УДК 624.15:725 ББК 38.58 П79 Авторы: Д.Ю. Чунюк, Л.И. Черкасова, Е.С. Гусева, А.Е. Беспалов, Е.М. Грязнова Рецензенты: доктор технических наук В.В. Знаменский, профессор кафедры механики грунтов и геотехники НИУ МГСУ; доктор технических наук А.Н. Власов, директор ИПРИМ РАН П79 Проектирование оснований и фундаментов гражданских зданий [Электронный ресурс] : учебно-методическое пособие / [Д.Ю. Чунюк и др.] ; Министерство науки и высшего образования Российской Федерации; Национальный исследовательский Московский государственный строительный университет, кафедра механики грунтов и геотехники. — Электрон. дан. и прогр. (3,6 Мб). — Москва : Издательство МИСИ – МГСУ, 2020. — Режим доступа: http://lib.mgsu.ru/. — Загл. с титул. экрана. ISBN 978-5-7264-2172-8 (сетевое) ISBN 978-5-7264-2171-1 (локальное) В учебно-методическом пособии изложены пояснения и примеры по вопросам проектирования оснований и фундаментов мелкого и глубокого заложения по предельным состояниям. Для обучающихся по направлениям подготовки 08.03.01 Строительство и 07.03.01 Архитектура. Учебное электронное издание © Национальный исследовательский Московский государственный строительный университет, 2020 Редактор, корректор А.А. Космина Компьютерная вёрстка О.В. Суховой Дизайн первого титульного экрана Д.Л. Разумного Для создания электронного издания использовано: Microsoft Word 2010, ПО Adobe Acrobat Подписано к использованию 24.04.2020. Объём данных 3,6 Мб. Федеральное государственное бюджетное образовательное учреждение высшего образования «Национальный исследовательский Московский государственный строительный университет» 129337, Москва, Ярославское ш., 26 Издательство МИСИ – МГСУ Тел.: (495) 287-49-14, вн. 13-71, (499) 188-29-75, (499) 183-97-95 E-mail: ric@mgsu.ru, rio@mgsu.ru Оглавление ВВЕДЕНИЕ .............................................................................................................................................. 5 1. ЗАДАНИЕ НА КУРСОВОЕ ПРОЕКТИРОВАНИЕ. СОСТАВ И ОБРАБОТКА ИСХОДНЫХ ДАННЫХ ....................................................................... 1.1. Конструкция сооружения, фундаменты, нагрузки................................................................... 1.2. Оценка инженерно-геологических условий площадки строительства .................................. 6 6 9 2. ВЫСОТНАЯ И ГОРИЗОНТАЛЬНАЯ ПРИВЯЗКА СООРУЖЕНИЯ К ИНЖЕНЕРНО-ГЕОЛОГИЧЕСКОМУ РАЗРЕЗУ ......................................................................... 16 3. РАСЧЁТ ФУНДАМЕНТОВ МЕЛКОГО ЗАЛОЖЕНИЯ................................................................. 18 3.1. Расчёт глубины заложения фундамента.................................................................................... 18 3.2. Расчёт размеров подошвы фундамента ..................................................................................... 21 4. РАСЧЁТ СВАЙНЫХ ФУНДАМЕНТОВ.......................................................................................... 4.1. Ленточный фундамент под стену здания .................................................................................. 4.2. Определение среднего давления под подошвой условного фундамента .............................. 4.3. Вычисление расчётного сопротивления грунта R .................................................................... 54 54 59 60 5. РАСЧЁТ ОСНОВАНИЙ ПО ВТОРОМУ ПРЕДЕЛЬНОМУ СОСТОЯНИЮ — ПО ДЕФОРМАЦИЯМ ........................................................................................................................ 5.1. Расчёт деформаций оснований методом послойного суммирования .................................... 5.2. Расчёт деформаций основания методом эквивалентного слоя ............................................... 5.3. Расчёт стабилизации осадки фундамента во времени ............................................................. 70 70 77 80 6. ПРОЕКТИРОВАНИЕ КОТЛОВАНА ............................................................................................... 85 7. ПОДСЧЁТ ОБЪЁМОВ ЗЕМЛЯНЫХ РАБОТ И ОБЪЁМОВ БЕТОННЫХ И ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ ПРОЕКТИРУЕМЫХ ВАРИАНТОВ ФУНДАМЕНТОВ ................................................................. 86 8. ОФОРМЛЕНИЕ КУРСОВОГО ПРОЕКТА ...................................................................................... 87 БИБЛИОГРАФИЧЕСКИЙ СПИСОК .................................................................................................... 89 ПРИЛОЖЕНИЕ ....................................................................................................................................... 90 ВВЕДЕНИЕ В учебно-методическом пособии даются рекомендации по вопросам курсового проектирования оснований и фундаментов зданий и сооружений. Курсовое проектирование ведётся на основе анализа конструктивной схемы здания, инженерно-геологических условий строительной площадки, а также геодезической привязки сооружения к инженерно-геологическому разрезу. В пособии рассмотрены примеры расчёта сборных фундаментов мелкого заложения и свайных фундаментов по первой и второй группам предельных состояний с использованием действующих нормативных документов. Первая группа предельных состояний соответствует условиям, при которых здание (сооружение) и основание непригодны к эксплуатации. Это возможно в случае потери устойчивости формы и положения, при различных формах разрушений, при резонансных колебаниях, чрезмерной деформации основания и т.д. Вторая группа предельных состояний характеризуется нарушением нормальной эксплуатации здания (сооружения), вследствие чего наблюдается снижение долговечности по причине наличия недопустимых перемещений. К таким перемещениям относятся осадки, подъём, прогибы, крены и т.д. Наступление какого-либо предельного состояния при проектировании оснований и фундаментов недопустимо. Поэтому при проектировании следует выполнять проверки по двум группам предельных состояний с целью выбора оптимального технического решения фундаментов. Выбранное техническое решение фундамента должно обеспечивать нормальную эксплуатацию здания (сооружения), т.е. не допускать возможность достижения основанием предельных состояний. В приложениях к Пособию даны справочные материалы, необходимые для проектирования. Учебно-методическое пособие предназначено для студентов, обучающихся по направлению подготовки 08.03.01 «Строительство» (уровень образования — бакалавриат). 1. ЗАДАНИЕ НА КУРСОВОЕ ПРОЕКТИРОВАНИЕ. СОСТАВ И ОБРАБОТКА ИСХОДНЫХ ДАННЫХ Курсовое проектирование начинается с выдачи соответствующего задания, в котором содержится необходимая исходная информация для расчёта фундаментов. Задание состоит из двух частей: первая часть — конструктивная, в ней приводится информация о сооружении, вторая часть содержит описание инженерно-геологических условий рассматриваемой площадки строительства, в ней даны результаты выполненных инженерно-геологических изысканий. Изучение исходных данных первой части задания и их анализ позволяют сформировать представление о конструктивной схеме здания, изучение второй части задания даёт представление о грунтах основания, слагающих строительную площадку. 1.1. Конструкция сооружения, фундаменты, нагрузки Конструктивная часть задания на проектирование (рис. 1.1) содержит план типового этажа, относительную отметку пола 1-го этажа и пола подвала, отметку поверхности планировки; информацию об этажности здания, нормативных нагрузках, толщине и материале стен и расположении ригелей (при их наличии). При ознакомлении с первой — конструктивной — частью задания требуется определить: − функциональное назначение здания (жилое, административное, промышленное), его длину и ширину, высоту, наличие подвала и его глубину расположения, конструктивный тип здания (кирпичное, блочное, панельное, бескаркасное, полукаркасное или каркасное); − особенности объёмно-планировочного решения (секции, квартиры, несущие и самонесущие стены); − особенности схемы передачи нагрузок от вышележащих конструкций здания на фундамент. Нормативные значения нагрузок приводятся в задании на проектирование; − типы фундаментов (ленточные — под стены, отдельно стоящие — под колонны), особенности нагрузки, воспринимаемой фундаментом (центральная или внецентренная); − предварительную глубину заложения фундаментов, принимая во внимание отметку перекрытия пола подвала и планировочную отметку. В результате ознакомления и анализа первой части задания на проектирование должны сформироваться ясные представления о рассматриваемом здании, о его конструктивной схеме, об особенностях передачи нагрузки от вышележащих конструкций здания на грунт основания. Классификация нагрузок и воздействий и их определение проводятся в соответствии с СП 20.13330.2016 [1]. Согласно [1] нагрузки могут быть постоянные (вес конструктивных частей сооружения, вес грунта и т.п.) и временные. Временные нагрузки подразделяются на длительные (вес временных перегородок, вес стационарного оборудования и т.п.), кратковременные (вес людей, ремонтных материалов, климатические и т.п.) и особыми (климатические, действие которых может вызвать аварийную ситуацию, взрывные, нагрузки за счёт деформации грунтов основания и т.п.). Расчёт оснований и фундаментов по первому и второму предельным состояниям следует выполнять с учётом неблагоприятных сочетаний нагрузок. Такие сочетания устанавливаются на основе анализа реальных вариантов одновременного действия различных нагрузок, присущих рассматриваемой стадии работы фундамента или основания. В зависимости от принимаемого состава нагрузок следует различать • основное сочетание — постоянные, длительные и кратковременные; • особое — постоянные, длительные, кратковременные и одна из особых нагрузок. В первой части задания даётся основное сочетание нагрузок. Расчёт фундаментов и оснований выполняется по расчётным нагрузкам. Согласно [1, п. 4.2] значение расчётной нагрузки определяется умножением нормативного значения этой нагрузки на коэффициент надёжности по нагрузке γf, с учётом группы предельного состояния. Согласно [1] значения γf в основном и особом сочетаниях нагрузок принимаются в зависимости от того, по какой группе предельных состояний ведётся расчёт. 6 1-1 Краткая характеристика здания Конструкция № 0 Стены наружные — кирпичные толщиной 64 см. Стены внутренние (перегородки) — кирпичные толщиной 15 см. Колонны — ж/б, 40 × 40 см. Перекрытия — сборные многопустотные ж/б плиты толщиной 22 см. Покрытия — сборные ж/б плиты. 33.000 30.000 27.000 24.000 21.000 Здание имеет подвал во всех осях. Отметка пола подвала –2,20. Отметка пола первого этажа ±0,00 на 0,60 м выше отметки спланированной поверхности земли. 18.000 15.000 12.000 9.000 Нагрузки даны: на стену «А» в кН/м, на колонну «Б» — в кН. При наличии подвала постоянные временные и нагрузки увеличиваются: на стену А — пост. на 14 кН/м, врем. — на 2 кН/м; на колонну Б — пост. на 65 кН, врем. —на 3 кН. 6.000 3.000 -0.000 Нагрузки на уровне 1-го этажа 6000 6000 А Б В Число этажей Пост. Врем. Пост. Врем. Ось А (стена) Ось Б (колонна) 7 8 9 10 11 12 13 14 263 20 752 139 279 21 848 145 293 21 928 149 307 23 1020 160 431 25 1150 175 334 28 1200 200 349 30 1280 210 352 32 1360 220 Типовой план этажа 1 12000 6000 Б Ось симметрии 6000 А В 3400 1 3200 2 2800 3 2400 4 3600 5 2400 71200 2400 7 6 3600 8 2400 9 2800 10 3200 11 3400 12 13 1 Рис.1.1. Первая — конструктивная — часть задания на проектирование При расчёте по первой группе предельных состояний значения коэффициента γf изменяются в интервале от 0,9 до 1,8 в зависимости от целого ряда факторов. При расчёте по предельным состояниям второй группы значения коэффициента γf принимаются равными единице, если в нормах проектирования оснований и фундаментов не установлены другие значения. В курсовом проекте при расчётах по первому предельному состоянию значение расчётной нагрузки NI определяется с учётом обобщённого значения γf = 1,2; для расчётов основания по второй группе предельных состояний принимается γf = 1,0: 𝑁I = 1,2 · (𝑁п + 𝑁в ); 𝑁II = 1,0 · (𝑁п + 𝑁в ), где Nп и Nв — постоянные и временные нормативные нагрузки соответственно. 7 Их значения даются в задании на курсовой проект. Все здания в заданиях на курсовое проектирование имеют подвал. В одной части заданий на курсовое проектирование указанные в них нормативные нагрузки включают постоянную от сооружения Nп и временную нагрузку Nв от пола подвала. В другой части заданий нормативные нагрузки от сооружения Nп и от пола подвала Nпп задаются раздельно. В этом случае расчётные нагрузки вычисляются как 𝑁I = 1,2 · [(𝑁п + 𝑁пп ) + (𝑁а + 𝑁вп )], 𝑁II = 1 · [(𝑁п + 𝑁пп ) + (𝑁в + 𝑁вп )], где 𝑁п и 𝑁пп — постоянная нагрузка от сооружения и дополнительная постоянная нагрузка от пола подвала, указанные в задании; 𝑁в и 𝑁вп — нормативные временная нагрузка от сооружения и дополнительная временная нагрузка от надподвального перекрытия и пола подвала соответственно. Нагрузка, воспринимаемая грунтом основания фундамента Nполн, состоит из нагрузки от сооружения и полезной нагрузки в нём N, нагрузки от собственного веса фундамента Q и нагрузки от веса грунта на поверхности фундамента G: 𝑁полн = 𝑁 + 𝑄 + 𝐺. С учётом того, по какому предельному состоянию ведётся расчёт, выполняется корректировка значений нагрузок N, Q и G путём их умножения на соответствующий коэффициент надёжности по нагрузке γf = 1 или γf = 1,2. В указаниях есть примеры, когда известна расчётная нагрузка NII, но неизвестна NI. Тогда N1 𝑁 определяется по формуле NI = 1,2 NII. Если известна NI, то 𝑁II = I . 1,2 Нормативные нагрузки от самонесущих стен рассчитываются по их размерам с учётом удельного веса материала, использованного для их изготовления, с увеличением примерно на 30 % расчётной нагрузки, приходящейся на наиболее нагруженную соседнюю стену здания. Пример 1 Расчёт нагрузок на фундамент по первой и второй группам предельных состояний а) Ленточный фундамент под наружную стену здания Основное сочетание нормативных нагрузок, приложенных на отметке верха фундамента и действующих на наружную стену здания, имеющего подвал: − постоянная Nп = 341 кН/пог. м; − временная Nв = 21 кН/пог. м. Эти нагрузки увеличиваются на указанные в задании нагрузки Nпп и Nвп (постоянная и временная нагрузка от перекрытия над подвалом и пола подвала): − постоянная Nпп = 14 кН/пог. м; − временная Nвп = 2 кН/пог. м. Согласно группам предельных состояний определяем расчётные нагрузки: • для первой группы предельных состояний расчётная нагрузка 𝑁I = 1,2 · [(341 + 14) + (21 + 2)] = 453,6 кН/пог. м; • для второй группы предельных состояний расчётная нагрузка 𝑁II = 1 · [(341 + 14) + (21 + 2)] = 378 кН пог.м . б) Фундамент под колонну по внутренней стене В зданиях с подвалом внутренние стены опираются на ряд колонн через ригели. В этом случае в соответствии с заданием на проектирование нормативные нагрузки на колонну в уровне отметки низа пола первого этажа определяются, как: • постоянная Nп = 921 кН; • временная Nв = 145 кН. 8 Эти нагрузки также увеличиваются на величину постоянной Nпп и временной Nвп нагрузок: • постоянная Nпп = 65 кН; • временная Nвп = 6 кН. С учётом этого, расчётные нагрузки: • для первой группы предельных состояний 𝑁I = 1,2 · [(921 + 65) + (145 + 6)] = 1364 кН; • для второй группы предельных состояний 𝑁II = 1 · [(921 + 65) + (145 + 6)] = 1137 кН. 1.2. Оценка инженерно-геологических условий площадки строительства Во второй части задания на курсовое проектирование даётся характеристика площадки строительства в отношении инженерно-геологических условий. Здесь даны результаты инженерно-геологических изысканий. По разведочным скважинам и шурфам, расположенным по продольной оси здания, строится геологический разрез. Данные, необходимые для построения такого разреза, приводятся в таблицах с указанием номеров скважин и шурфов, расстоянием между ними, отметками устья и глубины их проходки; об уровне грунтовых вод, встреченном при проходке (табл. 1.1). В каждом варианте второй части задания на проектирование приводится таблица результатов лабораторных исследований физико-механических свойств образцов грунта отобранных из скважин и шурфов (табл. 1.2). В таблице указан гранулометрический состав грунтов, значения плотности грунта ρ и его частиц ρs, природной влажности w, влажностей на границе текучести wL и раскатывания wР. Даются прочностные характеристики грунта: угол внутреннего трения φ и удельное сцепление с. Деформационные характеристики грунтов определяются по результатам лабораторных компрессионных и полевых штамповых испытаний образцов грунта. По результатам бурения скважин и проходки шурфов с учётом заданного расстояния между ними строится геометрия инженерно-геологического разреза, затем, по итогам лабораторных исследований — табл. 1.1. Таблица 1.1 Данные инженерно-геологических изысканий СКВАЖИНА № 1 ШУРФ № 1 Абсолютная отметка устья 158,60 Абсолютная отметка устья 158,10 Абсолютная Глубина Уровень № поМощность грунтовых отметка подошвы род слоя, м вод, м подошвы слоя, м слоя, м Абсолютная Глубина Уровень Мощность № погрунтовых отметка подошвы род слоя, м вод, м подошвы слоя, м слоя, м I 157,40 1,20 1,20 II 155,35 3,25 2,05 III 151,10 7,50 4,25 11,0 149,6 I 156,90 1,2 1,2 II 154,80 3,3 2,1 III 153,10 5,00 1,7 Примечания: 1. Скважины и шурф расположены на прямой, проходящей по продольной оси здания. 2. Расстояние между скважинами соответственно 54,0 и 49,5 м. 3. Дата бурения скважин 25.02.2000 г. 9 Таблица 1.2 Данные о физических свойствах грунтов Плотность частиц грунта ρ, т/м3 Природная влажность W, % 1,92 33,7 8,0 Частиц d < 0,1 мм (прошедших через сито 40 33,7 с отверстиями 0,1 мм — 4,3 %) – – 2,7 2,06 22,2 Скв.2 – 22 0,05–0,01 < 0,005 2,73 0,01–0,005 30,5 0,10–0,05 48 0,25–0,10 0,0 0,6 0,5 2,0 10,0 25,0 19,0 42,9 0,5–0,25 3,5 2,0–0,5 Скв. 1 > 2,0 Плотность частиц грунта ρs, т/м3 2 Глубина от поверхности, м 1 Влажность на границе № скважин и шурфов № п.п. Гранулометрический состав, %, при размере частиц, мм WL % WP % текуч. раскат. По результатам компрессионных и штамповых испытаний определяются модули деформации грунтов E0, необходимые при расчёте фундаментов здания по деформациям. Подробно этот вопрос будет рассмотрен в примерах 13 и 14. Классификация грунтов в соответствии с ГОСТ 25100-2011 [2] проводится по таксономическим единицам, выделяемым по группам признаков: • класс (подкласс) — по природе структурных связей; • тип (подтип) — по генезису; • вид (подвид) — по вещественному, литологическому составу; • разновидность — по количественным показателям состава, строения, состояния и свойств грунтов. Грунты, данные о которых приводятся в заданиях на курсовой проект, имеют один и тот же класс — дисперсные. К дисперсным относятся грунты, обладающие физическими, физико-химическими или механическими структурными связями. В зависимости от наличия тех или иных структурных связей грунты выделяют в подкласс несвязных (сыпучих) грунтов (песчаных), обладающих механическими структурными связями, и в подкласс связных грунтов (глинистых), с физическими и физико-химическими структурными связями. По генезису и вещественному составу в классе дисперсных грунтов выделяют соответственно тип осадочных грунтов. Вид грунтов по генезису и вещественному составу — минеральные. Разновидности дисперсных грунтов выделяют по количественным показателям их вещественного состава, строения, состояния и свойств: • песчаные грунты подразделяются по: − крупности частиц — гранулометрическому составу ∗ на гравелистый, крупный, средней крупности, мелкий, пылеватый (Приложение, табл. П.3); − по плотности сложения, рассчитываемой по коэффициенту пористости е — плотный, средней плотности, рыхлый (Приложение, табл. П.4); − по коэффициенту (или степени) водонасыщения sr — маловлажный, влажный, насыщенный водой (Приложение, табл. П.5); ∗ Гранулометрический состав — процентное содержание по массе частиц различной крупности в навеске грунта, использованной для его определения. 10 Рис. 1.2. Инженерно-геологический разрез 1-1 с привязкой сооружения • глинистые грунты подразделяются по: − числу пластичности Ip — супесь, суглинок, глина (Приложение, табл. П.6); 𝑤−𝑤𝑝 : супесь — твёрдая, пластичная, текучая; суглинок − по показателю текучести 𝐼𝐿 = 𝑤𝐿 −𝑤𝑝 и глина — твёрдые, полутвёрдые, тугопластичные, мягкопластичные, текуче-пластичные, текучие (Приложение, табл. П.7). В зависимости от определённых классификационных признаков принимают их условное расчётные сопротивления грунта 𝑅0 , кПа, в соответствии с СП 22.13330.2016 [4], необходимое для определения несущего слоя грунта и назначения предварительных размеров фундаментов (Приложение, табл. 8, 9). Построение геологического разреза и определение свойств грунтов позволяет получить сведения о последовательности напластования слоёв грунта, их мощности, классификационных наименованиях грунтов и выделить инженерно-геологические элементы. Полученная информация позволяет дать общую предварительную оценку основания и выбрать несущий слой грунта. По геологическому разрезу с учётом условного расчётного сопротивления грунта следует определить, является ли выбранное основание фундамента мелкого заложения естественным и какой грунт можно использовать в качестве несущего слоя. Выбор несущего слоя грунта производится в зависимости от глубины заложения фундаментов, значения условного расчётного сопротивлением 𝑅0 и мощности рассматриваемого слоя грунта. Если условное расчётное сопротивление грунта 𝑅0 не менее 150…200 кПа и слой грунта мощностью 1,0…1,5 м и более, то его можно считать пригодным для использования в качестве несущего слоя фундаментов здания. Пригодность грунта для его использования в качестве несущего слоя определяется предварительно расчётом площади подошвы фундамента А, при которой среднее давление грунта под фундаментом 𝑝II от полной нагрузки 𝑁полн , не будет превышать условное расчётное сопротивление грунта 𝑅0 этого слоя, т.е. будет выполняться условие 𝑝𝐼𝐼 ≤ 𝑅0 ∗. 1F ∗ По условию 𝑝II ≤ 𝑅0 могут назначаться окончательные размеры фундаментов зданий и сооружений III уровня ответственности (СП 50-101-2004, п. 5.5.13). Для сооружения I и II уровней ответственности, фундаменты которых разрабатываются в курсовом проекте, размеры подошвы определяются по условию 𝑝II ≤ 𝑅, где R, в отличие от R0, вычисляется по формуле (5.7) из [4] с использованием характеристик прочности грунта ϕ и с. Соответствующие расчёты даны в примерах 3–7. 11 Среднее давление под фундаментом 𝑝II определяется по формуле 𝑁II +𝑄II +𝐺II 𝑝II = 𝐴 , где 𝑁II — расчётная вертикальная нагрузка от здания, принятая для расчётов по второму предельному состоянию и собранная до низа пола 1-го этажа, т.е. до уровня верхнего обреза фундамента; 𝑄II — расчётное значение веса фундамента; 𝐺II — расчётное значение веса грунта на уступах фундамента. Расчётные значения 𝑄II и 𝐺II принимаются равными их нормативным значениям (γ𝑓 = 1); А — площадь подошвы фундамента. Так как конструкция фундамента ещё не определена, то нагрузка QII от его собственного веса и нагрузка от веса 𝐺II грунта на его уступах принимается приближённо 𝑄II + 𝐺II = 𝐴 · 𝑑 · γср , где d — предполагаемая глубина заложения фундамента; γср — осреднённое значение удельного веса материала фундамента и веса грунта, принимаемое γср = 20 кН/м3. Тогда среднее давление на грунт под фундаментом 𝑝II = 𝑁II 𝐴 + γср · 𝑑. При известном условном расчётном сопротивлении грунта 𝑅0 несущего слоя можно определить предварительное значение площади подошвы фундамента А, при которой будет справедливо равенство 𝑝II = 𝑅0 . В этом случае предварительное значение площади фундамента будет минимальным, а значит, конструкция фундамента будет наиболее экономичной. При проектировании ленточных фундаментов в расчёт вводится 1 погонный метр длины фундамента здания. В этом случае нагрузка также собирается с 1 погонного метра. Ширина ленточного фундамента b равна его площади А, которая рассчитывается как 𝐴 = 𝑏 · 1 пог. м. Площадь квадратного фундамента 𝐴 = 𝑏 2 , откуда 𝑏 = √𝐴. Предварительно определить ширину b ленточного фундамента можно, используя формулу (а), а для фундамента под колонну — формулу (б): 𝑏 = 𝑁II 𝑅0 −γср ∙𝑑 𝑏 = � 𝑅 𝑁𝐼𝐼 ; 0 −𝛾ср ∙𝑑 (a) . (б) Ширина фундамента b не может быть больше ширины стандартного фундамента, определяемой по Каталогу конструктивных элементов фундаментов гражданских и административных зданий [6]: максимальная ширина ленточных фундаментов b = 3,2 м, фундаментов под колонны — b = 2,1 м. При необходимости максимальную ширину фундамента под колонну допускается увеличить на 30…60 %. В этом случае используются составные фундаменты, состоящие из опорной плиты и подколонника (см. рис. 3.1,а,в. Примеры 6, 7, рис. 3.9 и 3.11). В случае, когда размеры фундамента под колонну окажутся больше максимальных стандартных или увеличенных на 30…60 %, принятый в качестве несущего слой грунт с условным расчётным сопротивлением 𝑅0 будет непригоден для опирания на него здания через рассматриваемый вид фундамента. Грунты с ненормируемым условным расчётным сопротивление 𝑅0 являются слабыми. Такие слои грунтов не рекомендуется использовать в качестве несущих. К слабым грунтам относятся 12 рыхлые пески, глинистые грунты текучей консистенции, торфы, заторфованные, неслежавшиеся насыпные грунты. При наличии слабых грунтов при возведении на них фундаментов мелкого заложения необходимо провести искусственное улучшение основания различными методами или выполнить замену верхних слоёв либо всей толщи слабого грунта. Одним из вариантов улучшения основания является устройство песчаной подушки (Пример 9). Следует обратить внимание на то, что определение площади фундамента по формулам (а) и (б) является предварительным. Кроме того, площадь фундаментов для сооружений I и II уровней ответственности должна подбираться исходя из условия 𝑝II = 𝑅 (см. сноску на предыдущей стр.). Формулы (а) и (б) получены с учётом допущения 𝑝II = 𝑅0 , в то время как разница между значением 𝑅0 , определённым по таблицам, и значением расчётного сопротивления грунта R, рассчитанным по СП [4], значительна. Решение о том, является ли рассматриваемый слой грунта несущим, можно принимать только тогда, когда определяемая площадь не будет превышать стандартную. Решение о возможности использования выбранного слоя грунта в качестве несущего принимается по результатам расчётов, выполненных методом последовательных приближений с использованием расчётного сопротивления грунта R (см. примеры 3–7). Анализ инженерно-геологических условий рассматриваемой площадки исходя из значений условного расчётного сопротивления 𝑅0 позволяет выявить в массиве грунта слабый подстилающий слой. Слабый подстилающий слой грунта находится непосредственно под несущим слоем, и табличное значение его условного расчётного сопротивления меньше, чем у несущего слоя. Наличие в основании слабого подстилающего слоя требует проверки его прочности, т.