Сбор нагрузок на фундамент

Ветровая нагрузка:

где w₀ - нормативное значение ветрового давления;

k - коэффициент, учитывающий изменение ветрового давления по высоте;

с – аэродинамический коэффициент.

Для IV зоны (г. Москва) =0,3 кПа [1, п.6.]

Для типа местности B, при z=13 м, принимаю k=0,71, при [1, п.6.5, табл. 6]

Для парапета принимаем:

для стены k=0,71

Ветровая от стен:

Рис. 3 Грузовая площадь для сечения 1-1

С наветренной стороны = =0,3·0,71·1,0·0,8·13·6=13,29 кПа

С заветренной стороны

=0,3∙0,71∙1,4·0,8·13·6=18,60 кПа

Ветровая от шатра:

С наветренной стороны

=0,48·0,744·1,0=0,357 кПа

С заветренной стороны

=0,48∙0,744∙1,2=0,429 кПа

Снеговая нагрузка s=s₀μ

По заданию город строительства – Саратов, он находится в III зоне и s₀=1 кПа.

Грузовая площадь на колонну крайнего ряда 65,97 м², площадь по покрытию 113,1 м²

1.2 Сбор нагрузок

центральная колонна				таблица№2
Покрытие (А=113,04м)
защитный слой гравия	0,4	А	45,21		1,3	58,78
гидроизоляция 3 слоя рубероида	0,12	А	13,56		1,2	16,27
арматура	0,56	А	63,30		1,1	69,63
бетон		А	226,08		1,1	248,68
Чердачное перекрытие (А=113,04)
арматура	0,56	А	63,30		1,1	69,63
бетон	5,5	А	621,72		1,1	683,89
мин.вата		А		113,04	1,2	162,77
стяжка	0,4	А	45,21		1,3	58,78
Стеновая панель
0,2*13*6*10					1,1	171,6
Фундаментная балка
0,4*0,52*6*25			31,2		1,1	34,32
Арена (А=28,26)
арматура	0,56	А	15,82		1,1	17,40
бетон	5,5	А	155,43		1,1	170,97
стяжка	0,4	А	11,30		1,3	14,69
паркет	0,4	А	11,30		1,1	12,43
Колонна 13 х0,6х0,6х25					1,1	128,7
Итого постоянная нагрузка			1490,97			1712,62
временная нагрузка
снеговая нагрузка (А=113,04)
1,8х1х0,7х0,5х0,95х113,04			67,65
1,8х0,9х113,04
нагрузка на чердачное перекрытие (А=113,04)
0,95х0,7х113,04			75,17		1,3	97,72
перекрытия (А=113,04м)
Нормативная по (СНиП)
Длительная 0,7 х 0,95 х 113,04			75,17		-	-
Кратковременная 2 х 0,9 х 113,04			-		1,2	244,16
Итого временная нагрузка			217,99			341,88
Итого полная нагрузка			1707,99			2054,5

Коэффициент сочетания для временных нагрузок на перекрытие ψ=13,5

таблица№3

средняя колонна
верхняя трибуна (А=29,25 м)
арматура	0,56	А	16,38	1,1	18,01
бетон	5,5	А	160,87	1,1	176,95
стяжка	0,4	А	11,7	1,3	15,21
паркет	0,4	А	11,7	1,1	12,87
3,25,12х25х9			87,75	1,1	96,5
нижняя трибуна (А=22,5м)
арматура	0,56	А	12,6	1,1	13,86
бетон	5,5	А	123,75	1,1	136,12
стяжка	0,4	А		1,3	11,7
паркет	0,4	А		1,1	9,9
Арена (А=13,5м)
арматура	0,56	А	7,56	1,1	8,31
бетон	5,5	А	74,25	1,1	81,67
стяжка	0,4	А	5,4	1,3	7,02
паркет	0,4	А	5,4	1,1	5,94
Колонна 0,6х0,4х7,4 х25			44.4	1,3	57,72
Итого постоянная нагрузка			579,76		651,78
временная нагрузка
перекрытия
1,8х0,95х29,25+1,8х0,95х22,5+1,8х0,95х13,5			111,56
5х0,9х29,25+5х0,9х22,5+5х0,9х13,5					293,62
Итого временная нагрузка			111,56	1,2	293,62
Итого полная нагрузка			691,32		945,4

