji – niemal wszystkie opisane wyżej technologie wierceń. Ich zestawienie zawiera obowiązująca obecnie norma europejska PN-EN ISO 22475-1 (tabela 2 w normie, s. 16–17). Przed bardziej szczegółowym jego omówieniem należy jednak odnotować kilka istotnych kwestii.

Pierwsza to zwrócenie uwagi, że główny cel wiercenia geologiczno-inżynierskiego, czyli pobieranie próbek gruntu może odbywać się:

– przez wiercenie i wtedy można mówić o opróbowaniu ciągłym, lepszej lub gorszej jakości, albo

– stosując dodatkowe urządzenia zwane próbnikami.

Druga istotna kwestia to kategoryzacja metod pobierania i jakości próbek gruntu. Wycofana polska norma PN-74/B-04452 wyróżniała trzy rodzaje próbek gruntu pobieranych z poziomu ich rzeczywistego zalegania:

– o naturalnym uziarnieniu (NU) – pobrane w sposób zapewniający zachowanie naturalnego uziarnienia gruntu,

– o naturalnej wilgotności (NW) – pobrane w sposób zapewniający zachowanie naturalnej wilgotności gruntu,

– o naturalnej (nienaruszonej) strukturze (NNS) – pobrane w sposób zapewniający zachowanie naturalnej struktury gruntu.

Podejście Eurokodu 7, czyli jednej z dziewięciu części zbioru zharmonizowanych reguł technicznych w zakresie budownictwa obowiązujących w Unii Europejskiej, a ściślej jej drugiego tomu o symbolu PN-EN 1997-2, powtórzone w dotyczącej wierceń normie PN-EN ISO 22475-1, jest nieco inne. Wyróżnia się trzy kategorie pobierania próbek: A, B i C. Odnoszą się one do zdefiniowanych w PN-EN 1997-2 pięciu klas próbek, w których niezmienione pozostają wszystkie (klasa 1), niektóre (klasy 2–4) lub żadna (klasa 5) z właściwości gruntu (tabela 2.3). Metodami kategorii A możemy uzyskać próbki klas 1–5, kategorii B próbki klas 3–5, zaś metodami kategorii C tylko próbki klasy 5.

Próbki klas 1 i 2 powinny mieć strukturę nienaruszoną lub naruszoną tylko nieznacznie podczas ich poboru, transportu czy magazynowania. Ich skład, wilgotność i współczynnik porowatości ma odpowiadać warunkom in situ. Jeśli próbka składa się z gruntów dwóch lub więcej warstw, ich granice można dokładnie wskazać w próbce. Próbki klasy 4 mają zawierać wszystkie składniki gruntu w naturalnych proporcjach, a klasy 3 także naturalną wilgotność. Struktura gruntu próbek obu tych klas jest zniszczona, niemniej można zidentyfikować generalny układ warstw. Struktura gruntu w próbkach klasy 5 jest całkowicie zmieniona, wilgotność i uziarnienie mogą nie odpowiadać naturalnym, trudno także ocenić układ warstw. Technologie wierceń kategorii C pozwalające jedynie na uzyskiwanie próbek klasy 5 nie powinny być zatem stosowane jako metody badawcze geologii inżynierskiej.

Tabela 2.3. Zdefiniowanie klas jakości próbek gruntu

Naturalne właściwości gruntu, które można określić laboratoryjnie

Klasy jakości

Uziarnienie

1–4

Granice Atterberga, gęstość właściwa szkieletu, zawartość części organicznych

1–4

Wilgotność

1–3

Gęstość, stopień zagęszczenia, porowatość, przepuszczalność

1–2

Ściśliwość, wytrzymałość na ścinanie

1

Źródło: [PN-EN 1997-2:2009, s. 30, zmienione].