е. выдержит ли рассматриваемый слой давление от вышележащего грунта и сооружения. При увеличении расстояния от подошвы фундамента до кровли слабого подстилающего слоя вероятность того, что условие проверки будет выполнено, возрастает (Пример 8). При проектировании свайного фундамента на геологическом разрезе отмечают слои грунта, пригодные для обеспечения достаточной несущей способности свай, которая формируется за счёт сопротивления грунта по их боковой поверхности и под остриём .В дальнейшем, в зависимости от глубины расположения таких слоёв будет определена длина свай в составе фундамента. При проектировании оснований и фундаментов необходимо учитывать, кроме геологического строения площадки строительства, и гидрогеологические условия рассматриваемой территории. В этом случае необходимо обратить внимание на следующие вопросы: • уровень грунтовых вод и его влияние на подтопление подвального помещения; • выбор гидроизоляции (безнапорная, напорная), обеспечивающей защиту подвальных помещений; • выбор водоотлива (глубинный или поверхностный) на время выполнения работ нулевого цикла. Оценка инженерно-геологических условий должна быть краткой и конкретной. В ней нужно указать: • слой грунта, расположенный на предлагаемой глубине заложения фундаментов, который в естественном состоянии можно использовать в качестве несущего слоя. Пригоден ли выбранный слой грунта для возведения на нём фундаментов мелкого заложения. Или на предлагаемой глубине заложения расположен слабый грунт с ненормируемым условным расчётным сопротивлением R0, использование которого требует искусственного улучшения или устройства песчаной подушки; • есть ли под несущим слоем слабые грунты; можно ли выбрать глубину заложения фундамента так, чтобы расстояние от подошвы фундамента до кровли слоя слабого грунта составляло 0,7…1,0 м и более и при этом выполнялось условие проверки допустимости давления на слабый слой грунта; • имеются ли на рассматриваемой площадке грунты, расположенные на определённой глубине, пригодные для обеспечения несущей способности свай; • на какой отметке отмечаются грунтовые воды. 13 Пример 2 Установление классификационных признаков грунтов площадки строительства и их условных расчётных сопротивлений 𝑹𝟎 Исходные данные: лабораторное определение физические свойства образцов (табл. 1.3). Таблица 1.3 текучести WL, % раскатываемости WP, % 30,5 33,7 Частиц d < 0,1 мм (прошедших через сито с отверстиями 0,1 мм — 4,3 %) 2,7 2,06 22,2 – – <0,005 48 0,01–0,005 33,7 0,05–0,01 1,92 0,10–0,05 Природная влажность w, % 8,0 Плотность грунта ρ, кН/м3 1 Плотность частиц ρs, кН/м3 3 0,0 0,6 0,5 2,0 10,0 25,0 19,0 42,9 – 22 40 Влажность на границе 2,73 0,25–0,10 3,5 0,5–0,25 Глубина от поверхности, м 1 2,0–0,5 № скважины (шурфа) 2 Гранулометрический состав, %, при диаметре частиц, мм >2,0 Номера слоёв грунта Данные о физических свойствах грунтов Необходимо определить классификационные признаки грунтов строительной площадки и значения их условных расчётных сопротивлений 𝑅0 . С учётом исходных лабораторных данных получаем: 2-й слой (проба отобрана из скв. № 1 с глубины 3,5 м) Подкласс — глинистый грунт, так как 𝐼𝑝 = 𝑤𝐿 − 𝑤𝑃 > 1 %. Разновидности: − по числу пластичности 𝐼𝑝 = 𝑤𝐿 − 𝑤𝑃 = 48 − 30 − 30,5 = 17,5 — глина (Приложение, табл. П.6); 𝑤−𝑤𝑝 33,7−30,5 − по показателю текучести 𝐼𝐿 = = = 0,183 — полутвёрдая (Приложение, 17,5 𝐼𝑝 табл. П.7). Для определения условного расчётного сопротивления грунта 𝑅0 необходимо знать коэффициент пористости 𝑒 = ρ𝑠 ρ ∙ (1 + 𝑊) − 1 = 27,3 19,2 ∙ (1 + 0,337) − 1 = 0,9. Условное расчётное сопротивление 𝑅0 находим для значения e = 0,9, используя интерполяцию сначала по коэффициенту пористости e между e = 0,8 и e = 1,1 при 𝐼𝐿 = 0 и при 𝐼𝐿 = 1, затем — выполняя интерполяцию по показателю текучести 𝐼𝐿 между 𝐼𝐿 = 0 и 𝐼𝐿 = 1 для значения 𝐼𝐿 = 0,183 при e = 0,9. Исходные данные для интерполяции целесообразно взять из таблицы значений условных расчётных сопротивлений 𝑅0 при 𝐼𝐿 = 0 и 𝐼𝐿 = 1 и e = 0,8 — 300 и 200 соответственно и при e = 1,1 — 250 и 100 (Приложение, табл. П.9) и расположить согласно табл. 1.4. Таблица 1.4 Исходные данные и результаты интерполяции R0 0,183 e1 = 0,8 IL = 0 R0(1,0)300 IL = 1 R0(1,1)200 e = 0,9 283,3 262 166,7 e2 = 1,1 R0(2,0) 250 R0(2,1) 100 14 Интерполяция по e при 𝐼𝐿 = 0: изменение ∆𝑒 = 1,1 − 0,8 = 0,3 соответствует изменению ∆𝑅0 = 300 − 250 = 50; изменение ∆𝑒 = 0,9 − 0,8 = 0,1 соответствует изменению ∆𝑅0 = 𝑥: 𝑥 = 0,1∙50 0,3 Интерполяция по е при 𝐼𝐿 = 1: 𝑥 = 0,1∙100 0,3 = 16,7; 𝑅0 = 300 − 16,7 = 283,3 кПа. ∆𝑒 = 0,3 − ∆𝑅0 = 100; ∆𝑒 = 0,1 − ∆𝑅0 = 𝑥; = 33,3; 𝑅0 = 200 − 33,3 = 166,7 кПа. Интерполяция по 𝐼𝐿 при 𝑒 = 0,9: ∆𝐼𝐿 = 1 − 0 = 1 − ∆𝑅0 = 283,3 − 166,7 = 116,6; ∆𝐼𝐿 = 0,183 − ∆𝑅0 = 𝑥; 𝑥 = 0,183∙116,6 1 = 21,34; 𝑅0 = 283,3 − 21,34 ≈ 262 кПа. Для получения аналогичного результата можно воспользоваться интерполяционной формулой 𝑅0(𝑒,𝐼𝐿 ) = = 𝑒2 −𝑒 ∙ �(1 − 𝐼𝐿 ) ∙ 𝑅0(1,0) + 𝐼𝐿 𝑅0(1,1) � + 𝑒2 −𝑒1 1,1−0,9 1,1−0,8 𝑒−𝑒1 𝑒2 −𝑒1 ∙ �(1 − 𝐼𝐿 ) ∙ 𝑅0(2,0) + 𝐼𝐿 ∙ 𝑅0(2,1) � = ∙ [(1 − 0,183) ∙ 300 + 0,183 ∙ 200] + = 262 кПа. 0,9−0,8 1,1−0,8 ∙ [(1 − 0,183) ∙ 250 + 0,183 ∙ 100] = Итак, условное расчётное сопротивление глины полутвёрдой с коэффициентом пористости е = 0,9 и показателем текучести 𝐼𝐿 = 0,183 составляет 𝑅0 = 262 кПа. 3-й слой (проба отобрана из скв. № 1 с глубины 8 м). Подкласс — песчаный грунт, непластичный, так как характеристики пластичности wL и wp отсутствуют. Разновидности: − по гранулометрическому составу — песок средней крупности, так как частиц крупнее 0,25 > 50 %: 22,0 + 40,0 = 62 % (Приложение, табл. П.3); − по плотности сложения, определяемой через коэффициент пористости 𝑒 = ρ𝑠 ρ ∙ (1 + 𝑊) − 1 = 2,7 2,06 ∙ (1 + 0,222) − 1 = 0,6: (0,55 < 0,6 < 0,7); − песок средней плотности (Приложение, табл. П.4); ρ ∙𝑤 2,7∙0,222 − по степени водонасыщения 𝑆𝑟 = 𝑠 = = 0,999, 0,8 < 0,999 < 1,0 — насыщен𝑒∙ρ𝑤 0,6∙1,0 ный водой (Приложение, табл. П.5). Условное расчётное сопротивление песка средней крупности и средней плотности R0 = 400 кПа (Приложение, табл. П.8). 2. ВЫСОТНАЯ И ГОРИЗОНТАЛЬНАЯ ПРИВЯЗКА СООРУЖЕНИЯ К ИНЖЕНЕРНО-ГЕОЛОГИЧЕСКОМУ РАЗРЕЗУ Основной целью привязки сооружения к инженерно-геологическому разрезу является обеспечение возможности опирания фундаментов мелкого заложения на несущий слой грунта, расположенного на небольшой глубине от поверхности (≈1,5…3,5 м), имеющего достаточную прочность (R0 не менее 150 кПа) и не являющегося сильно сжимаемым (Е0 > 10000 кПа). Привязка здания к инженерно-геологическому разрезу выполняется произвольно как по высоте, так и в плане. Выбор планировочной отметки поверхности грунта также производится произвольно. Изменение планировочной отметки возможно посредством подсыпки грунтом, вынутым при вскрытии котлована, или его срезкой. Свободная привязка здания в некоторых случаях позволяет получить более экономичное конструктивное решение фундамента и более рационально выполнить весь объём работ по нулевому циклу. Выполнение привязки проектируемого здания в реальных условиях осуществляется с учётом целесообразности размещения его на генеральном плане застраиваемой территории. В связи с этим возведение здания может осуществляться в неблагоприятных в геологическом отношении условиях. Особенно это характерно для строительных площадок, расположенных в условиях плотной городской застройки. В такой ситуации надёжное опирание фундаментов здания на грунт основания достигается путём уменьшения или увеличения глубины заложения фундаментов под всем зданием или под его частью, замены фундаментов мелкого заложения сплошными (плитными) или свайными фундаментами. Высотная привязка здания по инженерно-геологическому разрезу требует знания глубины заложения фундамента d. На начальном этапе проектирования можно использовать предварительную величину глубины заложения фундамента, которая определяется по относительным отметкам планировки и пола подвала, приведённым в задании на курсовое проектирование. При определении предварительной глубины заложения фундамента необходимо учесть, что расстояние от подошвы ленточных фундаментов до отметки поверхности пола подвала должно быть минимум 0,7…0,9 м, а у фундаментов под колонну — 0,5…1 м (в зависимости от конструкции). Глубина заложения и высотная привязка будут уточнены при дальнейшем проектировании. Относительные отметки продублируются абсолютными. Особенности геологического строения площадки строительства, специфика залегания слоёв грунта требуют рассмотрения различных случаев привязки фундаментов мелкого заложения. • Фундаменты под всем зданием опираются на один слой грунта. Это наиболее предпочтительный вариант (рис. 2.1). Назначение глубины заложения фундамента зависит от геологических условий рассматриваемой территории. Если под несущим слоем залегает слой слабого грунта, то отметка подошвы фундамента принимается так, чтобы расстояние от этой отметки до кровли слабого подстилающего слоя было менее 0,7…1,0 м. Эта отметка уточняется по результатам выполнения проверки давления на слабый подстилающий слой (Пример 8). • На геологическом разрезе отмечается наклонное залегание слоёв грунта. Характеристики свойств грунтов (условные расчётные сопротивления R0, модули деформации Е, коэффициенты фильтрации kф) несущего и подстилающего слоёв имеют близкие значения. В этом случае одна часть фундаментов здания опирается на несущий слой, а другая — на подстилающий слой (см. рис.2.1). • На геологическом разрезе отмечается наклонное залегание слоёв грунта, и под несущим слоем расположен слабый подстилающий грунт. Выполнить размещение фундаментов на несущем слое так, чтобы соблюдалось необходимое расстояние между подошвой фундамента и кровлей слабого слоя для удовлетворения проверки давления на слабый слой, не позволяет длина здания. Опереть фундамент одной части здания на несущий слой, а другой части — на слабый подстилающий слой нельзя. Такое опирание вызовет недопустимую неравномерность осадок. Решением является закладка фундамента уступами на разную глубину от го16 ризонтальной планировочной отметки DL ∗, возрастающую по направлению падения несущего слоя, то есть делать ступенчатое опирание фундаментов (рис. 2.2). При таком варианте опирания необходимо соблюдение примерно одинакового расстояния от подошвы фундаментов до более слабого подстилающего слоя для выполнения проверки давления на слабый слой. Между ступенями фундамента высота уступов обычно принимается равной высоте стенового блока — 0,6 м. Не представляет опасности то, что расстояние между уступами делается достаточно большим при относительно небольшом наклоне слоёв грунта. Однако если это расстояние окажется небольшим исходя из инженерно-геологических условий или конструктивных особенностей здания, то в этом случае необходимо выполнить проверку устойчивости грунта под вышележащим ступенчатым ленточным фундаментом или отдельными фундаментами, заложенными на разной глубине, по формуле 𝑐 ∆ℎ ≤ 𝑎 ∙ �tgφ + �, 𝑝 где Δh — высота уступа; а — длина ступени (расстояние между соседними уступами ленточных или краями отдельных фундаментов); р — среднее давление под верхним фундаментом; φ — расчётное значение угла внутреннего трения грунта, град.; с — удельное сцепление, кПа. При выполнении привязки следует учитывать влияние Δh и а на соблюдение приведённого ранее условия. Такая проверка выполняется при опирании наружных стен здания на ленточные фундаменты, а внутренних—на ряд колонн, у которых фундаменты, как правило, заглублены ниже ленточных. При искусственном улучшении основания привязка фундаментов мелкого заложения выполняется так, чтобы при минимальной толщине закрепляемой области или песчаной подушки выполнялась проверка допустимости давления на слабый подстилающий слой (пример 9). В случае привязки свайного фундамента появляется возможность определить расстояние от подошвы ростверка до слоя прочного грунта, пригодного для заглубления в него нижних концов свай, и принять предварительную длину свай. При отсутствии высотной привязки здания нельзя определить расстояние от подошвы фундамента до уровня подземных вод и выбрать вариант защиты фундаментов от грунтовых вод в процессе строительства и эксплуатации здания. ∗ Планировочная отметка может быть и наклонной (DL' на рис. 2.2), если разницу в глубине заложения фундаментов нужно снизить. 3. РАСЧЁТ ФУНДАМЕНТОВ МЕЛКОГО ЗАЛОЖЕНИЯ После выполнения подготовительного этапа, включавшего: • изучение и обработку исходных данных по инженерно-геологическим и гидрогеологическим условиям площадки строительства, по надземным и подземным конструкциям здания и действующим нагрузкам; ∗ • привязку здания к инженерно-геологическому разрезу и выбор несущего слоя, выполняется непосредственное проектирование фундаментов. Особенности инженерно-геологических условий площадки строительства (п. I.2) вносят определённые изменения в состав и последовательность выполнения курсового проекта (примеры 3–9). Расчёт фундамента мелкого заложения в рассмотренных трёх случаях напластования грунтов начинается с определения его основных размеров — глубины его заложения d и площади подошвы А. 3.1. Расчёт глубины заложения фундамента Глубина заложения фундамента d с экономической точки зрения должна быть наименьшей. Её установление выполняется с учётом определённых факторов [4, п. 5.5.1]. В проекте учитывается только их часть: • особенности конструктивной схемы сооружения (наличие подвальных помещений); • геологическое строение площадки; • гидрогеологическая ситуация (отметка уровня подземных вод); • климатические условия района строительства. С учётом влияния этих факторов глубина заложения фундамента d может быть различной. При проектировании принимается максимальное из полученных возможных значений d. Принимая во внимание конструктивные особенности, величина d назначается по относительным отметкам пола первого этажа (±0,00), отметкам пола подвала, отметкам поверхности планировки, приведённым в варианте задания на курсовое проектирование. Кроме того, учитываются толщина пола подвала ℎ𝑐𝑓 (обычно 0,2…0,15 м) и заглубление подошвы фундамента от низа пола подвала ℎ𝑠 . Величина ℎ𝑠 для фундамента под стену здания и под колонну будет разной. Фундаментная плита ленточного сборного фундамента ФЛ [6, п. 3, табл. 3.1] имеет высоту h, которая при ширине плиты фундамента b < 2 м равна 0,3 м, а при b ≥ 2 м–0,5 м. Тогда минимальное заглубление подошвы ленточного фундамента от низа пола подвала ℎ𝑠 = ℎ составляет 0,3 или 0,5 м (рис. 3.1.Б(г)). В курсовом проекте при проектировании фундамента под колонну сечением 0,4 × 0,4 м следует использовать одноблочные сборные фундаменты стаканного типа 2Ф [6, п. 2, табл. 2.1]. Одноблочные сборные фундаменты стаканного типа — это единый блок, состоящий из фундаментной плиты и подколонника со стаканом внутри него (рис. 3.1. А (а, б)). Высота блока 0,9 м. Площадь фундамента под колонну может быть увеличена сверх его максимального стандартного размера 2,1 × 2,1 м. В этом случае возможно использование составного фундамента. Составной фундамент — это монолитная железобетонная плита требуемой площади и подколонник, который для колонны сечением 0,4 × 0,4 м имеет размеры в плане 1,2 × 1,2 м и высоту 0,9 м (рис. 33.1. А(в)). В качестве подколонника также используется одноблочный фундамент стаканного типа с минимальным размером марки 2Фм 12.9 или одноблочный фундамент больших размеров. За счёт уменьшения изгибающих моментов в консольных частях плиты возможно уменьшение её толщины. Высота составного фундамента h значительно превышает высоту у ленточного. Она может изменяться в интервале от 1,2 до приблизительно 1,5 м при различной толщины плиты. Изготовление таких фундаментов возможно по индивидуальному заказу на заводе ЖБИ. В зависимости от глубины расположения кровли несущего слоя грунта или от глубины промерзания принимается окончательное значение hs. Величина hs уточняется после выбора ширины плиты подошвы фундамента b и её высоты h; площади фундамента А и толщины плиты фундамента под колонну. ∗ Привязка по высоте должна уточняться в ходе проектирования. 18 Исходя из особенностей конструктивной схемы здания и опорных элементов фундамента, глубина его заложения d вычисляется по формуле 𝑑 = ℎ𝑛 − ℎц + ℎ𝑐𝑓 + ℎ𝑠 , где ℎ𝑛 — разность отметок пола первого этажа (±0,00) и пола подвала (высота подвала); ℎц — высота цоколя — разность отметок ±0,00 и поверхности планировки DL. А а б в Б г д Рис.3.1. Возможные варианты заглубления подошвы фундамента от низа поло подвала: А — отдельные фундаменты; Б — ленточные фундаменты; DL — планировочная отметка; FL — отметка подошвы фундамента; hs — толщина слоя грунта выше подошвы фундамента (до низа пола подвала); hcf — толщина пола подвала; d1 — приведённая глубина заложения фундамента со стороны подвала; db — расстояние от планировочной отметки DL до пола подвала; hп — разность отметок пола 1-го этажа (+ 0.000) и пола подвала; h — высота; плиты ленточного фундамента (Б); hпл — высота (толщина) опорной плиты отдельного составного фундамента; 1 — надподвальное перекрытие (пол первого этажа); 2 — пол подвала; 3 — стена подвала (стеновая часть ленточного фундамента);4 — колонна; 5 — ограждающая панель, образующая стену повала в каркасном здании; 6 — опорная лита ленточного фундамента; 7 — отдельный одноблочный фундамент; 8 — опорная плита в отдельном составном фундаменте; 9 — подколонник в отдельном составном фундаменте Схематический рисунок фундамента с обозначением всех отметок представлен на рис. 3.1. В пояснительной записке к курсовому проекту рекомендуется сделать подобный рисунок с учётом данных, приведённых в первой части задания. Такой рисунок будет использоваться и в дальнейшем в случае корректировки глубины заложения подошвы фундамента и при его проектировании. В зависимости от климатический условий района строительства определяется глубина промерзания. С учётом величины глубины промерзания назначается глубина заложения фундамента в соответствии с п. 5.5 Свода правил [4]. Глубина заложения подошвы фундамента должна назначаться ниже расчётной глубины сезонного промерзания, характерной для рассматриваемого климатического района, особенно в связных глинистых грунтах, мелких и пылеватых. Выполнение этого условия позволит предотвратить возможные неравномерные деформации сооружений, вызванные промерзанием или оттаиванием грунта. Это приведёт к возникновению сил морозного пучения, такие процессы идут неравномерно по периметру всего здания. На пучение грунта влияют не только их температура, подкласс и разновид19 ность, но и расстояния от отмеченного при изысканиях уровня грунтовых вод до глубины промерзания ([4, табл. 5.3]; Приложение, табл. П.10). Расчётная глубина сезонного промерзания грунта df, м, вычисляется по формуле d= kh ⋅ d fn , f где dfn — нормативная глубина промерзания; kh — коэффициент, учитывающий влияние теплового режима здания. Для зданий, имеющих подвал или техническое подполье, kh = 0,6. Нормативная глубина промерзания dfn при строительстве в районах, где глубина промерзания более 2,5 м, определяется по формуле d fn= d 0 ⋅ M t , где Mt — безразмерный коэффициент, численно равный сумме абсолютных значений среднемесячных отрицательных температур за зиму в данном климатическом районе, принимаемый по СП 131.13330.2012 [7]; d0 — величина, принимаемая в зависимости от грунта: для суглинков и глин — 0,23 м; супесей, песков мелких и пылеватых — 0,28 м; песков гравелистых, крупных и средней крупности — 0,30 м; крупнообломочных грунтов — 0,34 м. Величина d0 при неоднородном сложении грунтов в пределах глубины промерзания определяется как средневзвешенная величина. Наибольшая глубина заложения фундамента d, определённая с учётом конструктивных особенностей здания и глубины промерзания грунта, корректируется, принимая во внимание инженерно-геологические и гидрогеологические условия площадки строительства. С учётом инженерно-геологических условий корректировка глубины заложения проводится для обеспечения опирания фундаментов на грунтовый (несущий) слой с высоким значением условного расчётного сопротивления R0. С увеличением значения R0 уменьшается площадь фундамента, необходимая для его опирания на грунт, что следует из соблюдения условия рII ≤ R, где pII — среднее давление под фундаментом. Необходимо учитывать, что заглубление фундамента должно быть ниже кровли несущего слоя, как минимум, на 10…15 см. В связи с этим иногда требуется изменение ранее полученной глубины заложения фундамента, а в ряде случаев возможно изменение планировочной отметки. При залегании под несущим слоем слабого подстилающего грунта низ фундамента должен закладываться выше поверхности слабого слоя. Расстояние от поверхности слабого грунта до низа фундамента выбирается так, чтобы обеспечить выполнение проверки прочности подстилающего слоя, но не менее чем на 0,7…1,0 м. При искусственно улучшенном грунте с применением песчаной подушки глубина заложения фундамента, определённая исходя из особенностей конструктивной схемы здания и увязанная с планировочной отметкой площадки строительства, корректировке не подлежит. Верх песчаной подушки должен находиться на отметке глубины заложения фундамента, определённой исходя из особенностей конструктивной схемы здания. Материал подушки не должен обладать пучинистыми свойствами. Как правило, подушки устраивают из песка крупного или средней крупности. Поэтому глубину заложения фундамента, исходя из условий промерзания, можно не изменять. Влияние гидрогеологической ситуации сводится к назначению отметки низа фундамента выше отмеченного при изысканиях уровня грунтовых вод. Тогда при выполнении работ по устройству фундаментов вопрос о выборе и устройстве гидроизоляции конструкции фундаментов и подвала существенно упростится, а также не потребуется выполнение мероприятий по водоотливу из котлована. Для этого выполняется соответствующий подъём отметки низа фундамента FL и подъём планировочной отметки DL. Такой подъём отметки возможен подсыпкой грунта, но при этом фундаменты должны опираться на прочный грунт и после подъёма. Глубина заложения фундамента d, полученная с учётом перечисленных выше факторов, позволяет определиться с предварительной высотой стены подвала. 20 Наружная стена подвала здания опирается на ленточный фундамент. Она возводится из бетонных стеновых блоков ФБС [6, п. 3.3, табл. 3.3]. В ходе возведения выполняется перевязка швов блоков и фундаментных плит. Блоки имеют различные размеры по высоте и ширине. Основной стеновой блок имеет высоту 58 см. С толщиной растворного шва его высота составит 60 см. Высота доборных блоков 28 см, с толщиной растворного шва — 30 см. К использованию доборных блоков прибегают тогда, когда требуемую высоту стены подвала нельзя получить применением целого числа основных блоков. С этой же целью возможно использование нескольких рядов кирпичной кладки. Ширина стеновых блоков различна: 30, 40, 50 и 60 см. В курсовом проекте ширина стеновых блоков выбирается с учётом нагрузки, толщины стен, условий эксплуатации стен подвала. Выбранный блок должен быть прочным, т.е. воспринимать нагрузку от сооружения. Ширина такого блока должна быть близка к толщине стены. Ширина блока не может быть меньше ширины стены более чем на 15 см. Предпочтительнее использовать блоки максимальной ширины —60 или 50 см, это позволит повысить долговечность их конструкции в связи с тем, что они находятся в грунте и возможно их нахождение в условиях сильно увлажнённых или водонасыщенных грунтов. В подвальных помещениях в крупнопанельных каркасных зданиях стены возводятся из ограждающих панелей. Фундаменты наружных колонн испытывают нагрузку от собственного веса этих панелей. Нагрузка грунта обратной засыпки создаёт горизонтальное активное давление, действующее на панели, которое, в свою очередь, воздействует на колонны через торцевые края панелей, которые крепятся к колоннам с помощью сварки закладных деталей. 3.2. Расчёт размеров подошвы фундамента Размеры площади подошвы фундамента мелкого заложения определяются исходя из соблюдения условия pII ≤ R, где pII — среднее давление на грунт под подошвой фундамента от расчётной нагрузки второго предельного состояния; R — расчётное сопротивление несущего слоя грунта, вычисляемое по формуле (5.7) из СП 22.13330.2016 [4]. Она приведена также в примерах 3–7 Пособия. Зависимость осадки s от давления pII линейна до значения pII = R , после увеличения нагрузки ( pII > R) характер зависимости s = f ( pII ) становится нелинейным. Поэтому при pII > R невозможно выполнить расчёт основании с применением закономерностей теории упругости. Использование модели линейного деформирования грунта для расчётов фундаментов и грунтов оснований возможно только при условии выполнения неравенства pII ≤ R , и это положение отмечено в СП [4]. Подбор площади фундамента выполняется методом последовательных приближений (итераций). Для решения этой задачи оптимальным является использование графической формы. В этом случае необходимая ширина подошвы фундамента bТ определяется точкой, полученной при пересечении двух графиков: прямой R = f(b) и кривой p = f(b) (примеры 3—7, рис. 3.1—7.1). У ленточного фундамента площадь подошвы рассчитывается как A = b·1 пог. м. Нагрузки на грунт основания при расчёте ленточного фундамента собираются с 1 погонного метра длины здания. Площадь подошвы фундамента под колонну зависит от его формы: для квадратного фундамента A = b 2 , для прямоугольного A= b ⋅ l . Длина фундамента l выражается через его ширину b. l 1, 2 ⋅ b или = l 1,5 ⋅ b . Тогда площадь фундамента = A 1, 2 ⋅ b 2 или = A 1,5 ⋅ b 2 и тогда Например, = b = A, b = A / 1, 2 или b = A / 1,5. Точка пересечения графиков R = f (b) и p = f (b) соответствует ширине фундамента bТ, при которой выполняется условие pII ≤ R . По полученной величине bТ выбирается стандартная железобетонная плита для сборного ленточного фундамента [6, п. 3, табл. 3.1] или стандартного железобетонного фундамента под колонну [6, п. 2, табл. 2.1] со стандартной шириной b, ближайшей к найденной ширине bТ. Затем по [6] выбирается марка стандартного фундамента. 