Моменты:

M_I= М_пер=50,01+38,47+23,08=111,56кНм

M_II= М_пер=131,62+101,25+60,75=293,62кНм

таблица№4

крайняя колонна
Покрытие (А=54 м)
защитный слой гравия	0,4	А	21,6		1,3	28,08
гидроизоляция 3 слоя рубероида	0,12	А	6,48		1,2	7,77
арматура	0,56	А	30,24		1,1	33,26
бетон	5,5	А			1,1
Чердачное перекрытие (А=54 м)
арматура	0,56	А	30,24		1,1	33,26
бетон	5,5	А			1,1	326,7
мин.вата		А			1,2	64,8
стяжка	0,4	А	21,6		1,3	28,08
трибуна верх (А=33,75 м)
арматура	0,56	А	18,9		1,1	20,75
бетон	5,5	А	185,62		1,1	204,18
стяжка	0,4	А	13,5		1,3	17,59
паркет	0,4	А	13,5		1,1	14,85
трибуна нижняя (А=65,94м)
арматура	0,56	А	35,28		1,1	38,80
бетон	5,5	А	346,5		1,1	381,19
стяжка	0,4	А	25,2		1,3	32,76
Стена12х13х0,12х25
наружняя стена
ж/б 12х13х0,12х25					1,1	514,8
мин.вата 13х0,1х6х12			93,5		1,1	102,96
штукатурка 0,4х13х12х20			124,8		1,3	162,24
Колонна (13+0,9)х0,4х0,4х25			55,6		1,1	61,16
фундаментная балка0,4х0,6х12х25					1,1	79,2
Итого постоянная нагрузка
временная нагрузка
снеговая нагрузка (А=54 м)
1,8х1х0,7х0,5х0,95х54			32,31
1,8х0,9х54						87,48
нагрузка на чердачное перекрытие (А=54 м)
0,7х0,95х54					1,2	43,09
Нагрузка по СНиП 1,8х96,75х0,95			165,44
5х96,75х0,9					1,2	522,45
Итого временная нагрузка			197,75			653,02
Итого полная нагрузка			2408,41			3131,45

Коэффициент сочетания для временных нагрузок на перекрытие ψ=0,65

Горизонтальные нагрузки:

Ветровая нагрузка по IIГПС

W=ωkcγ_fBH=0.23∙0.78∙0.8∙1∙12.56∙16.5=29.7кН

Ветровая нагрузка по IГПС

W=ωkcγ_fBH=0.23∙0.78∙0.8∙1,4∙12.56∙16.5=31.19кН

Активное давление грунта:

q=10кН/м²

Моменты:

M= М_w+ М_Е+ М_пер- М_ст

М_wII=W(H/2+d)=29.7(16.5/2+2.55)=320.76 кНм

М_ЕII=E_a∙z=12.66∙0.99=12.5 кНм

z=d(d+3h_пр)/(3(d+2h_пр))

h_пр=q/γ=10/(17.3∙0.95)=0.61

М_перII=0,4(843.27+242.36+425.98+491.92+126.18)=851.88кНм

М_cтII=804,43∙0,41=329,82 кНм

М_II=855.324 кНм

М_wI=449.064 кНм

М_ЕI=19.28 кНм

М_перI=0,4(947.95+269.42+473.85+552.98+140.02)=953.69кНм

М_cтI=913.94∙0,41=374.72 кНм

М_I=1047.32 кНм

Рис.3 К определению горизонтальных сил и моментов

1.3 Определение глубины заложения подошвы фундамента

Находим сумму отрицательных среднемесячных температур за зиму:

√│М_t│=√│-1,9│+│-7,3│+│-10,2│+│-9,2│+│-4,3│=5,74⁰С

Рис.4 К определению глубины заложения подошвы фундамента

Нормативная глубина промерзания

d_fw =d₀√│М_t│=0,23·5,74=1,32м,

где d₀=0,23 – для суглинков и глин (СНиП 2.01.01-82)

Расчетная глубина промерзания

d_f= d_fwК_n=1,32·0,5=0,66м.,где К_n – коэффициент, учитывающий влияние теплового режима здания на глубину промерзания грунта у фундаментов наружных стен по (1, табл.1,4).