Modyfikacja i uproszczenie zawartości tabeli z Eurokodu 7 polega na usunięciu zbędnego, zdaniem autorów, rozbicia właściwości „niezmienionych” i tych, „które mogą być określone” oraz właściwości określanej jako kolejność albo granice warstw. Jeśli bowiem pominiemy ciągłe opróbowanie rdzeniowe, to w przypadku innych rodzajów próbek, także zaliczanych do klasy 1 bądź 2, ale o ograniczonej długości, obecność w ich przelocie granic warstw jest zazwyczaj wadą, a nie zaletą. Nie pozwala np. wyciąć odpowiedniej liczby kształtek do badań w aparacie trójosiowego ściskania, które można traktować jako jednorodne. Dozór geologiczny lub operator stara się więc uzyskiwać próbki najwyższych klas z przelotów, w których nie spodziewa się przewarstwień lub granic warstw. Problemy klas jakości próbek dyskutowane będą jeszcze niżej, przy omawianiu poszczególnych technik wiertniczych.

Należy także zauważyć nieco inne postrzeganie określenia „wiercenie rdzeniowe” w nomenklaturze polskiej i zachodniej. W Polsce przez wiercenie rdzeniowe rozumie się skrawanie lub zdzieranie koronką wiertniczą pierścienia gruntu (skały) po obwodzie dna otworu z pozostawieniem w środku nienaruszonego rdzenia, który wchodzi do rury rdzeniowej umieszczonej ponad koronką [4]. Norma PN-EN ISO 22475-1 definiuje rdzeń jako cylindryczną próbkę gruntu lub skały uzyskaną z otworu wiertniczego z określonej głębokości. Jest to pojęcie bardziej ogólne i dlatego np. w systemie nazywanym w tabeli 2.2 normy „obrotowym wierceniem rdzeniowym na sucho”, narzędziem wiertniczym może być zarówno pojedyncza rdzeniówka, jak i przelotowy świder spiralny. Wiercenie udarowe świdrem rurowym także opisane jest tam jako „rdzeniowe”. Odnośnie do wierceń udarowych należy dodać, że cytowana norma wyróżnia dwie ich odmiany: technikę wbijania młotem (hammer driving technique) oraz technikę perkusyjną (percussion technique), kiedy narzędzie wiertnicze wbijane jest przez jego powtarzalne podnoszenie i (swobodne) upadanie.

Przegląd geologiczno-inżynierskich wiertniczych metod badawczych uwzględniający zalecenia normy PN-EN ISO 22475-1, przegląd literatury oraz powyższe uwagi i doświadczenia autorów przedstawiono w podrozdziałach 2.2 i 2.4. Są to metody „pobierania próbek przez wiercenie”, jak to określa cytowana norma. W podrozdziale 2.2 opisano klasyczne wiercenia obrotowe i udarowe, ale także stosowane w trakcie tych wierceń techniki pobieranie próbek próbnikami. W podrozdziale 2.3 skomentowano kwestie obserwacji hydrogeologicznych. Podrozdział 2.4 poświęcono wierceniom rdzeniowym. W podrozdziale 2.5 omówiono pomiary, które można prowadzić podczas wiercenia.

2.2. Wiercenia wolnoobrotowe i udarowe

Jako punkt wyjścia do opisu klasycznych technologii geologiczno-inżynierskich (geotechnicznych) wierceń obrotowych i udarowych przyjęto osiem zasadniczych typów narzędzi wiertniczych, po cztery w każdej technice urabiania. Wyszczególniono je w tabeli 2.4, podając także krótki opis i wymieniając – tam gdzie uznano za potrzebne – główne wersje narzędzia. Dla każdego z typów narzędzi podano nie jedną, jak w normie PN-EN ISO 22475-1, lecz dwie do pięciu możliwych do uzyskania klas jakości opróbowania. Nie wynika to tylko z możliwości napotkania bardziej sprzyjających niż przeciętne warunków gruntowych (co norma dostrzega), ale także umiejętnego posługiwaniu się danym sprzętem. Warto jednak zauważyć, że poza dwoma wyjątkami klasycznym metodom wiertniczym można przypisać co najwyżej kategorię B. Tę niedogodność można jednak pokonać, korzystając z próbników, o czym będzie dalej.

Świder spiralny (flight auger) to współcześnie niewątpliwie najpopularniejszy na świecie typ narzędzia wiertniczego. Grunt zwiercany tym świdrem zakończonym ostrzem, stożkiem lub zawiertkiem o innym kształcie (np. „rybi ogon”, zawiertek palcowy) przesuwa się ku górze po spirali (ślimaku) nawiniętej wokół trzonu świdra. Bardzo duże zróżnicowanie możliwych do uzyskania klas jakości próbek, podane w tabeli 2.4, wynika ze stosowania dwóch różnych wersji świdra (rys. 2.1), różnych średnic świdra oraz różnych metod wiercenia. Ponadto istotne znaczenie mają warunki gruntowe.

