Учебное пособие: Проектирование фундаментов сборочного цеха

--PAGE_BREAK--

Согласно инженерно-геологического разреза строительная площадка имеет абсолютные отметки 136,5-<metricconverter productid=«136.7 м» w:st=«on»>136.7 м. Грунты имеют слоистое напластование с выдержанным залеганием грунтов. Первый слой – глина текучепластичная с отсутствием физико-механических свойств — не может служить в качестве основания фундаментов. Второй слой – песок пылеватый, средней плотности, насыщенный водой – может служить в качестве основания фундаментов мелкого заложения. Третий слой – песок пылеватый, средней плотности, насыщенный водой – может служить в качестве оснований свайных фундаментов.

Скважины расположены друг от друга на расстоянии 30 м и 41,7 м.

Принимаем планировочную отметку земли исходя из равенства объемов выемки и насыпки 136.6 м.



3. Вариантное проектирование
Согласно задания по курсовому проектированию рассматриваем два варианта фундаментов:

-фундаменты на естественном основании;

-фундаменты свайные.

В качестве расчётного принимаем сечение 7-7 с максимальной нагрузкой:

Nn=1115 кН; Mn=64 кНм, Qn=23 кН

Расчет по скважине №3.
3.1 Расчёт фундамента мелкого заложения на естественном основании
Основания рассчитывают по двум группам предельным состояний:

1) по несущей способности;

2) по деформациям.

Расчёт по первому предельному производится для обеспечения несущей способности и ограничения развития чрезмерных пластических деформаций грунта основания с учётом возможных неблагоприятных воздействий и условий их работы в период строительства и эксплуатации сооружений; по второму предельному состоянию – для ограничения абсолютных или относительных перемещений конструкций и оснований такими пределами, при которых обеспечивается нормальная эксплуатация сооружения.
3.1.1 Определение глубины заложения

Определяем расчётную глубину промерзания
df1=df*kh,


где df– нормативная глубина промерзания (по рис.III.1 [1]для г. Воронеж df=1,3*0. 23/0.23=1.1 м), где отношение 0.23/0.23 принято для глины; kh– коэффициент, учитывающий влияние теплового режима сооружения (по табл. 5.3[8] при t=10°С в здании без подвала с полами по грунту коэффициент kh=0.7).
df1=1.1*0.7=0.77 м
Инженерно-геологические условия определяют слой грунта, на который можно опереть фундамент.
d3=hненес.+0.2 =1.9+0.2=2,1 м,
где hненес. – мощность ненесущего слоя грунта, м

Принимаем верхний обрез фундамента на отметке -0.500 м, учитывая высоту фундаментной балки 0,45 м, устанавливаемой на подколонник (см. рис. 3.2.1). Минимальная высота фундамента: с учётом глубины заделки колонны сечением 0.4х0.6 м в стакан (0.6 м), возможности рихтовки (0.05 м) её, минимальной высоты ступени 0.3 м. Н=0.6+0.05+0.3=0.95 м

Принимаем расчётную глубину заложения фундамента 1,85 м, что больше 0.77 м. Нф=1.5 м.
3.1.2 Определение размеров подошвы фундамента

Определяем площадь подошвы фундамента в плане по формуле
А=Nn/(R-gср*dр),
где Nn– расчётная нагрузка по обрезу фундамента, кН;

R0 – расчётное сопротивление грунта основания, кПа;

gср– среднее значение удельного веса материала фундамента и грунта на его уступах (принимаем gср=20 кН/м3);

dр– глубина заложения фундамента, м.

А=<img width=«112» height=«41» src=«ref-1_1846155878-312.coolpic» v:shapes="_x0000_i1025"> 17.7 м2
<img width=«476» height=«442» src=«ref-1_1846156190-5916.coolpic» v:shapes="_x0000_i1026">
Ширина квадратного фундамента определяется по формуле b=ÖA=Ö17.7=4.2 м

Определяем расчётное сопротивление грунта
R=(gc1gc2 /k)*(Mg*kz*b*g||+Mq*dp*g||‘+(Mq-1)*dn*g||‘+Mc*c||),
При вычислении Rзначения характеристик j||, g||, с||и коэффициентов gc1, gc2 принимаем для слоя грунта, находящегося под подошвой фундамента до глубины zr=0.5b=0.5*4.2=2.1м.

gc1, gc2 – коэффициенты условий работы (табл. В.1[8]):

gc1 =1.1 — для песка; gc2 =1.0;

Mg, Mq,Mc– коэффициенты, принимаемые в зависимости от угла внутреннего трения (табл. 2):

j||= 28,8°по табл. 16[3]:Mg= 1.046, Mq=5.184, Mc=7.611

kz– коэффициент, принимаемый равным 1 при bÐ10м;

k= 1.1 – коэффициент надёжности, т.к. значения jи с приняты по таблицам;

g||— осреднённое расчётное значение удельного веса грунтов, залегающих ниже подошвы фундамента, кН/м3 с учётом взвешивающего действия воды.
gвзв =(gs— gw)/(1+ei),
где еi– коэффициент пористости i-го слоя; gsi– удельный вес частиц грунта i-го слоя, кН/м3; gw= 10 кН/м3 – удельный вес воды.