Глубина заложения фундамента

d=dB+hcf+1.5+0.1-0.4=1.2+0.15+1.5+0.1-0.4=2.55м

1,4 Определение ширины подошвы фундамента

Так ка к фундамент це нтрально загружен, ширина подошвы

b₁=√(N_II/ (R₀ – γ_csd)η)= √(9160,26/(250-20·2,55)1)=6,8м,

где γ_cs=20кН/м³ - удельный вес фундамента с грунтам, d=2,55м – глубина заложения от уровня планировки, η=а/b=1 – соотношения размеров подошвы.

Осредняем характеристики грунта на 0,5 b₁=3,4м

γ_II=(2,45·17,3+0,95·19,9)/3,4=18,03

С_II=25

d₁=h_s+h_cf·γ_cf/ γ’_II=1.6+0.15·20/16.435=1.79

Расчётное сопротивление грунта:

R₁= γ_с1 γ₂ [М_γ К_zb₁ γ_II+M_gd₁γ′_II+(M_g-1)d_b γ′_II+M_c С_II]

К

R₁= 1,25·1[ 0,6·1·6,8·18,03+3,42·1,79·16,84+6, 15·25]= 368,91кПа

1,1

Необ ходимо уточнить размеры подошвы:

b₂=√(9160,26/(368,91-20·2,55)1)=5.17м,

Проверка условия:

│1-b₂/b₁│<0,1 │1-5.37/6,8│=0,21>0,1

R₂= 1,25·1[ 0,6·1·5.17·18,03+3,42·1,79·16,84+6, 15·25]= 348.88 кПа

1,1____________________

b₃=√(9160,26/(348.88 -20·2,55)1)=5,33м,

│1-5,33/5.17│=0,03<0,1

Условие выполняется, следовательно, подбираем фундамент (Рис. 4)

Рис. 5 К определению размера фундамента

h=0,9м; h₁=0,6м; h₂=0,45м; h₃=0,45м; b=1,2м; b₁=5,4м; b₂=4,2м; b₂=3,0м; l=1,2м; l₁=5,4м; l₂=4,2м; l₃=3,0м;

с учетом подобранного фундамента, глубина заложения – 3,45м.

R₁= 1,25·1[ 0,6·1·5,4·18,03+3,42·1,79·16,84+6, 15·25]=351.7 кПа

1,1

1.5Проверка давления под подошвой фундамента

Выбор размера подошвы основывается на требованиях расчёта оснований по предельным состояниям. Согласно [1] расчёт по II группе предельных ведётся в предположении линейной деформируемости основания, которая предполагает проверку давления под подошвой:

Среднее давление:

Р=γ_c,sd+N_II/A=20·3,45+9120,26/5,4·5,4=382 кПа<1,2·351,7= R=422,04 кПа

Условия выполняется. Принятые размеры подошвы фундамента остаются без изменения.

1.6 Проверка прочности слабого подстилающего слоя

Так как ниже находятся слои более прочные, проверка не нужна.

1.7 Учёт взаимного влияния соседних фундаментов при расчёте деформаций.

где L_f – фактическое расстояние между фундаментами, см.; L_g – расстояние, полученное по графикам [3].

L_f=1200 см; L_g=900 см

Условия не выполняется, значит при расчёте деформаций, влияние соседнего фундамента не учитывается.

1.8 Расчёт осадок

Разбиваем каждый слой основания на элементарные,толщиной (0,2÷0,4)b:

1 слой – 1,6; 1,6м, 2 слой – 0,88; 1; 0,92;м 3 слой – 1,6; 1,6; 1,1м. Расчёт сводим в таблицу 3.

Рис.7 Схема распределения вертикальных напряжений

К расчету осадки.

