Проектирование фундаментов гражданского здания в г. Нижнем Новгороде

Размещено на http://www.allbest.ru/

Нижегородский государственный архитектурно-строительный университет

Кафедра оснований и фундаментов

Курсовой проект

на тему: Проектирование фундаментов гражданского здания в г. Нижнем Новгороде

Н.Новгород - 2009

Содержание

1. Исходные данные

2. Инженерно-геологические условия участка

3. Выводы

4. Определение нагрузок действующих на фундаменты

5. Возможные варианты фундаментов

6. Отдельностоящий фундамент на естественном основании

7. Отдельностоящий свайный фундамент

8. Монолитная железобетонная плита

9. Технико-экономическое сравнение фундаментов

10. Разработка проекта основного варианта фундамента

11. Определение отказа свай

Список использованной литературы

1. Исходные данные

Участок проектируемого строительства расположен в Нижегородском районе г.Н.Новгорода в микрорайоне Верхние Печеры.

Схема расположения геологических выработок

2. Инженерно-геологические условия участка

Участок проектируемого строительства расположен в Нижегородском районе г.Н.Новгорода в микрорайоне Верхние Печеры. Отметки поверхности изменяются от 151.6 до 153.5 мБС (по устьям выработок).

В геоморфологическом отношении участок расположен на возвышенном водораздельном плато рек Волги и Оки.

Геолого-литологическое строение участка. Геолого-литологическое строение участка представлено (сверху - вниз):

Таблица 2.1

№ слоя	Возраст, генезис, описание грунтов, площадное распространение.	Мощность, м
1	tQIV - Насыпной грунт: суглинок коричневато-серый, темно-серый с включением щебня кирпича, щепы древесины, строительного мусора. Отсыпан сухим способом, классифицируется как отвалы грунтов, неслежавшиеся, характеризуется неравномерной плотностью и сжимаемостью. Распространен с поверхности участка.	0.4- 1.9
2	рrQII-Ш - Суглинок лессовый, желтовато-коричневый, в подошве слоя коричневый, низкопористый. Составляет основную часть разреза.	вскрытая 13.1 - 19.6

Гидрогеологические условия участка характеризуются наличием одного горизонта подземных вод, вскрытого на глубине 2.8-4.0 м oт поверхности земли или на отметках 149.0-150.1мБС. Гopизoнт безнапорный, водовмещающими грунтами являются лессовые суглинки.

Водоносный горизонт сформирован за счет инфильтрации атмосферных осадков и утечек из подземных коммуникаций.

Максимальный уровень подземных вод следует ожидать на уровне заложения водонесущих коммуникаций. В периоды снеготаяния и осенних затяжных дождей в насыпных грунтах возможно образование верховодки.

Результаты анализа материалов изысканий

В результате анализа материалов изысканий выделено 4 инженерно-геологических элемента - ИГЭ (см. таблицу 2.2, 2.3, 2.4).

ИГЭ №1 - Суглинок лессовый, просадочный

ИГЭ №2 - Суглинок лессовый, непросадочный, текучепластичный с прослоями мягкопластичного.

ИГЭ №3 - Суглинок лессовый, непросадочный, мягкопластичный

ИГЭ №4 - Суглинок лессовый, непросадочный, полутвердый-тугопластичный

Насыпные грунты в ИГЭ не выделялись, т.к. при глубине заложения фундамента 3.0 м служить естественным основанием не будут.

Статическое зондирование выполнено в соответствии с ГОСТ 20069-81.

Результаты статического зондирования приведены в таблице 2.2.

геологический свайный фундамент железобетонный

Таблица 2.2

№ ИГЭ	Колич. опред.	Значения q3, МПа	Нормативные значения характеристик грунтов
		от	до	Норма- тивное	е доли ед.	с г/см3	По ВНИИОСП
							С, кПа	ц, град.	Е, МПа
1	6	1,2	2,2	1,3	-	-	18/11	20/18	10
2	6	1,0	1,3	1,1	-	-	17	16	9
3	6	1,5	2,0	1,8	-	-	18	18	12
4	6	2,2	3,0	2,3	-	-	28	21	15

Основные характеристики грунтов по инженерно-геологическим элементам приведены в таблице 4 , где:

W - природная влажность, с - удельное сцепление,

J_L - показатель текучести, ц - угол внутреннего трения,

e - коэффициент пористости, Е - модуль деформации,

с - плотность грунта,

ИГЭ №1 - Суглинок лессовый, просадочный.

Распространен до глубины 2,8-4,0 м. Относительная просадочность в интервале нагрузок 0,1-0,2 МПа изменяется от 0,014 до 0,045 , начальное просадочное давление 0,16 МПа. Участок относится к I-му типу грунтовых условий по просадочности. б_Е=1.1.

Таблица 2.3

Характеристика грунтов	Размерность	Лабораторные исследования	Арх. лаборат. исследования	Штампы	ВНИИОСП	Принятые нормативные значения
W	%	20	21	-	-	20
JL	Доли ед.	0,50	0,50	-	-	0,50
е	Доли ед.	0,70	0,66	-	-	0,70
с	г/см3	1,92	1,97	-	-	1,92
с	кПа	-	22	-	18/11	18/11
ц	градусы	-	27	-	20/18	20/18
Е	МПа	3,1/2,8	5,4/3,3	7,5	10	7,5/6,8

ИГЭ №2 - Суглинок лессовый, непросадочный, текучепластичный с прослоями мягкопластичного.

Распространен под суглинком ИГЭ №1 до глубин 10,2-14,5 м.

Характе- ристика грунтов	Размерность	Лабораторные исследования	Арх. лаборат. исследования	Штампы	ВНИИОСП	Принятые нормативные значения
W	%	25	24	-	-	25
JL	Доли ед.	0,75-1,0	-	-	-	0,76
е	Доли ед.	0,68	0,65	-	-	0,68
с	г/см3	2,03	2,02	-	-	2,03
с	кПа	19	15	-	17	17
ц	градусы	19	22	-	16	16
Е	МПа	3,1/2,8	7,0/5,0	8,5	9	8,5

ИГЭ №3 - Суглинок лессовый, непросадочный, мягкопластичный.

Распространен в средней части разреза.

Характе- ристика грунтов	Размерность	Лабораторные исследования	Арх. лаборат. исследования	Штампы	ВНИИОСП	Принятые нормативные значения
W	%	25	-	-	-	25
JL	Доли ед.	0,67-0,70	-	-	-	0,70
е	Доли ед.	0,66	-	-	-	0,66
с	г/см3	2,04	-	-	-	2,04
с	кПа	-	-	-	18	18
ц	градусы	-	-	-	18	18
Е	МПа	5,7	-	12,0	12	12

ИГЭ № 4 - Суглинок лессовый, непросадочный, полутвердый-тугопластичный.

Распространен в нижней части разреза.

Характе- ристика грунтов	Размерность	Лабораторные исследования	Арх. лаборат. исследования	Штампы	ВНИИОСП	Принятые нормативные значения
W	%	24	-	-	-	24
JL	Доли ед.	0,08-0,44	-	-	-	0,20
е	Доли ед.	0,66	-	-	-	0,66
с	г/см3	2,02	-	-	-	2,02
с	кПа	-	-	-	28	28
ц	градусы	-	-	-	21	21
Е	МПа	6,4	-	-	15	15

Примечание: 1. Для ИГЭ №1 в числителе приведены значения прочностных и деформационных характеристик при природной влажности, в знаменателе - при водонасыщении.