21 Для выбранных по таблицам каталога [6] марок сборных элементов фундаментных конструкций определяем их основные геометрические размеры: длину l и ширину b, а также высоту h. Точные геометрические размеры стандартных элементов фундаментных конструкций позволяют уточнить отметку подошвы фундамента от низа пола подвала hs. Это позволяет откорректировать глубину заложения фундамента d, его привязку к геологическому разрезу, а также завершить конструирование фундамента (примеры 3–7). Численное значение наибольшего давления, которое оказывает грунт на железобетонные плиты ленточных сборных фундаментов, обозначают последние цифры — 1, 2, 3, 4 в маркировке [6, табл. 3.1]. Эти цифры определяют несущую способность железобетонных плит как конструкции, т.е. 1 — давление до 150 кПа; 2 — давление до 250 кПа; 3 — давление до 350 кПа и 4 — давление до 450 кПа. Последние цифры в маркировке фундаментов под колонны имеют то же обозначение [6, табл. 2.1]. После того как разработана конструкция фундамента с учётом всех его элементов (опорной плиты, наружных стен подвала, колонн, гидроизоляции), определяется собственный вес фундамента QII , вес грунта на уступах в плане фундамента GII и среднее давление pII под фундаментом по формуле pII = N II + QII + GII . A Затем проверяется выполнение условия pII ≤ R. В связи с заменой первоначально принятых геометрических размеров фундамента на их стандартные значения ширины b и высоты h для принятой фундаментной плиты или фундамента под колонну следует уточнить величину расчётного сопротивления грунта R по формуле (5.7) из [4]. В пояснительной записке даётся чертёж конструкции фундамента с указанием размеров, относительными и абсолютными высотными отметками (рис. 3.2–7.2 в примерах 3–7). Давление pII должно быть максимально приближено к расчётному сопротивлению грунта R при выполнении условия pII ≤ R. Только тогда размер площади подошвы фундамента будет минимально допустимым, т.е. экономичным. При большой (15…20 %) разнице между pII и R принятые ранее размеры ленточного фундамента или фундамента под колонну следует изменить на другие. В этом случае ширина фундамента (площадь) уменьшается и повторяется проверка выполнения условия pII ≤ R. Возможно, что при переходе на меньшую ширину фундаментной плиты давление pII окажется больше R в связи с тем что шаг размеров ширины фундаментной плиты достаточно большой — 0,2 и 0,4 м. Тогда независимо от того, насколько pII будет меньше R, следует вернуться к предыдущему размеру, или при проектировании ленточного фундамента сделать его прерывистым. Если грунт несущего слоя имеет модуль деформации E ≥ 25000 кПа и уровень грунтовых вод расположен ниже отметки подошвы фундамента, также возможно проектирование прерывистого фундамента (Пример 3). Пример 3 Проектирование фундамента под наружную стены здания с подвалом В качестве примера рассмотрим проектирование ленточного фундамента мелкого заложения под наружные стены здания в городе Москва. Исходные данные. Расчётная нагрузка NII по второму предельному состоянию с учётом значений постоянной Nп и временной нагрузки Nb, собранная до верхнего обреза фундамента (низа пола первого этажа), берётся из задания на проектирование. Она равна N II = γ f ⋅ ( N n + Nb ) =1, 0 ⋅ (565 + 14) =579 кН/пог. м. Ширина наружных стен 0,4 м. Отметка пола подвала здания 2,50 м. Отметка пола 1-го этажа ±0,00 на 0,9 м выше планировочной отметки. Основание сложено грунтами: I слой — насыпь неслежавшаяся мощностью 1,0 м, расчётная величина удельного веса грунта γII = 16 кН/м3; 22 II слой — тугопластичный суглинок с IL = 0,3, мощностью 5,0 м, условное расчётное сопротивление грунта R0 = 254 кПа, расчётная величина удельного веса грунта γII = 20 кН/м3, удельный вес твёрдых частиц γs = 26,8 кН/м3, естественная влажность w = 0,2, расчётное значение угла внутреннего трения ϕII = 21°, расчётное значение удельного сцепления сII = 22,0 кПа. Прочностные характеристики ϕII и сII определены по результатам непосредственных испытаний грунта; III слой — песок средней крупности, средней плотности, насыщенный водой, R0 = 400кПа. Вскрыт бурением до глубины 15 м. 1. Определяем глубину заложения фундамента, принимая во внимание: • конструктивные особенности подземной части здания (рис. 3.2): d = hn + hcf + hs − hц ; d = 2,5 + 0, 2 + (0,3...0,5) − 0,9 = 2,1...2,3 м . Рис. 3.2. Конструктивная схема подвальной части здания По результатам дальнейших расчётов высота опорной плиты hs может измениться в интервале 0,3–0,5 м в зависимости от ширины плиты b; • климатические условия района строительства (глубина промерзания). Расчётная глубина сезонного промерзания грунта df определяется по формуле (5.4) из СП [4]: d= kh ⋅ d fn , f где kh — коэффициент, учитывающий влияние теплового режима здания. При t = +10 °С в подвале kh = 0,6 [4, п. 5.5.4]; dfn — нормативная глубина промерзания, d fn = d 0 M t ; d0 = 0,23 — суглинок [4, п. 5.5.3]; Мt = 30 — безразмерный коэффициент, численно равный сумме абсолютных значений среднемесячных отрицательных температур за зиму в Москве (СП [7 ]). d fn = 0, 23 ⋅ 30 = 1, 25 м, d f =0, 6 ⋅1, 25 =0, 76 м ; • геологические условия площадки строительства. Согласно геологическим условиям, заданным в примере, с поверхности залегает слой неслежавшейся насыпи мощностью 1 м, слой суглинка тугопластичного мощностью 5,0 м с расчётным сопротивлением R0 = 254 кПа. 23 Проверяем возможность использования суглинка тугопластичного в качестве несущего слоя. Фундаментная плита принимается стандартной, максимальной шириной b = 3,2 м, на которую действует нагрузка NII = 579 кН/пог. м. Тогда величина pII в основании фундамента pII = N II 579 + γ ср ⋅ d = + 20 ⋅ 2,1= 222,9 d f = 0, 6 ⋅1, 25 = 0, 76 кПа . 3, 2 b ⋅1 Выполненный предварительный расчёт показал, что опирание фундамента на слой суглинка тугопластичного возможно при ширине подошвы b, не превышающей стандартный размер, так как pII < R0 (222,9 кПа < 254 кПа) ; • гидрогеологические условия. При бурении скважины глубиной до 15 м были вскрыты на отметке кровли III слоя грунтовые воды. Уровень грунтовых вод отмечен ниже подошвы фундамента на 2,1 м. Следовательно, расположение грунтовых вод не влияет на выбор глубины заложения фундамента. Проведённые исследования влияния различных факторов на выбор глубины заложения фундамента показали, что в данном примере определяющим фактором являются конструктивные особенности подземной части здания. Принимаем глубину заложения фундаментов d = 2,1…2,3 м. 2. Графический метод определения площади ленточного фундамента по наружной стене Известно, что размеры площади подошвы фундамента влияют на величину среднего давления под фундаментом рII. Для определения площади подошвы фундамента А используется метод последовательных приближений исходя из условия pII ≤ R . Принимаем три значения ширины фундамента b. Следует помнить, что расчёт ленточных фундаментов ведётся для 1 пог. м их длины. Тогда площадь ленточных фундаментов соответствует их ширине b (А = b × 1 пог. м = b). Затем: а) для каждого из трёх принятых значений ширины подошвы определяется среднее давление рII,i под ленточным фундаментом по формуле pII,i = N II + NфII,i bi ⋅1 пог. м , (i = 1, 2, 3…), где NфII,i — неизвестная расчётная нагрузка от веса ещё не запроектированного фундамента. Нагрузка NфII,i является суммарной величиной, состоящей из веса опорной железобетонной плиты, веса бетонных блоков стены подвала, веса части бетонного пола подвала и веса грунта обратной засыпки на консольном выступе опорной плиты с внутренней и внешней сторон. NфII,i определяется по приближенной формуле для трёх принятых значений ширины b: NфII,1 = b1 ⋅1 ⋅ d ⋅ γ ср = 1 ⋅1 ⋅ 2,1 ⋅ 20 = 42 кН, NфII,2 = b2 ⋅1 ⋅ d ⋅ γ ср = 2 ⋅1 ⋅ 2,1 ⋅ 20 = 84 кН, NфII,3 = b3 ⋅1 ⋅ d ⋅ γ ср = 3 ⋅1 ⋅ 2,1 ⋅ 20 = 126 кН, где b — ширина подошвы фундамента, численно равная площади подошвы; d — глубина заложения фундамента, d = 2,1 м; γср — осреднённый удельный вес материалов фундамента, пола и грунта на консольных выступах плиты, принимаемый равным 20 кН/м3. 24 По полученным трём значениям среднего давления рII,i под подошвой ленточного фундамента в зависимости от ширины фундамента bi в выбранном масштабе строится график pII = f(b) (рис. 3.3): 579 + 42 = 621 кПа; 1 ⋅1 579 + 84 = pII,2 = 331,5 кПа; 2 ⋅1 579 + 126 = pII,3 = 235 кПа. 3 ⋅1 = pII,1 Рис. 3.3. Графическое определение ширины b подошвы фундамента б) вычисляется расчётное сопротивление грунта основания по формуле (5.7) из СП [4]: = R γ c1 ⋅ γ c 2 M γ k z bγ II + M q d1γ'II + ( M q − 1)db γ'II + M c cII , k где γс1 и γс2 — коэффициенты условий работы грунтового основания и конструктивной схемы здания, определяемые по табл. 5.4 из СП [4] (Приложение, табл. П.11); γс1 — зависит от вида и разновидности грунта, лежащего ниже подошвы фундамента, в нашем примере — суглинка тугопластичного, имеющего IL = 0,3 и, следовательно, γс1 = 1,2; γс2 = 1,0 — для гибкой конструктивной схемы здания; k — коэффициент, зависящий от способа определения прочностных характеристик грунта (ϕII и cII). В нашем примере принимаем k = 1, так как прочностные характеристики грунта ϕII и cII определены по результатам непосредственных испытаний; Мγ, Мq, Мc — коэффициенты, принимаемые по табл. 5.5 из СП [4] (Приложение, табл. П.12). Эти коэффициенты зависят от расчётного значения угла внутреннего трения грунта ϕII, находящегося под подошвой фундамента. При φ II= 21° имеем M y = 0,56 и M q = 5,84 ; kz — коэффициент, принимаемый равным единице при ширине фундамента b < 10 м и kz = z0 / b + 0,2 при b ≥ 10 м, здесь z0 = 8 м (в данном примере расчёта kz = 1); b — меньшая сторона (ширина) подошвы фундамента, м; γ'II — осреднённое (по слоям) расчётное значение удельного веса грунтов в пределах глубины заложения фундамента, т.е. залегающих выше отметки подошвы фундамента. В нашем примере d = 2,1 м (от подошвы фундамента до уровня планировки срезкой или подсыпкой; предварительная высота фундаментной подушки ФЛ принята 0,3 м); 25 γ'II определяется по формуле γ 'II = γ II1 ⋅ h1 + g II 2 ⋅ h2 h1 + h2 , где h1 и h2 — мощности слоёв грунтов в пределах глубины заложения фундамента (соответственно 1,0 и 1,1 м на рис. 3.3); = γ 'II 16 ⋅1, 0 + 20 ⋅1,1 = 18,1 кН/м3 ; 2,1 γII — удельный вес грунта, залегающего ниже подошвы фундамента. В рассматриваемом примере ниже подошвы фундамента залегает суглинок тугопластичный, имеющий γII = 20 кН/м3. Следует отметить, что при наличии подземных вод удельный вес γIIsb определяется с учётом взвешивающего действия воды по формуле γ IIsb =− γ s γ w / (1 + e0 ), где γs — удельный вес твёрдых частиц грунта; γw = 10 кН/м3 — удельный вес воды; e0 — начальный коэффициент пористости; сII — расчётное значение удельного сцепления грунта, залегающего непосредственно под подошвой фундамента (в примере сII = 22,0 кПа); d1 — приведённая глубина заложения фундамента со стороны подвала, м (при отсутствии подвала принимается d1 = 0): d1 =hs + hcf ⋅ γ cf γ 'II , где hs–толщина слоя грунта от отметки подошвы фундамента до отметки низа пола подвала, м; hcf — толщина конструкции пола подвала, м; γcf — расчётное значение удельного веса материала конструкций пола подвала, принимается равным 22 кН/м3; d1 = 0,3 + 0, 2 ⋅ 22 = 0,54 м; 18,1 db — глубина подвала — расстояние от уровня планировки до пола подвала, м (для сооружений с подвалом шириной b ≤ 20 м и глубиной свыше 2 м принимается db = 2 м). В условиях данного примера db = 1,6 м (см. рис. 3.4). Построение графика зависимости R = f(b) выполняется по двум значениям ширины подошвы фундамента b, так как изменение величины расчётного сопротивления грунта происходит по линейному закону. Определение расчётного сопротивления грунта основания R производится по формуле (5.7) из СП [4] при значении b = 0 и любом другом значении, например, b = 3 м. Определяем значение R1 при b = 0 м: = R1 1, 2 ⋅1, 0 ⋅ [0,56 ⋅1, 0 ⋅ 0, 0 ⋅ 20 + 3, 24 ⋅ 0,54 ⋅18,1 + (3, 24 − 1) ⋅1, 6 ⋅18,1 + 5,84 ⋅ 22,= 0] 270, 0 кПа . 1, 0 Определяем значение R2 при b = 3 м: = R2 1, 2 ⋅1, 0 ⋅ [0,56 ⋅1, 0 ⋅ 3, 0 ⋅ 20 + 3, 24 ⋅ 0,54 ⋅18,1 + (3, 24 − 1) ⋅1, 6 ⋅18,1 + 5,84 ⋅ 22,= 0] 310,3 кПа . 1, 0 По полученным двум значениям R1 и R2 в зависимости от b строится график R = f(b) (см. рис. 3.3). 26 Точка пересечения прямой R = f(b) и кривой pII = f(b) определяет предварительное значение требуемой ширины подошвы ленточного фундамента bТ = 2,25 м (см. рис. 3.3). в) По полученному требуемому значению bТ = 2,25 м по каталогу [6] выбираем фундаментную плиту с ближайшей шириной. Для нашего случая подходит плита ФЛ24.30-3 шириной b = 2,4 м, длиной l = 3,0 м, высотой h = 0,5 м. Последняя цифра в маркировке указывает на то, что выбранная фундаментная плита ФЛ24.30-3 соответствует 3-й несущей способности (допустимое среднее давление под подошвой до 350 кПа). Затем, зная стандартную ширину ФЛ24.30-3, определяем новое значение расчётного сопротивления грунта R. Выбор фундаментной плиты требует корректировки глубины заложения фундамента d, приведённой глубины заложения фундамента d1 и среднего удельного веса грунта γ'II . Высота фундаментной плиты ФЛ24.30-3 равна 0,5 м, а не 0,3 м, как это было принято ранее, следовательно, необходимо определить новые значения d1 и R: hs= h= 0,5 м ; d = 2,3 м ; γ 'II = 16 ⋅1, 0 + 20 ⋅1,3 = 18,3 кН/м3 ; 2,3 d1 =hs + hcf ⋅ = R γ cf γ 'II =0,5 + 0, 2 ⋅ 22 =0, 74 м ; 18,3 1, 2 ⋅1, 0 ⋅ [0,56 ⋅1, 0 ⋅ 2, 4 ⋅ 20 + 3, 24 ⋅ 0, 74 ⋅18,3 + (3, 24 − 1) ⋅1, 6 ⋅18,3 + 5,84 ⋅ 22,= 0] 317 кПа . 1, 0 3. Конструктивное решение стены подвала здания Для возведения стеновой части фундамента (стены подвала) используются стеновые блоки ФБС24.4.6-т. Размеры этих блоков подходят по величине нагрузки NII и ширине стены. В рассматриваемом примере требуется 4 сплошных стеновых блока ФБС24.4.6-т длиной 2,4 м ∗, шириной 0,4 м и высотой 0,6 м из тяжёлого бетона [6]. Расстояние от верха опорной плиты до низа надподвального перекрытия определяет высоту стены подвала. Высота стены подвала составит 2,4 м (с учётом толщины пола подвала hcf = 0,2 м и толщины надподвального перекрытия — 0,3 м). Суммарная высота 4 стеновых блоков ФБС24.4.6-т соответствует высоте стены подвала. 4. Проверка фактического среднего давления рII под подошвой ленточного фундамента Среднее фактическое давление под подошвой фундамента определяется по формуле = pII N II +QII +GII A ≤ R. Величина нагрузки NII приводится в исходных данных примера. Собственный вес 1 пог. м ленточного фундамента QII складывается из веса железобетонной плиты ФЛ24.30-3, веса четырёх бетонных стеновых фундаментных блоков сплошных ФБС и веса пола подвала на внутренней консольной части ак опорной плиты (см. рис. 3.4): QII = (b ⋅ h ⋅ γ жб + bб ⋅ hб ⋅ γ б ⋅ n + aк ⋅ hcf ⋅ γ cf ) ⋅1, 0 ; QII = (2, 4 ⋅ 0,5 ⋅ 24 + 0, 4 ⋅ 0, 6 ⋅ 22 ⋅ 4 + 1 ⋅ 0, 2 ⋅ 22) ⋅1, 0 = 54,3 кН/м. Примем значение удельного веса бетона блоков ФБС и пола подвала равным γб = γcf = 22 кН/м3 и удельный вес железобетона фундаментной плиты ФЛ24.30-3 равным γжб = 24 кН/м3. Определяем вес грунта GII на консольной части фундаментной плиты с наружной стороны: GII = aк ⋅ h ⋅1 ⋅ γ II = 1, 0 ⋅1,8 ⋅1 ⋅1,8= 32, 4 кН/м, ∗ Для обеспечения перевязки швов в стенах подвала используются типовые блоки разной длины: 2,4; 1,2 и 0,9 м (ФБС24.4.6-т; ФБС12.4.6-т; ФБС9.4.6-т). 27 ак = 1,0 м — вылет консольной части плиты в сторону обратной засыпки (и в сторону подвала при вычислении веса пола подвала, входящего в QII); γII = 18 кН/м3 — удельный вес обратной засыпки. Итак, полная расчётная нагрузка, действующая на грунт основания на отметке подошвы фундамента, при ширине плиты b = 2,4 м составляет N II + QII + GII = 579 + 54,3 + 32, 4 = 665, 7 кН/м. Среднее фактическое давление pII под подошвой фундамента = pII 653,5 = 326, 75 кПа. 2, 0 ⋅1, 0 Сравниваем полученную величину рII с расчётным сопротивлением грунта основания R, вычисленным для стандартных размеров фундаментной плиты ФЛ20.30-3: = pII 326, 75 кПа = > R 312, 4 кПа, = ∆ 312, 4 − 326, 75 ⋅100% ≈ −4, 4%. 326, 75 При использовании плиты ФЛ20.30-3 значение среднего фактического давления рII превышает расчётное сопротивление грунта основания R, поэтому оставляем первый вариант плиты и для последующих расчётов принимаем фундаментную плиту ФЛ24.30-3. Для экономии на объёме бетона в плите проектируем прерывистый фундамент. 5. Проектирование прерывистого фундамента стены здания В рассматриваемых геологических условиях уровень расположения грунтовых вод находится на большой глубине относительно подошвы фундамента. Модуль деформации слоя тугопластичного суглинка, выбранного в качестве несущего, составляет Е0 = 25000 кПа (СП 22.13330.2016 [4, приложение А, табл. А.3]). В таких грунтовых условиях можно перейти на прерывистый фундамент. Если при инженерно-геологических изысканиях грунтовые воды встречены на расстоянии менее 0,5 м от подошвы фундамента и несущий слой грунта имеет модуль деформации Е0 менее 25000 кПа, то в таких условиях устраивать прерывистые фундаменты не рекомендуется. Сборные ленточные фундаменты под стены могут проектироваться прерывистыми (п. 5.6.16 из СП [4]) в связи с распределительной способностью грунтов основания и возникновением арочного эффекта между плитами прерывистого фундамента. Благодаря уменьшению количества фундаментных плит проектирование прерывистых фундаментов является более экономичным. Расчётное сопротивление грунтов основания R прерывистых фундаментов определяется по указаниям пп. 5.6.16 [4] так же, как и для сплошных, но с учётом его увеличения на коэффициент kd ≥ 1. Расстояние между плитами прерывистого фундамента с при одинаковой ширине сплошного и прерывистого фундаментов определяется по формуле = с ( kd ⋅ R − 1) ⋅ l , p где kd — коэффициент условий работы, зависящий от состояния грунтов и определяемый по табл. 5.6 из [4]. В рассматриваемом примере при е = 0,608 и IL = 0,3 по интерполяции принимается kd = 1,11. Длина фундаментной плиты ФЛ 24.12-3 принимается стандартной по каталогу [6] l = 1,18 м вместо принятой ранее l = 2,980 м для ФЛ 24.30-3. В этом случае возможно получение большего числа интервалов меньших размеров между плитами, что, в свою очередь, облегчит работу стеновой части фундамента: 1,11 ⋅ 317,8 = − 1) ⋅1,18 0,32 м . 277, 4 = c ( Следовательно, максимальное расстояние между плитами может достигать 32 см при их раскладке. 28 Проверяем среднее давление под одной фундаментной плитой с учётом распределительной способности грунта и арочного эффекта: ( N II + QII + GII ) ⋅ (l + c) ≤ kd ⋅ R; A 665, 7 ⋅ (1,18 + 0,32) = pII = 352, 6 кПа ≤ 1,11 ⋅ 317,8 = 352,8 кПа. 2, 4 ⋅1,18 = pII Условие выполняется. Следовательно, окончательно можно принять прерывистый фундамент из плит ФЛ24.12-3 с расстоянием между плитами 32 см. В связи с тем что длина фундамента формируется из целого числа плит, при вычерчивании плана прерывистого фундамента может потребоваться незначительное изменение расчётного интервала c. Изменение c возможно только в сторону уменьшения. Рис. 3.4. Схематический разрез фундамента под наружную стену Пример 4 Проектированиеленточного фундамента внутренней стены здания Необходимо запроектировать фундамент под внутреннюю стену рассмотренного ранее здания. Исходные данные: 8-этажное здание с подвалом в городе Москва. Постоянная нормативная нагрузка Nп = 860 кН/пог. м и временная нормативная нагрузка Nв = 30 кН/пог. м. На отметке низа перекрытия 1-го этажа действует расчётная нагрузка N II =γ f ⋅ ( Nп + N в ) =1, 0 ⋅ (860 + 30) =890 кН/ пог . м. Внутренняя стена шириной 0,4 м. Отметка пола подвала –2,50 м. Предварительная глубина заложения подошвы фундамента d = 2,1 м. Отметка пола 1-го этажа на 90 см выше планировочной отметки (рис. 3.6). Геологическое строение площадки строительства то же, что и в Примере 3. 29 1. Определяется глубина заложения фундамента Определение глубины заложения фундамента под внутреннюю стену здания производится так же, как и под наружную, с учётом четырёх основных факторов: • конструктивных особенностей подземной части здания; • климатических условий района строительства; • инженерно-геологических условий; • гидрогеологических условий. Конструктивная схема здания и инженерно-геологические условия площадки строительства те же, что и в примере 3. Разница заключается только в том, что по внутренней стене здания действует большая нагрузка NII. Поэтому, используя данные примера 3, можно принять высоту опорной плиты h = hs = 0,5 м. Глубина заложения фундамента внутренней стены составит 0,5 м от низа пола подвала в связи с тем что отметка подошвы фундаментов наружных и внутренних стен является единой, равной 167,9 м (рис. 3.4 и 3.6). 2. Определение площади подошвы ленточного фундамента внутренней стены графическим методом Площадь ленточного фундамента А под внутреннюю стену подбирается так же, как и в примере 3, исходя из выполнения условия pII ≤ R. Для этого так же задаёмся тремя значениями ширины ленточного фундамента, например, b1 = 1 м, b2 = 2 м, b3 = 3 м. а) Определяем среднее давление рII под подошвой ленточного фундамента для каждой ширины bi по формуле = pII N II + NфII,i = , (i 1, 2, 3 ...) , bi ⋅1 где NфII,i — расчётная нагрузка от веса ещё не запроектированного фундамента и веса грунта на его уступах, от веса пола подвала на консольных участках фундаментной плиты, определяемая по приближенной формуле: NфII,1 = b1 ⋅1 ⋅ d1 ⋅ γ ср = 1 ⋅1 ⋅ 0, 74 ⋅ 20 = 14,8 кН; NфII,2 = b2 ⋅1 ⋅ d1 ⋅ γ ср = 2 ⋅1 ⋅ 0, 74 ⋅ 20 = 29, 6 кН; NфII,3 = b3 ⋅1 ⋅ d1 ⋅ γ ср = 3 ⋅1 ⋅ 0, 74 ⋅ 20 = 44, 4 кН, где γср — средний удельный вес материала фундамента и грунта на его обрезах, принимаемый равным 20 кН/м3; d1 — приведённая глубина заложения подошвы фундамента в подвале, d1 =hs + hcf ⋅ γ cf γ II =0,5 + 0, 2 + 22 =0, 74 м, 18 где hs — толщина слоя грунта от отметки подошвы фундамента до отметки низа пола подвала, м (hs = 0,5 м); hcf — толщина конструкции пола подвала, м (hcf = 0,2 м); γcf — расчётное значение удельного веса материала конструкции пола подвала, кН/м3 (γcf = 22,0 кН/м3); γ´II — удельный вес грунта выше подошвы фундамента, в данном случае — обратная засыпка под пол подвала (γ´II = 18 кН/м3). Как отмечалось ранее, площадь подошвы ленточного фундамента Ai = bi × 1. Определяем значениям рII,i в зависимости от bi и по полученным значениям в выбранном масштабе строим график зависимости рIIi = f(bi) (рис. 3.5): 30 890 + 14,8 = 904,8 кПа; 1 ⋅1 890 + 29, 6 = pII,2 = 459,8 кПа; 2 ⋅1 890 + 44, 4 = pII,3 = 311,5 кПа . 3 ⋅1 = pII,1 б) Вычисляем расчётное сопротивление грунта основания с учётом ширины подошвы фундамента bi по формуле (5.7) из СП [4]: = R ⋅ c2 γ c1 γ ⋅ M y ⋅ ks ⋅ b ⋅ γ II + M q ⋅ d1γ 'II + ( M q − 1) ⋅ d s ⋅ γ 'II + M c ⋅ cII . k Коэффициенты Мγ, Мq, Мc, k, kz, γс1 и γс2 — те же, что в примере 3, так как сооружение и основание аналогичны; γ′II — осреднённое (по слоям) расчётное значение удельного веса грунтов, залегающих выше отметки заложения подошвы фундамента. Глубина заложения фундамента от низа пола подвала d = 0,5 м. В пределах этой глубины залегает грунт обратной засыпки с удельным весом γ′II = 18 кН/м3; γII — удельный вес грунта, залегающего ниже подошвы фундамента, в примере — суглинка тугопластичного, γII = 20 кН/м3; сII — расчётное значение удельного сцепления грунта, залегающего непосредственно под подошвой фундамента, кПа (в примере cII = 22,0 кПа); d1 — приведённая глубина заложения фундамента внутренней стены, находящейся в подвале, d1 = 0,74 м (определение в предыдущем примере); db — глубина подвала — расстояние от уровня планировки до пола подвала, м (db = 1,6 м). Для двух значений ширины подошвы фундамента b = 0 и b = 3 м определяем расчётное сопротивление грунта R: при b = 0 м = R1 1, 2 ⋅1, 0 = ⋅ 22, 0] 296,8 кПа ; [0,56 ⋅1, 0 ⋅ 0 ⋅ 20 + 3, 24 ⋅ 0, 74 ⋅18 + (3, 24 − 1) ⋅1, 6 ⋅18 + 5,84 1, 0 при b = 3 м R2 = 1, 2 ⋅1, 0 = ⋅ 22, 0] 323, 7 кПа. [0,56 ⋅1, 0 ⋅ 3, 0 ⋅ 20 + 3, 24 ⋅ 0, 74 ⋅18 + (3, 24 − 1) ⋅1, 6 ⋅18 + 5,84 1, 0 в) Строим графики R = f(b) и pII = f(b) (рис. 3.5). Пересечение графиков определяет искомое (требуемое) значение ширины подошвы ленточного фундамента под внутреннюю стену: bТ = 2,7 м. Рис. 3.5. Графическое определение ширины подошвы ленточного фундамента под внутреннюю стену 31 3. Конструируем фундамент В соответствии с каталогом [6] подбираем стандартную фундаментную плиту ФЛ28.12-3 (b = 2,8 м). Вычисляем расчётное сопротивление грунта основания R под фундаментной плитой ФЛ28.12-3 при ширине фундамента b = 2,8 м. Высота плиты h и приведённая глубина заложения d1 остаются прежними: h = 0,5 м; d1 = 0,74 м, db = 1,6 м. = R 1, 2 ⋅1, 0 = ⋅ 22, 0] 321 кПа. [0,56 ⋅1, 0 ⋅ 2,8 ⋅ 20 + 3, 24 ⋅ 0, 74 ⋅18 + (3, 24 − 1) ⋅1, 6 ⋅18 + 5,84 1, 0 Вычисляем среднее фактическое давление рII под фундаментом, принимая во внимание стандартные размеры фундаментной плиты и стеновых блоков. Проверяем выполнение условия рII ≤ R. Собственный вес 1 пог. м фундамента из плит ФЛ 28.12-3, пола подвала и четырёх стеновых бетонных блоков ФБС-4 (толщиной 0,4 м, высотой 0,6 м) будет равен QII = [2,8 ⋅ 0,5 ⋅ 24 + (2,8 − 0, 4) ⋅ 0, 2 ⋅ 22 + 0, 4 ⋅ 0, 6 ⋅ 4 ⋅ 22] ⋅1, 0 = 65, 28 кН/м. Удельный вес бетона блоков ФБС-4 и пола подвала принят равным γб = γcf = 22 кН/м3. Удельный вес железобетона фундаментной плиты (ФЛ 28) принят равным γжб = 24 кН/м3. Полная расчётная нагрузка, действующая под подошвой фундамента с учётом принятых размеров, равна сумме расчётной нагрузки NII и нагрузки от собственного веса фундамента. Вес грунта на уступах фундамента GII = 0. N II + QII = 890 + 65, 28 = 955,3 кН/м. 4. Определение среднего давления рII под подошвой ленточного фундамента внутренней стены здания Среднее давление рII с учётом принятой ширины фундамента b и полученной ранее полной расчётной нагрузки определяется по уже известной формуле pII = N II + QII . A Полученное значение рII сравнивается с расчётным сопротивлением грунта основания R = 321 кПа, определённым для плиты марки ФЛ 28.12-3 шириной 2,8 м. Среднее давление под подошвой фундамента = pII 955,3 = 341,17 кПа > 321 кПа. 2,8 ⋅10 В связи с тем что рII > R, требуется увеличение площади подошвы фундамента. Принимаем фундаментную плиту большего размера ФЛ 32.12-3 вместо ранее принятой плиты ФЛ 28.12-3. Для фундамента ФЛ 32.12-3 с шириной подошвы b = 3,2 м повторяем вычисление среднего давления под подошвой фундамента рII и расчётного сопротивления несущего слоя грунта R. Собственный вес 1 пог. м ленточного фундамента с учётом веса плиты ФЛ 32.12-3, веса пола подвала и веса 4 стеновых бетонных блоков ФБС-4 (толщиной 0,4 м, высотой 0,6 м) вычисляется как QII = [3, 2 ⋅ 0,5 ⋅ 24 + (3, 2 − 0, 4) ⋅ 0, 2 ⋅ 22 + 0, 4 ⋅ 0, 6 ⋅ 4 ⋅ 22] ⋅1, 0 = 71,8 кН/м. Полная расчётная нагрузка, действующая под подошвой фундамента с учётом принятых размеров, составляет N II + QII = 890 + 71,8 = 961,8 кН/м. 32 Среднее давление под подошвой фундамента = pII 961,8 = 300, 6 кПа. 3, 2 ⋅1, 0 Расчётное сопротивление R при ширине подошвы b = 3,2 м = R 1, 2 ⋅1, 0 = ⋅ 22, 0] 326, 4 кПа. [0,56 ⋅1, 0 ⋅ 3, 2 ⋅ 20 + 3, 24 ⋅ 0, 74 ⋅18 + (3, 24 − 1) ⋅1, 6 ⋅18 + 5,84 1, 0 p= 300, 6 < = R 326, 4 . II Определяем разницу между рII и R: = ∆ 326, 4 − 300, 6 ⋅100% = 8, 6% < 10% . 