Таблица №5

N	z, м	h, м	γIIкН/м3	σzg,кПа	ά	σzpкПа	σzp	Е, кПа	s, м
		3,45	16,43	56,68	1,000	325,30
	1,55	1,55	17,3	83,50	0,899	292,44	308,87	17000,00	2,25
	2,4	0,85	19,9	100,41	0,765	248,85	270,65	20850,00	0,89
	4,4		19,9	140,21	0,441	143,46	196,16	20850,00	1,5
	6,4		19,9	180,01	0,261	84,90	114,18	20850,00	0,88
	8,4		19,9	219,81	0,172	55,95	70,43	20850,00	0,54
	10,4		19,9	259,61	0,113	36,76	46,36	20850,00	0,35

∑S=6,41см

Граница сжимаемой зоны находится на отметке 10.4м ниже подошвы фундамента.

∑S=6,41см<S_u=8см

т.е. сумма осадок меньше предельно допустимого значения.

Su – предельно допустимое значение деформаций основания, определяется в зависимости от типа сооружения по [1, прил.4]

Т.к. М_II=0, расчёт крена не производится.

1.9 Расчёт основания по первой группе предельных состояний.

, следовательно, сдвиг глубинный

Необходимо соблюдение условия:

F_u - сила предельного сопротивления основания;

g_с - коэффициент условий работы, принимаемый для песков пылеватых, а также пылевато-глинистых грунтов в стабилизированном состоянии g_с = 0,9

g_n -коэффициент надежности по назначению сооружения, принимаемый равным 1,15

[п. 2.62, 1],

где и - приведенные ширина и длина фундамента, причем символом b обозначена сторона фундамента, в направлении которой предполагается потеря устойчивости основания;

l’=l=5,4м

b’=b=5,4м

N_y=1,05, N_q=3,36, N_c=9,94,

и - расчетные значения удельного веса грунтов, кН/м³ (тс/м³), находящихся в пределах возможной призмы выпирания соответственно ниже и выше подошвы фундамента;

С_I=21,7 кПа - расчетное значение удельного сцепления грунта;

d=2,65 - глубина заложения фундамента;

xg, x_q, x_c - коэффициенты формы фундамента, определяемые по формулам:

xg = 1 - 0,25/ h=0,75

x_q = 1 + 1,5/ h =2,5

x_c = 1 + 0,3/ h =1, 3

здесь h = l/b=5,4/5,4=1;

l и b - соответственно длина и ширина подошвы фундамента, принимаемые в случае внецентренного приложения равнодействующей нагрузки равными приведенным значениям

N_u=5,4∙5,4∙(1,05∙0,75∙5,4∙19,5+3,36∙2,5∙16,435∙2,65+9,94∙1,3∙21,7)=21262,72 кН

Условие выполнено, следовательно, сдвига не произойдёт.

II Проектирование свайных фундаментов

2.1 Глубина заложения ростверка

d=dB+hcf+1.5+0.1-0.4=1.2+0.15+1.5-0.4=2.45м

Рис.8 К определению глубины заложения подошвы фундамента

2.2 Выбор свай

Выбираем сваи квадратного сечения С – 12 – 35 по ГОСТ 19804,1 – 79 и ГОСТ 19804,2 – 79, которые рекомендуют применять для всех зданий в любых сжимаемых грунтах (при отсутствии крупнообломочных включений) для восприятия вдавливающих, выдёргивающих и горизонтальных нагрузок.

2.3 Определение несущей способности сваи

Несущая способность сваи определяется по грунту, так как сваи висячие.

F_d=γ_c(γ_CRRA+U∑γ_cff_ih_i),

где R – расчётное сопротивление грунта под нижнем концом сваи

R=9781 кПа, [7, табл. 1]; U – наружный периметр поперечного сечения;

f_i – расчётное сопротивление i–го слоя грунта основания по боковой поверхности сваи, м; γ_cf=1; γ_CR=1 [7, табл. 3] – коэффициенты условий работы грунтов под нижнем концом и по боковой поверхности сваи; γ_c=1

F_d=1(1·9781·0,1225+1,4(48·1+56,7·1,55+58·2+62·2+65·2+67,8·2+65,4·0,85))=

=2174,08 кН

Рис. 9 К определению F_d

2.4 Определение количества свай в кусте

Количество свай определяется по формуле n=(N_I+G_p)γ_n/F_d, где

C_1p=0,1 N_I – нагрузка от ростверка и грунта; γ_k=1,4

n=(11243.36·(1+0.1))·1,4/2174,08=7,9

Принимаем 8 свай.