Trzonem świdra może być lity pręt stalowy (solid stem) lub rura (hollow stem). W pierwszym przypadku szerokość samej spirali stanowi przeważającą część średnicy świdra, w drugim – odwrotnie. Rola tych dwóch wersji świdra spiralnego jest bowiem odmienna. Próbki gruntu ze świdra z litym trzonem pobiera się ze ślimaka. W przypadku świdra przelotowego – ze względu na małą objętość przestrzeni pierścieniowej pomiędzy rurą, na której spawana jest spirala, a ścianą otworu – część urobku jest wciskana w ścianę otworu bądź zmieszana z materiałem wyrwanym ze ściany, a skala jego ruchu ku górze jest trudna do oceny [Mayne i in., 2002]. Badanie tych zwiercin w zasadzie mija się z celem.

Tabela 2.4. Klasyczne, geologiczno-inżynierskie wiercenia świdrami, bez użycia płuczki

Technika urabiania

Typ narzędzia wiertniczego

Opis i główne wersje narzędzia

Klasy jakości próbek

Obrotowa

Świder spiralny

Trzon świdra owinięty spiralą (ślimakiem) pełny lub przelotowy. Ślimak ciągły (w całym przelocie wiercenia) lub świder przedłużany żerdziami

1–5

Świder rurowy (wkręcany)

Rura świdra zakończona jednym lub dwoma nożami z oknem ułatwiającym wydobycie urobku. Także świdry okienkowe i inne. Wiercenie żerdziami

3–4

Świder kubełkowy

Pojemnik na urobek z zamykanym dnem wyposażonym w uchylne klapy zaostrzone lub zakończone zębami. Świder połączony z żerdzią

3–4

Świder talerzowy

Z trzonu świdra zakończonego zawiertkiem urobek przechodzi na pojedynczy (talerzowy), niekiedy dwu–czterokrotny, spiralny zwój. Wyżej – żerdź

3–5

Udarowa

Świder rurowy (wbijany)

Świder rurowy o zaostrzonym lub ząbkowanym bucie, nad butem wyposażony w pierścień do wycinania iłów. Świder z oknem lub bez

2–4

Świder łyżkowy (szlamówka)

Świder rurowy wyposażony przy dnie w klapowy zawór skórzany lub z twardej gumy, otwierany do wewnątrz. Do wiercenia w gruntach nawodnionych

4–5

Wbijany próbnik okienkowy

Małośrednicowy świder rurowy o zaostrzonym bucie z dużym oknem, przedłużany żerdziami

3–5

Dłuto

Masywny świder o ostrzu płaskim, krzyżowym, szczękowym lub mimośrodowym (ekscentrycznym), służącym do rozbijania lub przesuwania przeszkód

–

Źródło: [opracowanie własne – M. Tarnawski].

Spiralny świder przelotowy wykorzystuje się jednak inaczej i to na różne sposoby. Można zamknąć przelot sprzężoną, dodatkową kolumną żerdzi zakończoną zawiertkiem pilotującym i po dowierceniu do planowanej głębokości zastąpić tą wewnętrzną kolumnę próbnikiem (czy rdzeniówką) i pobrać próbkę (rdzeń) z dna otworu, którego ścianę chroni zagłębiona kolumna świdrów. Zamiast próbnika można wprowadzić sondę, np. typu SPT czy FVT, i przeprowadzić stosowny pomiar.