gвзв =(26.6– 10.0) / (1+0.68) =9,88 кН/м3

g||=<img width=«167» height=«41» src=«ref-1_1846162106-397.coolpic» v:shapes="_x0000_i1027">10.56 кН/м3

c||— расчётное значение удельного сцепления грунта: c||= 3,4 кПа;

g||‘ – расчётное значение удельного веса грунтов, залегающих выше подошвы фундамента, кН/м3:

g||‘ =<img width=«191» height=«41» src=«ref-1_1846162503-437.coolpic» v:shapes="_x0000_i1028">16.53 кН/м3

d1–глубина заложения, м: d1=1.85 м

R=<img width=«64» height=«41» src=«ref-1_1846162940-221.coolpic» v:shapes="_x0000_i1029"> (1.046*1*4.2*10.56+ 5.184*1.85*16.35+ 7.611 *3.4) =234.5 кПа

Ширина подошвы фундамента

b= <img width=«137» height=«47» src=«ref-1_1846163161-398.coolpic» v:shapes="_x0000_i1030">2.4 м

Уточняем значение Rпри b= 2.4 м и zr=0.5b=0.5*2.4=1.2 м.

g||=<img width=«167» height=«41» src=«ref-1_1846163559-395.coolpic» v:shapes="_x0000_i1031">11.07 кН/м3

R=<img width=«64» height=«41» src=«ref-1_1846162940-221.coolpic» v:shapes="_x0000_i1032"> (1.046*1*2.4*11.07+ 5.184*1.85*16.35+ 7.611 *3.4) =215.6 кПа

Ширина подошвы фундамента

b= <img width=«140» height=«47» src=«ref-1_1846164175-401.coolpic» v:shapes="_x0000_i1033">2.5 м

Уточняем значение Rпри b= 2.5 м и zr=0.5b=0.5*2.5=1.25 м.

g||=<img width=«159» height=«41» src=«ref-1_1846164576-383.coolpic» v:shapes="_x0000_i1034">11.02 кН/м3

R=<img width=«64» height=«41» src=«ref-1_1846162940-221.coolpic» v:shapes="_x0000_i1035"> (1.046*1*2.5*11.02+ 5.184*1.85*16.35+ 7.611 *3.4) =216.7 кПа

Вычисленное значение Rотличается от предыдущего менее чем на 5% (0.5%).

Следовательно, далее уточнение размеров производить не требуется.

Окончательно принимаем b=2.5 м.

Определяем схему загружения фундамента. Определяем эксцентриситет
е =<img width=«321» height=«49» src=«ref-1_1846165180-975.coolpic» v:shapes="_x0000_i1036">0,07м
Т.к. е=0.07 м<b/30=2,5/30=0.083 м, то размеры фундамента определяем как для центрально загруженного фундамента, т.е. будет квадратным в плане.

Принимаем l=2.5 м

Проверяем выполнение условий


Рmax= N||/A+ gср*dр+ SM||/W £1.2R,
Pmin= N||/A+gср*dр— SM||/W>
Рmax =<img width=«60» height=«41» src=«ref-1_1846166155-219.coolpic» v:shapes="_x0000_i1037">+ 20*1.85+<img width=«84» height=«41» src=«ref-1_1846166374-262.coolpic» v:shapes="_x0000_i1038">= 253,2кПа£1.2*216,7=260кПа

W=b*l2 / 6= 2.5*2.52 / 6= 2.6м3

Рmin=<img width=«60» height=«41» src=«ref-1_1846166155-219.coolpic» v:shapes="_x0000_i1039">+ 20*1.85 — <img width=«84» height=«41» src=«ref-1_1846166374-262.coolpic» v:shapes="_x0000_i1040">= 177.6кПа>

Рср=<img width=«60» height=«41» src=«ref-1_1846166155-219.coolpic» v:shapes="_x0000_i1041">+ 20*1.85= 215.4кПа< 216.7кПа(0.6%)

Условие выполняется.
3.1.3 Конструирование тела фундамента

Принимаем конструкцию стаканного типа с подколонником. Толщину стенок стакана назначаем по верху 225 мм, что больше 150 мм для фундаментов с армированной частью.

Зазор между колонной и стаканом 75 мм. Т.к. размеры колонны в плане 0.6х0.4 м, то размеры подколонника в плане ℓcf= 600+2*225+ 2*75= 1200 мм

bcf=400+2*225+ 2*75= 1000 мм

Глубину стакана назначаем 650 мм.

Вынос ступени: С1 =(ℓ — ℓcf)/ 2= (2.5 – 1,2)/ 2= 0.65 м
С2 =(b— bcf)/ 2= (2.5 – 1.0)/ 2= 0.75 м
Принимаем 2 ступени высотой 0,3 м.

Конструкция тела фундамента см. рис. 3.1.2.




<img width=«390» height=«430» src=«ref-1_1846167336-4932.coolpic» v:shapes="_x0000_i1042">
3.1.4 Расчёт фундаментов по деформациям

Расчёт осадки фундамента производится исходя из условия:S£Su, где S– величина конечной осадки отдельного фундамента, определяемая расчётом, см; Su— предельная величина осадки основания фундаментов зданий и сооружений, см (по табл. Б.1, п. 1 [7]Su=8 см).