2.5 Конструирование ростверка

Расстояние от края ростверка до сваи принимают не менее 0,2м. или не менее размера поперечного сечения сваи. Размеры ростверка в плане принимаются кратными 30 см. Когда отношение длины ростверка к его высоте составляет не более 4:1. ростверк относят к жёстким. Высота ростверка назначается согласно расчёту. Размер ростверка по высоте принимается кратно 60 см.

Рис. 9 К определению размеров ростверка

2.6 Проверка нагрузки, действующие на одну сваю с учётом размеров и веса ростверка: N= (N_I+G_p+Gг) ≤ F_d

n γ_n

гдеG_p, Gг – расчётные нагрузки от веса фундамента, грунта и ростверка;

n – количество свай в ростверке;

γ_n=1,4

G_p=3.0·3,0·0,6·25+1,8·1,8·0,9·25=208 кН

Gг=0

N= 11243.36+208 =1794.3 кН ≤ 2174.08 =1552.9 кН

8 1,4

Нагрузки, действующие на сваю меньше допустимых, следовательно размеры ростверка определены верны.

2.7 Проверка давления по подошве условного фундамента (расчёт по II группе предельных состояний)

проверка давления:

P_II= N_II+G_гр+G_c+G_p ≤ R_у,

b_уl_у

где G_гр,G_c,G_p – вес грунта, свай и ростверка в пределах условного фундамента с размерами b_у и l_у.

φ_m= 23·2,55+8,85·18,95 = 19,86˚

11,4

Определяем размеры уширения:

b′=l_c tg(φ_mt/4)=11,4tg(19,86/4)=0,99м,

где l_c=11,4м – расстояние от низа ростверка до острия сваи, φ_m – среднее значение угла внутреннего трения

Размеры условного фундамента:

b_у=2b′+b=2·0,99+2.55=4.53м

l_у=2l′+l=2·0,99+2.55=4,53м

Рис. 10 К определению размеров условного фундамента.

R_у = γ_с1 γ₂ [М_γ К_zb₁ γ_II+M_gd₁γ′_II+(M_g-1)d_b γ′_II+M_c С_II]

К

R_у= 1,25·1[ 0,47·1·4,98·19,86+2,89·13,08·18,8+5,48·53,65]=1255,96 кПа

1,1

d₁=h_s+h_cf·γ_cf/ γ’_II=12,9+0.15·20/16.435=13,08

γ′_mt= 0,95·17,3·2,45+17,3·2,55+19,9·8,85 =18,8кН/м³

13,85

V_гр=(2.45+11.4) ·4.53·4.53-11.4·0.35·0.35·8-3·3·0.6=267.6 м³

G_гр= γ′_mt · V_гр =18,8·267.6=5031.67кН

G_р=208 кН

G_c=8·0.35·0.35·25·11.4=279.3

P = 9160.36+208+279.3+5031.67 =715.34кПа < R_у =1255,96 кПа

4.53·4.53

условие выполняется.

2.8 Расчет осадки для условного фундамента

Расчёт ведётся аналогично расчёту осадки фундамента мелкого заложения, который сводим в табл.6

Рис.11 Распределение напряжений под подошвой условного фундамента.

Таблица 6

Расчёт осадки свайных фундаментов

N	z, м	h, м	γIIкН/м3	σzg,кПа	ά	σzpкПа	σzp	Е, кПа	s, м
		13,85	18,8	260,33	1,000	460,32
	1,5	1,5	19,9	290,23	0,856	394,03	427,18		2,46
		1,5	19,9	320,08	0,559	257,27	325,65		1,87
	4,5	1,5	19,9	349,93	0,339	156,05	206,66		1,19
		1,5	19,9	379,78	0,221	101,73	257,78		1,49
	7,5	1,5	19,9	409,63	0,159	73,19	87,46		0,5

∑S=7,51см

Условие выполняется 7,51<8 см

Граница сжимаемой зоны ниже острия сваи на 7,5м (см. рис.11)

2.9 Подбор оборудования для погружения свай

Подбор копрового оборудования производится таким образом, чтобы длина сваи не превышала полезной высоты мачты, а грузоподъёмность копра должна быть больше или равна сумме масс сваи, наголовника и полной массы молота.