Для насыпных грунтов рекомендуется с=1.92 г/см³ .

3. Выводы

1) В геоморфологическом отношении участок расположен на Окско-Волжском водораздельном плато.

2) Геологическое строение представлено лессовыми суглинками, перекрытыми с поверхности насыпными грунтами.

3) Гидрогеологические условия характеризуются наличием горизонта подземных вод в лессовых суглинках, вскрытого на глубинах 2.8-4.0 м от поверхности земли или на отметках 149.0-150.1 мБС.

Максимальный уровень подземных вод следует ожидать на уровне заложения водонесущих коммуникаций. В периоды снеготаяния и осенних затяжных дождей в насыпных грунтах возможно образование верховодки.

4) Нормативные и расчетные значения характеристик физико-механических свойств грунтов приведены в таблице 2.4

Таблица 2.4

№ ИГЭ	Наименование ИГЭ	Нормативные характеристики	Расчетные характеристики (б=0.85)	R0 кПа
		с г/см3	С, кПа	ц, град	Е, МПа	с г/см3	С, кПа	ц, град.	тс/м3
1	Суглинок лессовый, просадочный	1,92				1,89			1,89
2	Суглинок лессовый, непросадочный, мягкопластичный	2,03	17	16	8,5	2,01	13	14	2,01
3	Суглинок лессовый, непросадочный, мягкопластичный	2,04	18	18	12	2,01	14	16	2,01
4	Суглинок лессовый, непросадочный, полутвердый-тугопластичный	2,02	28	21	15	2,01	22	19	2,01

Примечание: 1. Для ИГЭ №1 в числителе приведены значения прочностных и деформационных характеристик при природной влажности, в знаменателе - при водонасыщении.

2. Для насыпных грунтов рекомендуется с=1.92 г/см³ .

5) Участок по грунтовым условиям относится к I типу по просадочности.

Просадка грунтов от собственного веса отсутствует. Мощность просадочной толщи от 1.9 до 2.5 м. Относительное просадочное давление 0.16 МПа (нормативное). Насыпной грунт не был выделен в отдельный ИГЭ т.к. не может служить естественным основанием.

6) По степени морозной пучинистости согласно ГОСТ 25100-95 суглинки ИГЭ № 2 сильнопучинистые.

4. Определение нагрузок действующих на фундаменты

Статическая схема здания и характер передачи нагрузки на фундаменты

Конструктивная схема здания принята в виде жесткого железобетонного монолитного каркаса с монолитными безбалочными перекрытиями, монолитными диафрагмами и шахтами лифтов.

Нагрузки на сооружение приняты в соответствии со СНиП 2.01.07-85* "Нагрузки и воздействия".

Схема грузовых площадей. Выбор расчетных сечений.

План здания с указанием грузовых площадей и характерных сечений приведен на рис. 2.4 .

С целью упрощения расчетов сходные сечения фундаментов по конструктивной схеме и величине действующих нагрузок могут быть объединены.

Расчет нормативных нагрузок, действующих на единицу грузовой площади. Основными характеристиками нагрузок являются их нормативные величины. В таблице 2.5 приведены расчеты удельных нормативных нагрузок от покрытий, перекрытий, и других плоских и горизонтальных конструкций на 1 п.м. линейно протяженной конструкции.

При расчете использован источник [2] .

Расчетные значения нагрузок определяются как произведение нормативных на коэффициент перегрузки г_f . Для расчета оснований по деформациям принимается основное сочетание нагрузок, включающее все постоянные и все временные. Расчет фундаментов и их оснований производится на основе сочетания нагрузок, состоящих из постоянных, длительных и кратковременных нагрузок.

Коэффициент сочетания ш_n находим по формуле п. 3,9 [2]

ш_n=0,4+

где: ш_А-1=1

к=16 эт. Здания

ш_n-снижающий коэффициент сочетания.

ш=0,4+=0,55

Определение нагрузок действующих на 1 м² грузовой площади.

Таблица 2.5

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка кН/м 2	гf	Расчётная нагрузка кН/м 2
1.Перекрытия -безбалочные монолитные ж.б. =160 мм - линолеум =4мм - 2 слоя ГВЛ =20мм - выравнивающий слой сухого песка =30 мм	4 0,06 0,3 0,48	1,1 1,2 1,2 1,3	4,4 0,07 0,36 0,62
Итого тпр1:	4,84		5,45
2.Перекрытие над подвалом 1 и 2 этажами. - керамическая плитка =13мм -керамзитобетон марки 75 =35мм -минераловатные жесткие плиты =50 мм с=0,16 т/м3 -слой изопласта "П" =4 мм - монолитное ж.б. =180 мм	0,26 0,31 0,08 0,05 4,5	1,1 1,3 1,2 1,3 1,1	0,29 0,4 0,096 0,065 4,95
Итого тпр2:	5,2		5,8
3.Покрытие монолитное ж.б. покрытие =160мм	4	1,1	4,4
- Плиты ГВЛ влагостойкие =20мм	0,3	1,2	0,33
- пароизоляция изопласт "П"	0,05	1,3	0,065
- утеплитель минераловатные жёсткие плиты =200мм с=0,16 т/м3	0,32	1,2	0,416
- кровля 2 слоя изопласта "К" и "П",	0,1	1,3	0,13
Итого тпр3:	4,77		5,341

Нормативные нагрузки от отдельных конструкций.

Колонна сечением 300х300 мм - с уровня перекрытия над 7 эт.

0,3х0,3х2,5х10=2,25 кН/м

Колонна сечением 400х400 мм

0,4х0,4х2,5х10=4 кН/м

Диафрагма жесткости

0,2х2,5х10=5 кН/м²

Наружные стены из пенобетонных блоков толщиной 400 мм с=0,5 т/м³ + дополнительное утепление с наружной стороны полужесткими минераловатными плитами толщиной 80мм с=0,145т/м³

0,4х0,5х10 +0,08х0,145х10=2,12 кН/м²

Перегородки толщиной 200 мм из пенобетонных блоков. - 1 кН/м²

Стеклопакет- 0,7 кН/м²

Временные нормативные нагрузки :

Снеговая нагрузка - 1,68 кПа

Нагрузка на перекрытие технического этажа -5,0 кПа

Нагрузка на межэтажное перекрытие и перекрытие над подвалом :

а) в комнатах -2,0 кПа

б) в коридорах -3,0 кПа

В таблице 2.6 приводятся окончательные результаты подсчета вертикальных нагрузок в сечениях (1-1, 2-2, …., 89-89) на отметке -3.000.

Таблица объединенных сечений с разницей нагрузок не превышающих 30% от максимальной.

Определение ветровой нагрузки.

Проектируемое здание имеет высоту 53,05м. и строится в г. Н.Новгороде на ещё не застроенной территории. По табл. 6 СНиП 2.01.07-85 "Нагрузки и воздействия" определяем скоростной напор ветра g₀=23 кг/м² для 1-го района РФ по карте №3.