Для определения осадки фундамента составляем схему, показанную на рис. 3.1.3.

Для расчёта используем метод послойного суммирования. Определяем вертикальные напряжения от собственного веса грунта на границе слоёв в характерных горизонтальных плоскостях по формуле:
szg= Sgi*hi,
где gI– удельный вес грунта i-го слоя, кН/м3; hi– толщина i-го слоя грунта, м.


<img width=«510» height=«483» src=«ref-1_1846172268-9280.coolpic» v:shapes="_x0000_i1043">
На подошве 1 слоя

szg2=1.5*18.2= 27.3 кПа

На подошве фундамента szg0 =27.3+ 0.25*19.4= 32.15 кПа

На подошве WL

szgwl=32.15+ 0.15*9.88= 35.06 кПа

На подошве 2 слоя с учётом взвешивающего действия воды gвзв = 9.88 кН/м3

szg3=35.06+ 4.6*9.88= 80.51 кПа

На подошве 3 слоя с учётом взвешивающего действия воды

gвзв =(26.5– 10.0) / (1+0.69) =9.76 кН/м3

Определяем дополнительное вертикальное напряжение в грунте под подошвой фундамента

szp=Рср — szg1= 215.4 – 32.15 = 183.25 кПа

Толщу грунта мощностью (4 – 6)b =10 — 15 м разбиваем на слои толщиной h=0.4b=0.4*2.5=1.0 м.

Строим эпюру распределения дополнительных вертикальных напряжений в грунте по формуле:
szpi= a*szp,
где a— коэффициент, учитывающий изменение дополнительного вертикального напряжения по глубине (по табл. 24 [2]).

Строим эпюру szgi.Вычисления ведём до соблюдения условия: 0.2szg= szp

Осадку каждого слоя основания определяем по формуле:
S= b*szpicp* hi/ Ei,
где b= 0.8 – безразмерный коэффициент для всех видов грунтов; szpicp– среднее дополнительное вертикальное напряжение в i-м слое грунта, равное полусумме указанных напряжений на верхней и нижней границах i-го слоя толщиной hi, кПа; Еi– модуль деформации i-го слоя, кПа.
Таблица 3. К расчёту осадок.(соотношение h= ℓ / b =1.0)
    продолжение
--PAGE_BREAK--

Проверяем условие SSi= 2.09см <Su= 8см

Условие выполняется, т.е. деформации основания меньше допустимых.
3.1.5 Расчёт фундаментов по несущей способности

Расчёт фундаментов по прочности производится на расчётные усилия: N=1115*1.35=1505.25 кН, M = 64.0*1.35=86.4 кНм, Q = 23.0*1.35 = 31.05 кН.

При расчёте тела фундамента по несущей способности вводим коэффициент условий работы gс= 1.5.

Принимаем бетон класса С 30/37: fcd= 30/1.5 =20 МПа; fck= 30 МПа;

fcfd= 0.21*fck2/3 / gc= =0.21*302/3 / 1.5 =1.35 МПа.

Расчёт фундамента на продавливание производим из условия, чтобы действующие усилия были восприняты бетоном фундамента без установки поперечной арматуры.

Проверяем условие hcf<(ℓcf— ℓc) / 2

0.25 м <(1.2 — 0.6) / 2=0.3 м

Продавливание фундамента может произойти от низа колонны. Проверяем прочность фундамента на продавливание.
F£fcfd*d*bm*k,
где F– расчётная продавливающая сила, кН;

k– коэффициент, принимаемый равным 1;

fcfd– расчётное сопротивление бетона растяжению, кН/м3;

bm– определяется по формуле:

bm= buc+ d;

buc– ширина подколонника, м;

d– рабочая высота плитной части, м.

bm= 1 + 0.52 = 1.52м; d= 0.6 – 0.08=0.52 м.

Продавливающая сила


F = A0* Pmax,
A0= 0.5b (ℓ — ℓuc -2d) – 0.25 (b – buc – 2d)2

A0 = 0.5*2,5*(2.5 – 1.2 – 2*0.52) – 0.25*(2,5 – 1.0 – 2*0.52)2 =0.27м2
Pmax =Ni / A *(1±6*e/l)
Pmax= <img width=«83» height=«41» src=«ref-1_1846181548-269.coolpic» v:shapes="_x0000_i1044"> + <img width=«61» height=«41» src=«ref-1_1846181817-230.coolpic» v:shapes="_x0000_i1045">=274.0 кПа

Pmin= <img width=«83» height=«41» src=«ref-1_1846181548-269.coolpic» v:shapes="_x0000_i1046">  — <img width=«61» height=«41» src=«ref-1_1846181817-230.coolpic» v:shapes="_x0000_i1047">=207.7 кПа

где е – эксцентриситет силы, определяемый по формуле:

е= М|/N|= 86.4 / 1505.25 = 0.06 м

F= 0.27* 274.0= 74.56 кН

74.56 кН <1.35*103*0.52*1*1.52 =1067 кН

Условие выполняется.

Принятая высота плитной части фундамента достаточна.