300, 6 Фундамент с плитой марки ФЛ 32.12-3 подобран правильно и достаточно экономичен, так как ∆ меньше 10 %. NII 0,39 0,3 ±0.00 171,1 0,6 dв=1.6 0,6 Насыпь неслеж. γ =16кН/м3 Суглинок тугопластичный γII= 20кН/м;3 γs = 26,8 кН/м;3 w = 0.2 A2 =0,3; е=0,608; ϕ = 21°; с=22кПа ФБС - 4 0,6 0,6 1,0 м 5,0 м DL - 0.9 170,2 FL - 3.2 167,9 - 2,5 168,6 ФЛ - 32.12-3 hcf = 0.2 м hs = 0.5 м 3,2 м WL - 5.3 165,8 Рис. 3.6. Разрез фундамента под внутреннюю стену Пример 5 Проектирование фундамента под колонну наружной стены здания с подвалом Необходимо запроектировать центрально нагруженный фундамент под колонну наружной стены здания с подвалом в г. Москве. Исходные данные: колонны здания, сечение 40 × 40 см, шаг колонн 6 м. Толщина подвальных керамзитобетонных панелей 340 мм, γ = 13 кН/м3. Значения постоянной и временной нормативной нагрузок соответственно Nп = 1100 кН и Nв = 47 кН. Отметка пола подвала –3,10 м. Отметка пола 1-го этажа выше планировочной отметки на 1,05 м. Под колонны используются сборные железобетонные одноблочные фундаменты стаканного типа марки 2Ф, высотой 0,9 м [6, п. 2, стр. 4]. Геологическое строение площадки строительства то же, что в примере 3. 33 Расчётная нагрузка на колонну N II =γ f ⋅ ( N n + N в ) =1, 0 ⋅ (1100 + 47) =1147 кН. 1. Расчёт глубины заложения фундамента Как и в ранее рассмотренных примерах, проектирование начинаем с определения глубины заложения фундамента. Выбор глубины заложения фундамента согласно СП [4, п. 5.5.1] зависит от ряда факторов. Инженерно-геологические и климатические условия площадки строительства принимаются такими же, что в примерах 3 и 4. Глубина заложения фундамента d исходя из конструктивных особенностей рассматриваемого здания (см. рис. 3.8) d = 3,10 + 0, 2 + 0,9 − 1, 05 = 3,15 м. 2. Определение предварительной площади подошвы фундамента под колонну Предварительные размеры фундамента под колонну находим так же, как и в предыдущих примерах, графическим методом. Для этого задаёмся тремя значениями площади подошвы фундамента — А1 = 2 м2; А2 = 4 м2; А3 = 9 м2 — и определяем среднее давление на грунт основания под подошвой фундамента рII при принятых площадях по формуле = pII N II + NфII,i = (i 1, 2, 3 ...) , Ai где NII — расчётная нагрузка на колонну в уровне низа перекрытия над подвалом; NфII,i — расчётная нагрузка от веса фундамента и грунта на его обрезах, приближённо определяемая по формуле NфII,i = Ai ⋅ d ⋅ γ ср , γср = 20 кН/м3 — средний удельный вес материала фундамента и грунта на его обрезах; 1147 + (2, 0 ⋅ 3,15 ⋅ 20) 1273 = = 636,5 кПа; 2 2 1147 + (4, 0 ⋅ 3,15 ⋅ 20) 1399 = рII2 = = 349, 75 кПа; 4 4 1147 + (9, 0 ⋅ 3,15 ⋅ 20) 1714 = = = 190, 44 кПа. рII3 9 9 = рII1 По полученным значениям рII строим график р = f(А) (рис. 3.7). Расчётное сопротивление грунта несущего слоя основания вычисляется по формуле (5.7) из СП [4]: = R γ c1 ⋅ γ c 2 ⋅ M y ⋅ k z ⋅ γ II + M q ⋅ d1 ⋅ γ′II + ( M q − 1) ⋅ d в ⋅ γ′II + M c ⋅ cII , k где γс1 = 1,2 (суглинок тугопластичный, IL = 0,3); γс2 = 1,0 —гибкая конструктивная схема здания; k = 1,0 —коэффициент, принятый равным 1, так как прочностные характеристики грунта ϕII и cII определены по результатам непосредственных испытаний; Мy = 0,56, Мq = 3,24, Mc = 5,84, при значении угла внутреннего трения ϕII = 21° (Приложение, табл. П.12); kz = 1 (см. пример 3); сII = 22 кПа; b — сторона (ширина) подошвы фундамента, м; 34 γ′II — осреднённое (по слоям) расчётное значение удельного веса грунтов, залегающих выше отметки заложения подошвы фундамента: γ 'II = γ II1 ⋅ h1 + γ II2 ⋅ h2 h1 + h2 , где h1 и h2 — мощности вышележащих слоёв грунтов в пределах глубины заложения фундамента (соответственно 1,0 и 2,15 м). Так как глубина заложения составляет d = 3,15 м, то = γ 'II 16 ⋅1, 0 + 20 ⋅ 2,15 = 18, 7 кН/м3 , 3,15 γII — удельный вес грунта, залегающего ниже подошвы фундамента — суглинка тугопластичного, имеющего γII = 20 кН/м3; d1 — приведённая глубина заложения наружных и внутренних фундаментов со стороны подвала, м (при отсутствии подвала принимается d1 = 0): d1 = 0,9 + 0,2 × 22/18,7 = 1,13 м, где hs = 0,9 — толщина слоя грунта от отметки подошвы фундамента до отметки низа пола подвала, м; hcf = 0,2 — толщина конструкций пола подвала, м; γcf = 22 — расчётное значение удельного веса материала конструкции пола подвала, кН/м3; db — глубина подвала — расстояние от уровня планировки до пола подвала, м (для сооружений с подвалом шириной b ≤ 20 м и глубиной более 2 м принимается db = 2 м). Принимая значениях b = 0 (А = 0 м2) и b = 3 м (А = 9 м2), вычисляем расчётное сопротивление грунта основания R: Rb−= 0 1, 2 ⋅1, 0 ⋅ [0,56 ⋅1, 0 ⋅ 0, 0 ⋅ 20 + 3, 24 ⋅1,13 ⋅18, 7 + (3, 24 − 1) ⋅ 2, 0 ⋅18, 7 + 5,84 ⋅ 22, 0] = 336,9 кПа ; 1, 0 Rb−= 3 1, 2 ⋅1, 0 ⋅ [0,56 ⋅1, 0 ⋅ 3, 0 ⋅ 20 + 3, 24 ⋅1,13 ⋅18, 7 + (3, 24 − 1) ⋅ 2, 0 ⋅18, 7 + 5,84 ⋅ 22, 0] = 377,2 кПа. 1, 0 Для полученных значений R строим график зависимости R = f(А) (см. рис. 3.7). Точка пересечения двух графиков R = f(А) и pII = f(А) (см. рис. 3.7) определяет требуемое значение площади фундамента под колонну. Из графика получаем А = 3,9 м2 , тогда ширина фундамента = b = 3,9 1,97 м. Рис. 3.7. Графическое определение площади подошвы отдельного фундамента под колонну наружной стены 35 Принимаем фундамент под колонну марки 2Ф21.9-3 с площадью А = 2,1⋅ 2,1 = 4, 41м 2 [6, табл. 2.1]. Определяем новое значение расчётного сопротивления грунта R под фундаментом 2Ф21.9-3 с учётом ширины фундамента b = 2,1 м: R = 1, 2 ⋅1, 0 ⋅ [0,56 ⋅1, 0 ⋅ 2,1 ⋅ 20 + 3, 24 ⋅1,13 ⋅18, 7 + (3, 24 − 1) ⋅ 2, 0 ⋅18, 7 + 5,84 ⋅ 22, 0] = 365,1 кПа. 1, 0 5. Определяем среднее фактическое давление рII под подошвой фундамента Под подошвой фундамента 2Ф21.9-3 среднее фактическое давление рII определяется как pII = N II + Q f + Qk + Qp + Qп + G1 + G2 + G3 A , где Qf — вес фундамента 2Ф21.9-3, Qf = 53 кН; Qk — вес колонны с учётом её заделки в фундамент на 0,6 м, Qk = 0, 42 ⋅ 3, 6 ⋅ 24= 13,8 кН; Qр — вес ригеля, Qр = 0, 4 ⋅ 0, 4 ⋅ 5, 6 ⋅ 24 = 21,5 кН; Qп — вес ограждающей панели подвала при шаге колонн 6,0 м, Q= 0,34 ⋅ 3 ⋅ 6 ⋅13 = 79, 6 кН; п G1 — вес грунта на уступах фундамента ниже пола подвала, G1= (V0 − Vф ) ⋅ γ= (2,12 ⋅ 0,9 − 53 / 23) ⋅18= 31, 7 кН; G2 — вес грунта на уступах фундамента с внешней стороны панели подвала, G2 = 2,1 ⋅ 0,51 ⋅ 2, 25 ⋅18 = 43, 4 кН; G3 — вес от пола подвала, G3 = (2,1 ⋅1, 25 − 0, 42 ) ⋅ 0, 2 ⋅ 22 = 10,8 кН; pII 1147 + 53 + 13,8 + 21,5 + 79, 6 + 31, 7 + 43, 4 + 10,8 = 317, 6 кПа. 2,1 ⋅ 2,1 Для фундаментов под колонны разница между расчётным сопротивление грунта несущего слоя R и средним фактическим давлением рII не должна превышать 20 %. Значение фактического среднего давления рII всегда должно быть не больше значения расчётного сопротивления R: = ∆ 365,1 − 317, 6 = ⋅100% 15%. 317, 6 Для фундамента под колонну такая ∆ допустима. Переход на фундамент марки 2Ф18.9-3 с меньшими размерами подошвы 1,8 × 1,8 м для снижения ∆ приведёт к увеличению среднего давления рII до 430 кПа, в этом случае рII > R. Окончательно принимаем одноблочный фундамент под колонну 2Ф21.9-3 (рис. 3.8). 36 Рис. 3.8. Схематический разрез фундамента под наружную колонну здания каркасного типа Пример 6 Проектирование фундамента под колонну для внутренней стены здания Инженерно-геологические условия те же, что и в примерах 3–5. Необходимо запроектировать фундамент под внутреннюю колонну здания в г. Москве. Поперечное сечение колонн 40 × 40 см. Расчётная нагрузка на колонну 1 ⋅ (1760 + 94) = 1854 кН . N II = g f ⋅ ( Nп + Nв ) = Отметка пола подвала –3,10 м. Отметка пола 1-го этажа на 1,05 м выше планировочной (см. рис. 3.10). 1. Определение глубины заложения фундамента внутренней стены здания Инженерно-геологические условия и габариты подземной части здания в примерах 5 и 6 одинаковые. В соответствии с исходными данными нагрузка на колонну по внутренней оси значительно превышает нагрузку по наружной оси здания. Устройство фундаментов под колонну по внутренней оси таких же размеров, как у наружных колонн марки 2Ф21.9-3, приведёт к увеличению сред1854 него давления под фундамента колонны по внутренней оси= рII = 420 кПа, что значительно 2,12 превышает расчётное сопротивление грунта основания R = 365,1 кПа (пример 5). Для соблюдения условия рII ≤ R следует увеличить максимальную площадь одноблочного фундамента 2Ф21.9-3 путём устройства дополнительной монолитной плиты. Толщину плиты принимаем 0,3 м. Из конструктивных соображений назначаем глубину заложения фундамента внутренней колонны, которая составит 1,2 м (см. рис. 3.10). Относительная и абсолютная отметки подошвы фундамента внутренней колонны будут –4,5 м и 178,05 м соответственно. 37 2. Расчёт площади подошвы фундамент под колонну внутренней стены здания Как и в ранее рассмотренных примерах, для определения площади подошвы фундамента под колонну по внутренней оси здания задаёмся минимум тремя величинами площади Аi, например, А1 = 2 м2, А2 = 4 м2, А3 = 9 м2, и определяем среднее давление под фундаментом для каждой из площадей по формуле pII = N II + NфII,i Ai , (i = 1,2,3…), где NII — расчётная нагрузка на колонну; NфII,i — расчётная нагрузка от веса фундамента и веса грунта на его обрезах, определяемая по приближенной формуле NфII = Ai ⋅ d1 ⋅ γ ср , где γср — средний удельный вес грунта и материала фундамента, принимаемый равным 20 кН/м3; d1 — приведённая глубина заложения внутреннего фундамента в подвале, d1 = hs + hcf γ cf γi 1, 2 + 0, 2 = 22 1, 44 м. = 18 Тогда 1854 + (2, 0 ⋅1, 44 ⋅ 20) = 955,8 кПа; 2 1854 + (4, 0 ⋅1, 44 ⋅ 20) = рII2 = 492,3 кПа; 4 1854 + (9, 0 ⋅1, 44 ⋅ 20) = рII3 = 234,8 кПа. 9 = рII1 По трём полученным значениям среднего давления под подошвой фундамента рIIi и трём соответствующим площадям фундамента Ai строим график зависимости рII = f(А) (рис. 3.9). Расчётное сопротивление грунта основания вычисляется для двух значений площадей: А = 0 м2 и А = 9 м2. Тогда ширина фундамента под колоннуbопределяется для двух выбранных площадей как b1 = А = 0 м и b2 = А = 3 м. Расчётное сопротивление R определяем по формуле (5.7) из [1] при ширине фундамента колонны b = 0 м и b = 3 м: = R γ c1 ⋅ γ c 2 ⋅ M y ⋅ k z ⋅ b ⋅ γ II + M q ⋅ d1 ⋅ γ′II + ( M q − 1) ⋅ d в ⋅ γ′II + M c ⋅ cII , k где γс1 = 1,2 — коэффициент условий работы; γс1 зависит от вида грунтов, лежащих в основании здания (суглинок тугопластичный, IL = 0,3), по табл. 5.4 из [4] (Приложение, табл. П.11); γс2 = 1,0 — коэффициент условий работы при гибкой конструктивной схеме здания [4, табл. 5.4] (Приложение, табл. П.11); k — коэффициент, принимаемый равным 1, когда прочностные характеристики грунта (ϕ и c) определены по результатам непосредственных испытаний грунтов; Мγ, Мq, Мc — коэффициенты, принимаемые по табл. 5.5 из СП [4] (Приложение, табл. П.12) в зависимости от расчётного значения угла внутреннего трения грунта ϕII, находящегося непосредственно под подошвой фундамента. При ϕΙΙ = 21 имеем M y = 0,56, М q = 3, 24, М c = 5,84 ; kz = 1 (см. пример 3); b — ширина подошвы фундамента, м; 38 γ’II — осреднённое (по слоям) расчётное значение удельного веса грунтов, залегающих выше отметки заложения подошвы фундамента. В данном случае грунтом, залегающим выше подошвы фундамента, будет грунт обратной засыпки. Его удельный вес можно принять γ’II = 18 кН/м3; γII — осреднённое расчётное значение удельного веса грунта, залегающего ниже подошвы фундамента (можно принять залегающий непосредственно под подошвой фундамента, тогда γII = 20 кН/м3); сII — расчётное значение удельного сцепления грунта, залегающего непосредственно под подошвой фундамента, кПа (в примере cII = 22,0 кПа); d1 — приведённая глубина заложения внутренних фундаментов от пола подвала, м; d1 =hs + hcf ⋅ (γ cf / γ 'ц ) =0,9 + 0,3 + 0, 2 ⋅ (22 /18) =1, 44 м, где hs = 0,9 + 0,3 — толщина слоя грунта от отметки подошвы фундамента до отметки низа пола подвала, м; hcf = 0,2 — толщина конструкций пола подвала, м; γcf = 22 — расчётное значение удельного веса материала конструкций пола подвала, кН/м3; db — глубина подвала, расстояние от уровня планировки до пола подвала, м (для сооружений с подвалом глубиной более 2 м принимают равным 2 м). При ширине фундамента b = 0 (А = 0 м2) значение расчётного сопротивления грунта R1 определяется как = R1 1, 2 ⋅1, 0 = ⋅ 22, 0] 365,16 кПа. [0,56 ⋅1, 0 ⋅ 0, 0 ⋅ 20 + 3, 24 ⋅1, 44 ⋅18 + (3, 24 − 1) ⋅ 2, 0 ⋅18 + 5,84 1, 0 При ширине фундамента b = 3 м (А = 9 м2) значение расчётного сопротивления грунта R2 определяется как = R2 1, 2 ⋅1, 0 = ⋅ 22, 0] 392, 04 кПа. [0,56 ⋅1, 0 ⋅ 3, 0 ⋅ 20 + 3, 24 ⋅1, 44 ⋅18 + (3, 24 − 1) ⋅ 2, 0 ⋅18 + 5,84 1, 0 Полученные значения расчётного сопротивления грунта R наносим на график. Точка пересечения двух графиков R = f(А) и рII = f(А) соответствует искомой площади фундамента под внутреннюю колонну (см. рис. 3.9). Принимаем A = 5,4 м2. Под центрально нагруженную внутреннюю квадратную колонну принимается квадратный фундамент со стороной bТ = А = 5, 4 = 2,32 м. Конструируем составной фундамент, так как требуемая ширина фундамента bТ = 2,32 м больше максимальной стандартной ширины одноблочного фундамента 2Ф, равного 2,1 м [6, стр. 5, табл. 2.1]. Составной фундамент выполняется из плит 2,4 × 2,4 м, высотой 30 см и подколонника размером (1,2 × 1,2 × 0,9 м) или фундамента марки 2Ф12.9-2, который используется как подколонник (рис. 3.10). Рис. 3.9. Графическое определение площади подошвы фундамента под колонну внутренней стены 39 Расчётное сопротивление грунта R при ширине фундамента b = 2,4 м составляет = R 1, 2 ⋅1, 0 = ⋅ 22, 0] 383,98 кПа. [0,56 ⋅1, 0 ⋅ 2, 4 ⋅ 20 + 3, 24 ⋅1, 44 ⋅18 + (3, 24 − 1) ⋅ 2, 0 ⋅18 + 5,84 1, 0 3. Определяем фактическое среднее давление под подошвой фундамента внутренней колонны Для проверки фактического среднего давление под подошвой фундамента внутренней колонны определяем вес самого фундамента Qф, вес колонны Qк и вес ригеля Qр, вес грунта на обрезах фундамента Gгр и вес пола подвала Gп. В соответствии с рис. 3.10 общий объём фундамента и грунта на его обрезах составляет V0 = 2, 4 ⋅ 2, 4 ⋅1, 2 = 6,91 м3; объём опорной плиты и подколонника Vф = 2, 4 ⋅ 2, 4 ⋅ 0,3 + 1, 2 ⋅1, 2 ⋅ 0,9 = 3, 02 м3; объём грунта на опорной плите вокруг подколонника Vгр = V0 − Vф = 6,91 − 3, 024 = 3,89 м3. Удельный вес материала конструктивных элементов фундамента принимаем равным 24 кН/м3. Таким образом, вес самого фундамента Qф = 3, 02 ⋅ 24= 72, 48 кН. Собственный вес колонны размером 0,4 × 0,4 м Qk= 0, 4 ⋅ 0, 4 ⋅ 3 ⋅ 24= 11,52 кН. Рис. 3.10. Схематичный разрез фундамента под внутреннюю колонну здания каркасного типа 40 Собственный вес ригеля размером 0,4 × 0,4 м, длиной 5,6 м Qp = 0, 4 ⋅ 0, 4 ⋅ 5, 6 ⋅ 24 = 21,50 кН. Удельный вес грунта обратной засыпки принимаем равным 18 кН/м3. Тогда вес грунта на обрезах фундамента Gгр= 3,89 ⋅18= 70, 02 кН. Вес бетонного пола подвала в пределах плана фундамента: Gп= (2, 42 − 0, 42 ) ⋅ 0, 2 ⋅ 22= (5, 76 − 0,16) ⋅ 0, 2 ⋅ 22= 24, 64 кН; QII = Qф + Qk + Qp = 72, 48 + 11,50 + 21,50 = 105, 48 кН; GII = Gгр + Gп = 70, 02 + 24, 64 = 94, 66 кН; = pII N II + QII + GII 1854 + 105, 48 + 94, 66 = = 356, 62 кПа. Aф 2, 4 ⋅ 2, 4 В итоге получаем = pII 356, 62 = кПа < R 383,98 кПа. Для фундамента под колонну разница значений pII и R не должна превышать 20 %, причём значение среднего давления под подошвой фундамента pII всегда должно быть не больше расчётного сопротивления грунта основания R. Имеем = ∆ 383,98 − 356, 62 ⋅100% 7, 7% . = 356, 65 Площадь подошвы фундамента под колонны запроектирована экономично, так как значение ∆ составляет 7,7 %. Окончательно принимаем для фундамента под внутреннюю колонну фундаментную плиту размером 2,4 × 2,4 м. Пример 7 Проектированиефундамента под две близко расположенные внутренние колонны Исходные данные: для 12-этажного здания требуется запроектировать фундаменты под внутренние колонны, с расстоянием между осями колонн l = 2,4 м. Постоянная нормативная нагрузка Nп = 2550 кН. Временная нормативная нагрузка Nв = 160 кН. Расчётная нагрузка на одну колонну N II =γ f ⋅ ( N n + N в ) = 1, 0 ⋅ (2550 + 160) =2710 кН. Сечение колонн 40 × 40 см. Отметка пола подвала –3,10 м. Отметка пола 1-го этажа на 0,6 м выше планировочной. Инженерно-геологические условия те же, что и в примере 3. 1. Определение предварительных размеров фундамента под одну колонну Табличное значение расчётного сопротивления несущего слоя грунтового основания R0 = 254 кПа (суглинок тугопластичный, на который будет опираться фундамент, имеет IL = 0,3 и е = 0,608 см; Пример 3). Сторона квадратного фундамента определяется по формуле b = N II , R0 − d × γ ср 41 где γср — средний удельный вес грунта и материала фундамента, принимается равным 20 кН/м3; d — глубина заложения фундамента. Для фундамента, находящегося внутри подвала d равна d1, т.е. приведёной глубине, и определяется по формуле d1 =hs + hcf ⋅ γ сf γ' =0,9 + 0, 2 22 =1,14 м ; 18 hs = 0,9 м — толщина слоя грунта выше подошвы фундамента или высота фундамента; hcf = 0,2 м — толщина пола подвала; 2710 = 3, 42 м. 254 − 1,14 ⋅ 20 = b Квадратные фундаменты колонн с шириной b = 3,42 м будут частично накладываться друг на друга в плане, так как расстояние между внутренними осями колонн 2,4 м. Поэтому для обеих колонн делается общий монолитный фундамент. Он проектируется в виде железобетонной плиты толщиной 0,5 м. В качестве подколонников на плиту устанавливаются два фундамента мирки 2Ф12.9-3. 2. Расчёт предварительных размеров подошвы общего фундамента под две колонны Предварительные размеры подошвы общего фундамента под две колонны, как и в ранее рассмотренных случаях, определяются графическим методом. Для этого задаёмся минимум тремя размерами площади подошвы Аi общего фундамента под две колонны, например, А1 = 10 м2, А2 = 15 м2, А3 = 25 м2, и определяем среднее давление под подошвой фундамента для каждого значения Аi по формуле pII,i = 2 N II + NфIIi Ai , (i = 1,2,3…), где NII — расчётная нагрузка на колонну; NфII,i — расчётная нагрузка от веса фундамента с площадью подошвы Аi и от веса грунта на его уступах. Величина NфII,i определяется по приближенной формуле NфII,i = Ai ⋅ d ⋅ γ ср . Так как колонны внутренние, то d= d1 = hs + hcl γ cf γ'II (0,5 + 0,9) + 0, 2 = 22 1, 64 м (см. рис. 3.12). = 18 Значения среднего давление под подошвой фундамента рII,i, определённые расчётом в зависимости от Ai, наносятся на график рII = f ( Ai ) (рис. 3.11): 2710 ⋅ 2 + (10, 0 ⋅1, 64 ⋅ 20) = 574,8 кПа; 10 2710 ⋅ 2 + (15, 0 ⋅1, 64 ⋅ 20) = pII2 = 394,13 кПа; 15 2710 ⋅ 2 + (25 ⋅1, 64 ⋅ 20) = pII3 = 249, 6 кПа. 25 = pII1 42 Рис. 3.11. Графическое определение площади подошвы общего монолитного фундамента под две внутренние колонны Расчётное сопротивление грунта основания в зависимости от ширины подошвы фундамента b вычисляется по формуле (5.7) из СП [4]: = R γ c1 ⋅ γ c 2 M γ k z bγ II + M q d1γ 'II + ( M q − 1)d в γ 'II + M c cII , k где γс1 и γс2 — коэффициенты условий работы грунтового основания и здания во взаимодействии с основанием, определяемые по табл. 5.4 из СП [4] (Приложение, табл. П.11); γс1 — коэффициент, зависящий от вида и разновидности грунта, лежащего под подошвой фундамента, в нашем примере — суглинка тугопластичного, имеющего IL = 0,3 и, следовательно, γс1 = 1,2; γс2 = 1,0 — коэффициент, зависящий от конструктивной схемы здания. В нашем примере принята гибкая конструктивная схема здания; k — коэффициент, принимаемый равным 1 при определении прочностных характеристик грунта (ϕII и сII) по результатам непосредственных испытаний; Мγ, Мq, Мc — коэффициенты, принимаемые по табл. 5.5 из СП [4] (Приложение, табл. П.12) в зависимости от расчётного значения угла внутреннего трения грунта несущего слоя ϕII = 21о: Мγ = 0,56, Мq = 3,24, Mc = 5,84; kz = 1 (см. пример 3); b — меньшая сторона (ширина) подошвы фундамента, м; γ′II — осреднённое (по слоям) расчётное значение удельного веса грунтов, залегающих выше отметки подошвы фундамента, кН/м3 (в данном случае это удельный вес грунта обратной засыпки γ' = 18 кН/м3; γII — удельный вес грунта, залегающего ниже подошвы фундамента, в рассматриваемом примере — суглинка тугопластичного, имеющего γII = 20 кН/м3; сII — расчётное значение удельного сцепления грунта, залегающего непосредственно под подошвой фундамента, кПа (в примере сII = 22,0 кПа); d1 — приведённая глубина заложения внутренних фундаментов, находящихся внутри подвала, м (была определена ранее в п. 1 в размере d1 = 1,64 м); db — глубина подвала, т.е. расстояние от уровня планировки до пола подвала, м (для сооружений с подвалом шириной b ≤ 20 м и глубиной более 2 м принимается db = 2 м). График зависимости R = f(b) является уравнением прямой и может быть построен по двум точкам. Расчётное сопротивление грунта R вычисляется для принятых двух значений ширины фундамента b: b = 0, (А = 0) и b = 5 м (А = 25 м2). Значение R1 при b = 0 м: = R1 1, 2 ⋅1, 0 = ⋅ 22, 0] 390,17 кПа. [0,56 ⋅1, 0 ⋅ 0, 0 ⋅ 20 + 3, 24 ⋅1, 63 ⋅19 + (3, 24 − 1) ⋅ 2, 0 ⋅19 + 5,84 1, 0 43 Значение R2 при b = 5 м: = R2 1, 2 ⋅1, 0 = ⋅ 22, 0] 443,9 кПа. [0,56 ⋅1, 0 ⋅ 5, 0 ⋅ 20 + 3, 24 ⋅1, 63 ⋅19 + (3, 24 − 1) ⋅ 2, 0 ⋅19 + 5,84 1, 0 По полученным значения R1 и R2 и строим график R = f(А). Точка пересечения двух графиков R = f(А) и рII = f(А) (рис. 3.11) соответствует требуемому значению площади общего монолитного фундамента под две колонны. Требуемое значение площади подошвы общего фундамента по две колонны А = 14,0 м2. 3. Определение размеров в плане общего фундамента и давления под его подошвой Размеры общего фундамента под две колонны в плане (рис. 3.12) определяются исходя из того, чтобы расстояния х от оси колонны до длинной стороны плиты Lnл и до короткой стороны плиты Bпл были одинаковыми. Вычисление х проводится по формулам: 0, 25 ⋅ 2, 4 + (0, 25 ⋅ 2, 4) 2 + 0, 25 ⋅14, 0 = 1,36 ≈ 1, 4 м; х= −0, 25l + (0, 25l ) 2 + 0, 25 А = Lпл = l + 2 ⋅ x = 2, 4 + 2 ⋅1, 4 = 5, 2 м ; А = 2,8 ⋅ 5, 2 = 14,56 м 2 . Новое значение расчётного сопротивления грунта основания R при ширине общего под две колонны фундамента равно 2,8 м: Рис. 3.12. Cхема к определению ширины и длины фундаментной плиты поддев колонны = R 1, 2 ⋅1, 0 = ⋅ 22, 0] 414,36 кПа. [0,56 ⋅1, 0 ⋅ 2,8 ⋅ 20 + 3, 24 ⋅1, 63 ⋅19 + (3, 24 − 1) ⋅ 2, 0 ⋅19 + 5,84 1, 0 В соответствии с рис. 3.13 определяем объём фундамента Vф = 2,8 ⋅ 5, 4 ⋅ 0,5 + 2 ⋅ (1, 2 ⋅1, 2 ⋅ 0,9)= 10,15 м3 , Удельный вес конструктивных элементов фундамента принимаем равным 24 кН/м3. Таким образом, вес самого фундамента Qф= 10,15 ⋅ 24= 243, 65 кН . Объём грунта на фундаментной плите Vгр= (5, 4 ⋅ 2,8 − 2 ⋅1, 22 ) ⋅ 0,9= 11, 02 м3 . 44 Средний удельный вес грунта обратной засыпки на фундаментной плите принимаем равным 18 кН/м3. Тогда вес грунта на уступах фундаментной плиты Gгр= 11, 02 ⋅18 = 198, 29 кН. 65,12 кН . Вес пола подвала (5, 4 ⋅ 2,8 − 2 ⋅ 0, 42 ) ⋅ 0, 2 ⋅ 22 = Собственный вес 2 колонн размером 0,4 × 0,4 м 23 кН ; Qк =2 ⋅ 0, 4 ⋅ 0, 4 ⋅ 3 ⋅ 24 = = pII 2 ⋅ 2710 + 236,9 + 189 + 62, 66 + 23 = 407, 4 кПа. 2,8 ⋅ 5, 2 Условие рII = 407 кПа < R = 414 кПа выполняется. Рис .3.13. Схематичный разрез фундамента под две внутренние колонны каркасного здания Окончательно фундамент под две внутренние колонны принимаем с двумя подколонниками 2Ф12.9-3 на монолитном железобетонном фундаменте с размерами 5,2 × 2,8 × 0,5 м. Пример 8 Проектирование фундамента мелкого заложения под внутреннюю колонну при наличии в основании слабого подстилающего слоя Исходные данные: инженерно-геологические условия строительной площадки, конструкция и размеры подземной части здания показаны на рис. 3.14. Фундамент имеет глубину заложения d = 2,85 м (отметка пола подвала — 2,4 м) и площадь подошвы А = 1,8 × 1,8 м (одноблочный сборный фундамент марки 2Ф18.9-3). В основании фундамента залегает суглинок тугопластичный. 45 На расстоянии z = 0,85 м ниже подошвы залегает подстилающий слой слабого грунта — суглинка мягкопластичного. Наличие в основании слабого подстилающего слоя требует проверки его прочности. Необходимо проверить, выдержит ли слабый слой давление, которое передаётся на него на отметке кровли. Характеристики грунта φ II и сII приняты по таблицам СП [4]. Общая (суммарная) расчётная нагрузка NII,с от сооружения, фундамента, веса грунта на его уступах и пола подвала составляет 1200 кН. 1. Расчёт давления под подошвой проектируемого фундамента Определяем среднее давление pII под подошвой фундамента 2Ф18.9-3. Затем вычисляем расчётное сопротивление грунта несущего слоя R (суглинка тугопластичного) и проверяем выполнение условия, чтобы среднее давление под подошвой фундамента pII не превышает расчётного сопротивления грунта R (рII ≤ R). = pII N II,c 1200 = = 370, 4 кПа. A 1,82 Необходимые для вычисления расчётного сопротивления грунта R величины, входящие в формулу для определения R, приведены в примере 3: γ′II = 17, 6 − 1 + 20 − 1,85 кН = 19,15 3 ; 1 + 1,85 м d1 =hs + hcf ⋅ γ cf γ′II =0,9 + 0, 2 ⋅ 22 =1,13 м; 19,15 75 м; γ с1 1, 2; = d в 1,= γ= 0, 61; M 3, 44; M 6, 04 . k 1,1; = k z 1; M = = = с 2 1;= y q c Определяем расчётное сопротивление грунта 1, 2 − 1 R= ⋅ 0,61⋅1⋅1,8 ⋅ 20 + 3,44 ⋅1,13 ⋅19,15 + ( 3,44 − 1) ⋅1,75 ⋅19,15 + 6,04 ⋅ 28 = 1,1 = 378,86 кПа ≈ 379 кПа ∗. Условие pII ≤ R выполнено (370,4 кПа < 379 кПа). Фундамент 2Ф18.9-3, опирающийся на несущий слой грунта, подобран правильно. Далее необходимо проверить прочность слабого подстилающего слоя. Выдержит ли этот слой давление, передающееся на него. 2. Проверка допустимость давления на слабый подстилающий слой Допустимость давления на слабый подстилающий слой проверяется по условию σ zg + σ zp ≤ Rz , где σzg — природное давление от вышележащих слоёв грунта; σzp — дополнительное (к природному) давление от сооружения на отметке кровли слабого слоя (рис. 3.14, отм. –4,35 м). Вначале определяют давления σzg,o и σzp,o на отметке подошвы проектируемого фундамента (отм. –3,5 м): σ zg= = 54, 6 кПа; ,0 17, 6 ⋅1 + 20 ⋅1,85 σ zp ,0 =− p σ zg ,0 = 370, 4 − 54, 6 = 315,8 кПа. ∗ Составляющие формулы расчетного сопротивления R, определяемого по формуле (5.7) СП [4], и источники, по которым получены значения входящих в нее коэффициентов γс1, γс2, k, kz , Mγ, Mq, Mс подробно рассмотрены в примерах 3–7. 46 Рис. 3.14. Расчётная схема к проверке давления на слабый подстилающий слой Затем определяют те же давления σzp и σzg, но уже на кровле подстилающего слоя (отметка –4,35 м), т.