Rys. 2.1. Świdry spiralne. Po lewej świder z litym trzonem. Po prawej rozmontowany świder przelotowy. Objaśnienia: 1 – gniazdo napędu; 2 – nakrętka i śruba łącznika żerdź – gniazdo; 3 – nakrętka tulejowa; 4 – nakrętka zabezpieczająca; 5 – klucz napędu; 6 – łącznik żerdź – gniazdo; 7 – rura i ślimak świdra; 8 – wewnętrzna żerdź wiertnicza; 9 – złącze zawiertka pilotującego; 10 – zawiertek pilotujący; 11 – koronka; 12 – klucz knock-out [źródło: Fig. C.27 i C.29 z normy PN-EN ISO 22475-1]

Drugi sposób zbliżony do wiercenia rdzeniowego stanowi jedną z odmian tzw. obrotowego wiercenia rdzeniowego na sucho (bez płuczki, ale i w suchym otworze). Jeśli zastąpimy wewnętrzną kolumnę wiertniczą rurą wewnętrzną, a świder zakończony będzie zawiertkiem typu koronki wiertniczej, do wnętrza zagłębiającego się w grunt świdra będzie się dostawać próbka rdzeniowa klasy 1, 2 lub 3. Wiercenie tego typu możliwe i skuteczne jest w iłach, pyłach, glinach, w gruntach organicznych i niekiedy w piaskach [PN-EN ISO 22475-1].

Wyżej zwrócono uwagę na kiepską jakość urobku pozostającego na zwojach spirali świdra przelotowego. Wobec tego, chcąc zaliczyć tę technikę do kategorii opróbowania B, a nawet A, samo wiercenie przelotowym świdrem spiralnym należy traktować tylko jako sposób zabezpieczenia (orurowania) otworu, zaś operacje narzędziami wewnętrznymi realizować tak, aby zachować zdefiniowane w normie PN-EN ISO 22475-1 opróbowanie ciągłe podczas wiercenia. Oznacza to, że prawidłowe wiercenie świdrem przelotowym jest czasochłonne[6].

Ponadto uzyskanie próbki klasy 1 wymaga, aby średnica wewnętrzna świdra przelotowego nie była mniejsza niż 140–150 mm, aby móc użyć np. próbnik typu U100. Oznacza to konieczność użycia odpowiednio silnej, a więc i dużej wiertnicy. Dysponując takim sprzętem, należy zwracać uwagę na technologię wiercenia w słabych gruntach. Zbyt duży nacisk będzie powodował wciskanie świdra w grunt i jego przemieszczanie (naruszenie), a nie zwiercenie [Clayton i in., 1995].

Norma PN-EN ISO 22475-1 rozróżnia opróbowanie świdrem spiralnym z litym trzonem metodami ciągłą i nieciągłą. W metodzie ciągłej spirala służy jako transporter ślimakowy wynoszący zwierciny aż na powierzchnię. Oznacza to, że zagłębiając się w grunt, montujemy kolejne odcinki zaopatrzone w ślimak, a nie zwykłe żerdzie wiertnicze. Dlatego kolumnę taką nazywamy świdrem spiralnym ciągłym (continuous flight auger, CFA).

W metodzie nieciągłej świder wkręcany jest w grunt na głębokość nie większą od jego długości i w tempie dostosowanym do prędkości rotacji i nachylenia ślimaka tak, aby zminimalizować pionowe przemieszczenie gruntu. Następnie świder wyciągany jest na powierzchnię bez rotacji i pobierane są próbki. Zdaniem autorów metoda ciągła prowadzi do tak znacznego przemieszczenia i wymieszania urobku, że nie powinna być stosowana do celów badawczych, podobnie jak świdry spiralne o małych średnicach.

Wiercenia świdrem spiralnym ciągłym prowadzi się często bez rurowania, co poniżej zwierciadła wody gruntowej (ZWG) jeszcze bardziej utrudnia uzyskanie próbek lepszej jakości i nie jest zalecane. Można jednak tak modyfikować tę technologię wierceń, aby osiągając dobre wydajności (rzędu 100 m na zmianę roboczą), uzyskiwać próbki klasy 4 lub nawet 3.