Аналогично проверяем прочность нижней ступени на продавливание.
F £fcfd*d1*bm,
A0 = 0.5*2,5*(2.5 – 1.8– 2*0.22) – 0.25*(2,5 – 1.7 – 2*0.22)2 =0.29 м2

F= 0.29* 274.0= 80.18 кН

80.18 кН <1.35*103*0.22*1*1.22 =362.34 кН

Условие выполняется. Прочность нижней ступени на продавливание обеспечена.

По прочности на раскалывание фундаменты проверяются от действия нормальной силы в сечении у обреза фундамента. Выбор расчётной формулы осуществляется по условию:

bc/ hc<Afb/ Afl,


где bc, hc– размеры сечения колонны, м;

Afb, Afl– площади вертикальных сечений фундамента в плоскостях, проходящих по осям колонны параллельно сторонам l и bподошвы фундамента, за вычетом площади сечения стакана, м2.

Afb= 0.9*1.0 + 0.3*1.7+ 0.3*2,5 – 0.5*0.45*(0.5+0.55) = 1.9 м2

Afl= 0.9*1.2 + 0.3*1.8+ 0.3*2.5 – 0.5*0.65*(0.7+0.75) = 1.9 м2

0.4 / 0.6 = 0.67<1.9/1.9 =1

Расчёт ведём по формуле:
N £(1+bc / lc)*m’*gc*Afl*fcfd,
где m’ – коэффициент трения бетона по бетону, принимаемый равным 0.7;

gc– коэффициент условий работы фундамента в грунте, принимаемый равным 1.3.

1505.25 кН <(1+0.4 / 0.6)*0.7*1.3*1.9*1.35*103 =3888 кН

Условие выполняется. Принятая высота плитной части фундамента достаточна. Рассчитываем рабочую арматуру плитной части фундамента.

Расчётный изгибающий момент в сечении 1-1
М1=(b*(l-luc)2*(P1 + 2Pmax)) / 24,
P1 = 264.7 кПа – давление грунта в сечении 1-1

М = (2,5*(2.5 – 1.2)2*(264.7 + 2*274.0)) / 24 = 143.1 кНм

Расчётный изгибающий момент в сечении 2-2.

М2 = (2,5*(2.5 – 1.8)2*(256.8+ 2*274.0)) / 24 =41.08 кНм

Расчётный изгибающий момент в сечении 3-3
М3 =(P*l*(b– buc)2) / 8,


М3 = (240.85* 2.5* (2,5 – 1.0)2) / 8 = 169.35 кНм

Расчётный изгибающий момент в сечении 4-4

М4 = (240.85* 2.5* (2,5– 1.7)2) / 8 = 48.2кНм

Определяем площадь сечения арматуры
Asf = M / a*fyd*J

J = 0.5 + Ö(0.25 — am/c0)

am= M/ a*fcd*b*d2
a, c0 – принимаем по таблице 6.6 [9 ]: a= 0.85, с0= 1.947

fyd– расчётное сопротивление арматуры при растяжении, МПа (принимаем арматуру класса S400 fyd=365 МПа)

— в сечении 1-1

am= 143.08/ 0.85*13.3*103*2.5*0.522 = 0.021

J= 0.5 + Ö(0.25 – 0.021 / 1.947) =0.989

Asf= 143.08/ 0.85*365*103*0.989 = 4.66 см2

— в сечении 2-2

am= 41.08/ 0.85*13.3*103*2.5*0.222 = 0.034

J= 0.5 + Ö(0.25 – 0.034 / 1.947) =0.982

Asf= 41.08 / 0.85*365*103*0.982= 1,35 см2

— в сечении 3-3

am= 169.35 / 0.85*13.3*103*2.5*0.522 =0.025

J= 0.5 + Ö(0.25 – 0.025/ 1.947) =0.987

Asf= 169.35/ 0.85*365*103*0.987= 5.53 см2

— в сечении 4-4

am= 48.17/ 0.85*13.3*103*2.5*0.222 = 0.040

J= 0.5 + Ö(0.25 – 0.040/ 1.947) =0.979

Asf= 48.17/ 0.85*365*103*0.979= 1.59 см2

По максимальным значениям площади арматуры в каждом из направлений принимаем Ш10 S
400 с шагом 200 мм

As= 0.785*13=10.21 см2³5.53 см2.
<img width=«532» height=«483» src=«ref-1_1846182546-8687.coolpic» v:shapes="_x0000_i1048">
Продольную арматуру подколонника назначают в соответствии с конструктивными требованиями в количестве не менее 0.05% от площади поперечного сечения подколонника или из условия сжатия бетона подколонника. Площадь продольной арматуры определяем в сечениях 1-1, 2-2 (рис. 14). Коробчатое сечение 1-1 приводим к двутавровому. Определяем в сечении изгибающий момент и продольную силу.
М = М1 + Q1*h1,


N= N1+ Gf
где Gf– нагрузка от веса подколонника на уровне торца колонны
Gf= h*bf*h1*g*g1*gn,
g— удельный вес тяжелого бетона,g=25 кН/м3; gn– коэффициент надёжности по назначению, gn=0.95; g1– коэффициент надёжности по нагрузке, g1= 1.1

М = 86.4+ 31.05* 0.65 =106.58 кНм

Gf=1.2*1.2*0.65*25*0.95*1.1 = 24.45 кН

N= 1505.25+ 24.45 = 1529.7 кН

Определяем эксцентриситет е0= М / N=106.58 / 1529.7 =0.07 м

е0=0.07 м <hc/ 2 = 0.6 / 2 =0.3 м

Проверяем условие: N<fcd*bf*hf,

где fcd– расчётное сопротивление бетона на растяжение, МПа.