Аэродинамические коэффициенты по прил. 4 СНиП 2.01.07-85 для зданий прямоугольного очертания с наветренной стороны С₁=0.8, для подветренной стороны С₃= -0.6. Определяем значения статических составляющих ветрового напора по формуле:

W_m=W*С*к

W- нормативное значение ветрового давления

к- коэффициент, учитывающий изменение ветрового давления по высоте, С - аэродинамический коэффициент.

С= 1.4 ;

W₁₀=23 х 1,4 х 0,65 =0,2093 кПа

W₂₀=23 х 1,4 х 0,85 = 0,2737 кПа

W₄₀=23 х 1,4 х 1,1 = 0,3542 кПа

W₆₀=23 х 1,4 х 1,3 = 0,4186 кПа

W_53,05=35,42+=0,3962 кПа

Нормативное значение верхней ординаты динамической составляющей ветровой нагрузки определяется по формуле:

W_рh=W_m*ж*н

о - коэффициент пульсаций давления ветра на уровне z, принимаемый по табл.7 СНиП 2.01.07-85, н- коэффициент пространственной корреляции пульсаций давления ветра.

W_рh=0,3962*0,76*0,6493 =0,1955 кПа

Нормативное значение пульсационной составляющей ветровой нагрузки, на уровне верха здания, будет

W_р=1,4*о* W_рh=1,4*2,1*0,1955=0,575 кПа

По полученным ординатам строятся эпюры нормативных значений статической и динамической составляющих ветровой нагрузки , представляемые на рис. 2.5. По эпюре скоростного напора подсчитываем моменты от ветровой нагрузки по формуле:

М_b=L_сУР_i?_i

где: L_с - длина стены на которую действует ветровая нагрузка.

Р_i= W_m*h_i - ветровое усилие на участке стены высотой h_i

?_i- плечо ветрового усилия относительно подошвы фундамента.

Принимаем L_с=1м тогда для участка стены высотой 53,05 м

М_ст=0,2093*10*8+0,2093*10*18+*19,66+0,2737*33,05*39,53+*44,82=509,06 кНм, М_дин.=*35,37=539,46 кНм

М_х=( М_ст+ М_дин) L=(509,06+539,46)*44,06=46197,79 кНм

Нормативное значение изгибающего момента от ветровой нагрузки на одну диафрагму (поперек здания 8 диафрагм общей длинной 51,54 м)

М^н==5774,72 кНм

расчетное значение

М= М^н*г_f=5774,72*1,4=8084,61 кНм

Поперечная сила на 1м фасада определяется по формуле :

Q_ср+Q_п=Н/2*(W_т1+W_тs+W_р)=53,05/2*(0,2093+0,3963+0,575)=31,32 кН

Поперечная сила от ветровой нагрузки поперек здания

31,32*В=31,32*44,06=1379,76 кН

Поперечная сила, приходящаяся на одну диафрагму:

Q^н==172,47 кН

расчетное значение

Q=172,47*1,4=241,46 кН

Эпюры статической и динамической составляющих ветровой нагрузки.



Возможные варианты фундаментов.

I. 1. Ленточный фундамент с уширенной подошвой.

2. Отдельностоящий фундамент на естественном основании.

3. Фундамент в виде сплошной железобетонной плиты под всем зданием.

II. 1. Свайный фундамент из призматических свай.

2. Свайный фундамент из трубчатых свай.

3. Свайный фундамент из пирамидальных свай.

5. Возможные варианты фундаментов

1. Отдельностоящий фундамент на естественном основании.

2. Отдельностоящий свайный фундамент.

3. Монолитная железобетонная фундаментная плита.

6. Отдельностоящий фундамент на естественном основании

Определение глубины заложения фундамента.

Согласно п 2.25 [1] при назначении глубины заложения фундамента необходимо учитывать: инженерно-геологические и гидрогеологические условия, конструктивные особенности здания (наличие технического подполья), климатический район, величина и характер действующих нагрузок, наличие примыкающих зданий.

Нормативная глубина сезонного промерзания грунта определяется

по формуле 2 [1] :

d_f,n=d₀ , м

где : d₀=0,23 для суглинков

М_t- сумма отрицательных температур за зиму в данном районе для Н.Новгороде

М_t=42⁰С

d_f,n=0,23*=1,5 м

d_f=К_h* d_f,n , м

Принимаем К_h=1.1 коэффициент, учитывающий влияние теплового режима здания по табл. 1 [1] , тогда

d_f=1,5*0,5=0,75 м

Принимаем глубину заложения фундамента 3,0 м по конструктивным соображениям, и т.к. необходимо пройти насыпные грунты.

Расчет отдельного центрально-нагруженного фундамента на естественном основании.

Сечение колонны 40х40 см.

При вертикальной нагрузке N=3046,85 кН

Определим ориентировочную площадь, а по ней и размер подошвы фундамента при R₀=0,25 МПа для суглинка лессового, просадочного.

А₀=

А₀=3046,85/(250-20*1,8)=14,24м²

?₀=

?₀= b₀==3,8 м

Уточняем расчетное сопротивление грунта основания.

При ц=16⁰ ; М_г=0,36 ; М_g=2,43 ; М_с=5,00

R=1*1/1*(0,36*1*3,8*18,9+2,43*1,8*18,9+5*8)=148,52 кПа

Полученное расчетное сопротивление грунта отличается от R₀=250 кПа, поэтому делаем перерасчет.

А₁=3046,85/(148,52-20*1,8)=27,08м²

?₁= b₁==5,2 м

R₁=1*1/1*(0,36*1*5,2*18,9+2,43*1,8*18,9+5*8)=158,04 кПа

Полученное расчетное сопротивление грунта отличается от R=148,52 кПа, поэтому делаем перерасчет.

А₂=3046,85/(158,04-20*1,8)=24,97м²

?₂= b₂==5 м

R₂=1*1/1*(0,36*1*5,0*18,9+2,43*1,8*18,9+5*8)=156,68 кПа

Значение 158,04 и 156,68 кПа близки между собой, поэтому полученные размеры фундамента ?₂= b₂=5 м оставляем для дальнейших расчетов.

При вертикальной нагрузке N=2102,84 кН

Определим ориентировочную площадь, а по ней и размер подошвы фундамента при R₀=0,25 МПа для суглинка лессового, просадочного.

А₀=

А₀=2102,84/(250-20*1,8)=9,83м²

?₀=

?₀= b₀==3,2 м

Уточняем расчетное сопротивление грунта основания.

При ц=16⁰ ; М_г=0,36 ; М_g=2,43 ; М_с=5,00

R=1*1/1*(0,36*1*3,2*18,9+2,43*1,8*18,9+5*8)=144,44 кПа

Полученное расчетное сопротивление грунта отличается от R₀=250 кПа, поэтому делаем перерасчет.

А₁=2102,84/(144,44-20*1,8)=19,4м²

?₁= b₁==4,4 м

R₁=1*1/1*(0,36*1*4,4*18,9+2,43*1,8*18,9+5*8)=152,61 кПа

Полученное расчетное сопротивление грунта отличается от R=144,44 кПа, поэтому делаем перерасчет.