е. на глубине z = 0,85 м. Дополнительное давление σzp вычисляют по формуле σ zp = σ zp ,0 ⋅ α . 2 ⋅ z 2 ⋅ 0,85 l 1,8 = = 0,94 и от η= = = 1. b 1,8 b 1,8 Интерполируя между величинами α = 0,8 при табличном значении ξ = 0,8 и α = 0,606 при ξ = 1,2, получаем η = 1 и искомую величинуα = 0,732 при значении ξ = 0,94. Тогда при α = 0,732 на отметке кровли слабого подстилающего слоя получим: Коэффициент α (Приложение, табл. П.13) зависит от= ξ σ= 315,8 ⋅ 0, 732 = 231,17 кПа; zp σ= σ zg ,0 + γ 2сл. ⋅ z 54, 6 + 20 ⋅ 0,85 = 54, 6 += 17 71, 6 кПа; zg II = 71, 6 302, 77 кПа. σ zp + = σ zg 231,17 += Левая часть условия проверки σ zp + σ zg = 302, 77 кПа. Правая часть проверки — это величина расчётного сопротивления грунта Rz слабого подстилающего слоя под условным фундаментом глубиной заложения d + z и шириной bz. Для отдельного квадратного фундамента bz = Az имеем: = Az N IIc 1200 = = 5,19 м2; σ zp 231,17 = bz = Az 5,19 = 2, 28 м. 47 Для вычисления расчётного сопротивления грунта слабого подстилающего слоя Rz (III слой) потребуются следующие параметры: 27,3 − 10 γ II =γsb = = 10, 2 кН/м3; 1 + 0, 7 = γ'II 17, 6 ⋅1 + 20 ⋅ 2, 7 = 19,35 кН/м3; 1 + 2, 7 d1 = (0,9 + 0,85) + 0, 2 ⋅ 22 = 1,98 м; 19,35 db = 1,75 м; γc1 = 1; γ c 2 = 1; k = 1,1; kz = 1. Коэффициенты при φII = 18°: Mγ = 0,43; Mq = 2,73; Mс = 5,31. 1 ⋅1 Rz = ⋅ 0, 43 ⋅1 ⋅ 2, 28 ⋅10, 2 + 2, 73 ⋅1,98 ⋅19,35 + ( 2, 73 − 1) ⋅1, 75 ⋅19,35 + 5,31⋅ 20 = 1,1 = 253,98 кПа ≈ 254 кПа. Левая часть условия σ zp + σ zg =302, 77 кПа. Правая часть Rz = 253,98 кПа — условие σ zp + σ zg ≤ Rz не выполняется. Выполнения условия проверки достигается подъёмом отметки заложения подошвы фундамента. Однако это приведёт к увеличению z и bz, что недопустимо по условиям привязки здания к инженерно-геологическому разрезу. Следует увеличить площадь подошвы проектируемого фундамента, что приведёт к снижению среднего давление pII. 3. Увеличение площади подошвы фундамента Для снижения среднего давления pII взамен принятого ранее фундамента 2Ф18.9-3 с размерами подошвы 1,8 × 1,8 м принимаем фундамент 2Ф21.9-3 с большими размерами подошвы 2,1 × 2,1 м. Выбор большего размера фундамента приведёт к увеличению суммарной нагрузки на основание NII,∑ до N II' ∑ = N II + (QII ∑ 21 − QII ∑18 ), где QII∑21 — суммарная нагрузка от собственного веса фундамента 2Ф21.9-3, веса грунта Gгр на уступах фундамента и веса пола подвала Gпп; QII∑18 — то же, от веса фундамента 2Ф18.9-3 и веса грунта на его уступах. а) Определяем QII∑21. Общий объём фундамента 2Ф21.9-3 с пригрузкой грунтом V0 = 2,12 ⋅ 0,9 = 3,97 м3. Вес фундамента 2Ф21.9-3 составляет Qф = 53 кН [6, табл. 2.1]. Qф 53 = = 2, 2 м3. Объём фундамента V= ф γ ж.б 24 Объём грунта Vгр = V0 − Vф = 3,97 − 2, 2 =1, 77 м3. Вес пола подвала Gпп= (2,12 − 0, 42 ) ⋅ 0, 2 ⋅ 22= 18, 7 кН. Вес фундамента с учётом пригрузки грунтом и полом QIIΣ 21 =Qф + Gгр + Gпп =53 + 31,86 + 18, 7 =103, 6 кН. б) Определяем QII∑18. V0 = 1,82 ⋅ 0,9 = 2,9 м3. 48 Вес фундамента 2Ф18.9-3 Qф = 40кН [6, табл. 2.1]. Qф 40 = = 1, 7 м3. Объём фундамента V= ф γ ж.б 24 Объём грунта Vгр = V0 − Vф = 2,9 − 1, 7 =1, 2 м3. Вес грунта Gгр = Vгр ⋅ γ3 = 1, 2 ⋅18 = 21, 6 кН. Вес пола подвала Gпп= (1,82 − 0, 42 ) ⋅ 0, 2 ⋅ 22= 13, 6 кН. QII ∑18 = Qф + Gгр + Gпп =40 + 21, 6 + 13, 6 =75, 2 кН. N II′ ∑ = N II + (QII ∑ 21 − QII ∑18 ) = 1200 + (103, 6 − 75, 2) = 1228, 4 кН ≈ 1228 кН . Среднее давление pII′ под подошвой фундамента 2Ф21.9-3 pII′ = N II′ 1228 = = 278,5 кПа. A 2,12 Полученное значение p׳II при ширине фундамента b = 1,8 м оказалось значительно меньше R = 379 кПа. Очевидно, что при ширине фундамента b = 2,1 м расчётное сопротивление грунта R будет ещё больше, т.е. в обоих случаях среднее давление рII значительно меньше расчётного сопротивления грунта R. На отметке подошвы фундамента 2Ф21.9-3 определяем σ′zg ,0 и σ′zp ,0 . Глубина заложения фундаментов 2Ф18.9-3 и 2Ф21.9-3 не изменилась и соответствует отметке –3,5 м, поэтому ′zg ,0 σ= σ= 54, 6 кПа; zg ,0 σ′zg ,0 =pII′ − σ zg ,0 =278,5 − 54, 6 =223,9 кПа. Затем вычисляем напряжения σ′zp на отметке –4,35 м, т.е. на кровле подстилающего слабого слоя, находящегося ниже подошвы проектируемого фундамента на глубине z = 0,85 м, σ′zр = σ′zp ,0 ⋅ α. Как и в предыдущем случае, значение коэффициента α находим по интерполяции при ξ = 2 ⋅ z 2 ⋅ 0,85 l 2,1 = 1. = = 0,81 и η= = b 2,1 b 2,1 Получаем α = 0,795. Тогда σ′zр = 223,9 ⋅ 0, 795 = 178, 0 кПа. Значение природного давления на отметке –4,35 м составляет σ′zg ,0 = σ zg = 71, 6 кПа. Левая часть условия проверки: σ′zp += σ′zg 178, 0 + 71, = 6 249, 6 кПа. Вычисляем правую часть условия — находим расчётное сопротивление слабого слоя грунта RZ′ под условным фундаментом, глубина заложения которого d + z и ширина bz = Az′ : = AZ′ ′ c 1232 N II, = = 6,89 = ; bz′ σ′zp 178, 7 49 = 6,89 2, 63 м. Параметры, необходимые для вычисления расчётного сопротивления грунта RZ′ , те же: γII = γsв = 10,2 кН ; γ II = 19,35; d1 = 1,98 м; dв = 1,75 м; γс1 = 1; γс2 = 1; м3 k = 1,1; kz = 1; Мγ = 0,43; Мq = 2,73; Мс = 5,31. Вычисляем 1 ⋅1 255, 4 кПа. RZ′ = ⋅ [0, 43 ⋅1 ⋅ 2, 63 ⋅10, 2 + 2, 73 ⋅1,98 ⋅19,35 + 1, 73 ⋅1, 75 ⋅19,35 + 5,31 ⋅ 20] = 1,1 Условие σ′zp+σ′zg ≤ RZ′ выполнено (249,6 < 255,4). Следовательно, прочность слабого грунта подстилающего слоя обеспечена. Принимаем отдельный одноблочный фундамент 2Ф21.9-3. Пример 9 Проектирование фундамента мелкого заложения под внутреннюю колонну на песчаной подушке Исходные данные: многоэтажное жилое здание каркасного типа из сборных железобетонных элементов и с гибкой конструктивной схемой с колоннами сечением 0,4 × 0,4 м и шагом колонн 6 м. Здание с подвалом, пол подвала заглублён на 2,4 м от поверхности пола 1-го этажа (отм. ±0,00). Нагрузка на отметке пола подвала, передаваемая внутренней колонной на фундамент, составляет NII = 1200 кН. Строительная площадка сложена с поверхности до глубины 10 м мягкопластичными суглинками. Физико-механические свойства мягкопластичных суглинков, определённые непосредственными испытаниями, следующие: γII = 19,22; φII = 13°; сII = 16 кПа; IL = 0,74; е = 0,805; ρs = 2,74 г г ; ρ = 1,96 ; w = 29,1 %. 3 см см3 Табличное значение условного расчётного сопротивления грунта Rо = 173 кПа. Ниже толщи мягкопластичного суглинка, до глубины 15 м вскрыта глина тугопластичная с IL = 0,48. Планировочная отметка DL совпадает с отметкой природного рельефа NL и находится ниже пола 1-го этажа на 1,0 м (рис. 3.15). При проектировании было принято решение использовать сборные одноблочные фундаменты стаканного типа марки 2Ф21.9-3. При необходимости эти фундаменты (если их размеры в плане недостаточны) будут опираться на песчаную подушку из крупного песка. 1. Расчёт среднего давления pII под подошвой сборного фундамента внутренней колонны При расчёте учитываем нагрузки от сооружения NII, собственного веса фундамента 2Ф21.9-3 Qф,II = 54,0 кН [6, табл. 2.1], собственного веса грунта обратной засыпки Qгр,II, с удельным весом кН γз,II = 18 3 , на уступах фундамента, а также от бетонного пола подвала толщиной 0,2 м м кН и с удельным весом γп,II = 22 3 . м Проверяем возможность использования мягкопластичной глины в качестве несущего слоя, исходя из условия pII ≤ R. Определяем общий объём фундамента вместе с грунтом на уступах фундамента V0 = A ⋅ h = 2,1 ⋅ 0,9 = 3,97 м3. Вычисляем объём фундамента 2Ф21.9-3. Удельный вес железобетона γжб = 24 V= ф Qф 54 = = 2, 25 м3. γ ж.б 24 50 кН , тогда м3 Объём грунтовой пригрузки Vгр = V0 − Vф = 3,97 − 2, 25 =1, 72 м3. Вес грунта на уступах фундамента Qгр,II = 1, 72 ⋅18= 30,96 кН. Удельный вес грунта обратной кН . м3 Вес пола подвала QПП,II= (2,12 − 0, 42 ) ⋅ 0, 2 ⋅ 22= 18, 7 кН. Общий вес фундамента с учётом грунта обратной засыпки на его уступах, а также пола подвала в пределах плана фундамента засыпки 18 QII = Qф,II + Qгр,II + Qпп,II = 54 + 30,96 + 18, 7 = 103, 66 кН. Среднее давление под подошвой фундамента 2Ф21.9-3 = pII N II + QII 1200 + 103, 66 = = 295, 61 кПа. A 2,12 Несущая способность плиты фундамента марки 2Ф21.9-3 — третья, т.е. допустимое давление под подошвой фундаментной плиты р — до 350 кПа. Среднее давление под подошвой фундамента рII, полученное при расчёте, составляет 295,61 кПа, т.е. марка фундамента выбрана правильно. 2. Проверка возможности использования мягкопластичного суглинка в качестве несущего слоя Для определения расчётного сопротивления мягкопластичного суглинка R по формуле (5.7) из [4] вычисляем приведённую глубину, м, заложения фундамента d1 со стороны подвала по формуле d1 =hs + hcf ⋅ γ cf γ II = 0,9 + 0, 2 ⋅ 22 = 1,14 18 . Определяем расстояние от планировочной отметки до пола подвала db = 1,4 м и необходимые коэффициенты γс1 = 1,1; γc2 = 1 [4, табл. 5.4]; k = 1; kz = 1 [4, п. 5.6.7]. По значению угла внутреннего трения φ = 13° для мягкопластичного суглинка по табл. 5.5 из [4] (Приложение, табл. П.12) находим коэффициенты Mγ = 0,26; Mq = 2,05; Мс = 4,55. Вычисляем расчётное сопротивление мягкопластичного суглинка γ c1 ⋅ γ c 2 ⋅ M y ⋅ k z ⋅ b ⋅ γ II + M q ⋅ d1 ⋅ γ′II + ( M q − 1) ⋅ d в ⋅ γ′II + M c ⋅ c= II k 1,11 ⋅1 = ⋅ [0, 26 ⋅1 ⋅ 2,1 ⋅19, 22 + 2, 05 ⋅1,14 ⋅18 + (2, 05 − 1) ⋅1, 4 ⋅18 + 4,55 ⋅16] = 1, 0 1,1 (10, 49 + 42, 07 + 26, 46 + 72, 78) = 166,98 кПа . =⋅ = R Использование мягкопластичного суглинка в качестве несущего слоя невозможно, так как условие pII ≤ R не выполняется (295,61 > 166,98). В этом случае требуется устройство песчаной подушки. 3. Выбор типа и толщины песчаной подушки. Проверка возможности опирания на неё фундамента Песчаная подушка должна опираться на более прочный слой грунта — тугопластичной глины, расположенной относительно подошвы фундамента на глубине более 7 м. Такое решение является неэкономичным, так как глубина залегания прочного слоя слишком велика. Поэтому наиболее целесообразно использование «висячей» песчаной подушки (рис. 3.15,а). Высота (толщина) такой подушки z подбирается методом итераций до выполнения условия σzp + σzg ≤ Rz (см. пример 8). Затем выполняется расчёт по второму предельному состоянию (по деформациям). Для устройства песчаной подушки используется крупный песок с плотностью частиц ρ = 2,65 г/см3. Укладка песка выполняется послойно. Каждый слой песка уплотняется. Уплотнение производится до средней плотности (е = 0,55…0,7) и до достижения плотности скелета (сухого кН грунта) значения ρd = 1,6…1,65 . см3 51 В зависимости от крупности песка, используемого для устройства песчаных подушек, принимается расчётное сопротивление R = 300 кПа и модуль деформации Ео = 30000 кПа для крупного песка, для песка средней крупности: расчётное сопротивление составляет 250 кПа, а модуль деформации 20000 кПа [8, с. 264, табл. 11.18]. Начинаем проектирование песчаной подушки с проверки условия pII ≤ R на контакте подошвы фундамента 2Ф21.9-3 с песчаной подушкой. Так как pII = 295,61 кПа, а R = 300 кПа, то условие выполняется: 295,61 кПа < 300 кПа. Как уже отмечалось, проектирование ведётся методом итераций. Принимаем толщину (высоту) песчаной подушки z = 1,5 м и проверяем выполнение условия σzp + σzg ≤ Rz на контакте подошвы подушки с мягкопластичным суглинком. 4. Проверка достаточности назначенной высоты песчаной подушки Давление от собственного веса суглинка мягкопластичного на отметке подошвы фундамента σ zg ,0 = γ II ⋅ d = 19, 22 ⋅ 2,5 = 48, 05 кПа. а б Рис. 3.15. Песчаная подушка: а — схема к определению размеров песчаной подушки; б — эпюры σzg и σzp по центральной оси фундамента 2Ф21.9-3 Давление от собственного веса грунта на отметке подошвы песчаной подушки зависит от удельного веса грунта этой подушки. Для определения удельного веса грунта песчаной подушки найдём степень водонасыщения суглинка мягкопластичного = sR ρs ⋅ w 2, 74 ⋅ 0, 291 = = 0,99 . 0,805 ⋅1 e ⋅ρ w В связи с тем что суглинок находится в водонасыщенном состоянии (sr = 0,99), грунт песчаной подушки постепенно также станет водонасыщенным. Влажность песка определяется по формуле = wsat e ⋅ρw 0, 65 ⋅1, 0 = = 0, 245 . 2, 65 ρs Как уже отмечалось, подушку уплотняют до плотности скелета ρd = 1,6 …1,65 Примем ρd = 1,6г/см2 и вычислим плотность песка по формуле ρ = ρ d ⋅ (1 + w) = 1, 6 ⋅ (1 + 0, 245) = 1,992 г/см2. 52 г . см3 Тогда удельный вес песка подушки будет γ n = ρ ⋅ g =1,992 ⋅ 9,81 =19,54 г/см2. Давление от собственного веса суглинка и песка подушки на отметке подошвы подушки (на глубине z = 1,5 м от подошвы фундамента) составит σ zg , z = γ II ⋅ d + γ n ⋅ z = 48, 05 + 19,54 ⋅1,5 = 77,36 кПа (рис. 3.15.б). Дополнительное (осадочное) давление на отметке подошвы фундамента σ zp= pII − σ zg = 295, 61 − 48, 05 = 247,56 кПа. ,0 ,0 На отметке подошвы песчаной подушки (d + z ) : σ zp = σ zp ,0 ⋅ α . Вычисляем коэффициент α интерполяцией его значений по табл. 5.8 из [4] (Приложение, 2 ⋅ z 2 ⋅1,5 l 2,1 табл. П.13), при= = 1 получаем α = 0,516. Тогда = 1, 43 и η= = ξ = b 2,1 b 2,1 σ zp = σ zp ,0 ⋅ α = 247,56 ⋅ 0,516 = 127, 74 кПа . Сумма давлений от собственного веса суглинка мягкопластичного и песка подушки σzg, а также от сооружения σzp на суглинок мягкопластичный под подошвой песчаной подушки составит σ zp + σ zg= 127, 74 + 77,36 = 205 кПа. Определяем расчётное сопротивление Rz мягкопластичного суглинка для условного фундамента шириной bz и глубиной заложения d + z = 2, 5 + 1,5 = 4,0 м. Находим предварительную ширину условного фундамента, равную ширине песчаной подушки bz, в виде bz = b + 2 ⋅ z ⋅ tg β = 2,1 + 2 ⋅1,5 ⋅ tg35° = 4, 2 м ∗. Затем определяем осреднённую величину удельного веса грунта, залегающего выше подошвы условного фундамента γ 'II . Удельный вес грунта γ 'II вычисляем как среднее значение удельного веса грунта обратной засыпки γ 'II = 18 кН/м3 и песчаной подушки γп = 19,54 кН/м3: γ 'II = 18 ⋅ 2,5 + 19,54 ⋅1,5 = 18,58 кН/м3. 2,5 + 1,5 Вычисляем приведённую глубину заложения условного фундамента со стороны подвала d1. Приведённая глубина заложения фундамента d1 =hs + hcf ⋅ γ cf γ II =(0,9 + 1,5) + 0, 2 ⋅ 22 =2, 64 м. 18,53 При db = 1,4 м расчётное сопротивление мягкопластичного суглинка 1,1 ⋅1 0, 26 ⋅1 ⋅ 4, 2 ⋅19, 22 + 2, 05 ⋅ 2, 64 ⋅18,53 + ( 2, 05 − 1) ⋅1, 4 ⋅18,53 + 4,55 ⋅= 16 1, 0 = 1,1(20,99 + 99,9 + 27, 24 + 72,8) = 243, 02 кПа = R Условие σzp + σzg ≤ Rz выполняется: 205,1 кПа < 243,02 кПа с разницей 15,6 %. Так как разница небольшая, можно толщину подушки оставить прежней — z = 1,5 м. Высота подушки z = 1,5 м принимается, если расчёт осадки с модулем деформации подушки Е = 30000 кПа будет удовлетворять условию второй группы предельных состояний: s ≤ sи и ∆s ≤ ∆sи. Тогда можно будет считать, что первая и единственная попытка в назначении z = 1,5 м оказалась удачной. ∗ Вычисление bz по приведённой формуле возможно при известном значении угла распределения напряжений β (рис. 3.15, а). Для подушки из песка принимается угол β равным 30…35°. 4. РАСЧЁТ СВАЙНЫХ ФУНДАМЕНТОВ 4.1. Ленточный фундамент под стену здания В соответствии с СП 24.13330.2011 [9] свайные фундаменты должны проектироваться на основе и с учётом: • результатов инженерных изысканий для строительства; • сведений о сейсмичности района строительства; • данных, характеризующих назначение, конструктивные и технологические особенности сооружения и условия их эксплуатации; • действующих на фундаменты нагрузок; • условий существующей застройки и влияния на неё нового строительства; • экологических требований; • технико-экономического сравнения возможных вариантов проектных решений. В рамках курсового проекта при проектировании свайного фундамента будем принимать во внимание только результаты инженерных изысканий; данные, характеризующие назначение и конструктивные особенности рассматриваемого здания, и нагрузки, действующие на фундамент. Пример 10 Проектирование ленточного свайного фундамента под наружную стену здания Исходные данные. Длина здания L = 56 м, высота H = 40 м (12 этажей). Стены кирпичные, шесть этажей выполнены из полнотелого и шесть — из щелевого кирпича. Толщина наружных стен 0,64 м, внутренних — 0,51 м. здание с подвалом глубиной 1,7 м от планировочной отметки. Стены подвала здания выполнены из стеновых фундаментных блоков ФБС. Их ширина 0,60 м. Планировочная отметка DL совпадает с отметкой природного рельефа NL и находится на 0,6 м ниже отметки пола первого этажа ( ± 0,00 м) 131,4 м. Пол подвала толщиной 0,2 м находится на отметке (–2,3 м) 129,1 м. Расчётная вертикальная нагрузка, собранная до отметки верхнего обреза фундамента (–0,2 м) 131,2 м, составляет NI = 620 кН на 1 пог. м длины фундамента. Данные инженерно-геологических изысканий, необходимые для решения рассматриваемого примера, приведены на рис. 4.1. Прочностные характеристики грунта φ и c слоя V — глины тугопластичной — приняты по СП [4, прил. А]. Требуется запроектировать свайный фундамент под наружную стену здания, в качестве альтернативного варианта фундаменту мелкого заложения. 1. Расчётная нагрузка Расчётная нагрузка от сооружения NI = 620 кН дана без учёта собственного веса Q ростверка свайного фундамента, надростверковой конструкции (в данном случаи — стены подвала), G — веса грунта и веса пола подвала на обрезах ростверка, так как конструкция фундамента ещё не разработана. После определения размеров ростверка (глубины заложения, ширины, высоты) и вычисления значений Q и G полная расчётная нагрузка на фундамент определяется суммой всех нагрузок, действующих на уровне отметки подошвы ростверка: N Iполн = N I + 1, 2 ⋅ (Q+ G), где 1,2 — обобщённый коэффициент перегрузки для пересчёта нормативных нагрузок Q и G в расчётные по I предельному состоянию. 2. Определение предварительной глубины заложения ростверка и проектирование надростверковой конструкции На начальном этапе разработки проекта свайного фундамента глубина заложения ростверка dр неизвестна и назначается предварительно, так как высота ростверка hр не определена. Высота ростверка вычисляется после определения расчётной нагрузки Рсв на одну сваю (см. п. 4 этого примера). Предварительно из конструктивных соображений принимаем высоту ростверка hр = 0,5 м, тогда глубина заложения ростверка dр по отметкам, приведённым в исходных данных примера (рис. 4.1,б), определяется как d p = 2,3 + 0, 2 + 0,5 − 0, 6 = 2, 4 м. 54 Инженерно-геологические условия и глубина промерзания при назначении dр в данном случае не учитываются (см. п. 3.1). Полученную глубину заложения ростверка dр = 2,4 м, отметку его подошвы и отметку дна котлована 128,4м считаем также предварительными. Эти значения должны быть откорректированы после вычисления hр. Стена подвала является надростверковой конструкцией и может быть принята такой же, как в варианте фундамента мелкого заложения. Стена подвала по высоте с учётом исходных отметок может быть выполнена из трёх блоков ФБС24.6.6, одного блока ФБС12.6.3 и двух рядов кирпичной кладки. 3. Выбор вида свай, их длины и поперечного сечения В данном примере рассмотрим проектирование свайного фундамента из забивных свай, имеющих квадратное поперечное сечение, размером 30 × 30 см. Для назначения длины сваи анализируем инженерно-геологическое строение площадки строительства (рис. 4.1, а) по геологическому разрезу, а также данные по нагрузке на фундамент и по глубине котлована. Остриё сваи должно погружаться в прочный грунт с хорошей несущей способностью на глубину 1,5….2 м. Выбираем железобетонную сваю С60.30 [6, табл. 4.1] длиной 6 м и сечением 30 × 30 см. Заделка сваи в ростверк при работе на центральное сжатие составляет 10 см. Следовательно, рабочая длина сваи составляет 5,9 м. Длина острия 0,25 м в длину сваи не входит. Нижний конец сваи при длине сваи 5,9 м будет погружен в суглинок тугопластичный на глубину 1,9 м, что соответствует отметке 122,5 м (см. рис. 4.1, а). При несовпадении отметок NL и DL и при необходимости планировки территории срезкой, подсыпкой или намывом до 3 м глубину погружения нижнего конца сваи z и среднюю глубину расположения слоя грунта zi следует принимать от отметки NL (СП 24.13330.2011 [9, примеч. 2 к табл. 7.2]. 4. Определение несущей способности сваи по грунту Fd и расчётной нагрузки N на одну сваю Несущая способность забивной висячей сваи Fd, погружаемой без выемки грунта и работающей на сжимающую нагрузку, определяется как сумма расчётных сопротивлений грунтов основания под нижним концом сваи и на её боковой поверхности по формуле (7.8) из СП 24.13330.2011 [9, п. 7.2.2]: ( ) = Fd γ c γ cR RA + uΣγ cf fi hi , где γс — коэффициент условий работы сваи в грунте, принимаемый γс = 1; γсR,,γсf — коэффициенты условий работы грунта соответственно под нижним концом и на боковой поверхности сваи, учитывающие влияние способа погружения сваи на расчётные сопротивления грунта, принимаемые по табл. 7.4 из [9]. В рассматриваемом случае γ CR = γсf = 1; R — расчётное сопротивление грунта под нижним концом сваи, кПа, принимаемое по табл. 7.2 [9] или (Приложение, табл. П.14); A — площадь опирания сваи на грунт, м2; u — наружный периметр поперечного сечения ствола сваи, м; fi — расчётное сопротивление i-го слоя грунта основания на боковой поверхности сваи, кПа, принимаемое по табл. 7.3 [9] или (Приложение, табл. П.15); hi — толщина i-го слоя грунта, соприкасающегося с боковой поверхностью сваи, м. Находим значения расчётного сопротивления грунта под нижним концом сваи R и расчётное сопротивление i-го слоя грунта основания на боковой поверхности сваи fi для инженерно-геологических условий, приведённых в примере (см. рис. 4.1, а): − для глины тугопластичной, имеющей IL = 0,28, на глубине 8,3 м R = 3585 кПа; − для суглинка мягкопластичного с IL = 0,7 на средней глубине расположения слоя z1 = 2,9 м f1 = 7,5 кПа; − для супеси пластичной с IL = 0,9 на средней глубине слоя z2 = 4,1 м f2 = 7,0 кПа; − для песка мелкого средней плотности на средней глубине z3 = 5,6 м f3 = 41 кПа; − для глины тугопластичной с IL = 0,28 на средней глубине z4 = 7,35 м f4 = 47 кПа. 55 2 А 0,3 = 0, 09 м 2 . Площадь поперечного сечения сваи= Несущая способность сваи С60.30 по грунту определяется как Fd = 1 ⋅ 1 ⋅ 3585 ⋅ 0, 09 + 1, 2 ⋅ ( 7,5 ⋅1 + 7 ⋅1, 4 + 41 ⋅1, 6 + 47 ⋅1,9 ) = 2 529, 29 кН. = 322, 65 + 1, 2 ⋅172,= Периметр поперечного сечения сваи u = 1,2 м. а б Рис. 4.1. Информация по расчётному сечению инженерно-геологического разреза: а — к определению несущей способности сваи Fd; б — к определению давления на грунт под подошвой условного фундамента Рис. 4.2. План расположения свай под ростверкомы Расчётная допускаемая нагрузка на сваю N определяется по формуле (7.2) из [9, п. 7.1.11] N ≤ γo Fd / γnγk, где γo — коэффициент условий работы, учитывающий повышение однородности грунтовых условий при применении свайных фундаментов, принимаемый равным 1 при односвайном фундаменте и 1,15 при кустовом расположении свай. Принимаем γo = 1,15; γn — коэффициент надёжности по назначению (ответственности) сооружения, принимаемый равным 1,2; 1,15 и 1,10 соответственно для сооружений I, II и III уровней ответственности. В рассматриваемом примере здание относится ко второму уровню ответственности, тогда γn = 1,15; γk — коэффициент надёжности по грунту, зависящий от способа определения несущей способности сваи. В примере несущая способность сваи определена расчётом, следовательно, γk = 1,4. Тогда = N 1,15 ⋅ 529, 29 = 378, 06 кН. 1,15 ⋅ 1, 4 56 5. Проектирование ленточного свайного фундамента При проектировании ленточного свайного фундамента все расчёты выполняются исходя из 1 м длины ленточного фундамента. Необходимое число свай n на 1 м длины ленточного фундамента определяется по формуле n= N1 , Pсв − 8d 2 ⋅ h ⋅ γ св где 8d2 — осреднённая грузовая площадь вокруг сваи, на которую передаётся нагрузка от собственного веса ростверка, надростверковой конструкции и грунтовой пригрузки на обрезах ростверка; d — диаметр (сторона) сваи; h — высота ростверка и надростверковой подземной конструкции, нагрузка от которых не вошла в расчёт при определении N1; γ св — средний удельный вес грунта и бетона над подошвой ростверка. Принимаем γ св = 20 кН/м3; = n 620 = 1,84 сваи/пог. м. 378, 06 − 8 ⋅ 0,32 ⋅ 2,8 ⋅ 20 Определяем расстояние а между осями свай: = а 1 = 0,54 м. 1,84 Расстояние между осями свай в составе фундамента принимается равным (3… 6) d. Ростверк с однорядным расположением свай при расстоянии а между их осями, равном 3d = 0,9 м, является наиболее экономичным. Полученное значение а = 0,54 м < 0,9 м, поэтому принимаем двухрядное расположение свай. Расстояние между соседними сваями одного и другого рядов составляет 3d = 0,9 м, а по длине ростверка — 0,54 м. Расстояние между рядами свай Ср определяется из прямоугольного треугольника abc (рис. 4.2): С р = 0,92 − 0,542 = 0, 72 м. Расстояние от внешней грани вертикально нагруженной сваи до края ростверка обычно принимается равным 0,2d +5 cм при однорядном размещении свай и 0,3d + 5 см при двух- и трёхрядном расположении (d дано в см), но не менее 10 см. С учётом этого ширина ростверка (см. рис. 4.2) b= 0, 72 + 2 ⋅ 0,15 + 2 ⋅ (0,3 ⋅ 30 + 5) = 1,30 м. p Высота ростверка определяться из условия продавливания его сваей. Но так как в рассматриваемом примере расстояние от внутренней грани сваи до внешней грани стены подвала составляет 120 мм > 50 мм, т.е. почти половина площади поперечного сечения сваи попадает под стену, то продавливание ростверка оказывается невозможным и расчёт не производится. Из конструктивных соображений принимаем hp = 0,5 м. В результате получаем следующие размеры ростверка: ширина bp = 1,3 м, высота hp = 0,5 м. 6. Расчёт одиночной сваи в составе фундамента по первой группе предельных состояний В соответствии с ГОСТ 27751 [10] расчёт свайных фундаментов и их оснований должен быть выполнен по предельным состояниям первой группы. Расчёт предусматривает проверку выполнения условия первого предельного состояния: N≤ Fd , γk где N — расчётная нагрузка, передаваемая на сваю (продольное усилие, возникающее в ней от расчётных нагрузок, действующих на фундамент при наиболее невыгодном их сочетании): 57 Fd — расчётная несущая способность грунта основания одиночной сваи (несущая способность сваи по грунту); γk — коэффициент надёжности по грунту, принимаемый равным γk = 1,4, если несущая способность сваи определена расчётом. Определение расчётной нагрузки N, передаваемой на сваю Вес ростверка QP= 1,3 ⋅1 ⋅ 0,5 ⋅ 24= 15, 6 кН; вес надростверковой конструкции Qнк (1 пог. м стены подвала) из трёх блоков ФБС24.6.6, одного доборного ФБС12.6.3 и двух рядов кирпичной кладки 0,2·0,6·1: QНК = (0, 6 ⋅ 6 ⋅1 ⋅ 3 + 0,3 ⋅ 0, 6 ⋅1) ⋅ 22 + 0, 2 ⋅ 0, 6 ⋅1 ⋅17 = 27, 72 + 2, 04 = 29, 76 кН; общий вес Q ростверка и надростверковой конструкции Q =QP + QНК =15, 6 + 29, 76 =45,35 кН . кН кН При вычислении Qнк приняты удельные веса γ бет 22 = = ; γ кирп 17 3 ; вес грунта на внеш3 м м нем обрезе ростверка Gгр =1,9 ⋅ 0,35 ⋅ γ ср , где γ ср — средний удельный вес засыпки пазухи, = γ ср 17 ⋅1,3 + 19, 4 ⋅ 0, 6 кН кН = 17, 76 3 ≈ 18 3 , 1,3 + 0, 6 м м тогда Gгр = 1,9 ⋅ 0,35 ⋅18 = 11,97 кН . Вес бетонного пола подвала на внутреннем обрезе ростверка G= 0,35 ⋅ 0, 2 ⋅1 ⋅ 22 = 1,54 кН . П Общий вес G грунта и пола подвала G = Gгр + GП = 11,97 + 1,54 = 13,51 кН . Тогда = N N1 + 1, 2(Q + G ) 620 + 1, 2(45,36 + 13,51) 690, 64 = = = 375, 4 кН . n 1,84 1,84 Расчётная допускаемая нагрузка на сваю N = Рсв = γoFd / (γnγk) = 378,06 кН (см. п. 4). Проверяем выполнение условия первого предельного состояния: N ≤ γoFd / (γnγok) или, что то же, N ≤ Pсв (375,4 < 378,06) — условие выполняется. Следовательно, двухрядное шахматное расположение свай в плане и ширина ростверка bp = 1,3 м согласно рис. 4.2 принимаются для дальнейших расчётов. В случае невыполнения условия первого предельного состояния следовало добиться его соблюдения путём уменьшения расстояния между сваями (шага свай) в ряду или увеличением длины свай. Принятые по рис. 4.1,а и 4.2 размеры свайного фундамента могут считаться окончательными после расчёта по второму предельному состоянию — по деформациям. 