1529.7 кН < 13.3*103*1.2*0.25 =3990 кН

Условие соблюдается, следовательно, нейтральная ось проходит в пределах полки, т.е. арматуру рассчитываем как для прямоугольного сечения шириной 1200 мм.

Высота сжатой зоны: x= N/ fcd*hf,

x= 1529.7 / 13300*0.25 = 460 мм > 2as’ = 2*35 = 70 мм

Площадь сечения арматуры при d= 1200 – 35 =1165 мм
As= N(e – (d – 0.5x)) / (fyd(d + as’)),
As= 1529.7 *(0,63 – (1.165 – 0.5*0.46)) / (365000*(1.165 — 0.035)) < 0

е = е0+ h/2 – а = 0.07+ 1.2 / 2 – 0.035 =0,63 м

Минимальная площадь арматуры по формуле: As= 0.0005*bf*h,

As= 0.0005* 1.2*1.2= 7,2 см2

Принимаем по 4Ш16 с каждой стороны стакана As= 8.04 см2

Поперечное армирование осуществляется в виде сеток, расстояние между которыми не более четверти глубины стакана (0.25d= 0.25*0.65 =0.175 мм) и не более 200 мм. Принимаем шаг сеток 150 мм и количество 5 шт. Диаметр арматуры сеток должен быть не менее 8 мм и 0.25dпродольной арматуры.

Принимаем 4Ш8 S400(AS=2.01 см2)

Проверяем условие:
N£fcdl* Al* y,
где fcdl– расчётное сопротивление бетона смятию: fcdl= a*jb* fcd, для бетона класса С16/20 y=1;

jb= 3ÖAL2/AL=3Ö1.2*1.2 / 0.4*0.6 =1.82 < 2.5, т.е. принимаем j= 1.82 где AL2— рабочая площадь бетона, м2:AL2 = h*bf;

AL– площадь смятия, м2: AL= hc*bc

fcdl= 1* 1.82* 13300 = 24,2МПа

N1=1529.7 кН < 24200*0.4*0.6*1 = 5809кН

Т.е. прочность дна стакана на смятие обеспечена.
3.2 Расчёт фундамента свайного
Расчёт свайных фундаментов и их оснований выполняется по предельным состояниям:

1) первой группы: по прочности материала свай и ростверков; по несущей способности грунта основания свай; по несущей способности оснований свайных фундаментов, если на них передаются значительные горизонтальные нагрузки;

2)второй группы: по осадкам оснований свай и свайных фундаментов от вертикальных нагрузок; по перемещениям свай совместно с грунтом оснований от действия горизонтальных нагрузок и моментов; по образованию или раскрытию трещин в элементах железобетонных конструкций фундаментов.

Подошву ростверка заглубляют ниже расчётной глубины промерзания пучинистого грунта. Между подошвой ростверка и пучинистым грунтом делается шлаковая, гравийная или щебёночная прослойка толщиной 250–300 мм, а непучинистым – не менее 100 мм. Свес ростверка относительно крайних свай – не менее 0.5d+ 50 мм, расстояние между осями свай во всех направлениях не должны быть менее 3d. Размеры ростверка в плане предварительно принимают по размерам здания и в процессе конструирования уточняют. Класс бетона назначают не менее С12 /15.

Сваи по характеру работы подразделяются на сваи-стойки и сваи, защемленные в грунте, на жесткие и гибкие. Тип сваи выбирают в зависимости от характеристик слоя грунта, который находится под острием сваи, защемлённые в грунте. К жёстким сваям, защемленным в грунте, относятся сваи с глубиной заложения нижнего конца сваи равной восьми размерам её поперечного сечения. Сваи-стойки принимают, когда под острием находятся скальные или малосжимаемые грунты (Е>50 МПа). Во всех остальных случаях принимают сваи, защемленные в грунте.

При назначении длины сваи следует учитывать следующее:

1. Заделывать сваи в ростверк, работающий на вертикальные сжимающие нагрузки, необходимо не менее чем на 5 см для ствола сваи, и не менее чем на 25 см для выпусков арматуры сваи.

2. Заделывать сваи в ростверк, работающий на вертикальные растягивающие или горизонтальные нагрузки, необходимо не менее чем на наибольший размер поперечного сечения сваи для ствола сваи, и не менее чем на 40 см для выпусков арматуры сваи.

3. Заглублять сваи в крупнообломочные грунты, крупные и средней крупности пески, а также в глинистые грунты с показателем консистенции IL< 0.1 не менее чем на 0.5 м, а прочие нескальные грунты – не менее чем на 1.0 м.
3.2.1 Определение глубины заложения

Глубину заложения ростверка принимаем ниже расчётной глубины промерзания (см. п.3.1.1) 0.77 м.