Nie należy stosować marszy dłuższych niż jeden (zwykle 1,5 m) czy dwa odcinki świdra, zależnie od warunków gruntowych. Mimo wiercenia metodą nieciągłą (wyciągając kolumnę po każdym marszu) nad tymi roboczymi odcinkami świdra nie należy stosować żerdzi, lecz kolejne świdry. Innymi słowy: stosować kolumnę CFA w metodzie nieciągłej. W efekcie obwalające się, zwłaszcza poniżej ZWG, odcinki ściany otworu nie grożą zakleszczeniem się narzędzia w otworze. Demontując po zakończonym marszu kolejne odcinki kolumny, nie zwracamy uwagi na znajdujący się na ślimakach urobek pochodzący głównie ze ściany otworu, aż do wydobycia z otworu świdra (świdrów) wypełnionych urobkiem z bieżącego marszu. Oczyszczamy starannie zwoje ślimaka z błota i bliżej trzonu mamy szansę natrafić na grunt nie tylko o naturalnych proporcjach uziarnienia (klasa 4), ale i naturalnej wilgotności, czyli klasy 3 (fot. 2.3).

Fot. 2.3. Po lewej: świder spiralny wyciągany z suchego, zarurowanego otworu. Grunt nawinięty na zwoje nie jest zawilgocony, co pozwoli pobrać próbkę klasy 3. Po prawej świder oczyszczony z błota, przygotowany do pobrania próbek, klasy 4 lub 3 [źródło: fot. za zgodą firmy „Geoprojekt Szczecin”]

Zdarza się, że poniżej pewnej wysokości ostatniego świdra spirale są puste. Powód może być tylko jeden: na tym poziomie zostały nawiercone nawodnione grunty gruboziarniste. Aby się upewnić, możemy albo zarurować otwór i kontynuować wiercenie badawcze inną, skuteczną w tych warunkach metodą (o czym w dalszej części podrozdziału) albo zaryzykować i obserwując parametry wiercenia (patrz podrozdz. 2.6), wiercić do uzyskania wyraźnej ich zmiany. Może to oznaczać, że przewierciliśmy nawodnione piaski czy żwiry i wwierciwszy się w niżejległe grunty drobnoziarniste, mamy pewną szansę na opróbowanie także tych kłopotliwych gruntów nawodnionych.

Aby uzyskać zadowalające efekty wiercenia nieprzelotowymi świdrami spiralnymi, zwłaszcza bez rurowania należy:

– prowadzić wiercenie metodą nieciągłą o marszach dostosowanych (decyzjami dozoru geologicznego) do stopnia skomplikowania warunków gruntowych, stosując jednak kolumnę świdrów CFA, a nie świdry przedłużane żerdziami;

– stosować świdry o dostatecznie dużej średnicy, gdyż wiercąc świdrem z litym trzonem, lecz o małej (<100 mm) średnicy szanse zachowania na wąskich zwojach gruntu pozwalającego na pobranie próbek klasy 4, czy tym bardziej 3, są niewielkie; z doświadczeń autora wynika, że zadowalająca średnica świdra to 180 mm;

– starannie oczyszczać zewnętrzne partie ślimaków ze zwiercin, pobierając próbki z gruntu przywartego do trzonu świdra; po opróbowaniu, przed ponownym zapuszczeniem do otworu, świdry trzeba dokładnie oczyścić;

– obserwować postęp wiercenia z dokładnością do 0,1 m i porównywać długość marszu z przelotem gruntów z tego marszu nawiniętych na spirale, by prawidłowo ocenić rzeczywiste miąższości warstw.

Spełniając powyższe warunki, można uznać wiercenie nieprzelotowym świdrem spiralnym za metodę osiągającą kategorię opróbowania B. Wiercenie metodą ciągłą lub świdrami o małej średnicy należy zaliczyć do kategorii opróbowania C, co oznacza uzyskiwanie tylko próbek praktycznie nieprzydatnej klasy 5. Tych odmian wiercenia świdrem spiralnym nie powinno się więc stosować do jakichkolwiek celów badawczych.

Wkręcane świdry rurowe (shell augers) cechuje duża różnorodność odmian, zwłaszcza jeśli weźmie się pod uwagę zarówno osprzęt do wierceń mechanicznych (typowe średnice 130 mm lub 180 mm), jak i lekki sprzęt ręczny (średnice zwykle pomiędzy 40 mm a 80 mm) i zaliczymy do tej grupy także te wszystkie świdry, których powierzchnia okien (prześwitów) jest większa, a nawet znacznie większa od powierzchni elementów metalowych (fot. 2.2). Wybór danego modelu świdra zależy od dominującego rodzaju (zwięzłości) gruntu, jakiego oczekujemy w przeznaczonym do zbadania podłożu. Postęp wiercenia uzyskuje się, dokręcając do świdra kolejne odcinki żerdzi wiertniczych.