Определяем минимальную энергию удара по формуле:

Э=1,75аF_v,

где а – коэффициент, равный 25 Дж/кН; F_v – расчётная нагрузка, допускаемая на сваю, кН

Э=1,75·25·1552,9=67939,4Дж=67,94 кДж

По [12, табл.2,1] подбираем, молот, энергия удара которого соответствует минимальной.

Выбираем дизель – молот одиночного действия СССМ – 680

- масса ударной части молота – 6000 кг.

- масса общая – 8650 кг.

- энергия удара – 82 кДж

- высота падения ударной части – 1,37 м

Проверка пригодности принятого молота по условию:

G_h+G_c = 86,5+38,688 =1,52≤K_m=5,

Э_р 82,2

где Э_р=G′_hh_m – расчётная энергия удара; h_m – высота падения ударной части молота; G_h′ - вес ударной части молота; G_h – полный вес молота; G_c – вес наголовника и подбабка, K_m – коэффициент, принимаемый для железобетонных свай для погружения их трубчатым дизель – молотом

Э_р=1,37·60=82,2 кДж

G_h+G_c = 86,5+38,688 =1,52≤K_m=5,

Э_р 82,2

Условие выполняется, молот выбран верно.

Находим величину расчётного отказа сваи, которая определяется по формуле:

где η – коэффициент, для железобетонных свай с наголовником – 1500; А – площадь поперечного сечения сваи; М=1 – коэффициент при забивке свай молотами ударного действия; ε – коэффициент, восстановления удара, при забивке вай молотами ударного действия ε²=0,2; γ_d=1.

S₀= 1500·0,35·0,35·82,2·(86,5+0,2·38,688) =0,52см>0.2см

1·1552,9·(1·1552,9+1500·0,35·0,35) ·(86,5+38,688)

III Проектирование котлована

В проект устройства котлована входят: горизонтальная и вертикальная привязка котлована к местности, план и разрезы котлована с указанием основных осей, размеров поверху и понизу, абсолютных отметок дна и всех заглублений, размеров откосов и конструкций крепления его стенок.

Размеры дна котлована определяются по формуле:

B_н(L_н)=B(L)+b₁(l₁)+C+b₀,

где B(L) – расстояние между наружными осями сооружения, b₁(l₁) – размеры выступающих части фундамента за осевую линию, С – минимальная ширина зазора между фундаментами и стеной котлована, b₀ – размеры водоотводящих конструкций.

B_н=48+5,1+2(1+0,3)=55,7м.

Размеры котлована поверху:

В_в(L_в)=B_н(L_н)+2b₀,

где b₀=Н∙0,75=3.4∙0,75=2,55м– длина проекции;

В_в=55,7+2·2,55=60,8м

Величина недобора грунта при разработке грунта экскаватором обратная лопата равна 10 см.

Проектирование котлована для свайного фундамента (см. рис.)

Размеры дна котлована

B_н=48+2,7+2(1+0,3)=53,3м.

Размеры котлована поверху:

В_в(L_в)=B_н(L_н)+2b₀, b₀=2,06м

где B_н(L_н) – длина котлована по низу;

В_в=53,3+2·2,06=57,43м.

IV Технико – экономическое сравнение вариантов фундаментов

Технико – экономическое cравнение вариантов вундаментов мелкого заложения и свайного представлены в табл.