Высота ростверка принимаем: Н=0.95 м. Конструктивная глубина заложения определится как:

d=1.3 м > 0.77 м

Принимаем заделку сваи в ростверк 50 мм и заделку выпусков арматуры сваи 250 мм.

Определяем длину сваи: lсв = l0+ l гр +l н.сл., l0– глубина заделки сваи в ростверк, м; lгр – расстояние от подошвы до кровли несущего слоя (суглинок тугопластичный), м; lн.сл. – заглубление в несущий слой, м

lсв = 0.3+0.3+2,4= 3.7 м

По табл. 23[3]принимаем сваю С 70.30-6 (армирование 4Ш 12 S400 и бетон класса С16/20).
3.2.2 Определение несущей способности сваи на грунт

Расчётная схема для определения несущей способности сваи дана на рис. 3.2.1 Слои грунта, прорезаемые сваей, делим на элементарные слои толщиной не более 2 м. Вычисляем средние глубины ziдля каждого слоя грунта. Определяем несущую способность сваи по формуле:
Fd= gc(gcR* A*R+ USgcf*fi*hi),
где gс – коэффициент условий работы сваи в грунте, принимаемый равным 1; gсR, gcf– коэффициенты условий работы грунта соответственно под нижним концом и на боковой поверхности сваи, учитывающие способы погружения свай на расчётные сопротивления грунтов, определяемые по табл. VI.3[1]: при погружении свай забивкой молотами gсR= gcf= 1;

А – площадь опирания на грунт сваи, м2;

U– наружный периметр поперечного сечения сваи, м;

R– расчётное сопротивление грунта под нижним концом сваи, кПа, определяемое по таблице 6.1[11];

fi– расчётное сопротивление i-го слоя грунта по боковой поверхности сваи, кПа, определяемое по таблице 6.2 [11],
<img width=«524» height=«435» src=«ref-1_1846191233-9966.coolpic» v:shapes="_x0000_i1049">
hi— толщина i-го слоя грунта, м.

Определяем fiв зависимости от величины ziи характеристик грунтов:

z1=1.35 м    f1= 4,51 кПа       h1 = 0.3 м f1*h1= 1.35 кН/п.м.

z2=2.5 м      f2=37,5 кПа                  h2 = 2.0 м f2*h2=75,0 кН/п.м.

z3=4.5 м      f3=45.5 кПа                  h3 = 2.0 м f3*h3=91.0 кН/п.м.

z4=6.0 м      f4=48.0 кПа                  h4 = 1.0 м f4*h4=48.0 кН/п.м.

z5=7.2 м      f5=49.2 кПа                  h5 = 1.4 м f5*h5=68.88 кН/п.м.

Sfi*hi=284.23 кН/п.м.

При z0 =7.9 м R=1545 кПа; А = 0.3*0.3=0.09 м2; U= 0.3*4 =1.2 м

Fd= 1*(1* 0.09* 1545+ 1.2*1*284.23) = 480.13 кН

Несущая способность сваи по материалу:
Nств=m j(Rв*Ав+ Rs*As),
где m– коэффициент условий работы сечения, равный 1.0;

j— коэффициент продольного изгиба ствола, равный 1.0;

Rв– расчётное сопротивление бетона осевому сжатию, кПа;

Ав – площадь поперечного сечения бетона, м2(Rв= fcd=16/1.5 =10.67 МПа);

Rs– расчётное сопротивление сжатой арматуры, кПа (класс S400 Rs=365000 кПа);

Аs–площадь сечения продольной арматуры, м2 (по сортаменту Аs=0.000452 м2 для арматуры 4Ш12)

Nств = 1*1 (10670* 0.09 + 365000 * 0.000452) =1125.28 кН.

В дальнейших расчётах принимаем меньшее значение несущей способности.

Расчётная допустимая нагрузка на сваю
P= Fd/gк,
где gк=1.4 – для промышленных и гражданских зданий.

Р = 480.13/ 1.4 =342.95 кН

Определяем количество свай:     продолжение
--PAGE_BREAK--n
=
N
/
P
,

n= (1115*1.2)/ 342.95=3.9 сваи

В плане сваи размещаем с шагом 3d=900 мм. Расстояние от края ростверка до ближайшей грани сваи не менее 50 мм.

Определяем давление на голову сваи:
Nmaxmin =(N +Gp) / n ±åM*y /Syi2
где y– расстояние от центра тяжести свайного поля до ряда свай, в котором определяется давление на сваю, м;

уi– момент инерции отдельного ряда свай относительно центра свайного поля, м.
Gp= bp*lp*d*gср*gс =1.3*1.3*1.3*20*1.1 =48.33 кН
где gср– усреднённое значение удельного веса грунта и фундамента, кН/м3;

gс– коэффициент условий работы.