Marsz wiercenia powinien być zawsze mniejszy od długości komory świdra, do której dostaje się zwiercany urobek. Świdry tego typu można stosować z dobrym skutkiem niemal we wszystkich gruntach: spoistych, niespoistych i organicznych, za wyjątkiem nawodnionych piasków i żwirów. Problematyczne jest też wiercenie w gruntach kamienistych, zwłaszcza jeśli używa się świdrów o małych średnicach. Dopóki podczas wiercenia nie napotka się objawów wody, czyli np. sączeń z gruntów spoistych, z urobku, który zostanie wyniesiony w świdrze na powierzchnię, można pobierać próbki gruntu 3 klasy. Wtórnie zawilgocony grunt pozwoli już tylko pobrać próbkę 4 klasy, chyba że otwór będzie rurowany (fot. 2.4).

W zestawie do lekkich wierceń penetracyjnych (fot. 2.2), oprócz świdrów rurowych czy okienkowych, zauważamy też świdry spiralne. Można nimi wiercić tak samo jak podobnymi narzędziami o większych średnicach (co omówiono wyżej), ale zwykle używa się ich w innym celu. Największy kłopot w realizacji nierurowanych wierceń penetracyjnych stanowią nawodnione piaski, które nie utrzymują się na żadnym świdrze podczas wyciągania go wraz z żerdziami z otworu.

Po ich nawierceniu można po mokrym śladzie na świdrze rurowym lub żerdzi dość precyzyjnie ustalić głębokość zwierciadła wody, ale zamiast nawodnionego piasku widzimy „umyte” wnętrze świdra. W takiej sytuacji można zapuścić do otworu świder spiralny i – stosując technikę udarową – penetrować nim nawodnione grunty. Jest to możliwe w luźnych bądź średnio zagęszczonych piaskach. Używa się dołączonych do zestawu ścisków, wbijając i podciągając kolumnę ze świdrem krótkimi, zdecydowanymi ruchami, najlepiej w dwie osoby.

W przypadku napotkania dużego oporu należy nieco wkręcić świder kilkoma półobrotami i wyciągnąć całą kolumnę na powierzchnię. Jeśli udało się przewiercić warstwę nawodnionych piasków, na końcówce świdra powinna pozostać próbka podścielających je gruntów drobnoziarnistych (spoistych). Jeśli świder będzie pusty – zapewne zakończyliśmy wiercenie w piaskach zagęszczonych. Wobec nieopróbowania piasków kolejne wiercenie należy przeprowadzić skuteczniejszą w tych warunkach techniką wiercenia.

Fot. 2.4. Opróżnianie wkręcanego świdra rurowego celem przeprowadzenia badań makroskopowych, pobrania próbki klasy 3 (wiercenie powyżej ZWG) i oczyszczenia świdra przed ponownym zapuszczeniem [źródło: fot. za zgodą firmy „Geoprojekt Szczecin”]

W przypadku potrzeby przewiercenia i opróbowania gruntów bardzo gruboziarnistych, kłopotliwych w zasadzie dla każdej technologii wiercenia, rozwiązaniem może być świder kubełkowy (bucket auger). Jest to cylinder z wytrzymałym i otwieranym zawiasowo dnem zawierającym jeden lub dwa wloty wyposażone w zęby tnące lub inny rodzaj ostrzy. Podczas obrotu świdra grunt jest zwiercany i przez szczeliny dostaje się do kubła. Świder połączony jest z żerdzią, która przekazuje moment obrotowy i nacisk z urządzenia wiertniczego. Zwykle jest to wielokątna żerdź wiertnicza nazywana „Kelly”, współpracująca ze stołem wiertniczym (rys. 2.2).

Aby osiągać większe głębokości, stosuje się żerdź teleskopową albo montuje przedłużacze. Wiercenie na większych głębokościach, a zwłaszcza poniżej zwierciadła wody gruntowej wymaga rurowania albo stosowania płuczki chroniącej ścianę otworu. Zaletą tego sprzętu jest możliwość wykonywania otworów o dużej średnicy i zwiercania (opróbowania) gruntów kamienistych. W zasadzie nie stosuje się go do głębokości większej niż kilkanaście metrów. Świdrem tym uzyskuje się próbki 4 klasy.