А₂=2102,84/(152,61-20*1,8)=18,03м²

?₂= b₂==4,25 м

R₂=1*1/1*(0,36*1*4,25*18,9+2,43*1,8*18,9+5*8)=151,58 кПа

Значение 151,58 и 152,61 кПа близки между собой, поэтому полученные размеры фундамента ?₂= b₂=4,3 м оставляем для дальнейших расчетов.

Вывод:

По площади получаемых подошв фундаментов и сетке колонн здания видно, что при возведении фундаментов произойдет их "слияние" друг с другом, исходя из этого, целесообразней применить монолитную железобетонную плиту.

7. Отдельностоящий свайный фундамент

Расчет отдельного центрально нагруженного свайного фундамента.

Определение несущей способности свай Fd и нагрузки допускаемой на сваю N по результатам статического зондирования (тип зонда III)

Несущая способность свай определялась по результат исследований, выполненных на объекте.

Несущая способность определялась для забивных висячих свай сечением 30x30 см длиной L = 12,0 м. Отметка низа свай 137,5 м, отметка верха свай после срубки 150,00 м.

В соответствии с Руководством по проектированию свайных фундаментов (Приложение к СНиП 2.02.03-85 "Свайные фундаменты") несущая способность забивной висячей сваи по результатам статического зондирования грунта определяется по формуле:

F_d= ,

где: г_с - коэффициент условий работы, принимаемый равным у_с =1 для забивных свай;

n - число точек зондирования;

F_u - частное значение предельного сопротивления сваи, кН в точке зондирования;

г_g- коэффициент безопасности по грунту, устанавливаемый в зависимости oт изменчивости полученных частных значений предельного сопротивления сваи Fu в точках зондирования этих точек при значении доверительной вероятности б=0.95

- среднее арифметическое частных значений P_ui, кН определяется по формуле: =

Среднее квадратичное отклонение частных значений F_ui от их среднего квадратичного , кН определится:

у=

Коэффициент вариации V определится по формуле:

V=

Показатель точности оценки среднего значения определиться:

с_а= ,

где: t_a- коэффициент, принимаемый по ГОСТ 20522-85 при односторонней доверительной вероятности б = 0,95

Частное значение предельного сопротивления забивной висячей сваи в точке зондирования F_u, кН определится по формуле:

F_u = R_s * A + f * h * u,

где: R_s - Предельное сопротивление грунта под острием сваи по данным зондирования в рассматриваемой точке, кПа

А - площадь поперечного сечения сваи, м

f - Среднее значение предельного сопротивления грунта на боковой поверхности по данным зондирования в рассматриваемой точке, кПа

h - Глубина погружения сваи от поверхности грунта около сваи, м

u - Параметр поперечного сечения ствола сваи, м

Предельное сопротивление грунта под острием забивной сваи R_s, кПа по данным зондирования в рассматриваемой точке определится по формуле:

R_s=в_i*q_s ,

где в₁- коэффициент перехода от q_s к R_s, принимаемый по таблице СНиП;

q_s - Среднее значение сопротивления грунта, кПа под наконечником зонда, полученное из опыта, на участке, расположенном в пределах одного диаметра d выше и четырех диаметров ниже отметки острия проектируемой сваи (где d -диаметр круглого, или сторона прямоугольного сечения сваи м).

Среднее значение предельного сопротивления грунта на боковой поверхности забивной сваи f, кПа, по данным зондирования в рассматриваемой точке следует определять:

а) при применении зондов типа I по формуле: f = в₂ ^х f_s

б) при применении зондов типа II и III по формуле:

f=,

где в₂ и в_i- коэффициенты перехода от f_s к f_i принимаемые по таблице СНиП

f_s - среднее значение сопротивления грунта на боковой поверхности зонда, кПа, определенное как частное от деления измеренного общего сопротивления грунта на боковой поверхности зонда в пределах от поверхности грунта в точке зондирования до уровня расположения острия проектируемой сваи в выбранном несущем слое

f_si - среднее сопротивление i-го слоя грунта на боковой поверхности зонда, кПа hi - толщина i-гo слоя грунта, м.

Несущая способность забивной висячей сваи определялась по 6 точкам статического зондирования для свай длиной L =12 м сечением 30 х 30 см.

qs , кПа	суммарная	средняя	Rs , кПа	Rs=qs *вi
q1s	79100	8789	Rs1	8789х0,498 =4381
q2s	26400	2933	Rs2	2933х0,774=2270
q3s	21400	2378	Rs3	2378х0,808=1922
q4s	42700	4745	Rs4	4745х0,665=3157
q5s	25400	2822	Rs5	2822х0,781=2203
q6s	42700	4745	Rs6	4745х0,665=3157

fs, кПа	суммарная	f, кПа	f
fs1	2642	f1	27,31
fs2	2972	f2	27,32
fs3	2103	f3	25,65
fs4	1903	f4	26,26
fs5	2239	f5	25,06
fs6	2225	f6	25,15

F_u¹=4381х0,09+27,31х12х1,2=787,55 кН

F_u²=2270х0,09+27,32х12х1,2=597,71 кН

F_u³=1922х0,09+25,65х12х1,2=542,34 кН

F_u⁴=3157х0,09+26,26х12х1,2=662,27 кН

F_u⁵=2203х0,09+25,06х12х1,2=559,13 кН

F_u⁶=3157х0,09+25,15х12х1,2=646,29 кН

==632,55 кН

у==83 кН

V==0,131

с_а==0,107

г_d==1.12

F_d==564.78 кН

Расчетная нагрузка допускаемая на сваю.

N==451.82 кН

Определяем количество свай в кусте.

Для сечения 1

n=3046.85/451.82=6.74 шт.

Принимаем 7 свай марки С12-30 Конструируем ростверк учитывая, что минимальное расстояние между осями свай - 3d, а до края ростверка от оси крайней сваи - d . где d диаметр (сторона) сваи.

Для сечения 2

n=2102,84/451,82=4,65 шт.

Принимаем 5 свай марки С12-30.

Для сечения 3

n=1456,07/451,82=3,2 шт.

Принимаем 4 сваи марки С12-30.

Для сечения 4

n=980,4/451,82=2,2 шт.

Принимаем 3 сваи марки С12-30.

Для сечения 5

n=673,09/451,82=1,5 шт.

Принимаем 2 сваи марки С12-30.

Для сечения 6

n=421,46/451,82=0,9 шт.

Принимаем 1 сваю марки С12-30.

8. Монолитная железобетонная плита

Монолитную железобетонную плиту принимаем конструктивно.

Плита опирается на буроинъекционные сваи длинной 14-15м и на грунт основания. Фундаментная плита разделена на два участка в связи с разной этажностью здания на этих участках. Толщина плиты 800 мм.

9. Технико-экономическое сравнение фундаментов

Подсчет объем работ и стоимость вариантов производится для одного расчетного сечения 1-1 для фундамента длинной 1 м.п.

Подсчет производим с учетом затрат на изготовление и доставку.

Технико-экономический выбор основного варианта фундамента.

Выбор основного варианта фундамента производится по себестоимости работ которая определяется по формуле:

С_i=V_ji*C_egji ,

где: V_ji - объем j -ой работы по I-му элементу варианта.

C_egji - стоимость единицы j -ой работы.