Nmax=<img width=«88» height=«41» src=«ref-1_1846201199-263.coolpic» v:shapes="_x0000_i1050">+ <img width=«169» height=«41» src=«ref-1_1846201462-449.coolpic» v:shapes="_x0000_i1051">=403.8 кН <1.2*342.95 = 411.5 кН (2%)

Nmax=<img width=«88» height=«41» src=«ref-1_1846201199-263.coolpic» v:shapes="_x0000_i1052"> — <img width=«169» height=«41» src=«ref-1_1846201462-449.coolpic» v:shapes="_x0000_i1053">=308.4 кН >

Условие выполняется.

Окончательно принимаем сваю С70.30-6 — рис. 3.2.2.




<img width=«337» height=«296» src=«ref-1_1846202623-2766.coolpic» v:shapes="_x0000_i1054">

3.2.3 Расчёт осадки свайного фундамента

Расчёт осадок свайного фундамента выполним методом эквивалентного слоя. Свайный фундамент рассматривается как условный массив. Построение условного массивного фундамента показано на рис. 3.2.3.

Определяем средневзвешенное значение угла внутреннего трения:

jййmt= (28,8*5.0+28,4*1.4)/6.4 = 28,7°

a= jййmt/ 4 = 28,7/ 4 =7,18°

Определяем ширину условного фундамента:

b1= 6.4* tg7.18°=0.8 м

bусл= 2b1+ d= 2*0.8 + 1.2= 2.8 м

lусл= 2*0.8 + 1,2 = 2.8 м

Определяем вес условного фундамента
Gусл= G1 + G2+ G3,
где G1, G2, G3– вес отдельного слоя грунта в массивном фундаменте, кН

Gусл =2.8*2.8* (1.5*18.2 + 0.4*19.4+4.6*9.88 + 1.4*9.76) =277.24 кН

Среднее давление по подошве условного массивного фундамента

Р = (Nйй + Gусл) / Аусл= (1115 + 277.24) / (2.8*2.8)=176.1 кПа

Определяем расчётное сопротивление

gc1 =1.1 — для песка; gc2 =1.152 при L/H=30/14,45=2.1;

j||= 28,4°по табл. 16[3]:Mg= 1.012, Mq=5.058, Mc=7.508

g||=9,76кН/м3, c||= 3,2 кПа;

g||‘ =(1.5*18.2+ 0.4*19.4+4.6*9.88 + 1.4*9.76)/7.9= 11.92 кН/м3

R= (1.1*1.152/1.1)*(1.012*1*2.8*9.76+ 5.058*8.0*11.92 + 7.508 *3.2) =542.7 кПа
<img width=«447» height=«495» src=«ref-1_1846205389-10129.coolpic» v:shapes="_x0000_i1055">
Р =176.1 кПа < R=542.7 кПа, т.е. условие выполняется.

Определяем дополнительное вертикальное напряжение на уровне подошвы условного фундамента szp= P— gйй’*h

szp= 176.1– 7.9* 11.92 = 99.8 кПа

Мощность эквивалентного слоя hэкв= Аw* bусл

Коэффициент Аwпринимаем по таблице IV.3 [1]для песка при n=0.3 Аw=0.99

hэкв= 0.99*2.8 =2.8 м

Осадку свайного фундамента определяем по формуле:
S= hэкв* mn*szp,
mni= b/ Ei, (3.44) где b= 0.74 по табл. 1.15 [5 ]— для супеси и песка

mn2= 0.74 / 15.2= 0.049 МПа-1

S= 2.8* 0.049 * 0.0998 = 0.014 м =1.4 см < Su= 8 см.
3.2.4 Расчёт фундаментов по несущей способности

Расчёт фундаментов по прочности производится на расчётные усилия N=1115*1.35=1505.25 кН, M = 64.0*1.35=86.4 кНм, Q = 23.0*1.35 = 31.05 кН.

При расчёте тела фундамента по несущей способности вводим коэффициент условий работы gс= 1.5.

Принимаем бетон класса С 20/25: fcd= 20/1.5 =13.3 МПа; fck= 20 МПа; fcfd= 0.21*fck2/3 / gc= =0.21*202/3 / 1.5 =1.2 МПа.

Расчёт прочности по наклонным сечениям производим по формуле:
Q£mbdfcfd,
где Q= SNi– сумма реакций всех свай, находящихся за пределами наклонного сечения

Q= 403.8 кН; b– ширина ростверка, м;

Определяем значение m=2.45 по табл. 5.1 [3]

с – расстояние от плоскости внутренних граней свай до ближайшей грани подколонника, м;

d– рабочая высота, м. d= 0.3 — 0.08=0.22 м

Q= 403.8 кН £2.45*1.3 * 0.22* 1030 =721.7 кН

т.е. условие выполняется, толщина дна стакана достаточна.

Определяем изгибающий момент
М1-1 =N*x,
где x= а/2 – hк/2 = 0.9 / 2 – 0.3 / 2 =0.3 м, где а – расстояние между осями свай, м

М1-1 =403.8 * 0.3=121 кНм

Определяем площадь сечения арматуры
Asf = M / a*fyd*J,
J = 0.5 + Ö(0.25 — am/c0),
am= M / a*fcd*b*d2,
am= 121 / 0.85*13.3*103*1.3*0.222 = 0.031

J = 0.5 + Ö(0.25 – 0.031 / 1.947) =0.984

Asf = 121 / 0.85*365*103*0.984= 3.3 см2

fyd— расчётное сопротивление сжатой арматуры, кПа(класс S400 fyd=365000 кПа)

По сортаменту арматуры принимаем Ш 12 шаг 200 мм.