Таблица №

Показатели	Ед. Изм.	Ст-сть Един.	Объём раб. для столб. фундамента	Стоим. раб. для столбч. фундамента	Объём раб. для свайн. фундамента	Стоим. раб. для свайн фундамента
Земляные работы
Разработка грунта экскаватором на гусеничном ходу - в отвал - с погрузкой	1000 м3	73,5	7,3 1,5	538,01	5,1 1,5	374,85
Разработка грунта бульдозером с перемещением до 10м	м3	48,1	7,3	351,13	5,1	245,31
Разработка грунта вручную	м3		0,43	70,1	0,09	14,67
Устройство водоотлива	м3	74,8	0,74	55,35	0,68	50,86

свайные и на естественном основании фундаменты

Устройство бетонной подготовки	м3				-	-
Устройство монолитных фундаментов под колонну	м3		335,61	12753,2	127,26	4835,88
бетон	м3	24,3	335,61	8155,32	127,26	3092,88
Арматура стержневая	1кг	0,23		3029,56		1148,85
Погружение свай дизель молотом	м3	18,4	-	-	102,48	1885,63
Сваи квадратного сечения длиной до 8м	м	4,47	-	-		1287,36
Сваи квадратного сечения длиной до 12м	м	8,1	-	-		6609,6
Устройство опалубки для монолитных ростверков	м2	2,34	419,76	982,238	271,44	635,17

Всего 36395,8 20382,06

Так как суммарная стоимость свайных фундаментов значительно меньше стоимости работ фундаментов мелкого заложения, то расчёт по материалу ведём для свайного фундамента.

V Расчёт фундаментов по материалу

5.1 Расчёт железобетонных ростверков на продавливание колонной.

Рис.12 К расчёту железобетонных ростверков на продавливание колонной.

Так как за пределом пирамиды продавливании нет ни одной сваи, то расчёт железобетонных ростверков на продавливание колонной не производим.

5.2 Расчёт на продавливание угловой сваей.

Принимаем класс бетона В20, R_bt=900кПа

N_p=2R_bth₂β₁(b₀₁+C₀₁/2)

где N_p=1422,3 кН – нагрузка на угловую сваю; h₂=60-10=50см – высота ступени ростверка от верха сваи; b₀₁ =0,625м – расстояние от внутренней грани сваи до наружней грани ростверка; C₀₁ =0,275>0.4h₀=0.188 – расстояние от внутренних граней сваи до ближайшей грани подколонника.

β₁=0.89(9 табл5,3)

1422.3 >900·0,5·2·0,89·(0,625+0,275/2)=610,7

Рис.13 К расчёту железобетонных ростверков на продавливание угловой сваей.

Увеличиваем толщину плиты до 0,9м,

Принимаем класс бетона В30, R_bt=1200кПа

h₂=90-10=80см, b₀₁, b₀₂ =0,625м C₀₁, C₀₂=0,275м β₁,β₂=1[9, табл.5.3]

1422.3>1200·0,8·2· 1(0,625+0,275/2) =1464 кН

Условие выполняется.

Рис.14 Изменение высоты ростверка.

Расчёт ростверка на поперечную силу не проводится, так как за пределом наклоннай плоскости нет свай.

5,3 Расчёт плиты ростверка на изгиб.

Подбор арматуры.

, где

По грани подколонника:

М₀₁=0,9·3·25·0,9·0,45+0,9·16,435·0,9·3·0,45=45,3 кН

По грани колонны:

М₀₁=0,9·3·25·1,1·0,55+0,9·16,435·1,1·3·0,45=62,8 кН

Принимаем шаг 200, тогда

A_s1=48,64/15=3,24 см²

Принимаем 15 стержней диаметром 22 мм класса А-III, A_s=3,79 см²

Рис.15 К расчету плиты ростверка на изгиб.

Расчет продольной арматуры подколонника.

Расчетный эксцентриситет продольной силы:

м,

Где а– толщина защитного слоя.

,

где – статический момент коробчатого сечения.

,

м – рабочая высота сечения,

м.

Армируем конструктивно. Минимальная площадь сечения продольной арматуры

не менее 0,05.

Принимаем 4 стержня диаметром 16 класса A-III, .

Расчет поперечной арматуры.

В плоскости x (вдоль стороны l)

м,

Армируем конструктивно. Минимальная площадь сечения продольной арматуры

,шаг сеток 150мм

Количество сеток 5

Список использованной литературы.

1. СНиП 2.02.01-83* «Основания зданий и сооружений»

2. В.А. Веселов «Проектирование оснований и фундаментов.»

3. СНиП 2.01.07-85* «Нагрузки и воздействия»

4. СНиП 2.02.03-85 «Свайные фундаменты»