Технико-экономическое сравнение вариантов фундаментов.

Наименование работ	Ед. изм	Ст-ть ед. работ (руб)	Тр-ть ед. работ (чел-дн.)	Отдельностоящий на естественном основании	Свайный фундамент	Монолитная ж/б плита
				V, м3	Ст-ть (руб.)	Тр-ть (чел-дн.)	V, м3	Ст-ть (руб.)	Тр-ть чел-дн	V, м3	Ст-ть (руб.)	Тр-ть (чел-дн.)
1. Разработка грунта в котлаване	м3	1-80	0,23	20,28	36-50	4,66	20,28	36-50	4,66	20,28	36-50	4,66
2. Погружение ж/б свай из бетона ВЗ0 в грунт 1 группы длиной до12м	м	85-20	4,44	-	-	-	2,18	185,74	9,68	-	-	-
3 Устройство бетонной подготовки под ростверки и монолитные фундаменты	м3	23-7	0,58	0,729	17-28	0,42	0,105	2-49	0,061	0,171	4-05	0,1
4. Устройство монолитных ж/б фундаментов и ростверков	м	37-08	0,178	5,37	199,12	0,56	0,42	15-57	0,075	1,368	50-73	0,24
5. Бетонный пол 100 мм	м3	34-73	0,285	0,171	5-94	0,05	0,171	5-94	0,05	0,171	5-94	0,05
6.Цементный пол 20 мм		0-627	0,016	0,034	0-02	0,0005	0,034	0-02	0,0005	0,034	0-02	0,0005
7. Устройство буроинъекционных свай из бетона класса В15	м3	58-30	1,32	-	-	-	-	-	-	3,52	205,22	4,65
В ценах 1984 г 27-2003					258,86	5,69		246,26	14,52		302,46	9,7
В ценах 2005 г

10. Разработка проекта основного варианта фундамента

Наиболее экономичным получился отдельностоящий свайный фундамент.

Расчет осадки свайного фундамента.

Расчет свайного фундамента и его основания по деформациям производится как для условного фундамента.

Порядок расчета:

1) Определение границы условного фундамента: ограничение снизу - плоскостью АБ, проходящая через нижние концы свай ; с боков - вертикальные плоскости АВ и БГ , отстоящие от наружных граней крайних рядов свай на расстоянии. (рис. 2.7)

l*tg= 11.5*tg=0.784

сверху - поверхность планировки грунта ВГ

ц_IImt= ,

ц_IImt ==15.6⁰

ц_II,1 , ц_{II,2 ,} ц_II,3 - расчетное значение угла внутреннего трения для отдельных пройденных сваями слоев грунта толщиной соответственно l₁ , l₂ , l₃.

Таким образом, опорная площадь подошвы условного фундамента:

A_m=(1,9+0,784*2)+(2,2+0,784*2)=3,468*3,768=13,1 м²

Q_m=V_m*г_m ,

г_m=20 кН/м³

Q_m=13,1*12,9*20=3379.8 кПа

P_II=?R ,

P_II=(3047+3379.8)/13.1=490.59 кПа <823 кПа

Расчет осадки куста свай.

1. Определяем природное давление грунта на отметке подошвы.

G_zg,0=г_II,1*h₁+г_II,2*h₂+ г_II,3*h₃ ,

G_zg,0=20.1*6+20.1*3.2+20.1*2.3=231.15 кПа

2. Дополнительное давление

P₀=G_zp,0=p- G_zg,0

P₀=490.59-231.15=259.44 кПа

3. Толщина грунта ниже подошвы фундамента разбиваем на элементарные слои толщиной h_i=0.4*b

h_i=3.62*0.4=1.45 м

4. Напряжение от собственного веса грунта в т. 1,2,3 и т.д.

G_zg,i= G_zg,0+ г_II,3*h_i ,

т. 1. G_zg,1=231,15+20,1*1,45=260,29 кПа

см. табл. 2.8

5. Дополнительное давление в т. 1,2,3 и т.д.

G_zp,i= б_i* P₀

б_i=f(ж₁==0.8 ; з= L|B=1.2 )= 0.824

по табл. 1 прил. СНиП 2.02.01-83*

G_zp,1=0,8*259,44=213,78 кПа

Расчет напряжений в грунте

№ точки	zi , м	Gzg,i кПа	0,2*Gzg кПа	ж=	з=1.2	б=f(ж; з)	Gzp,i= б* P0
0	0	231.15	46.23	0	1,2	1	259,44
1	1.45	260.29	52.1	0.8	1,2	0,824	213,78
2	2.9	289.44	57.89	1.6	1,2	0,491	127,39
3	4.35	318.59	63.72	2.4	1,2	0,291	75,49
4	5.8	347.73	69.55	3.2	1,2	0,185	47,99
5	7.25	376.88	75.38	4	1,2	0,127

S=в ,

S=0.8/15000*(236.61*1.45+170.59*1.45+101.44*1.45+61.74*1.45)=0.044 = 4.4 см

S=4,4 см <S_u= 8см

Вывод: Осадка свайного фундамента допустима.

Расчет и конструирование ростверков.

Конструирование ростверка в сечение 1.

Размер ростверка в плане 250 X 210 см

Размеры колонны: d _c=b_c=40 см;

Класс бетона ростверка B15 ; R_bt=0.75 МПа

Расчетная нагрузка на ростверк N = 3146,85 кН, (с учетом нагрузки от собственного веса ростверка)

Куст из семи свай сечением 30X30 см, расстояние между сваями l_i = 90 см (см. рис. 2.8).

Расчет ростверка на продавливание колонной.

Принимаем конструктивную высоту ростверка h = 80 см, а₀ = 7 см.

F_per- Расчетная продавливающая сила, равная сумме реакций всех свай, расположенных за пределами нижнего основания пирамиды продавливания.

F_per= N*=3146,85*=2697 кН

n₁ - число свай, расположенных за пределами нижнего основания пирамиды продавливания, n - число свай, б=1 - ростверк без подколонника.

с - расстояние от грани колонны до параллельной ей плоскости, проходящей по внутренней грани ближайшего ряда свай.

h₀ - рабочая высота сечения ростверка на проверяемом участке.

h_col - размеры сечения колонны.

F_per?*[*(h_col+C₂)+ *( h_col+C₁)]=

=*[1,22*(0,4+0,45)+1.62*(0,4+0,6)] =2909.4 кН

F_per=2697 кН ? 2909.4 кН

Условие выполняется.

Расчет ростверка на продавливание угловой сваей.

F_a?R_bt*h₀₁*[в₁*(b₀₂+)+в₂*( b₀₁+] ,

F_a - расчетная нагрузка на угловую сваю.

h₀₁ - рабочая высота сечения на проверяемом участке, равная расстоянию от верха свай до верхней горизонтальной границы плиты ростверка.

в_i - коэффициент, определяемый по формуле

в_i= ,

F_a=449,6 кН ? 0,75*0,75*[1*(0,45+)+0,86*(0,925+]=857,4 кН

Условие выполняется.

Расчет по прочности наклонного сечения ростверка на действие поперечной силы.