7. Расчёт основания свайного фундамента по второй группе предельных состояний — по деформациям Расчёт свайных фундаментов по второй группе предельных состояний (расчёт осадок) выполняется с использованием расчётных схем, в которых модель грунта принимается как линейнодеформируемая среда. Область применения модели ограничивается расчётным сопротивлением грунта R, определяемым по формуле (5.7) из СП [4]. 58 Расчёт по второй группе предельных состояний заключается в определении осадки свайного фундамента наружной и внутренней стен с использованием метода послойного суммирования и эквивалентного слоя. При расчёте по деформациям вычисляется относительная разность осадок свайного фундамента наружной и внутренней стен и выполняется их сравнение с предельными значениями. В условиях данного примера для расчёта осадок необходимо предварительно определить среднее давление рII под подошвой условного свайного фундамента. Затем проверить выполнение условия рII ≤ R, т.е. среднее давление не должно превышать расчётное сопротивление грунта R, на который опирается условный фундамент. 4.2. Определение среднего давления под подошвой условного фундамента Для вычисления среднего давления PII вначале необходимо определить площадь подошвы условного ленточного фундамента Аусл. Затем определяются нагрузки, передающиеся на эту площадь от собственного веса всех конструктивных элементов, входящих в объём условного фундамента, а также от веса сооружения (см. рис. 4.1,б и 4.2). Площадь условного ленточного фундамента (принимая во внимание, что при расчёте ленточных фундаментов его длина принимается равной 1 пог. м) определяется как Аусл = bусл ⋅1 пог. м = bусл = ср + 2 ⋅ φcp d + 2 ⋅ lсв ⋅ tg , 2 4 где φср — среднее значение угла внутреннего трения грунтов, залегающих в пределах рабочей длины сваи lсв = 5,9 м, ϕср = ϕ2 ⋅ h2 + ϕ3 ⋅ h3 + ϕ4 ⋅ h4 + ϕ5 ⋅ h5 18 ⋅1 + 20 ⋅1, 4 + 32 ⋅1, 6 + 16 ⋅1,9 127, 6 = = = 21, 63° ; h2 + h3 + h4 + h5 1 + 1, 4 + 1, 6 + 1,9 5,9 φср / 4 = 21, 63° / 4 = 5, 41°; tg 5, 41° =0, 097; bусл = 0, 72 + 0,3 + 2 ⋅ 5,9 ⋅ 0, 095 = 2,14 м; Аусл = bусл ⋅1 пог. м = 2,14 м 2 . Объём условного фундамента с Аусл = bусл ⋅1 пог. м = 2,14 м 2 . учётом всех входящих в него конструктивных элементов и грунта (см. рис. 4.1,б) рассчитывается как: − условного фундамента — Vусл = Aусп ⋅ hусл = 2,14 ⋅ 8,3 = 17, 76 м3 ; − ростверка — Vр = 1,3 ⋅ 0,5 ⋅1= 0, 65 м3 ; − части стены подвала, расположенной ниже верха условного фундамента (ниже отметки DL) — Vчсп= 0, 6 ⋅1,9 ⋅1= 1,14 м3 ; − части пола подвала (справа от стены подвала) — Vчпп= 0, 2 ⋅ 0, 77 ⋅1= 0,154 м3 ; − части подвала, примыкающего к стене и ограниченного справа стороной условного фундамента — VЧП = 1, 7 ⋅ 0, 77 ⋅1= 1,31 м3 ; − грунта: Vгр.усл = Vусл − Vр − VЧСП − VЧПП − Vчп = 17, 76 − 0, 65 − 1,14 − 0,154 − 1,31= 14,51 м3 . Следует обратить внимание на то, что при определении объёма условного свайного фундамента объём свай из объёма Vусл не вычитается. Кроме того, не учитывается увеличение удельного упл веса грунта γ ср за счёт его уплотнения при забивке свай. При подсчёте веса грунта в условном упл фундаменте Gгр.усл. принимается, что Gгр.усл.= Vгр.усл. ⋅ γ ср ≈ (Vгр.усл − Vсв ) ⋅ γ ср . 59 Нагрузки от собственного веса всех составных частей условного фундамента и от веса сооружения следующие: − от ростверка и всей надростверковой конструкции (стены подвала, включая её часть, расположенную выше отметки DL): Q =Qp + Qнк =45,36 кН (определены ранее в п. 6) − от части пола подвала Qчпп = Vчпп. упл Принимается, что Gгр.усл.= Vгр.усл. ⋅ γ ср ≈ (Vгр.усл − Vсв ) ⋅ γ ср . Нагрузки от собственного веса всех составных частей условного фундамента и от веса сооружения: − от ростверка и всей надростверковой конструкции, т.е. стены подвала, включая её часть, расположенную выше отметки DL: Q =Qp + Qнк =45,36 кН (определены ранее в п. 6); − от части пола подвала QЧПП= VЧПП ⋅ γ б= 0,154 ⋅ 22= 3,39 кН; − от свай (1,84 сваи с рабочей длиной lсв = 5,9 м, из которых 1,6 м — в водонасыщенном грунте) Qсв= [0,32 ⋅ (5,9 − 1, 6) ⋅ 24 + 0,32 ⋅1,9 ⋅ (24 − 10)] ⋅1,84= 21, 49 кН; − грунта в объёме условного фундамента = Qгр Vгр.усл ⋅ γ II,ср.усл ; γ II,ср.усл= γ II = γ II,1 ⋅ h1 + ... + γ II,5 ⋅ h5 h1 + ... + h5 кН/м3 ; γ sb (4)= γ s − γ w 26,53 − 10 = 1 + 0, 67= 9,9 кН/м3 . 1+ e 17 ⋅1,3 + 19, 4 ⋅ 2,1 + 19,1 ⋅1, 4 + 9,9 ⋅1, 6 + 19,5 ⋅1,9 142,3 кН = = 17,17 3 ; 1,3 + 2,1 + 1, 4 + 1, 6 + 1,9 8,3 м γ ср.усл. = 17,17 кН/м3; Gгр.усл. =14,5 ⋅17,17 =249,14 кН . Среднее давление PII под подошвой условного свайного фундамента PII N II + Gгр.усл. + Q + Qчпп + Qcв = Аусл. + 45,36 + 3,39 + 21, 49 ( 620 :1, 2 ) + 249,14 = 2,14 390, 68 кПа 4.3. Вычисление расчётного сопротивления грунта R Определение расчётного сопротивления грунта R выполняется по формуле (5.7) из СП [4] для глины тугопластичной (V слой), залегающей под подошвой условного фундамента: γ c1 ⋅ γ c 2 ⋅ M y ⋅ k z ⋅ bусл ⋅ γ II + M q ⋅ d1 ⋅ γ′II + ( M q − 1) ⋅ db ⋅ γ′II + M c ⋅ c II , k γc1 = 1,2; γс2 = 1,1; k = 1,1; Мγ = 0,36; Мq = 2,43; Мс = 4,99; L/H = 56/40 = 1,4; = R = γ 'II γ= ср.усл. 17,17; γ II =γ 5 =19,5 ; φ II,5 =ϕ5 =16 ; сII,5 =с5 =40 кПа . 60 Приведённая глубина заложения фундамента d1 =hs + hcf ⋅ = R γ cf γ II =6, 4 + 0, 2 ⋅ 22 =6, 66 м, 17,17 1, 2 ⋅1, 0 = ⋅ 40] [0,36 ⋅1⋅ 2,14 ⋅19,5 + 2, 43 ⋅ 6, 66 ⋅17,17 + 1, 43 ⋅1, 7 ⋅17,17 + 4,99 1, 0 = 1, 09 [15, 02 + 277,88 + 41, 74 + 199,= 6] 534, 24 кПа. Проверяем соблюдение условия р ≤ R: 391,6 кПа < 534,24 кПа. Условие выполняется. Выполнение условия р ≤ R позволяет проводить расчёт осадки свайного фундамента методами, основанными на теории линейного деформирования грунта. Поэтому использование для расчёта деформаций метода послойного суммирования или метода эквивалентного слоя является правомерным (см. пример 14). Пример 11 Проектирование свайного фундамента под колонну наружной стены Исходные данные. Здание каркасного типа. Имеет наружные стены, опирающиеся на ряды колонн через продольные ригели. Колонны сечением 40 × 40 см. Шаг колонн 6 м. Высота здания Н = 27 м, длина L = 36 м. Здание имеет подвал. Абсолютная отметка пола 1-го этажа 162,15 м (±0,00 м), пола подвала — 159,95 м (–2,20 м). Толщина пола подвала 0,2 м, ограждающих панелей подвала — 0,3 м. Планировочная отметка DL на 0,6 м ниже отметки пола 1-го этажа. Отметка DL совпадает с отметкой природного рельефа NL = 161,55 м. Расчётная нагрузка на одну колонну на отметке низа пола 1-го этажа (–0,2 м) N II = 745 кН. Грунтовые воды встречены на глубине WL = 6,4 м от отметки природного рельефа. Инженерно-геологические условия, необходимые для решения данного примера, показаны на рис. 4.3,а. Требуется запроектировать сборно-монолитный свайный фундамент под колонну. 1. Определение расчётной нагрузки на свайный фундамент Для проектирования свайного фундамента — определения необходимого числа свай, определения размеров ростверка и расчёта свай в составе фундамента по несущей способности — используется расчётная нагрузка NI, определённая по первой группе предельных состояний. В исходных данных рассматриваемого примера даётся значение нагрузки N II , т.е. задаётся расчётная нагрузка по второй группе предельных состояний. Определение NI выполняется приближённо, путём умножения известной нагрузки N II на обобщённый коэффициент перегрузки, равный 1,2, т.е. N I = N II ⋅1, 2 = 745 кН ⋅1, 2 = 894 кН . Длина свай принимается исходя из инженерно-геологических условий. Остриё свай должно погружаться в грунт, который имеет достаточно высокое условное расчётное сопротивление Ro. 2. Назначение предварительной глубины заложения ростверка В соответствии с исходными данным рассматриваемого примера глубина заложения ростверка d p от планировочной отметки, с учётом отметки пола 1-го этажа, пола подвала, поверхности планировки (рис. 4.3,б) 161,55 м определяется по формуле d p = 2, 2 + 0, 2 + 0, 6 + 0,5 − 0, 6 = 2,9 м , где 2,2 — расстояние от отметки пола 1-го этажа до пола подвала; 0,2 — толщина пола подвала; 0,6 — высота подколонника (башмака); 0,5 — высота ростверка; 0,6 — высота цоколя (расстояние от отм. 0.00 до отм. NL, DL). 61 а б Рис. 4.3. Информация по расчётному сечению инженерно-геологического разреза: а — к определению несущей способности сваи Fd; б — к определению давления p на грунт под подошвой условного фундамента Рис. 4.4. Горизонтальное сечение на отметке 161,0: 1 — ростверк; 2 — подколонник; 3 — колонна; 4 — свая; 5 — ограждающая подвальная панель; 6 — контур условного фундамента 3. Проектирование конструкции свайного фундамента При проектировании конструкции свайного фундамента учитывается ряд факторов: назначение фундамента, конструктивные и технологические особенности сооружения и условия его эксплуатации; расчётные нагрузки, действующие на фундаменты; инженерно-геологические условия площадки строительства. В исходных данных рассматриваемого примера заданы относительно небольшие нагрузки. Изучение инженерно-геологических условий и их анализ позволяют сделать вывод, что при небольших нагрузках на данной строительной площадке наиболее целесообразно использование забивных свай. В зависимости от грунта несущего слоя выбирается глубина погружения в него нижних концов свай. Заглубление нижних концов свай в несущий слой грунта должно быть не менее 1…1,5 м. Допускается погружение свай в твёрдые глинистые грунты, плотные гравелистые, крупные и средней крупности пески на минимальную глубину 0,5 м. С учётом геологического строения площадки, заданного в примере, принимает стандартную железобетонную забивную сваю длиной l = 6, 0 м, квадратного сечения 30 × 30 см, марки С 60.30, у которой нижний конец забивается в песок мелкий, средней плотности, водонасыщенный на глубину 2,4 м. Принимаем минимальную заделку сваи в ростверк 0,1 м, возможную при центральном приложении нагрузки. 62 Рабочая длина сваи — это расстояние от подошвы ростверка до начала заострения, т.е. длина p острия не учитывается. В рассматриваемом случае расчётная рабочая длина сваи lсb =6 − 0,1 =5,9 м . 4. Определение несущей способности одиночной сваи по грунту и расчётной нагрузки на одну сваю Несущая способность по грунту одиночной забивной висячей сваи определяется по формуле (7.8) из [9] вида Fd =γ c ( γ CR ⋅ R ⋅ A + u ∑ γ cf ⋅ fi ⋅ hi ) . Расшифровка параметров дана в предыдущем примере. По табл. 7.2, 7.3 из [9] (Приложение, табл. П.14 и П.15) определяем расчётное сопротивление под нижним концом сваи R и расчётные сопротивления по боковой поверхности сваи f i слоёв грунта, через которые проходит свая (см. рис. 4.3,а). Расчётное сопротивление R под нижним концом сваи для песка мелкого, средней плотности при глубине погружения нижнего конца сваи от природного рельефа z = 8,8 м составляет R = 2520 кПа. Сопротивление грунта fi по боковой поверхности: − в суглинке мягкопластичном с IL = 0,54 на глубине расположения середины слоя от отметки природного рельефа NL z1 = 3, 75 м, f1 = 19 кПа; − в глине мягкопластичной с I L = 0,66 на глубине расположения середины слоя z2 = 5,5 м, f 2 = 12,5 кПа; − в песке мелком на глубине расположения середины слоя z3 = 7, 0 м, f3 = 43 кПа; − в песке мелком на глубине расположения середины слоя z4 = 8, 2 м, f 4 = 44, 2 кПа. Следует отметить, что согласно [9, примеч. к табл. 7.3] при определении расчётных сопротивлений грунтов на боковой поверхности свай fi пласты грунтов следует расчленять на однородные слои толщиной не более 2 м. Используя значения R и fi, вычисляем несущую способность висячей забивной сваи, работающей на центральную сжимающую нагрузку Fd: 1 [2520 ⋅ 0,09 + 1, 2 ⋅1(19 ⋅1, 7 + 12,5 ⋅1,8 + 43 ⋅1, 2 + 44, 2 ⋅1, 2)] = 418 кН . Fd =⋅ Расчётная нагрузка N, допускаемая на сваю, составит: = N P= cb Fd 418 = = 299 кН, γ k 1, 4 где γ k — коэффициент надёжности по грунту, зависящий от способа определения несущей способности сваи. В рассматриваемом примере несущая способность сваи определена расчётом, следовательно, γk = 1,4; 63 γo — коэффициент условий работы, учитывающий повышение однородности грунтовых условий при применении свайных фундаментов, принимаемый равным 1 при односвайном фундаменте и 1,15 при кустовом расположении свай. Принимаем γo = 1,15; γn — коэффициент надёжности по назначению (ответственности) сооружения, принимаемый равным 1,2; 1,15 и 1,10 соответственно для сооружений I, II и III уровней ответственности. В рассматриваемом примере здание относится ко второму уровню ответственности, т.е. γn = 1,15. 5. Определение количества свай в составе фундамента, их размещение в плане и определение размеров ростверка Количество свай в составе свайного фундамента под колонну определяется приближённо по формуле n= NI ; Pcb − 8 ⋅ d 2 ⋅ h ⋅ γ ср где NI — расчётная нагрузка при расчёте по первому предельному состоянию, передаваемая сооружением на подвальную часть колонны; d — диаметр (сторона) квадратной сваи, м; h — высота ростверка и стеновой части фундамента (надростверковой конструкции); γ сp — средний удельный вес материала ростверка, надростверковой конструкции и пригрузки грунтом на ростверке, принимаемый равным γ ср =22 кН/м3 = n 894 = 3, 6 сваи . 299 − 8 ⋅ 0, 09 ⋅ 2,9 ⋅ 22 При проектировании свайного фундамента под колонну полученное значение количества свай n = 3, 6 сваи округляем в большую сторону до целого числа. Получаем 4 сваи. Проектируем свайный фундамент под колонну из 4 свай. Для получения минимальных размеров ростверка расстояние между сваями принимаем равным 3d (d — диаметр сваи). Расстояние от края сваи до края ростверка принимаем 0,1 м. Тогда размеры (ширина b и длина l) квадратного монолитного ростверка будут равны (рис. 4.4) b = l = 2 ⋅ 0,15 + 2 ⋅ 0,1 + 0,9 = 1, 4 м . 6. Определение высоты ростверка Запроектированная ранее конструкция ростверка проверяется на продавливание и изгиб. Продавливание ростверка колонной в данном случае невозможно, так как площадь межсвайного пространства существенно меньше площади основания условной пирамиды продавливания. Если площадь подколонника перекрывает весь свайный фундамент, продавливание ростверка сваями также невозможно. Принятый ростверк не работает на изгиб, так как его ширина 1,4 м, а общая высота ростверка и подколонника 1,1 м Высоту ростверка принимаем из конструктивных соображений h p = 0,5 м 7. Проверка выполнения условия расчёта основания одиночной сваи по первому предельному состоянию Для проверки основания одиночной сваи по первому предельному состоянию находим фактическую вертикальную нагрузку N, которая приходится на одну сваю, и сравниваем её с ранее полученной расчётной нагрузкой Pсb (см. п. 4 предыдущего примера): N= F= N I + 1, 2 ⋅ (Q p + G) n , где Qp — нормативный вес ростверка и надростверковой конструкции (подколонника, колонны, подвальных панелей, пола подвала), 64 Qp = (1,4 2 ) ( ) ⋅ 0,5 + 1, 22 ⋅ 0, 6 + 0, 42 ⋅1,9 + 0,3 ⋅ 2, 4 ⋅ 6 ⋅ 24 + 1, 4 ⋅ 0,9 − 0, 42 ⋅ 22= = (0,98 + 0,86 + 0,3 + 4,32) ⋅ 24 + 1,1 ⋅ 22= 155,04 + 24,2= 179, 24 кН; G — нормативная нагрузка от веса грунта на поверхности ростверка = G Vгp ⋅ γ cp , где Vгр — объём грунта; γ ср 17 ⋅ 0,5 + 19,3 ⋅1, 6 + 19,5 ⋅ 0,3 кН = 18,85 3 ; 0,5 + 1, 6 + 0,3 м ( ) G = 1, 42 − 1, 22 ⋅ 0, 6 + 0, 2 ⋅1, 4 ⋅1,8 ⋅18,85 = ( 0,31 + 0,5 ) ⋅18,85 = 15, 27 кН ; 1,2 — коэффициент перевода нормативной нагрузки в расчётную для первого предельного состояния; n — количество свай; N= F= 894 + 1, 2 (179, 24 + 15, 27 ) 894 + 233,9 = = 281,98 ≈ 282 кН ; 4 4 N =F =282 кН < Pcb =299 кН . Условие первого предельного состояния выполняется. На следующем этапе проектирования переходим к расчёту по второму предельному состоянию, т.е. определяем осадку свайного фундамента. Требуется проверить, что осадка запроектированного свайного фундамента и относительная разность осадок не превысят установленные предельные значения, приведённых в приложении Г в СП [4] (Приложение, табл. П.18). 8. Определение среднего вертикального давления р под подошвой условного свайного фундамента и проверка выполнения условия р ≤ R Вначале определим среднее давление pII на грунт под подошвой условного свайного фундамента в плоскости нижних концов свай (рис. 4.3,б). Затем следует проверить, что полученное значение pII не превышает расчётное сопротивление грунта основания R: = pII N II + Qф + Qгр Аусл ≤ R, где NII — нормативная вертикальная нагрузка на отметке низа пола первого этажа (−0, 2) ; Qф — собственный вес колонны, подколонника, ростверка, свай; Qгр — вес грунта в объёме условного фундамента; Aусл — площадь подошвы условного фундамента. bусл ⋅ lусл , для квадратного фунДля прямоугольного свайного фундамента под колонну A= усл 2 дамента Aусл = bусл . Ширина условного свайного фундамента(см. рис. 4.3,б) определяется как bусл = Ср + 2 ⋅ φcp d + 2 ⋅ lcp ⋅ tg , 2 4 где Сp — расстояние между рядами свай; d — диаметр (сторона квадратной) сваи; lcp — рабочая длина сваи; ϕсp — среднее значение угла внутреннего трения φ слоёв грунта в пределах рабочей длины сваи; 65 φср 1 ϕII1 ⋅ l1 + ϕII2 ⋅ l2 + ... + ϕIIi ⋅ li = ⋅ ; l1 + l2 + ... + li 4 4 ϕср 1 18 ⋅1, 7 + 14 ⋅1,8 + 28 ⋅ 2, 4 20,85 = ⋅ = 5, 21°; = 4 4 1, 7 + 1,8 + 2, 4 4 tg 5, 21° =0, 091, bусл = C p + d + 2lcb tg ϕcp = 0 ,9 + 0 ,3 + 2 ⋅ 5,9 ⋅ 0 , 091= 2 , 27 м; 4 2 2 Aусл b= 2,27 5,15 м 2 . = = усл 9. Определение среднего давления р под подошвой условного фундамента Среднее давление РII под подошвой условного свайного фундамента является суммарной величиной. В его состав входят нагрузки от собственного веса всех конструктивных элементов, входящих в объём этого условного свайного фундамента: вес грунта Qгp, свай Qcв, ростверка Qp, подколонника с нижней частью колонны в нем Qп. В среднее давление РII входят нагрузки от элементов свайного фундамента, которые находятся выше низа пола подвала, т.е. над поверхностью условного фундамента (см. рис. 4.3,б): колонны Qк, ограждающие панели подвала Qп, а также вес пола подвала Qпп и грунта с внешней стороны подвальных панелей G. Значения Qпп и G рассчитываются по их проекциям в пределах площади условного фундамента: Qгp = Vгp ⋅ γ cp = (Vусл.ф − Vcв − Vp − Vп ) γ cp , где Vгр, Vусл.ф, Vcв, Vp, Vп — объёмы соответственно грунта в условном фундаменте, условного фундамента, свай, ростверка, подколонника; γ cp — средневзвешенное значение удельного веса грунта в объёме условного фундамента, = γ cp ⋅ hi ∑ γ= ∑ hi = 113,11 = 16,16 кН/м3 ; 7 IIi 19,3 ⋅ 0,3 + 19,5 ⋅ 2,5 + 19,9 ⋅1,8 + [(26,5 − 10) / (1 + 0, 74)] ⋅ 2,4 = 0,3 + 2,5 + 1,8 + 2, 4 Vусл= Aусл ⋅ hусл= 2,27 2 ⋅ 7= 36,1 м3 ; Vcв= 0 ,32 ⋅ 5,9 ⋅ 4= 2 ,12 м3 ; Vp = 1,42 ⋅ 0,5 = 0,98 м3 ; Vп = 1, 22 ⋅ 0, 6 = 0,86 м3 . Объём грунта в условном фундаменте Vrp = 36,1 − 2,12 − 0,98 − 0,86 = 32,14 м3 . Нагрузки от элементов условного фундамента: вес грунта в условном фундаменте Qгр = Vгр ⋅ γ ср = 32,14 ⋅16,16 = 519,38 кН ; вес свай Qcb = Vcb ⋅ γ жб = 2,12 ⋅ 24 = 50,88 кН ; вес ростверка Qр = Vр ⋅ γ жб = 0,98 ⋅ 24 = 23,52 кН ; вес подколонника QП = VП ⋅ γ жб = 0,86 ⋅ 24 = 20, 64 кН . Нагрузки от конструктивных элементов подвального помещения: вес колонны Qк = Vк ⋅ γ жб = 0, 42 ⋅ 2, 0 ⋅ 24 = 7, 68 кН ; 66 вес ограждающих подвальных панелей Qп= Vп ⋅ γ жб= 0,3 ⋅ 6 ⋅ 2, 4 ⋅ 24= 103, 68 кН ; ) ( вес пола подвала Qпп = Vпп ⋅ γ жб = 2, 27 ⋅1,34 − 0, 42 0, 2 ⋅ 24 = 13,83 кН ; нагрузка от веса грунта на поверхности условного фундамента с наружной стороны ограждающих II подвальных панелей G =V ⋅ γ ср =2, 27 ⋅ 0, 63 ⋅1,8 ⋅18, 7 =48,14 кН ; 17 ⋅ 05 + 19,3 ⋅1,3 кН = 18, 7 3 — средний удельный вес грунта с внешней стороны панелей 0,5 + 1,3 м над поверхностью условного фундамента. Среднее вертикальное давление рII от всех нагрузок под подошвой условного свайного фундамента = γ пcp = pII 745 + 519,38 + 50,88 + 23,52 + 20,64 + 7,68 + 103,68 + 13,83 + 48,14 1532,8 = = 297, 63 кПа. 5,15 2,27 2 10. Определение расчётного сопротивления грунта под подошвой условного свайного фундамента Расчётное сопротивление грунта R под подошвой условного свайного фундамента рассчитывается по формуле (5.7) из СП 22.13330-2016 [4]. Вначале вычисляем расчётное сопротивление грунта R и проверяем выполнения условия p ≤ R: = R γ c1 ⋅ γ c 2 M γ ⋅ k z ⋅ b ⋅ γ II + M q ⋅ di ⋅ γ 'II + ( M q − 1)db ⋅ γ 'II + M c ⋅ CII . k Для песка мелкого по табл. 5.4 из [4] (Приложение, табл. П.11) определяем коэффициент условий работы грунта γ с1 = 1,3 , коэффициент условий работы здания во взаимодействии с основанием при гибкой конструктивной схеме здания γс2 = 1; коэффициент k = 1, так как характеристики грунта φ и с определены экспериментально. Коэффициенты Mγ, Mq, Mc определяем по табл. 5.5 из [4] для значения угла φ II = 28 , M γ = 0,98 ; = M q 4,93; = M c 7, 40 ; b — ширина условного фундамента, равная 2,27 м; γ II — осреднённое расчётное значение удельного веса грунтов, залегающих ниже подошвы условного фундамента. В данном случае грунт один — песок мелкий, средней плотности, насыщенный водой, γ IIsb = γ s − γ w 26,5 − 10 = = 9, 48 кН/м3 ; 1+ e 1 + 0,74 γ′II — то же, но выше подошвы условного фундамента, от подошвы до планировочной отметки, = γ′II γ cp ⋅ Vусл + γ пcp ⋅ VG 16,16 ⋅ 36,1 + 18,85(2,27 ⋅ 0,63 ⋅1,8) кН = = 16,33 3 ; Vусл + VG 36,1 + 2,27 ⋅ 0,63 ⋅1,8 м d1 — приведённая глубина заложения наружных и внутренних фундаментов от пола подвала до подошвы условного фундамента, d1 = hs + hcf γ cf γ′II = 5,9 + 1,1 + 0, 2 22 = 7, 26 м ; 16,33 hs — толщина слоя грунта выше подошвы условного фундамента до пола подвала, м; hcf — толщина конструкции пола подвала, м; γcf — расчётное значение удельного веса материала пола подвала, кН/м3; db — глубина подвала — расстояние от уровня планировки до пола подвала; cII — расчётное значение удельного сцепления грунта, залегающего непосредственно под подошвой фундамента, cII = 0. 67 Тогда расчётное сопротивление грунта 1,3 ⋅1,0 R= [0,98 ⋅1⋅ 2, 27 ⋅ 9, 48 + 4,93 ⋅ 7, 26 ⋅16,33 + (4,93 − 1) ⋅1, 6 ⋅16,33 + 0] =1,3 ⋅ 708 =920 кПа. 1 = p 297, 63 кПа = < R 920 кПа . Следовательно, Условие p ≤ R выполняется. Для принятия окончательного решения о правильности запроектированного свайного фундамента необходимо выполнить расчёт осадки свайного фундамента, который приводится в примере 14. Расчёты осадки свайного фундамента под колонну и осадки ленточного свайного фундамента аналогичны. Отличие заключается лишь в вычислении ординат эпюры дополнительного давления σzp в связи с тем, что коэффициент α будет приниматься по колонке ŋ = ℓ/b = 1 (Приложение, табл. П.13). Пример 12 Подбор сваебойного оборудования и определение расчётного отказа Ленточный свайный фундамент, запроектированный в примере 10, состоял из свай С60.30 длиной 6 м, сечением 0,3 × 0,3 м. Несущая способность сваи по грунту определялась по формуле (7.8) из [9] с использованием табличных значений сопротивлений грунта для определения несущей способности сваи под остриём и по боковой поверхности. Величина несущей способности сваи составила Fd = 529,3 кH. Расчётная нагрузка = N 529,3 = /1, 4 378 кН . Для проверки точности определения несущей способности сваи, принятой в проекте и определённой расчётным методом, планируется проведение контрольных динамических испытаний свай С60.30 с определением величины отказа сваи в условиях естественного залегания грунтов строительной площадки Для выполнения таких динамических испытаний необходимо: − подобрать молот для погружения свай С60.30 в грунты средней плотности (инженерногеологические условия площадки даны в примере 10); − определить расчётный отказ; − дать заключение о точности определения несущей способности свай, принятых в проекте (нужна или не нужна корректировка проекта). 1. Подбор молота Возможность уточнения несущей способности сваи при динамических испытаниях в инженерно-геологических условиях конкретной строительной площадки во многом зависит от правильного подбора молота. Правильный подбор марки молота обеспечивает сохранность головы сваи в процессе её забивки и достижение сваей проектной отметки. Выбор молота влияет на производительность труда и на сроки строительства. Наиболее совершенной конструкцией молота в настоящее время считаются штанговые и трубчатые дизель-молоты. Трубчатые молоты имеют некоторые преимущества перед штанговыми по технико-экономическим показателям. В связи с эти выбираем трубчатый дизель-молот. Подбор молота проводим согласно методике, приведённой в [8, п. 8.5.2]. Предварительный подбора молота выполняется по минимальной энергии удара молота Э с учётом допускаемой на сваю расчётной нагрузки N = 378 кН (см. Пример 10) по формуле Э= 1, 75 ⋅ а ⋅ Рсв , где а — коэффициент, равный 25 Дж/кН. Э = 1, 75 ⋅ 25 ⋅ 378= 16537,5 Дж = 16,5 кДж, Затем по таблице технических характеристик трубчатых дизель-молотов (Приложение, табл. П.19) подбираем марку молота, энергия удара которого (обозначим её Эт) близка к полученному значе68 нию Э, но не превышает её, т.е. Эт > Э. Этому условию соответствует молот марки С-995. Энергия Эт 19 кДж = > Э 16,5 кДж. удара этого молота= Затем производится проверка пригодности молота С-995 исходя из условия (Gм + Gc ) / Э р > K м , где Gм — полный вес молота (26 кН, Приложение, табл. П.19); Gс — вес сваи с наголовником и подбабком (принимаем вес наголовника 100 кгс = 1 кН), подбабок не используется, вес железобетонной сваи 0,32 ⋅ 6 ⋅= 24 12,96 кН; G = + 1 13,96 кН ; c 12,96 = Эр — расчётная энергия удара, определяемая для трубчатых дизель-молотов по формуле Эр ⋅ 0,9 ⋅ G ⋅ H (G — вес ударной части молота — 12,5 кН, Приложение, табл. П.19); Н — фактическая высота падения молота, принимая на стадии окончания забивки 2,8 м (Приложение, табл. П.19); Эр = 0,9 ⋅12,5 ⋅ 2,8 = 31,5 кДж ; Км = 6 кДж — коэффициент применимости молота, равный (26 + 13,96) / 31,5 = 1, 27 < 6. Условие выполнено. Молот пригоден. 