Metoda jest popularna w USA, natomiast niemal nieznana w Europie. Stosuje się tu natomiast, choć też rzadko, pobieranie próbek chwytakiem. Opuszcza się go na linie na dno otworu, a stosuje zwłaszcza dla pobierania próbek żwirów, kamieni i głazów. Średnice otworów głębionych świdrem kubełkowym lub chwytakiem są większe od typowych wierceń geotechnicznych, rzędu 400–1500 mm.

Świder talerzowy (plate auger) wymieniono w tabeli 2.4 jedynie dla porządku. Używa się go raczej jako narzędzie budowlane, a nie badawcze, np. do wykonywania otworów pod słupy telekomunikacyjne czy energetyczne albo pod kolumny formowane in situ. Zasięg głębokościowy też jest niewielki (kilka metrów).

W przypadku udarowej techniki wiercenia stosuje się wbijany świder rurowy (clay cutter) zakończony nie skrawającym ostrzem (ostrzami), jak świdry rurowe do wierceń obrotowych, lecz odpowiednio zaostrzonym butem (tabela 2.4, rys. 2.3). Świder może być wbijany przez kolumnę żerdzi, także z powolnym obrotem. Bardziej popularne, np. w Wielkiej Brytanii, jest linowe wiercenie udarowe. Można wykonywać je np. z trójnogu wiertniczego. Zawieszony na linie zestaw obciążnik – świder jest rytmicznie podnoszony i swobodnie opuszczany przez wyciągarkę napędzaną silnikiem Diesla. Po napełnieniu świder jest wyciągany z otworu i opróżniany [Clayton i in., 1995].

System ten nadaje się do iłów i pyłów, a także do gruntów gruboziarnistych o wymiarach ziaren do De/3, gdzie De to wewnętrzna średnica narzędzia wiertniczego [PN-EN ISO 22475-1], jednak tylko powyżej zwierciadła wody gruntowej. Jakość opróbowania jest podobna jak w przypadku wkręcanych świdrów rurowych (3–4 klasa). W sprzyjających warunkach może być lepsza (2 klasa).

W przypadku nawiercenia gruboziarnistych gruntów nawodnionych wbijany świder rurowy należy zastąpić świdrem łyżkowym (rys. 2.3), zwanym też szlamówką (shell lub bailer). Dysponując wyłącznie techniką udarową, taka zamiana będzie niezbędna także w suchych piaskach o grubszym uziarnieniu i w żwirach, bowiem wbite w świder rurowy nie utrzymają się w nim i wysypią podczas wyciągania świdra z otworu. W takiej sytuacji zalewa się otwór przynajmniej dwumetrowym słupem wody.

Umieszczoną na dnie otworu szlamówkę podnosi się i opuszcza miarowo (dawniej – ręcznie, obecnie najczęściej stosując urządzenie zwane szarpakiem) o około 30 cm w górę i w dół. Podniesienie świdra wytwarza podciśnienie. Woda zasysana jest na dno otworu i rozluźnia tam grunt. Tworzy się zawiesina: mieszanina gruntu i wody. Gdy świder spada na dno otworu, mieszanina gruntu i wody przechodzi przez but świdra, mijając prosty zawór zwrotny (nazywany „klapką”). Gdy świder jest podnoszony, zawór zamyka się i zatrzymuje grunt, która w tym czasie wytrąca się z zawiesiny i osadza nad klapką. Wielokrotnie ruchy świdra w górę i w dół powodują wypełnienie go urobkiem. Wtedy świder wyciągany jest na linie z otworu [Clayton i in., 1995]. Ponieważ w szlamówce pozostaje dużo wody, usunięcie („wylanie”) z niej gruntu (przez otwór przy górnym końcu świdra) zwykle nie nastręcza trudności.