Q ? 1.5*b*h₀*R_bt* ,

Q = УF_i - сумма реакций всех свай, находящееся за пределами наиболее нагруженной части ростверка.

b - ширина подошвы ростверка.

h₀ - расчетная высота в рассматриваемом сечении ростверка.

С - длина проекции наклонного сечения, принимаемая равной расстоянию от плоскости внутренних граней свай до ближайшей грани колонны.

Значение принимается не менее 0,4 и соответственно Q_min=0.6*b*h₀*R_bt и не более 1,67 и Q_max=2.5*b*h₀*R_bt

Q=2697 кН ? 1,5*2,2*0,75*0,75*1,25=2141,78 кН

Условие не выполняется.

Принимаем класс бетона В20 с R_bt=0,9 МПа

Q=2697 кН ? 1,5*2,2*0,9*0,75*1,25=2784 кН

Условие выполняется.

Расчет ростверка на изгиб.

Расчетный изгибающий момент для каждого сечения определяется как сумма моментов от реакций свай (от расчетных нагрузок на ростверк) и от местных расчетных нагрузок, приложенных к консольному свесу ростверка по одну сторону от рассматриваемого сечения:

М_xi=УF_ix_i-M_fx ;

М_yi=УF_iy_i-M_fy ;

где : М_xi ; М_yi - изгибающие моменты в рассматриваемых сечениях.

F_i - расчетная нагрузка на сваю, нормальная к площади подошвы ростверка;

x_i ; y_i - расстояния от осей свай до рассматриваемых сечениях;

M_fx ; M_fy - изгибающие моменты в рассматриваемых сечениях от местной нагрузки.

M_x=1*449,6*0.75-+2*449,6*0,275-=337,2-31,75+247,28-31,75=520,98 кН

M_y=2*449,6*0.6-=539,52-23,33=516,19 кН

Площадь арматуры параллельно стороне a=b (арматура принимается класса А-III) O10-40 - R_s=365 МПа.

В разрезе 1-1

И=,

И =520,98*10³/(12,65*40*73²)=0,193

х=0,891

А_sx= ,

А_sx1=520,98*10³/(365*0,891*73)=21,9 см²

Принимаем арматуру в продольном направлении.

12O16 А-III (A_s=26,14 см²)

В разрезе 2-2

И=,

И =516,19*10³/(12,65*40*73²)=0,191

х=0,893

А_sx= ,

А_sx1=516,19*10³/(365*0,893*73)=21,7 см²

Принимаем арматуру в поперечном направление.

11O16 А-III (A_s=22,12 см²)

Конструирование ростверка в сечение 2.

Размер ростверка в плане 190 X 190 см

Размеры колонны: d _c=b_c=40 см;

Класс бетона ростверка B15 ; R_bt=0.75 МПа

Расчетная нагрузка на ростверк N = 2103 кН,

Куст из пяти свай сечением 30X30 см, расстояние между сваями l_i = 90 см (см. рис. 2.9).

Расчет ростверка на продавливание колонной.

Принимаем конструктивную высоту ростверка h = 65 см, а₀ = 7 см.

F_per- Расчетная продавливающая сила, равная сумме реакций всех свай, расположенных за пределами нижнего основания пирамиды продавливания.

F_per= N*=2103*=1682.4 кН

б=1 - ростверк без подколонника.

с - расстояние от грани колонны до параллельной ей плоскости, проходящей по внутренней грани ближайшего ряда свай.

h₀ - рабочая высота сечения ростверка на проверяемом участке.

h_col - размеры сечения колонны.

F_per?*=*=2355 кН

F_per=1682.4 кН ? 2355 кН условие выполняется.

Расчет ростверка на продавливание угловой сваей.

F_a?R_bt*h₀₁*[в₁*(b₀₂+)+в₂*( b₀₁+] ,

F_a - расчетная нагрузка на угловую сваю.

h₀₁ - рабочая высота сечения на проверяемом участке, равная расстоянию от верха свай до верхней горизонтальной границы плиты ростверка.

в_i - коэффициент, определяемый по формуле

в_i= ,

F_a=421 кН ? 0,75*0,6*[0,932*(0,45+)+0,932*(0,45+]=503 кН

Условие выполняется.

Расчет по прочности наклонного сечения ростверка на действие поперечной силы.

Q ? 1.5*b*h₀*R_bt* ,

Q = УF_i - сумма реакций всех свай, находящееся за пределами наиболее нагруженной части ростверка.

b - ширина подошвы ростверка.

h₀ - расчетная высота в рассматриваемом сечении ростверка.

С - длина проекции наклонного сечения, принимаемая равной расстоянию от плоскости внутренних граней свай до ближайшей грани колонны.

Значение принимается не менее 0,4 и соответственно Q_min=0.6*b*h₀*R_bt и не более 1,67 и Q_max=2.5*b*h₀*R_bt

Q=1684 кН ? 1,5*1,9*0,6*0,75*1,67=2141,78 кН

Условие выполняется.

Расчет ростверка на изгиб.

Расчетный изгибающий момент для каждого сечения определяется как сумма моментов от реакций свай (от расчетных нагрузок на ростверк) и от местных расчетных нагрузок, приложенных к консольному свесу ростверка по одну сторону от рассматриваемого сечения:

М_xi=УF_ix_i-M_fx ;

М_yi=УF_iy_i-M_fy ;

где: М_xi ; М_yi - изгибающие моменты в рассматриваемых сечениях.

F_i - расчетная нагрузка на сваю, нормальная к площади подошвы ростверка;

x_i ; y_i - расстояния от осей свай до рассматриваемых сечениях;

M_fx ; M_fy - изгибающие моменты в рассматриваемых сечениях от местной нагрузки.

M_x=2*421*0.45-=378.9-11.69=367.2 кН

M_y=2*421*0.45-=378.9-11.69=367.2 кН

Площадь арматуры параллельно стороне a=b (арматура принимается класса А-III) O10-40 - R_s=365 МПа.

В разрезе 1-1; 2-2

И=,

И =367.2*10³/(9,35*40*58²)=0,295

х=0,82

А_sx= ,

А_sx=367,2*10³/(365*0,82*58)=21,2 см²

Принимаем арматуру в обоих направлениях.

10O18 А-III (A_s=25.45 см²)

Конструирование ростверка в сечение 3.

Размер ростверка в плане 150 X 150 см

Размеры колонны: d _c=b_c=40 см;

Класс бетона ростверка B15 ; R_bt=0.75 МПа

Расчетная нагрузка на ростверк N = 1456 кН, ( N=1484 кН с учетом нагрузки от собственного веса ростверка)

Куст из четырёх свай сечением 30X30 см, расстояние между сваями l_i = 90 см (см. рис. 2.10).

Расчет ростверка на продавливание колонной.

Принимаем конструктивную высоту ростверка h = 55 см, а₀ = 7 см.

F_per- Расчетная продавливающая сила, равная сумме реакций всех свай, расположенных за пределами нижнего основания пирамиды продавливания.

F_per= N*=1484*=1113 кН

б=1 - ростверк без подколонника.

с - расстояние от грани колонны до параллельной ей плоскости, проходящей по внутренней грани ближайшего ряда свай.

h₀ - рабочая высота сечения ростверка на проверяемом участке.

h_col - размеры сечения колонны.