2. Определение расчётного отказа Расчётный (проектный) отказ sα определяется по формуле sα = ηАЭ р (Gм + ε 2Gc ) Fα ( Fα + ηA) ⋅ (Gм + G ) , где η= k − m , принимаемый для железобетонных свай, забиваемых с наголовником, равным 1500 кН/м2; А — площадь поперечного сечения сваи, равная 0,3 ∙ 0,3 = 0,09 м2; ε — коэффициент восстановления удара при забивке железобетонных свай с применением наголовника и деревянного вкладыша в нём, ε 2 = 0, 2 ; Fα — несущая способность сваи по грунту, определённая по формуле (7.8) из СП [9] Fα = 529,3 кН ; Эр = 31,5 кДж ; Gм = 26 кН ; Gc = 13,96 кН . Тогда расчётный (проектный) отказ = sα 1500 ⋅ 0, 09 ⋅ 31,5(26 + 0, 2 ⋅13,96) 122437,98 = = 0, 0087 > 0, 002 м, 529,3 ⋅ (529,3 + 1500 ⋅ 0, 09) ⋅ (26 + 13,96) 140504,95 что окончательно подтверждает правильность выбора молота. Если расчётный отказ будет меньше 0,002 м, то нужно применять молот с большей энергией удара. 3. Заключение Замеренный фактический отказ sd при забивке сваи С60.30 молотом С-995 должен быть не больше расчётного отказа sα. В этом случае несущая способность сваи Fd = 529,3 кН, исходя из которой был определён расчётный отказ, обеспечивается. При выполнении этого условия запроектированный свайный фундамента в корректировке не нуждается. Однако такое заключение можно дать лишь в том случае, когда динамические испытания проведены в необходимом объёме. 5. РАСЧЁТ ОСНОВАНИЙ ПО ВТОРОМУ ПРЕДЕЛЬНОМУ СОСТОЯНИЮ — ПО ДЕФОРМАЦИЯМ 5.1. Расчёт деформаций оснований методом послойного суммирования В основу этого метода положена расчётная модель основания в виде линейно-деформируемой сплошной среды. Сущность метода заключается в определении осадок элементарных слоёв основания в пределах сжимаемой толщи от дополнительных вертикальных напряжений, возникающих от нагрузок, передаваемых сооружением. Пример 13 Определение деформаций грунта основания фундамента мелкого заложения методом послойного суммирования Методика и последовательность расчёта конечной (стабилизированной) осадки фундамента зависит от конструктивных особенностей фундаментов. Исходные данные. Фундамент мелкого заложения наружной стены многоэтажного кирпичного здания. Ширина фундамента b = 1,4 м, длина l = 20 м, глубина заложения d = 2,1 м, среднее давление под подошвой фундамента р = 279,5 кПа < R. Инженерно-геологические условия приведены в таблице на графической схеме (рис. 5.1). Дополнительные данные по III слою: γs = 26,7 кН/м3, e = 0,66; по IV слою: γs = 26,6 кН/м3, e = 0,61. Деформационные свойства грунтов определены лабораторными компрессионными испытаниями (II и V слои) и полевыми штамповыми (III и IV слои), результаты которых приводятся в табл. 5.1 и 5.2. Таблица 5.1 Результаты штамповых испытаний Диаметр штампа 27,7 см Результаты компрессионных испытаний Глубина 2,8 м (II слой) Таблица 5.2 Глубина 7,0 м (V слой) Глубина 3,6 м (III слой) Глубина 4,7 м (IV слой) σz, кПа е σz, кПа е σz, кПа S, мм σz, кПа S, мм 0 50 100 150 200 300 400 0,662 0,655 0,649 0,644 0,641 0,636 0,634 0 50 100 150 200 300 400 0,723 0,718 0,714 0,711 0,708 0,705 0,705 0 50 100 150 200 250 300 350 400 0,00 0,35 0,75 1,20 1,65 2,10 2,70 3,30 4,10 0 50 100 150 200 250 300 350 400 0,00 0,30 0,60 0,95 1,25 1,60 2,00 2,50 3,00 Требуется определить конечную (стабилизированную) осадку фундамента мелкого заложения методом послойного элементарного суммирования. Фундаменты под наружными стенами здания не являются центрально нагруженными. Согласно методике послойного элементарного суммирования расчёт осадки ведётся для центральной оси фундамента. В связи с внецентренным приложением нагрузки за интенсивность её на грунт под подошвой фундамента принимается средняя ордината трапецеидальной эпюры внецентренно нагруженного фундамента. Это позволяет считать его центрально нагруженным, в расчётном отношении. Вычисляем вспомогательные параметры, необходимые для построения графической расчётной схемы расчёта осадки (см. рис. 5.1). 70 Рис. 5.1. Схема к расчёту осадки методом элементарного суммирования (наружная стена, ось А); σzg — эпюра природного давления; σzp — эпюра дополнительного давления; 0,2σzg — вспомогательная эпюра для нахождения нижней границы ВС сжимаемой толщи Нс 1. Определяем ординаты эпюры природного давления σzg,i При планировке срезкой (см. рис. 5.1) эпюра природного давления на планировочной отметке DL принимается равной нулю: − на границе I и II слоёв σ zgI = γ1 ⋅ hI = 17 ⋅1,3 = 22,1 кПа ; − на отметке подошвы фундамента σ zg 0 = σ zgI + 21 ⋅ 0,8= 22,1 + 16,8= 38,9 кПа ; − на границе II и III слоёв σ zgII = γ1 ⋅ hI + γ 2 ⋅ h2 = 22,1 + 21 ⋅1,1 = 45, 2 кПа ; 26, 7 − 10 − на границе III и IV слоёв σ zgIII = σ zgII + γ 3SВ ⋅ h3 = 45, 2 + ⋅1, 2 = 57,3 кПа ; 1 + 0, 66 26, 6 − 10 − на границе IV и V слоёв σ zgIV = σ zgIII + γ 4 SВ ⋅ h4 = 57,3 + ⋅1, 2 = 69, 7 кПа , 1 + 0, 61 а с учётом давления толщи воды высотой hw = 2,4 м над суглинком полутвёрдым, являющимся водоупором, σ zg ,IVw= σ zgIV + γ w ⋅ hw= 69, 7 + 10 ⋅ 2, 4= 93, 7 кПа ; − в V слое на глубине h5′= 3, 47 м: σ zg ,V′= σ zg ,IVw + γ5 ⋅ h5′= 93, 7 + 19,1 ⋅ 3, 74= 165,1 кПа , − на глубине h5′′= 4, 02 м: σ zg ,V′′= σ zg ,IVw + γ5 ⋅ h5′′= 93, 7 + 19, 4 ⋅ 4, 02= 170,5 кПа ∗. 2. Вычисляем ординаты вспомогательной эпюры 0,2σzg,i (в табличной форме) σzg 0,2σzg,i 22,1 38,9 45,2 9,0 57,3 11,5 69,7 13,9 93,7 18,7 165,1 33,0 170,5 34,1 Затем вычисляются другие ординаты по формуле σzp,i = σzp,o·αi для различных глубин zi, откладываемых от подошвы фундамента. Коэффициенты αi для условий данного примера берутся в зависимости от отношения длины фундамента. ∗ В V слое глубины h5′ , h5′′ приняты такими для того, чтобы при вычислении ординат σzg.i и 0,2 σzg.i они совпадали с глубинами, на которых определяются ординаты эпюры σzg.i. 71 3. Определяем ординаты эпюры дополнительного давления σzp,i Сначала вычисляется верхняя ордината эпюры σzp,о непосредственно под подошвой фундамента при z = 0: σ zp ,0 =− p σ zg ,0 = 279,5 − 38,9 = 240, 6 кПа . Затем вычисляются другие ординаты по формуле σzp,i = σzp,o ·αi для различных глубин zi, откладываемых от подошвы фундамента. Коэффициенты αi для условий данного примера берутся в заl 20 висимости от отношения длины фундамента l к ширине фундамента b, т.е. η= = = 14,3 > 10 b 1, 4 (принимается по последнему столбцу табл. П.13 Приложения, где η ≥ 10). Вычисления удобно вести в табличной форме (табл. 5.3). Для нахождения нижней границы сжимаемой толщи Hc в этой же таблице приводятся значения 0,2σzg,i ∗. Таблица 5.3 Определение нижней границы сжимаемой толщи 2 ⋅ zi b 0,0 0,43 0,8 1,6 2,15 2,4 3,2 3,85 4,0 4,8 5,6 6,4 7,2 8,0 8,8 9,2 9,6 ξ= ζ ⋅b 2 0,00 0,30 0,56 1,12 1,50 1,68 2,24 2,70 2,80 3,36 3,92 4,48 5,04 5,60 6,16 6,44 6,72 z= αi σzp,i, кПа 1,000 0,970 0,881 0,642 0,530 0,477 0,374 0,319 0,306 0,258 0,223 0,196 0,175 0,158 0,143 0,137 0,132 240,6 233,4 212,0 154,5 126,8 114,8 90,0 76,8 73,6 62,1 53,7 47,2 42,1 38,0 34,4 33,0 31,3 hi, м 0,30 0,26 0,56 0,38 0,18 0,56 0,46 0,10 0,56 0,56 0,56 0,56 0,56 0,56 0,28 0,28 0,2σzg, кПа Слои основания 9,0 II — супесь твёрдая III — песок мелкий 11,5 IV — суглинок полутвёрдый 13,9…18,7 V — суглинок полутвёрдый 31,9 33,0 34,1 ВС V — суглинок полутвёрдый 2. Расчёт деформационных характеристик слоёв грунта основания После построения эпюр природного σzp, 0,2σzg и дополнительного σzp давлений видно изменение природного давления σ zp ,i в середине каждого i-го грунтового слоя и полного давление σ полное z = σ zg + σ zp , когда к природному давлению добавилось давление σ zp от построенного солное оружения. Это позволяет получить интервал изменения напряжения ∆σ zp ,= − σ zg ,i и соотσ по i z ветствующий ему интервал изменения коэффициентов пористости e по компрессионной кривой или осадки s по графику испытаний штампом, которые необходимы для расчёта деформационных характеристик грунта m0 , mv . Для определения деформационных характеристик по результатам компрессионных и штамповых испытаний (исходные данные примера табл. 5.1, 5.2) строятся соответствующие графики (рис. 5.2–5.5). ∗ Нижняя граница сжимаемой толщи (обозначается Нс) проходит через точку, где σzp = 0,2σzg, т.е. пересекаются эпюры σzp и 0,2σzg (рис. 5.1). 72 Компрессионные испытания II слой — супесь твёрдая (глубина отбора 2,8 м). Коэффициент сжимаемости = m0,II e1 − e2 0, 656 − 0, 637 = = 0, 00008 кПа −1. полн. − σ zg 279, 05 − 42, 05 σz Относительный коэффициент сжимаемости mv ,II = m0 0, 00008 = = 0, 000048 кПа -1. 1 + e1 1 + 0, 656 e =129,35 кПа σzg= 93,7+165,1 2 е =0,7125 0.725 1 0.720 σz полн= σzg + 0.715 е =0,7090 76,8+33 = 2 =184,25 кПа 2 0.710 0.705 0.700 σzg= 129,35 0 50 σ z полн=184,25 100 150 200 250 300 350 400 σz кПа Рис. 5.2. Компрессионная кривая Рис. 5.3. Пример построения компрессионной кривой Рис. 5.4. График зависимости вертикальных деформаций от нормальных напряжений Рис. 5.5. График зависимости вертикальных деформаций от нормальных напряжений EIII = ω ⋅ (1 − v 2 ) ⋅ d × ∆σ z = ∆S = 0,78 ⋅ (1 − 0, 252 ) ⋅ 27,7 ⋅ EIV = ω ⋅ (1 − v 2 ) × d ⋅ 101,8 = 22800 кПа. 0,16 = 0,78 ⋅ (1 − 0, 252 ) ⋅ 27,7 ⋅ Модуль деформации = EII ∆σ z = ∆S β 0,8 = = 16660 кПа. mv.II 0, 000048 73 101,8 = 37490 кПа. 0,055 V слой — суглинок полутвёрдый (глубина отбора 7 м). = mo,v = mv ,v = Ev 0, 7125 − 0, 7090 = 0, 000064 кПа -1. 184, 25 − 129,35 0, 000064 = 0, 0000374 кПа -1. 1 + 0, 7125 β 0,8 = = 21390 кПа. mv v 0, 0000374 Штамповые испытания (диаметр штампа 27,7 см) III слой — песок мелкий, средней плотности, насыщенный водой (глубина 3,6 м). = σ zg 45, 2 + 57,3 = 51, 25 кПа. 2 s1 = 0,36 мм. 233, 4 + 126,8 = σ z полн = σ zg + 231,35 кПа. 2 s2 = 1,96 мм. ∆= σ z 231,35 − 51,= 25 180,1 кПа. ∆= s 1,96 − 0,36 = 1, 60 мм = 0,16 см. IV слой — песок средней крупности, средней плотности, насыщенный водой. = σ zg 57,3 + 93, 7 = 75,5 кПа. 2 s1 = 0,5 мм. 126,8 + 76,8 = σ z полн = σ zg + 177,3 кПа. 2 s2 = 1, 05 мм. ∆σ= = 101,8 кПа. z 177,3 − 75,5 ∆= s 1, 05 − 0,50 = 0,55 мм. После подготовительных расчётов вычисляем осадку в каждом грунтовом слое и общую осадку фундамента путём суммирования всех осадок элементарных слоёв в пределах сжимаемой толщи Hc. 5. Вычисление осадки Осадка каждого грунтового слоя складывается из осадок входящих в него элементарных слоёв — полных и неполных ∗. 240, 6 + 233, 4 0,8 II слой (один элементарный слой):= sII ⋅ 0,30 ⋅ = 0, 00341 = м 0,341 см; 2 16660 ∗ 27 и соответствующим ему шагом z, неполного — b расстоянием от границы грунтового слоя (его кровли или подошвы) до границы ближайшего полного элементарного слоя. Толщина полного элементарного слоя h определяется шагом ξ = 74 III слой (три элементарных слоя): 212, 0 + 154,5 154,5 + 126,8 233, 4 + 212, 0 0,8 sIII = ⋅ 0, 26 + ⋅ 0,56 + ⋅ 0,38= ⋅ 2 2 2 22800 0751 м 0, 751 см; = 0,= IV слой (три элементарных слоя): 114,8 + 90 90 + 76,8 126,8 + 114,8 0,8 м 0, 251 см; = sIV ⋅ 0,18 + ⋅ 0,56 + ⋅ 0, 46 ⋅ = 0, 00251 = 2 2 2 37490 V слой (восемь элементарных слоёв): 73, 6 + 62,1 62,1 + 53, 7 53, 7 + 47, 2 47, 2 + 42,1 76,8 + 73, 6 = Sv ⋅ 0,1 + ⋅ 0,56 + ⋅ 0,56 + ⋅ 0,56 + ⋅ 0,56 + 2 2 2 2 2 42,1 + 38, 0 38, 0 + 34, 4 34, 4 + 33, 0 0,8 м 0, 686 см. + ⋅ 0,56 + ⋅ 0,56 + ⋅ 0, 25 ⋅ = 0, 00686 = 2 2 2 21390 Суммарная осадка s = 0,341 + 0, 751 + 0, 251 + 0, 686 = 2, 03 < sпред =10 см. Полученная осадка S = 2,03 см оказалась значительно меньше предельной величины осадки Su = 10 см, приведённой в СП [4], приложение Г (Приложение, табл. П.18). Условие расчёта по второму предельному состоянию S ≤ Sи выполнено. Размеры фундамента под наружною стену здания — глубина заложения d = 2,1 м и ширина фундамента b = 1,4 м — можно считать окончательными. Однако принятие решения о правильности запроектированных фундаментов под всем зданием возможно только в том случае, если осадка фундаментов внутренней стены здания также окажется меньше 10 см и будет удовлетворено Δs ≤ Δsпред. Пример 14 Определение деформаций грунта основания ленточного свайного фундамента методом послойного суммирования Исходные данные: ленточный свайный фундамент многоэтажного кирпичного здания, запроектированный ранее, имеет ширину условного фундамента bусл = 1,8 м. Вертикальное сжимающее напряжение под подошвой условного фундамента р = 361,7 кПа, которое меньше расчётного сопротивления [4, формула (5.7)] суглинка тугопластичного R = 466 кПа, залегающего под подошвой фундамента. Выполнение условия р ≤ R позволяет рассчитывать осадку методом послойного суммирования. Инженерно-геологические условия площадки строительства — конструктивная схема фундамента, эпюры природного σ zg и дополнительного давления σ zp — показаны на рис. 5.6. 1. Вычисление ординат эпюры природного давления грунта σ zg На границе I и II слоёв грунта σ zg1 = γ1 ⋅ h1 = 17 ⋅ 2 = 34 кПа . На границе II и III слоёв грунта σ zg 2 = σ zg1 + γ 2 ⋅ h2 = 34 + 21 ⋅1= 55 кПа . На границе III и IV слоёв грунта σ zg 3 = σ zg 2 + γ3 ⋅ h3 = 55 + 18,9 ⋅1= 73,9 кПа . На границе IV и V слоёв грунта σ zg 4= σ zg 3 + γ 4 ⋅ h4= 73,9 + 10, 25 ⋅1, 2= 86, 2 кПа . С учётом давления толщи воды на водоупоре — суглинке тугопластичном hw = 1,2 м; σ′zg ,4= σ zg 4 + γ w ⋅ hw= 86, 4 + 10 ⋅1, 2= 98, 2 кПа. На подошве условного фундамента σ zg ,0= σ 'zg 4 + γ5 ⋅ h5усл= 98, 2 + 19,1 ⋅1, 65= 129, 72 кПа. 75 Рис 5.6. Расчётная схема для определения осадки свайного фундамента методом послойного суммирования На глубине ожидаемой нижней границы сжимаемой толщи Нс: на отм. 118,6 м на 5,4 м ниже подошвы условного фундамента σ zg ,5,4= σ 'zg ,0 + γ5 ⋅ h5,4= 232,86 + 19,1 ⋅ 0,36= 239, 74 кПа ; на отм. 118,24 м: σ zg ,5,76= 232,86 + 19,1 ⋅ 0,36 = 239, 74 кПа. Определяем ординаты вспомогательной эпюры 0,2 σzg, необходимые для нахождения нижней границы сжимаемой толщи на её пересечении с эпюрой σzp, достаточно вычислить только на глубинах ниже подошвы условного фундамента; 25,94 кПа, на отм. 124,0 м это 129, 72 ⋅ 0, 2 = 46,57 кПа, на отм. 118,6 м — это 232,86 ⋅ 0, 2 = 47,95 кПа. на отм. 118,24 м — это 239, 74 ⋅ 0, 2 = 2. Вычисление ординат эпюры дополнительного (осадочного) давления σzp от сооружения Ордината эпюры дополнительного (осадочного) давления σzp от сооружения непосредственно под подошвой фундамента вычисляется по формуле σ zp ,0 = 361, 7 − 129, 72 = 232 кПа . p − σ zg ,0 = Ниже подошвы условного фундамента напряжения σ= σ zp ,0 ⋅ ai . zp ,i Значения коэффициента затухания α принимается по табл. 5.8 из [4] или из Приложения, табл. П.13. В верхней части сжимаемой толщи Нс коэффициент α определяется при шаге ξ, равном 0,8; 1,6; 2,4 и т.д. Для более точного определения ординат эпюры дополнительного давления, в нижней части сжимаемой толщи коэффициент α принимается с шагом ξ = 0,4. Толщины элементарных слоёв hi в эпюре σzp соответственно получаются 0,72 и 0,36 м, что соответствует рекомендациям принимать величину hi ≤ 0,4b = 0,4⋅1,8 = 0,72 м. 76 Значения модулей деформации Е грунтов, входящих в сжимаемую толщу Нс, необходимы для расчёта осадки. В данном примере в неё входит один грунт, модуль деформации которого Е = 11100 кПа задан в исходных данных ∗. Результаты вычислений ординат эпюры σzp приводятся в табл. 5.4. Определение ординат эпюры 2⋅ z b 0 0,8 1,6 2,4 3,2 4,0 4,8 5,6 6,0 6,4 ξ= ζ ⋅b 2 0 0,72 1,44 2,16 2,88 3,60 4,32 5,04 5,40 5,76 z= Таблица 5.4 σzp αi σzp, i, кПа hi, м 1,000 0,881 0,642 0,477 0,374 0,306 0,258 0,223 0,208 0,196 232 204,4 148,94 110,66 86,79 70,99 59,86 51,74 48,26 45,47 0,72 0,72 0,72 0,72 0,72 0,72 0,72 0,36 0,36 0, 2 ⋅ σ zg кПа Слои основания 25,94 суглинок тугопластичный Е = 11100кПа φ = 18° с = 15 кПа 46,57 47,95 Расчёт стабилизированной осадки проводится по формуле β σ zp ,i + σ zp ,( i +1) ∑ ⋅ hi , S= Ε 2 где β — безразмерный коэффициент, принимаемый равным 0,8 [4]; 0,8 232 + 204, 4 204, 4 + 148,94 148,94 + 110, 66 ⋅ S= 0, 72 + 0, 72 + 0, 72 + 11100 2 2 2 110, 66 + 86, 79 86, 79 + 70,99 70,99 + 59,86 + 0, 72 + 0, 72 + 0, 72 + 2 2 2 59,86 + 51, 74 51, 74 + 48, 26 48, 26 + 45, 47 + 0, 72 + 0,36 + 0,36 = 2 2 2 0,8 = ⋅ 627,80 =0, 04524 м =4,52 см < 10 см. 11100 Условие S < Su выполняется. Расчётная осадка допустима. Предельная осадка для зданий из кирпичной кладки без армирования составляет 10 см. Конструктивная схема свайного фундамента, изображённого на рис. 5.6, может считаться окончательной. 5.2. Расчёт деформаций основания методом эквивалентного слоя Расчёт осадки методом эквивалентного слоя был предложен Н.А. Цытовичем. Метод заключается в том, что при расчёте осадки решение сложной пространственной задачи о деформировании грунта сводится к более простой, одномерной. При этом получаем эквивалентный результат. Для этого сжатие линейно деформируемого грунтового основания под нагрузкой рассматривается при двух разных граничных условиях. В первом случае сжимается слой грунта ограниченной мощности h, нагруженный сплошной равномерно распределённой нагрузкой интенсивностью p, ∗ В примере 13 рассмотрен порядок определения модулей деформации в многослойной сжимаемой толще. 77 подстилаемый несжимаемым грунтом (одномерная задача). Во втором случае полупространство из такого же, как и в первом случае, грунта (одинаковые γ, φ, с, Е, v), нагруженного местной нагрузкой той же интенсивности р, передающейся через некоторый фундамент, т.е. местная нагрузка (пространственная задача). Слой грунта ограниченной мощности h = hэ называется эквивалентным, осадка которого равна осадке данного фундамента [11]. Следовательно, для вычисления h = hэ нужно приравнять осадку грунта в условиях одномерной задачи и осадку грунта при пространственной задаче и решить полученное равенство относительно h, которое и будет являться hэ. После ряда преобразований получим, что величина осадки рассчитывается по формуле одномерной задачи = s p⋅h ⋅ β , где h = hэ , E β = mv , где по формуле s = p ⋅ hэ ⋅ mv , где mv — относительный коэффициент сжимаемости. E Из полученной формулы следует, что осадка пропорциональна произведению р·hэ, которое представляет собой площадь прямоугольной эпюры осадочного давления в условиях одномерной задачи. В условиях пространственной задачи эпюра осадочного давления криволинейная и уменьшается с глубиной. Для упрощения вычислений она заменяется близкой по очертанию треугольной. Расчёт осадки методом эквивалентного слоя в условиях многослойного основания, когда необходимо усреднять относительный коэффициент сжимаемости тv, показан в примере 15 для фундамента мелкого заложения. Осадка основания свайного фундамента рассчитывается аналогично. При расчёте осадки методом эквивалентного слоя, также как и в методе послойного суммирования, вместо реального фундамента рассматривается условный фундамент с шириной bусл и глубиной заложения dусл. Пример 15 Определение деформаций грунта основания методом эквивалентного слоя Исходные данные. По данным примера 13, где осадка рассчитывалась методом послойного суммирования, необходимо рассчитать осадку того же фундамента методом эквивалентного слоя. l 20 Ширина фундамента b = 1,4 м, длина l = 20 м, отношение η= = > 10 м — фундамент ленточb 1, 4 ный. Дополнительное (осадочное) давление σ zp ,0 = 240, 6 кПа. Инженерно-геологические условия показаны на рис. 5.6. Осадка слоистого основания методом эквивалентного слоя вычисляется по формуле так как s =hэ ⋅ mv ⋅ σ zp.0 ∗, где mv — средневзвешенное значение относительного коэффициента сжимаемости в пределах сжимаемой толщи Нс. Мощность эквивалентного слоя hэ = A ⋅ ω ⋅ b, где A⋅ ω — коэффициент эквивалентного слоя, определяемый по табл. П.17 Приложения в зависимости от значения v, которое в нашем случае можно приближённо принять равным ν = 0,2, так как в сжимаемой толще основания преобладают пески, а также при соотношении сторон l 20 η= = > 10. b 1, 4 ∗ Здесь σ zp ,0 — осадочное давление. Так как фундамент заглублён, осадочное давление σ zp ,0 вычисляется по форму- p σ zg ,0 = 279,5 − 38,9 = 240, 6 кПа (см. пример 13). ле σ zp ,0 =− 78 Считаем, что фундамент обладает конечной жёсткостью (ωm ) , тогда из табл. П.17 Приложения при определении Aω берём значение Aωm. Получаем Aωm = 2,4 и hэ =A ⋅ ωm ⋅ b =2, 4 ⋅1, 4 =3,36 м . Глубина сжимаемой толщи с учётом слоистости основания определяется как H c =2 ⋅ hэ =2 ⋅ 3,36 = = 6, 72 м. Зная глубину сжимаемой толщи Нс, можно уточнить приближенное значение v = 0,2, рассчитав его средневзвешенное значение n v= ∑ νi hi i =1 Hc , v= (0,15 ⋅ 0,3 + 0, 25 ⋅1, 2 + 0, 25 ⋅1, 2 + 0,15 ⋅ 4, 02) / 6, 72= 0, 2 , т.е. оно равно ранее принятому. В случае, если между v и ранее взятым приближенным значением будет существенная разница, то требуется определить новое значение Aωm, зависящее от v , уточнив hэ и Нс, и выполнить осреднение относительного коэффициента сжимаемости тν. По полученным значениям σtp,0 = 240,6 кПа и Нс = 6,72 м строим эпюру дополнительного давления в виде треугольника (рис. 5.7) и находим расстояние z для вычисления mv . Осреднённое (средневзвешенное) значение относительного коэффициента сжимаемости mv определяется по формуле n ∑ hi mvi zi mν = i =1 2hэ2 , где mvi — относительный коэффициент сжимаемости i-го слоя грунта в пределах сжимаемой толщи Hc; hi — мощность i-го слоя; zi — расстояние от середины i-го слоя до нижней границы сжимаемой толщи H c = 2 ⋅ hэ . β Вычисляем относительные коэффициенты сжимаемости i-х грунтовых слоёв по формуле mvi = i , Ei используя значения модулей деформации этих слоёв, приведённые в примере 13. Коэффициенты β определяем через коэффициенты Пуассона ν , принимаемые для супеси твёрдой и суглинка полутвёрдого 0,15, песков — 0,25 по формуле β= 1 − v − 2 ⋅ v2 . 1− v Имеем: 1 − 0,15 − 2 ⋅ 0,152 0,95 = 0,95 = ; mν 2 = 0, 000057 кПа–1; 1 − 0,15 16660 0,83 − песок мелкий β = 0,83= mν 3 = 0, 000036 кПа–1; 22800 0,83 − песок средней крупности β = 0,83 = ; mν 4 = 0, 000022 кПа–1; 37727 0,95 − суглинок полутвёрдый β = 0,95 mν 5 = 0, 000044 кПа–1. = 21390 Средневзвешенное значение = − супесь твёрдая β mν = 0,3 ⋅ 0, 000057 ⋅ 6,57 + 1, 2 ⋅ 0, 000036 ⋅ 5,82 + 1, 2 ⋅ 0, 000022 ⋅ 4, 62 + 4, 02 ⋅ 0, 000044 ⋅ 2, 01 = 2 ⋅ 3,362 = 0, 000037 кПа −1. 79 Подставляя mv = 0, 000037 кПа-1 в формулу осадки, получим s = mv ⋅ hэ ⋅ σ zpO = 0, 000037 ⋅ 3,36 ⋅ 240, 6 = 0, 0299 м ≈ 3, 00 см . Полученная величина осадки s = 3,0 см < 10 см — предельной осадки для кирпичного многоэтажного здания (Приложение, табл. П.18). Условие второго предельного состояния выполнено. Следует обратить внимание на то, что в примерах 13 и 15 исходные данные одинаковые. Однако осадка, определённая методом эквивалентного слоя и равная 3 см, превышает осадку, рассчитанную методом послойного суммирования (2,03 см). Это объясняется тем, что при расчёте осадки методом эквивалентного слоя учитывается частичная возможность бокового расширения грунта основания под подошвой фундамента, в то время как при использовании для расчёта метода послойного суммирования этот фактор не учитывается. 5.3. Расчёт стабилизации осадки фундамента во времени В зависимости от грунтов основания, залегающих в основании фундаментов, их полная осадка завершается к моменту окончания строительства. Это характерно для оснований, сложенных песчаными грунтами. В случае глинистых грунтов основания деформация грунтов происходит длительный период. Этот процесс стабилизации (затухания) осадки во времени достаточно сложен. На него влияет ряд факторов, к которым относится водопроницаемость грунтов, ползучесть скелета, деформируемость грунтов и другие факторы. В основе расчёта стабилизации осадки во времени лежит теория фльтрационной консолидации. Пример 16 Расчёт стабилизации осадки во времени Исходные данные. Ленточный сборный фундамент имеет глубину заложения d = 1,7 м, ширину подошвы 1,6 м, вертикальное сжимающее напряжение под подошвой p = 200 кПа. Грунтовые условия основания представлены в инженерно-геологической колонке (рис. 5.7). Необходимо рассчитать стабилизацию осадки во времени. Сначала определяется стабилизированная осадка методом эквивалентного слоя по формуле s = hэ ⋅ mv ⋅ σ zp ,0 . Для этого предварительно вычисляется мощность эквивалентного слоя hэ по формуле h= Aω ⋅ b . э l фундамента, его жёстb кости (в нашем случае ωm — конечная жёсткость) и преимущественного в пределах сжимаемой толщи Нс значения коэффициента относительной поперечной деформации v. Предварительно в соответствии с инженерно-геологическими условиями, учитывая, что мощность сжимаемой толщи Нс пока ещё неизвестна, приблизительно принимаем v = 0,25, находим значение Aωт в Приложении, табл. П.17, вычисляем hэ и Нс = 2hэ, а затем уточняем v, рассчитав его средневзвешенное значение v в пределах полученного значения мощности сжимаемой толщи Нс, по формуле Коэффициент эквивалентного слоя Aω зависит от отношения сторон п v= ∑ vi ⋅ hi i =1 Нс . l = 10 (ленточный фундамент) и приближенное значение v = 0,25, находим в табb лице приложения П.17 Aωт = 2,54 и вычисляем hэ и Нс . Принимая 80 Получаем hэ = Aω ⋅ b = 2,54 ⋅1, 6 = 4, 06 м , H c =2 ⋅ hэ =8,12 м . Уточняем ν , вычисляя его средневзвешенное значение = v 0, 25 ⋅ 0, 4 + 0,3 ⋅ 2,3 + 0, 23 ⋅ 5, 42 ) (= 8,12 0, 25 . Полученное значение v оказалось равным предварительно принятому ν = 0,25. Поэтому hэ остаётся равным 4,06 м и Нс = 8,12 м. Определяем средневзвешенное значение относительного коэффициента сжимаемости mv по формуле п mv = ∑ hi ⋅ mv,i ⋅ zi i =1 2h'2 . Рис. 5.7. Схема к расчёту стабилизации осадки во времени Для этого сначала вычисляем коэффициент относительной сжимаемости mv каждого грунтового слоя, входящего в сжимаемую толщу Нс, по формуле mv = β E где β= 1 − v − 2 ⋅ v2 1− v 81 I слой — песок мелкий средней плотности, ν = 0,25, = β1 1 − 0, 25 − 2 ⋅ 0, 252 = 0,83 , 1 − 0, 25 β 0,83 = = 3, 77 −5 кПа -1 . E 22000 mv= 1 II слой — суглинок мягко-пластичный, ν = 0,3, 1 − 0,3 − 2 ⋅ 0,32 = 0, 74 , 1 − 0,3 = β2 mv ,2= β 0, 74 = = 6,17 −5 кПа -1 . E 12000 III слой — глина тугопластичная, ν = 0,23, = β3 1 − 0, 23 − 2 ⋅ 0, 232 = 0,86 , 1 − 0, 23 β 0,86 mv,3= = = 5, 06−5 кПа −1 . E 17000 Для вычисления mv строим треугольную эпюру дополнительного давления. Высота эпюры Нс = 8,12 м. Необходимо найти расстояниеziот нижней границы сжимаемой толщи (рис. 5.7) до середины толщины каждого слоя грунта, входящего в сжимаемую толщу Нс: 0, 4 для песка мелкого z1 = 8,12 − = 7,92 м ; 2 2,3 для суглинка z2 = 8,12 − 0, 4 − = 6,57 м ; 2 5, 42 для глины z3 = (8,12 − 0, 4 − 2,3) − = 2, 71 м ; 2 n = mv ∑ hi ⋅ mv,i ⋅ zi ( 0, 4 ⋅ 3, 77−5 ⋅ 7,92 + 2,3 ⋅ 6,17−5 ⋅ 6,57 + 5, 42 ⋅ 5, 06−5 ⋅ 2, 71) i =1 = 2 ⋅ hэ2 (1,19 = −4 + 9,32−4 + 7, 43−4 2 ⋅16, 48 ) = 5, 44 2 ⋅ 4, 062 −0,5 = кПа −1. Вычисляем верхнюю ординату дополнительного (осадочного) давления σ zp ,o= p − σ zg ,o= 200 − (19,1 ⋅1 + 9,9 ⋅ 0, 7) = 200 − 26, 03 = 173,97 ≈ 174 кПа. Вычисляем стабилизированную осадку s = hэ ⋅ mv ⋅ σ zp ,0 = 4, 06 ⋅ 5, 44−5 ⋅174 = 0, 0384 = 3,84 см. Далее рассчитываем стабилизацию осадки во времени. Нестабилизированная осадка st на период времени t определяется по формуле st = u ⋅ S , где u — степень консолидации, которая является долей от конечной стабилизированной осадки 82 s. Степень консолидации определяется как u ≅ 1− 8 ⋅ exp(− N ), π2 где N — фактор времени, определяемый формулой = N π 2сv 4 Н с2 ⋅t . Значения степени консолидацииuв зависимости от величины фактора времени N приводятся в Приложения в табл. П.16 в столбце «Случай 2», треугольная эпюра с вершинами треугольника внизу. Время ti можно определить по значениям фактора времени N при различной степени консолидации u (от 0 до 1), соответствующее формированию st,i. Время ti определяют как ti = 4 H c2 π 2 ⋅ cν ⋅ N =T ⋅ Ni . Для определения времени ti вначале необходимо найти значение коэффициента консолидации сν = kф mv ⋅ γ w , где kф и mv — средневзвешенные значения соответственно коэффициентов фильтрации и относительной сжимаемости: kф = Hc 812 812 см 7, 44−6 ; = = 8 40 230 542 с hi 1, 09 ∑ k = 2 ⋅10−3 + 3 ⋅10−5 + 5 ⋅10−7 i =1 фi n mv = 5, 44−5 кПа −1 (вычислено ранее); сν = 7, 44−6 см 2 0, 0137 . = с 5, 44−5 ⋅10 Коэффициент консолидации сv целесообразно привести к размерности 1 год = 365∙24∙60∙60 с: см 2 , имея в виду, что год см 2 . = cν 0, 0137 ⋅ 365 ⋅ 24 ⋅ 60 ⋅= 60 432043 год Для определения времени стабилизации t по выражению t = множитель, обозначенный буквой Т: 4 H c2 π2 ⋅ cν ⋅ N =T ⋅ N вычислим со- 4 H c2 4 ⋅ 8122 2637376 = = = 0, 619 . T = 2 2 π ⋅ cν 3,14 ⋅ 432043 4259771 Вычисления стабилизации осадки во времени целесообразно вести в табличной форме (табл. 5.5). 