Wiercenie szlamówką w gruncie naturalnie nawodnionym jest oczywiście łatwiejsze. Dopływ wody do otworu jest zazwyczaj wystarczający i nie ma wówczas potrzeby dodatkowego zalewania otworu. Wiercenie szlamówką wspomagane jest zarurowaniem otworu. Wiercąc w gruntach luźnych, możemy obserwować związane z postępem wiercenia obniżanie się kolumny rur pod jej własnym ciężarem. Nie należy jednak na to liczyć, gdyż osiągnięcie tego stanu w gruntach lepiej zagęszczonych będzie możliwe dopiero po rozluźnieniu gruntu przez akcję świdra w obszarze wyraźnie większym od średnicy otworu, przez co przedłuży się czas wiercenia, a co gorsza z danego przelotu usuwana będzie większa ilość gruntu, niż wynika to z objętości walca o średnicy otworu. Należy też pamiętać, że jednym z celów każdego badania podłoża budowli, w tym wiercenia, jest dokonanie w tym podłożu możliwie najmniejszych uszkodzeń. Kolumnę rur można oczywiście wciskać, korzystając z takich urządzeń wiertnicy, jak głowica czy stół, ale i z tym nie należy przesadzać. But rur powinien obniżać się tuż za postępem wiercenia. Aby to uzyskać, należy obserwować zarówno położenie świdra na dnie otworu (stosuje się znaczniki na linie), jak i głębokość zarurowania w danym momencie. Zaobserwowane zahamowanie postępu zarurowania należy likwidować przez ćwierćobroty kolumną rur w prawo i w lewo (jeśli stosujemy ręczną kontrolę z użyciem klucza borowego, tzw. ścisków) lub obroty głowicą mechaniczną, wspomagając się w razie potrzeby delikatnym naciskiem (fot. 2.5). Staranne (z obserwacją postępu) prowadzenie tej odmiany wierceń udarowych, stosując jednocześnie niezbyt długie (1–1,5 m) szlamówki, zapewnia uzyskanie próbek 4 klasy.

Fot. 2.5. Mechaniczne zapuszczanie kolumny rur z użyciem nakręconego na nie huczka [źródło: fot. za zgodą firmy „Geoprojekt Szczecin”]

Przypisy

[1] Cenotaf to grobowiec symboliczny, w którym nie przechowuje się ciała. Może przypadać kilka cenotafów na jedną osobę.

[2] Dobrym przykładem jest najstarsze znane urządzenie do badań polowych – sonda cylindryczna SPT. Pomysł próbnika pochodzi z początku XX w., procedurę liczenia uderzeń młota podczas jego wbijania zaczęto stosować na przełomie lat 20. i 30., znormalizowano (profesorowie Karl Terzaghi i Ralph Peck) w latach 40., zaś ulepszenia interpretacyjne, jak i technologiczne sondy (w tym przeniesienie młota z powierzchni terenu na dno otworu) trwają do dziś [8].

[3] Przez wyrażenie „geolog” należy rozumieć osobę fizyczną z uprawnieniami geologicznymi odpowiedniej kategorii. Za „geotechnika” uważa się absolwenta studiów na kierunku budownictwo o specjalności geotechnika lub (według rozporządzenia w sprawie samodzielnych funkcji technicznych w budownictwie z 2014 r.) inżyniera z uprawnieniami w specjalności konstrukcyjno-budowlanej i specjalizacji techniczno-budowlanej: geotechnika. Ponadto indywidualne i zbiorowe certyfikaty potwierdzające kwalifikacje do wykonywania prac geotechnicznych wydaje Polski Komitet Geotechniki.

[4] Mówiąc ściślej: były. Dotyczące badań podłoża gruntowego zmiany przepisów, które niesie nowelizacja ustawy Prawo budowlane (wejście w życie tych przepisów: 19 września 2020 r.) skomentowano w Podsumowaniu (rozdział 9) niniejszej monografii.

[5] Określenie „zmienione” oznacza różnego typu modyfikacje wprowadzone do źródła przez autora (autorów) rozdziału. Chodzi o uproszczenie, skrócenie albo scalenie danych z przywołanych źródeł dokonane na potrzeby odpowiedniego fragmentu tekstu, bądź o uzupełnienie czy zaktualizowanie wersji oryginalnej.

[6] Z drugiej strony zastosowanie świdrów spiralnych przelotowych umożliwia szybką i precyzyjną instalację piezometrów lub inklinometrów.