F_per?*=*2,5=1800 кН

F_per=1113 кН ? 1800 кН

Условие выполняется.

Расчет ростверка на продавливание угловой сваей.

F_a?R_bt*h₀₁*[в₁*(b₀₂+)+в₂*( b₀₁+] ,

F_a - расчетная нагрузка на угловую сваю.

h₀₁ - рабочая высота сечения на проверяемом участке, равная расстоянию от верха свай до верхней горизонтальной границы плиты ростверка, в_i - коэффициент, определяемый по формуле

в_i= ,

F_a=371 кН ? 0,75*0,5*[1*(0,45+)+1*(0,45+]=413 кН

Условие выполняется.

Расчет по прочности наклонного сечения ростверка на действие поперечной силы.

Q ? 1.5*b*h₀*R_bt* ,

Q = УF_i - сумма реакций всех свай, находящееся за пределами наиболее нагруженной части ростверка.

b - ширина подошвы ростверка.

h₀ - расчетная высота в рассматриваемом сечении ростверка.

С - длина проекции наклонного сечения, принимаемая равной расстоянию от плоскости внутренних граней свай до ближайшей грани колонны. Значение принимается не менее 0,4 и соответственно Q_min=0.6*b*h₀*R_bt и не более 1,67 и Q_max=2.5*b*h₀*R_bt

Q=742 кН ? 1,5*1,5*0,5*0,75*1,67=1409 кН

Условие выполняется.

Расчет ростверка на изгиб.

Расчетный изгибающий момент для каждого сечения определяется как сумма моментов от реакций свай (от расчетных нагрузок на ростверк) и от местных расчетных нагрузок, приложенных к консольному свесу ростверка по одну сторону от рассматриваемого сечения:

М_xi=УF_ix_i-M_fx ;

М_yi=УF_iy_i-M_fy ;

где: М_xi ; М_yi - изгибающие моменты в рассматриваемых сечениях.

F_i - расчетная нагрузка на сваю, нормальная к площади подошвы ростверка;

x_i ; y_i - расстояния от осей свай до рассматриваемых сечениях;

M_fx ; M_fy - изгибающие моменты в рассматриваемых сечениях от местной нагрузки.

M_x=2*371*0.25-=185,5-4,3=181,2 кН

M_y=2*371*0.25-=185,5-4,3=181,2 кН

Площадь арматуры параллельно стороне a=b (арматура принимается класса А-III) O6-8 - R_s=355 МПа ; O10-40 - R_s=365 МПа.

В разрезе 1-1; 2-2

И=,

И =181,2*10³/(9,35*40*48²)=0,21

х=0,881

А_sx= ,

А_sx=181,2*10³/(365*0,881*48)=11,7 см²

Принимаем арматуру в обоих направлениях.

8O14 А-III (A_s=12,31 см²)

Конструирование ростверка в сечение 4.

Размер ростверка в плане 150 X 150 см

Размеры колонны: d _c=b_c=40 см;

Класс бетона ростверка B15 ; R_bt=0.75 МПа

Расчетная нагрузка на ростверк N = 980 кН, ( N=1008 кН с учетом нагрузки от собственного веса ростверка)

Куст из трёх свай сечением 30X30 см, расстояние между сваями l_i = 90 см (см. рис. 2.11).

Расчет ростверка на продавливание колонной.

Принимаем конструктивную высоту ростверка h = 50 см, а₀ = 7 см.

F_per- Расчетная продавливающая сила, равная сумме реакций всех свай, расположенных за пределами нижнего основания пирамиды продавливания.

F_per= N*=1008*=672 кН

б=1 - ростверк без подколонника.

с - расстояние от грани колонны до параллельной ей плоскости, проходящей по внутренней грани ближайшего ряда свай.

h₀ - рабочая высота сечения ростверка на проверяемом участке.

h_col - размеры сечения колонны.

F_per?*=*1,72=1442 кН

F_per=672 кН ? 1442 кН

Условие выполняется.

Расчет ростверка на продавливание угловой сваей.

F_a?R_bt*h₀₁*[в₁*(b₀₂+)+в₂*( b₀₁+] ,

F_a - расчетная нагрузка на угловую сваю.

h₀₁ - рабочая высота сечения на проверяемом участке, равная расстоянию от верха свай до верхней горизонтальной границы плиты ростверка.

в_i - коэффициент, определяемый по формуле

в_i= ,

F_a=336 кН ? 0,75*0,45*[1*(0,45+)+1*(0,45+]=365 кН

Условие выполняется.

Расчет по прочности наклонного сечения ростверка на действие поперечной силы.

Q ? 1.5*b*h₀*R_bt* ,

Q = УF_i - сумма реакций всех свай, находящееся за пределами наиболее нагруженной части ростверка.

b - ширина подошвы ростверка.

h₀ - расчетная высота в рассматриваемом сечении ростверка.

С - длина проекции наклонного сечения, принимаемая равной расстоянию от плоскости внутренних граней свай до ближайшей грани колонны.

Значение принимается не менее 0,4 и соответственно Q_min=0.6*b*h₀*R_bt и не более 1,67 и Q_max=2.5*b*h₀*R_bt

Q=672 кН ? 1,5*1,5*0,45*0,75*1,67=1268 кН

Условие выполняется.

Расчет ростверка на изгиб.

Расчетный изгибающий момент для каждого сечения определяется как сумма моментов от реакций свай (от расчетных нагрузок на ростверк) и от местных расчетных нагрузок, приложенных к консольному свесу ростверка по одну сторону от рассматриваемого сечения:

М_xi=УF_ix_i-M_fx ;

М_yi=УF_iy_i-M_fy ;

где: М_xi ; М_yi - изгибающие моменты в рассматриваемых сечениях.

F_i - расчетная нагрузка на сваю, нормальная к площади подошвы ростверка;

x_i ; y_i - расстояния от осей свай до рассматриваемых сечениях;

M_fx ; M_fy - изгибающие моменты в рассматриваемых сечениях от местной нагрузки.

M_x=1*336*0.4-=134,4-4,57=129,8 кН

M_y=1*336*0.25-=84-2,82=81,2 кН

Площадь арматуры параллельно стороне a=b (арматура принимается класса А-III) O10-40 - R_s=365 МПа.

В разрезе 1-1

И=,

И =129,8*10³/(9,35*40*43²)=0,188

х=0,895

А_sx= ,

А_sx1=129,8*10³/(365*0,895*43)=9,2 см²

Принимаем арматуру в продольном направлении.

8O14 А-III (A_s=12,31 см²)

В разрезе 2-2

И=,

И =81,2*10³/(9,35*40*43²)=0,117

х=0,938

А_sx= ,

А_sx1=81,2*10³/(365*0,938*43)=5,5 см²

Принимаем арматуру в поперечном направление.

8O10 А-III (A_s=6,28 см²)

Конструирование ростверка в сечение 5.

Размер ростверка в плане 150 X 70 см

Размеры колонны: d _c=b_c=40 см;

Класс бетона ростверка B15 ; R_bt=0.75 МПа

Расчетная нагрузка на ростверк N = 673 кН, ( N=684 кН с учетом нагрузки от собственного веса ростверка)

Куст из четырёх свай сечением 30X30 см, расстояние между сваями l_i = 90 см (см. рис. 2.12).