<img width=«342» height=«394» src=«ref-1_1846215518-4799.coolpic» v:shapes="_x0000_i1056">
Расчёт на местное сжатие производим по формуле
N£1.5 fcd*Aв,
где N– расчётная нормальная сила в сечении колонны у обреза ростверка, кН(N=1906,2 кН)

Ав – площадь сечения колонны, м2

1505.25 кН £1.5* 13300* 0.4*0.6=4788 кН

Условие выполняется.

Расчёт ростверка на продавливание колонной производим по формуле
N£[a1*(b+с2) +a2*(h+с1)]*d* fcfd,
где N— расчетная продавливающая сила, кН

b– сечение колонны, м; с- расстояние от плоскости грани колонны до ближайшей грани сваи, м

a— безразмерный коэффициент, принимаемый в зависимости от отношения с/d

Угловая свая заходит в плане за грани подколонника на 50 мм, т.е. проверку на продавливание производить не требуется.

Прочность плиты ростверка на продавливание обеспечена.

Расчёт ростверка на продавливание угловой сваей производим по формуле
Nф£[b1*(b02+с02 /2)+ b2*(b01+с01/2) ]*d* fcfd,
Nф=361.4 кН –расчетная нагрузка на угловую сваю

b– расстояние внутренних граней до ближайшей грани угловой сваи, м;

с0 – расстояние от плоскости внутренних граней до ближайших граней подколонника, м

b— безразмерный коэффициент, принимаемый по табл. 5. 3[3]в зависимости от отношения

Угловая свая заходит в плане за грани подколонника на 50 мм, т.е. проверку на продавливание производить не требуется.

Прочность плиты ростверка на продавливание обеспечена.
3.2.5 Выбор сваебойного оборудования и определение отказа сваи

Определяем минимальную энергию удара Э =1.75*a*Р

где a— эмпирический коэффициент (a= 0.025 кДж / кН); Р – расчётная допустимая нагрузка на сваю, кН

Э = 1.75* 0.025 *342.95 = 15.0 кДж

По табл. 26 [3]принимаем трубчатый дизель- молот С-995 с водяным охлаждением и характеристиками:

-масса ударной части 1250 кг

— высота подскока 2800 мм

— энергия удара 19.0 кДж

— число ударов в 1 мин -44

— масса молота с кошкой 2600 кг

— габариты 720*520*3955 мм

Производим проверку пригодности принятого молота по условию
(Gh+ GB) / Эр£km
где Эр – расчётная энергия удара, Дж; Gh– полный вес молота, Н; GB– вес сваи, наголовника и подбабка, Н

GB= 0.30*0.30*7*25 + 2 + 1 =18.75 кН
Эр = 0.9* Gh’ * hm
где Gh’ – вес ударной части молота, кН; hm– фактическая высота падения ударной части молота, м

Эр = 0.9* 12.5 * 2.8 =31.5 кДж

(26+ 18.75) / 31.5 =1.42 £6, т.е. условие выполняется.

Для контроля несущей способности свайных фундаментов и окончательной оценки применимости выбранного молота, определяем отказ сваи.
Sa =h* A *Ed *(m1 + e2*(m2+ m3)) / [Fd /M *(Fd /M + h* A)* (m1 + m2 + m3)]
где h— коэффициент для свай из железобетона (h= 1500 кН/м2 по табл. 10[8]); А – площадь поперечного сечения сваи, м2; Еd– расчётная энергия удара молота, кДж; Fd– несущая способность сваи, кН; М – коэффициент, принимаемый при забивке свай молотами ударного действия равным 1; m1, m2, m3– вес соответственно молота, сваи с наголовником и подбабка, кН; e2– коэффициент восстановления удара (e2= 0.2).

Sa= 1500 * 0.09* 31.5*(26+0.2* 18.75) =0.01 м > Sапр= 0.002 м

(403.82* (403.82 + 1500* 0.09)*(26+18.75))

Условие выполняется.



4. Технико-экономическое сравнение вариантов
Укрупнённые единичные расценки на земляные работы, устройство фундаментов принимаем по табл. 27 [3].
Таблица 4. Технико–экономическое сравнение вариантов



Вывод: Наиболее экономичным является первый вариант выполнения работ – фундамент на естественном основании.



5
. Расчет осадки фундамента во времени
5.1 Расчёт осадки фундамента во времени
Сечение 7-7

Осадку, происходящую за определённое время, определяем по формуле:
St
=
S
*
u,
где S–конечная осадка, см; u-степень уплотнения, определяемая по табл. 2.1[1].

Определяем расчётную схему:
kф1= 2*10-11м/с <kф2=8*10-9м/с,
где kфi– коэффициент фильтрации i-го слоя грунта, м/с (табл. 1.20 [6]), т.е. расчёт ведётся по схеме 1 согласно табл. 2.1[1].

Путь фильтрации воды составит h=H=5,45 м

Определяем коэффициент фильтрации грунта основания:     продолжение
--PAGE_BREAK--