Расчет ростверка на продавливание колонной.

Принимаем конструктивную высоту ростверка h = 40 см, а₀ = 7 см.

F_per- Расчетная продавливающая сила, равная сумме реакций всех свай, расположенных за пределами нижнего основания пирамиды продавливания.

F_per= N*=684*=342 кН

б=1 - ростверк без подколонника.

с - расстояние от грани колонны до параллельной ей плоскости, проходящей по внутренней грани ближайшего ряда свай.

h₀ - рабочая высота сечения ростверка на проверяемом участке.

h_col - размеры сечения колонны.

F_per?= =906 кН

F_per=342 кН ? 906 кН

Условие выполняется.

Расчет по прочности наклонного сечения ростверка на действие поперечной силы.

Q ? 1.5*b*h₀*R_bt* ,

Q = УF_i - сумма реакций всех свай, находящееся за пределами наиболее нагруженной части ростверка.

b - ширина подошвы ростверка.

h₀ - расчетная высота в рассматриваемом сечении ростверка.

С - длина проекции наклонного сечения, принимаемая равной расстоянию от плоскости внутренних граней свай до ближайшей грани колонны.

Значение принимается не менее 0,4 и соответственно Q_min=0.6*b*h₀*R_bt и не более 1,67 и Q_max=2.5*b*h₀*R_bt

Q=342 кН ? 1,5*0,7*0,35*0,75*1,67=460 кН

Условие выполняется.

Расчет ростверка на изгиб.

Расчетный изгибающий момент для каждого сечения определяется как сумма моментов от реакций свай (от расчетных нагрузок на ростверк) и от местных расчетных нагрузок, приложенных к консольному свесу ростверка по одну сторону от рассматриваемого сечения:

М_xi=УF_ix_i-M_fx ;

М_yi=УF_iy_i-M_fy ;

где: М_xi ; М_yi - изгибающие моменты в рассматриваемых сечениях.

F_i - расчетная нагрузка на сваю, нормальная к площади подошвы ростверка;

x_i ; y_i - расстояния от осей свай до рассматриваемых сечениях;

M_fx ; M_fy - изгибающие моменты в рассматриваемых сечениях от местной нагрузки.

M_x=1*342*0.25-=85,5-1,1=84,4 кН

Поперечная арматура принимается конструктивно.

Площадь арматуры параллельно стороне a=b (арматура принимается класса А-III) O6-8 - R_s=355 МПа ; O10-40 - R_s=365 МПа.

В разрезе 1-1

И=,

И =84,4*10³/(9,35*40*33²)=0,21

х=0,881

А_sx= ,

А_sx=84,4*10³/(365*0,881*33)=7,9 см²

Принимаем арматуру в продольном направлениях.

4O16 А-III (A_s=8,04 см²)

Поперечная арматура принимается конструктивно.

Сечении 6

В сечении 6 применено сопряжение сваи с монолитной колонной при помощи сборного оголовка. рис. 2.13

Определение расстояния между сваями и выполнение расстановки свай под ростверк диафрагмы жесткости.

Шаг свай:

а= , 3d ? a ? 6d

N-расчетная нагрузка допускаемая на сваю.

n_i - расчетная нагрузка на 1 м.п фундамента.

N=451.82 кН

n_i=1317 кН

а==1,03 м >3d=0.9 м

Принимаем 3 сваи и ростверк n_g,i=0.5*2.4*25=30 кН

а==1,01 м

Принимаем шаг свай а=1,0 м

Расчет и конструирование ростверка.

b=2.1 м ; L=0.5 м

b_д=200 мм. , класс бетона ростверка B20 ; диафрагмы B25

Сваи сечением 0,3 х 0,3 м расположены в три ряда (шахматном порядке) а=1,0 м , а между смежными L=0,9 м

Расчетная нагрузка n=1347 кНм²

а) Определение усилий в ростверке

а=0,0314* ,

E=275 *10³ кгс/см²

J===24*10⁵ см⁴

E_k=306*10³ кгс/см²

а=0,0314*³=149 см

Расчетный пролет равен

L_p=1.05*(1-d)=1.05*(1-0.3)=0.735 м

Так как в данном случае а=1,49м>L_св=1-0,3=0,7 м

L_св- расстояние между сваями в свету , расчет ведем по формулам , приведенным в табл. 1 для схемы 4.

M_оп= -=-=-60,64 кНм

M_пр= ==30,32 кНм

Поперечную силу в ростверке на грани сваи определяем по формуле :

Q===495.02 кНм

б) Расчет продольной арматуры.

Класс бетона ростверка B20 и арматура класса A-II (R_s=280*10³ кПа)

Принимаем рабочую высоту ростверка h₀=50-7=43 см. площадь арматуры будет на опоре :

A_s===0.000559 м² = 5,6 см

в пролете:

A_s==0,000279 м² = 2,8 см

Принимаем двойную арматуру по 6O12 А-II с A_s=6.78 см²

фактический процент армирования =0,07>м_мин=0,05%

Для заданной марки бетона имеем

Q ?ц_b3*R_bt*b*h₀ ,

Q=495 кНм ? 0,6*900*2,3*0,43=534,1 кНм

Так как соблюдается условие

Q=495 кНм ? ц_b3*R_bt*b*h₀=534,1 кНм

расчет на действие поперечной силы не производится.

Принимаем конструктивно поперечную арматуру из стержней O8 мм с расстоянием между стержнями 50 см

в) Расчет на продавливание крайней сваей плиты ростверка. Предварительно определяем фактическую расчетную нагрузку на одну сваю по формуле

P_f===449 кН

Высота плиты ростверка от верха голов свай

h₀₁=h-5 см = 50-5=45 см

Определяем расстояние:

С₁=65 см ; b₁=40 см

Находим коэф. в из отношения ==1,63 принимаем в=0,78. Определяем предельную нагрузку на сваю, которую может воспринять плита ростверка из условия продавливания.

[d+h₀₁+в*(2b₁+C₁)*h₀₁* R_bt=[0.3+0.45+0.78*(2*0.4+0.65)]*0.45*90=76.2 тс > P_f=44,9 тс

Следовательно, прочность плиты ростверка на продавливание сваей обеспечена.

г) Расчет прочности наклонных сечений плиты ростверка по поперечной силе.

Q=m*a*h₀* R_bt ,

Предварительно определяем отношение ==1,5( по примеч. к табл. 2 [8]) m=0.66. Определяем предельную величину поперечной силы, которую может воспринять плита ростверка по наклонному сечению

Q=0,66*1*0.43*90=25,5 тс < P_f=44,9 тс

Условие не выполняется принимаем марку бетона В25 и высоту ростверка 60 см. Предварительно определяем отношение ==1,2( по примеч. к табл. 2 [8] ) m=0.82. Определяем предельную величину поперечной силы, которую может воспринять плита ростверка по наклонному сечению

Q=0,82*1*0.53*105=45.6 тс > P_f=44,9 тс

прочность наклонных сечений плиты ростверка обеспечена.

д) Расчет ростверка на изгиб. Расчетный изгибающий момент в сечении 1-1 рис. 2.14а на длину равную расстоянию между осями свай, будет