83 Таблица 5.5 Определение значения стабилизированной осадки u N t = Т · N, год t, месяцы st = u ∙ s, см 0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 0,95 0,98 1,00 0 0,005 0,02 0,06 0,13 0,24 0,42 0,69 1,08 1,77 2,54 3,49 0 0,0031 0,01238 0,03714 0,08047 0,14856 0,25998 0,42711 0,66852 1,09563 1,57226 2,16031 0 0,03 0,1486 0,4457 0,9656 1,7827 3,1198 5,1253 8,022 13,1476 18,8671 25,9237 0 0,384 0,768 1,152 1,536 1,920 2,304 2,688 3,072 3,456 3,648 3,763 3,840 По результатам вычислений строится график s = f(t) (рис. 5.8). 0 t, месяц 1 2 3 4 5 S,см Рис. 5.8. График стабилизации осадки во времени Выполненные расчёты показывают, что стабилизация осадки завершится через 26 мес. 6. ПРОЕКТИРОВАНИЕ КОТЛОВАНА Глубина котлована определяется в зависимости от глубины заложения фундамента или ростверка. Плановые размеры котлована для фундаментов мелкого заложения или свайных фундаментов должны приниматься таким образом, чтобы обеспечить размещение в них запроектированных фундаментов и выполнение работ нулевого цикла. Размеры дна котлована назначаются в зависимости от уровня грунтовых вод. В случае высокого уровня грунтовых вод необходимо обеспечить возможность организации поверхностного водоотлива или водопонижения. При поверхностном водоотливе устраиваются водосборные канавки и зумпфы, которые размещаются между внешней стороной фундаментной конструкции и низом откоса котлована. Расстояние между ними приблизительно 1,5 м. При отсутствии поверхностного водоотлива расстояние между низом откоса котлована и внешней стороной фундаментной конструкции уменьшается до 0,7…1,0 м, с тем чтобы обеспечить место для работы монтажникам. Выполнение стен котлована возможно с откосами необходимой крутизны или с устройством специальной ограждающей конструкции. Способ устройства стен котлована определяется свойствами грунта и стеснённостью площадки строительства. 7. ПОДСЧЁТ ОБЪЁМОВ ЗЕМЛЯНЫХ РАБОТ И ОБЪЁМОВ БЕТОННЫХ И ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ ПРОЕКТИРУЕМЫХ ВАРИАНТОВ ФУНДАМЕНТОВ С целью выбора наиболее эффективного конструктивного решения фундаментов для рассматриваемого здания необходимо провести технико-экономическое сравнение возможных вариантов фундаментов. Такое сравнение выполняется следующим образом: для рассчитанных вариантов фундаментов определются объём земляных работ, объёмы фундамента, подготовки под фундамент, ростверка, свай и грунта обратной засыпки. Зная все объёмы, можно определить стоимость возведения фундаментов. Далее по ЕРЕР определяются стоимость возведения фундаментов и трудозатраты на выполнение всех работ по их возведению с учётом района строительства. В ВКР технико-экономическое сравнение вариантов выполняется в полном объёме. Вариант фундаментов, имеющий минимальную стоимость, считается основным [11, С. 244–246]. Для проведения технико-экономического сравнения в курсовом проекте необходимо выполнить подсчёт объёма земляных работ, который проводится следующим образом. Для случая, когда поверхность площадки строительства практически горизонтальная, поверхность дна котлована будет параллельна дневной поверхности. Тогда объём V грунта, извлекаемого из котлована глубиной hк со сторонами b и l на поверхности и bк и lк на дне котлована, вычисляется по формуле V = hк l ⋅ b + ( b + bк ) ⋅ ( l + lк ) + bк ⋅ lк . 6 В случае наклонной поверхности площадки проекция на горизонтальную плоскость контура котлована, очерченная по природному рельефу, будет представлять собой трапецию, основание которой в верховой части bк котлована будет больше ширины bн в низовой части. В этом случае площадь трапеции необходимо привести к равновеликой площади прямоугольника со средней (bн + bв ) / 2 и вычислить среднюю глубину котлована шириной b= ср ср h= (hкв + hкн ) / 2 , к где hкв — глубина котлована в его верховой части; hкн — то же в низовой части. С учётом проведённых осреднений объём котлована вычисляется по той же формуле, в котоср рой h h= и b bср . = к Объёмы железобетонных конструкций фундаментов определяются по планам фундаментов. Объём фундаментов мелкого заложения вычисляется по фактическому числу опорных фундаментных плит на плане. Объём свайных фундаментов рассчитывается по геометрическим размерам ростверков на плане свайных фундаментов и по сечению свай на вертикальных разрезах свайных фундаментов по внешней и внутренней стене здания. Объём стеновой части фундаментов определяется по геометрическим размерам стены (высоте, толщине и периметру здания); в каркасно-панельном и панельном здании объём стеновой части фундаментов — по объёму каждой подвальной панели и их числу. 8. ОФОРМЛЕНИЕ КУРСОВОГО ПРОЕКТА Проект представляется к защите в виде пояснительной записки (текстовая часть проекта) объёмом 35-40 стр. текста с необходимыми рисунками и схемами, графиками. Чертежи (графическая часть проекта) даются на одном листе формата А1. Текст записки печатается на листах формата А4, шрифт основного текста Times New Roman, размер шрифта 12, межстрочный интервал-множитель 1,15. Рисунки и схемы и графики даются на отдельных листах. Записка представляется на защиту в сброшюрованном виде, должна иметь стандартный титульный лист и оглавление. Нумерация страниц записки является обязательной. В тексте записки даются ссылки на литературные источники. Их нумерация приводится по мере упоминания в тексте. В конце записки приводится список использованных источников. Пояснительная записка представляется на защиту проекта вместе с вариантом задания на курсовой проект. В составе пояснительной записки в соответствии с вариантом задания на проектирование даются все выполненные расчёты согласно составу и последовательности выполнения проекта. В записке указываются номера пунктов последовательности и их заголовки. Все выполненные расчёты должны сопровождаться необходимыми рисунками, схемами, графиками. Под рисунками, схемами и графиками должны быть соответствующие названия с порядковыми номерами по мере упоминания в тексте. Пояснительная записка должна состоять из следующих разделов: • введение, в котором сформулирована задача проекта по проектированию двух вариантов фундаментов зданий и по расчёту их основания по двум группам предельных состояний. Даётся пояснение, в каких случаях и для решения каких задач требуется расчёт по первому и по второму предельным состояниям; • исходные данные задания на проектирование — в этом разделе даётся краткое описание конструктивной и геологической частей задания; • первый раздел, в котором даётся определение расчётных нагрузок; • второй раздел — анализ и оценка геологической ситуации на строительной площадке. В первом и втором разделах анализируются данные задания на проектирование и определяются общие параметры, используемые при решении всех задач, рассматриваемых в курсовом проекте. В следующих разделах приводятся расчёты двух вариантов проектируемых фундаментов. I вариант. Фундаменты мелкого заложения в открытых котлованах Проектирование начинается с определения основных размеров фундамента по наружной стене здания (ось А), далее расчёт ведётся по пунктам последовательности проектирования. Устанавливается глубина заложения фундамента с учётом влияющих факторов: конструктивных особенностей здания, климатических условий, инженерно-геологических и гидрогеологических условий. Методом последовательных приближений рассчитывается площадь подошвы исходя из выполнения условия p ≤ R. Определяется площадь подошвы фундамента, при наличии слабого слоя грунта — с учётом проверки давления на его поверхности. Подобные расчёты выполняются при необходимости устройства искусственно улучшенного основания или замены его песчаной подушкой. По мере выполнения расчётов по определению глубины заложения и площади подошвы сборного фундамента разрабатывается его конструктивное решение. Расчёт фундамента по внутренней стене (ось Б) выполняется в той же последовательности. II вариант. Свайные фундаменты Проектирование свайных фундаментов также начинается с определения их основных размеров по наружной (ось А) и внутренней стенам здания (ось Б). После разработки конструктивной схемы двух вариантов фундаментов выполняется проверка условия p ≤ R. Затем переходим к расчёту двух вариантов фундаментов по второй группе предельных состояний — по деформациям. Конструктивные решения фундаментов можно считать окончательными, если условия расчётов по деформациям удовлетворяются 87 Проектированию котлована Выполняются расчёты размеров котлована в плане и даются предложения по выбору крутизны откосов при отсутствии крепления стен котлована. В случае необходимости выполнения крепления стен котлована, возводимого в глинистых грунты текучей или текуче-пластичной консистенции, илах или других слабых грунтах, выбирается вариант крепления и даётся его схематическое изображение. При проектировании свайного фундамента выполняется подбор сваебойного оборудования. В заключительной части пояснительной записки выполняются расчёты основных параметров для технико-экономического сравнения вариантов фундаментов. Расчёты сводятся к определению объёмов бетона и железобетона в элементах конструкций вариантов фундаментов, а также объёмов грунта, вынимаемого из котлована при устройстве фундаментов мелкого заложения и свайных. Графическая часть должна содержать следующие чертежи: 1. План внешнего контура здания (фрагмент генерального плана) в масштабе 1:500 с нанесением линии и номера инженерно-геологического разреза. Для этого на план наносятся места расположения скважин в виде точек с указанием их номеров и абсолютных отметок устьев, которые соединяются линией, обозначающей инженерно-геологический разрез. В соответствии с отметками устьев скважин на плане наносятся горизонтали с шагом по высоте 0,2 м. Ориентировка плана по сторонам света произвольная. 2. Инженерно-геологический разрез по нанесённым на плане скважинам в масштабах: горизонтальном 1:500, вертикальном 1:100 (см. рис. 1.2). 3. Схема приложения действующих нагрузок на фундаменты, представляющая собой поперечный разрез подземной части здания в масштабе 1:100, на котором стрелками указываются точки приложения и направление действующих нагрузок на наружные и внутренние стены на отметке верхнего обреза фундамента и их величины. Изображение фундаментов на схеме даётся без деталей и надписей, кроме обозначения основных осей. Под схемой фундаментов размещаются эпюры осадок. Величины осадок, полученные в результате выполненных расчётов методом послойного суммирования и эквивалентного слоя (для основного варианта фундаментов), откладываются на осях фундаментов и подписываются их значения. Изменение осадок между осями фундаментов принимается линейным. Эпюры осадок изображаются совмещёнными для удобства их сравнения. 4. Планы фундаментов приводятся в масштабе 1:100. Для фундаментов мелкого заложения даётся раскладка фундаментных плит и стеновых блоков нижнего яруса. В случае каркасно-панельного здания даётся раскладка ограждающих панелей. Для варианта свайного фундамента приводится план расположения ростверков, свай, а также стеновых блоков нижнего яруса или панелей. 5. Схема раскладки стеновых блоков или ограждающих панелей подвала на наружной стороне фундаментов торцевой стороны здания. 6. Вертикальные разрезы конструкций фундаментов наружной и внутренней стен здания для двух вариантов в масштабе: 1:25, 1:40 или 1:50 на всю их высоту от отметки FL до ± 0,00 с изображением узла стыковки с плитой пола первого этажа и стеной, с гидроизоляцией и с обозначением марок сборных элементов. 7. План и поперечный разрез котлована для двух вариантов с указанием крутизны откосов и, в необходимых случаях, со схематическим рисунком ограждающей конструкции, со схемами водоотлива или водопонижения. БИБЛИОГРАФИЧЕСКИЙ СПИСОК 1. СП 20.13330.2016 Нагрузки и воздействия. Актуализированная редакция СНиП 2.01.07-85* : национальный стандарт Российской Федерации : дата введения 2017-06-04 / Министерство строительства и жилищно-коммунального хозяйства Российской Федерации. — Изд. официальное. — Москва : ОАО «ЦПП», 2011. —140 с. 2. ГОСТ 25100-2011 Грунты. Классификация : межгосударственный стандарт : дата введения 2013-01-01 / Межгосударственный совет по стандартизации, метрологии и сертификации. — Изд. официальное. — Москва : Стандартинформ, 2013. — 63 с. 3. ГОСТ 21.302-2013 Система проектной документации для строительства (СПДС). Условные графические обозначения в документации по инженерно-геологическим изысканиям / Межгосударственный стандарт: дата введения 2015-01-01 / Межгосударственный совет по стандартизации, метрологии и сертификации. — Изд. официальное. — Москва : Стандартинформ, 2014. — 36 с. 4. СП22.13330.2016 Основания зданий и сооружений. Актуализированная редакция СНиП 2.02.01-83* : национальный стандарт Российской Федерации : дата введения 2011-05-20 / Министерство регионального развития Российской Федерации. — Изд. официальное. — Москва : ОАО «ЦПП», 2011. —166 с. 5. СП 50-101-2004 Проектирование и устройство оснований и фундаментов зданий и сооружений / Система нормативных документов в строительстве. Свод правил по проектированию и строительству.— Изд. официальное. — Москва : ОАО «ЦПП», 2005.— 138 с. 6. Каталог конструктивных элементов фундаментов гражданских и административных зданий. Методические указания к выполнению курсового проекта / Л.И. Черкасова, А.Е. Беспалов, Г.В. Алексеев. — Москва : МГСУ, 2009. — С. 22. 7. СП 131.13330.2012 Строительная климатология. Актуализированная редакция СНиП 23-01-99* : национальный стандарт Российской Федерации : дата введения 2013-01-01 / Министерство регионального развития Российской Федерации. — Изд. официальное. — Москва : Минрегион России, 2012. — 113 с. 8. ГОСТ 25100-2011 Грунты. Классификация : межгосударственный стандарт : дата введения 2013-01-01 / Межгосударственный совет по стандартизации, метрологии и сертификации. — Изд. официальное. — Москва : Стандартинформ, 2013. — 63 с. 9. СП 24.13330.2011 Свайные фундаменты. Актуализированная редакция СНиП 2.02.03-85,: национальный стандарт Российской Федерации : дата введения 2011-05-20 / Министерство регионального развития Российской Федерации. — Изд. официальное. — Москва : ОАО «ЦПП», 2011. —86 с. 10. ГОСТ27751-2014 Надёжность строительных конструкций и оснований. / Межгосударственный стандарт : дата введения 2015-07-01 / Межгосударственный совет по стандартизации, метрологии и сертификации. — Изд. официальное. — Москва : Стандартинформ, 2015. — 16 с. 11. Мангушев Р.А. Механика грунтов: учебник для подготовки бакалавров по направлению подготовки 550100 «Строительство» / Р.А. Мангушев, В.Д. Карлов, И.И. Сахаров. — Москва : Изд-во АСВ, 2015. — 256 с. — ISBN 978-5-93093-070-2. ПРИЛОЖЕНИЕ Таблица П.1 Условные графические обозначения основных видов грунтов Слой почвенно-растительный Насыпные грунты Песок гравелистый Глина Песок крупный Суглинок Песок мелкий Супесь Песок пылеватый Торф Таблица П.2 Условные графические обозначения консистенции и степени влажности грунтов (между линиями, изображающими скважины и шурфы на разрезах) Наименование грунта Консистенция Степень влажности Супесь, суглинок, глина, песок Твёрдая Маловлажный Суглинок, глина Полутвёрдая – Суглинок, глина Тугопластичная – Супесь, песок Пластичная Суглинок, глина Мягкопластичная. Текучепластичная. Супесь, суглинок, глина, песок Текучие Влажный – Насыщен. водой 90 Обозначение Таблица П.3 Разновидности крупнообломочных и песчаных грунтов по гранулометрическому составу Разновидности крупнообломочных грунтов и песков Размер частиц d, мм Содержание частиц крупнее характерного размера, % по массе >200 >10 >2 >50 >50 >50 >2 >0,50 >0,25 >0,1 >0,1 >25 >50 >50 ≥75 <75 • Крупнообломочные Глыбовый (валунный) Щебенистый (галечниковый) Дресвяный (гравийный) • Пески Гравелистый Крупный Средней крупности Мелкий Пылеватый Таблица П.4 Разновидности песчаных грунтов по коэффициенту пористости Коэффициент пористости е, д.е. Разновидность песков Пески гравелистые, крупные и средней крупности Пески мелкие Пески пылеватые e ≤ 0,55 0,55 < e ≤ 0,70 е > 0,70 e ≤ 0,60 0,60 < e ≤ 0,75 e > 0,75 e ≤ 0,60 0,60 < e ≤ 0,80 e > 0,80 Плотные Средней плотности Рыхлые Таблица П.5 Разновидности песчаных грунтов по степени водонасыщения Sr Значения степени водонасыщения Sr, д.е. Разновидность Маловажные Влажные Водонасыщенные 0 < Sr ≤ 0,5 0,5 < Sr ≤ 0,8 0,8 < Sr ≤ 1,0 Таблица П.6 Разновидности глинистых грунтов по числу пластичности I p Число пластичности Ip, % Разновидность глинистых грунтов Супесь Суглинок Глина 1 ≤ Ip ≤ 7 7 > Ip ≤ 17 Ip > 17 Таблица П.7 Разновидности глинистых грунтов по показателю текучести Суглинки и глины Супеси Твёрдые Пластичные Текучие IL IL < 0 0 ≤ IL ≤ 1 IL > 1 Твёрдые Полутвёрдые Тугопластичные. Мягкопластичные Текуче-пластичные Текучие 91 IL < 0 0 ≤ IL ≤ 0,25 0,25 < IL ≤ 0,5 0,5 < IL ≤ 0,75 0,75 < IL ≤ 1 IL > 1 Таблица П.8 Расчётные сопротивления R0 песков Значения R0 в зависимости от плотности сложения песков Пески плотные средней плотности 600 500 500 400 400 300 300 200 300 200 150 250 150 100 Крупные Средней крупности Мелкие: маловлажные влажные и насыщенные водой Пылеватые: маловлажные влажные насыщенные водой Таблица П.9 Расчётные сопротивления R0 глинистых (непросадочных) грунтов Глинистые грунты Супеси Суглинки Глины Значения R0 при показателе текучести Коэффициент пористости е 0,5 0,7 0,5 0,7 1,0 0,5 0,6 0,8 1,1 IL = 0 IL = 1 300 250 300 250 200 600 500 300 250 300 150 250 180 100 400 300 200 100 Таблица П.10 Глубина заложения фундамента d в зависимости от расчётной глубины промерзания df Глубина заложения фундамента при глубине поверхности подземных вод dw, м Грунты под подошвой фундамента Скальные крупнообломочные с песчаным заполнителем, пески гравелистые, крупные и средней крупности Пески мелкие и пылеватые Супеси с показателем текучести IL < 0 То же, при IL ≥ 0 Суглинки, глины, а также крупнообломочные грунты с глинистым заполнителем при показателе текучести грунта или заполнителя IL ≥ 0,25 То же, при IL < 0,25 dw ≤ d f + 2 dw > d f + 2 Не зависит от df Не зависит от df Не менее df То же " " То же " Не менее df То же " Не менее 0,5df Примечания: 1. В случаях, когда глубина заложения фундаментов не зависит от расчётной глубины промерзания df, соответствующие грунты, указанные в таблице, должны залегать до глубины не менее нормативной глубины промерзания dfn. 2. Положение уровня подземных вод должно приниматься с учётом [4, п. 5.4], где указывается на необходимость учёта возможного изменения уровня подземных вод (верховодка, сезонные колебания, техногенные факторы и др.). 92 Таблица П.11 Значения коэффициентов γс1 и γс2 в формуле расчётного сопротивления R Грунты γс1 γс2 для сооружений с жёсткой конструктивной схемой при отношении длины сооружения (отсека) к его высоте L/H, равном 4 и более 1,5 и менее Крупнообломочные с песчаным заполнителем и песчаные, кроме мелких и пылеватых 1,4 1,2 1,4 Пески мелкие 1,3 1,1 1,3 Пески пылеватые: маловлажные 1,25 1,0 1,2 и влажные, насыщенные водой 1,1 1,0 1,2 IL ≤0,25 1,25 1,0 1,1 То же при 0,25 < IL ≤ 0,5 1,20 1,0 1,1 То же при IL > 0,5 1,1 1,0 1,0 Глинистые, а также крупнообломочные с глинистым заполнителем с показателем текучести грунта или заполнителя: Примечания: 1. К сооружениям с жёсткой конструктивной схемой относятся сооружения, конструкции которых специально приспособлены к восприятию усилий от деформаций оснований, в том числе за счёт усиления конструкций фундаментов подвальной части, устройства железобетонных или армокаменных поясов, разрезки сооружения на отсеки [4, п. 5.9.4 б] 2. Для зданий с гибкой конструктивной схемой γс2 = 1. 3. При промежуточных значениях L/H коэффициент γс2 определяется по интерполяции. 4. Для рыхлых песков γс1 принимают равными единице. Таблица П.12 Значения коэффициентов M γ , M q , M c Коэффициенты Коэффициенты Mc Угол внутреннего трения φ II град Mγ Mq Mc 1,00 3,14 24 0,72 3,87 6,45 0,03 1,12 3,32 26 0,84 4,37 6,90 4 0,06 1,25 3,51 28 0,98 4,93 7,40 6 0,10 1,39 3,71 30 1,15 5,59 7,95 8 0,14 1,55 3,93 32 1,34 6,34 8,55 10 0,18 1,73 4,17 34 1,55 7,22 9,22 12 0,23 1,94 4,42 36 1,81 8,24 9,97 14 0,29 2,17 4,69 38 2,11 9,44 10,80 16 0,36 2,43 4,99 40 2,46 10,85 11,73 18 0,43 2,73 5,31 42 2,88 12,51 12,79 20 0,51 3,06 5,66 44 3,88 14,50 13,98 22 0,61 3,44 6,04 Угол внутреннего трения φ II град Mγ Mq 0 0,00 2 93 Таблица П.13 Значения коэффициента затухания α ξ= 2 ⋅ z / b Для ленточных фундаментов η ≥ 10 Для прямоугольных фундаментов с соотношением сторон η = l/b, равном Для круглых фундаментов 1,0 1,4 1,8 2,4 3,2 5 10 0,0 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000 0,4 0,949 0,960 0,972 0,975 0,976 0,977 0,977 0,977 0,8 0,756 0,800 0,848 0,866 0,876 0,879 0,881 0,881 1,2 0,547 0,606 0,682 0,717 0,739 0,749 0,754 0,755 1,6 0,390 0,449 0,532 0,578 0,612 0,629 0,639 0,642 2,0 0,285 0,336 0,414 0,463 0,505 0,530 0,545 0,550 2,4 0,214 0,257 0,325 0,374 0,419 0,449 0,470 0,477 2,8 0,165 0,201 0,260 0,304 0,349 0,383 0,410 0,420 3,2 0,130 0,160 0,210 0,251 0,294 0,329 0,360 0,374 3,6 0,106 0,131 0,173 0,209 0,250 0,285 0,319 0,337 4,0 0,087 0,108 0,145 0,176 0,214 0,248 0,285 0,306 4,4 0,073 0,091 0,123 0,150 0,185 0,218 0,255 0,280 4,8 0,062 0,077 0,105 0,130 0,161 0,192 0,230 0,258 5,2 0,053 0,067 0,091 0,113 0,141 0,170 0,208 0,239 5,6 0,046 0,058 0,079 0,099 0,124 0,152 0,189 0.223 6,0 0,040 0,051 0,070 0,087 0,110 0,136 0,173 0,208 6,4 0,036 0,045 0,062 0,077 0,099 0,122 0,158 0,196 6,8 0,031 0,040 0,055 0,064 0,088 0,110 0,145 0,185 7,2 0,028 0,036 0,049 0,062 0,1 0,100 0,133 0,175 7,6 0,024 0,032 0,044 0,056 0,072 0,091 0,123 0,166 8,0 0,022 0,029 0,040 0,051 0,066 0,084 0,113 0,158 8,4 0,021 0,026 0,037 0,046 0,060 0,077 0,105 0,150 8,8 0,019 0,024 0,033 0,042 0,055 0,071 0,098 0,143 9,2 0,017 0,022 0,031 0,039 0,051 0,065 0,091 0,137 9,6 0,016 0,020 0,028 0,036 0,047 0,060 0,085 0,132 10,0 0,015 0,019 0,026 0,033 0,043 0,056 0,079 0,126 10,4 0,014 0,017 0,024 0,031 0,040 0,052 0,074 0,122 10,8 0,013 0,016 0,022 0,029 0,037 0,049 0,069 0,117 11,2 0,012 0,015 0,021 0,027 0,035 0,045 0,065 0,113 11,6 0,011 0,014 0,020 0,025 0,033 0,042 0,061 0,109 12,0 0,010 0,013 0,018 0,023 0,031 0,040 0,058 0,106 Примечания: 1. В таблице обозначено: b — ширина фундамента, l — длина фундамента. 2. Для фундаментов, имеющих подошву в форме правильного многоугольника с площадью А, значения α принимаются как для круглых фундаментов радиусом r = A / π . 3. Для промежуточных значений ξ и η коэффициент α определяется по интерполяции. 94 Таблица П.14 Расчётные сопротивления под нижним концом свай, погружаемых без выемки грунта Расчётные сопротивления под нижним концом забивных и вдавливаемых свай и свай-оболочек, погружаемых без выемки грунта R, кПа, в случае Глубина погружения нижнего конца сваи, м песков средней плотности гравелистых крупных – средней крупности мелких глинистых грунтов с показателем текучести пылеватых – I L , равным 0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 3 7500 6600 4000 3000 3100 2000 2000 1200 1100 600 4 8300 6800 5100 3800 3200 2500 2100 1600 1250 700 5 8800 7000 6200 4000 3400 2800 2200 2000 4300 800 7 9700 7300 6900 4300 3700 3300 2400 2200 1400 850 10 10500 7700 7300 5000 4000 3500 2600 2400 1500 900 15 11700 8200 7500 5600 4400 4000 2900 1650 1000 20 12600 8500 6200 4800 4500 3200 1800 1100 25 13400 9000 6800 5200 3500 1950 1200 30 14200 9500 7400 5600 3800 2100 1300 35 15000 10000 8000 6000 4100 2250 1400 40 15800 1050 8600 6400 4400 2400 1500 Примечания: 1. Над чертой — значения R для песков, под чертой — для глинистых грунтов. 2. Для промежуточных значений глубин погружения свай и показателей консистенции IL расчётное сопротивление R определяется линейной интерполяцией. 3. Для глинистых грунтов с IL < 0 величина R определяется как для IL = 0. 4. Для песков плотных крупных и средней крупности значение R необходимо увеличить на 60 %, для песков плотных мелких и пылеватых — на 75 %, но не более чем до 20000 кПа. 5. Для супесей при числе пластичности IP ≤ 4 и коэффициенте пористости е < 0,8 расчётные сопротивления R и fi определять как для пылеватых песков средней плотности. 95 Таблица П.15 Расчётные сопротивления грунта fi, кПа, по боковой поверхности свай, погружаемых без выемки грунта Расчётные сопротивления на боковой поверхности забивных и вдавливаемых свай и свай-оболочек fi, кПа Средняя глубина Песков средней плотности расположения крупных и ср. крупн. мелких пылеватых – – – – слоя грунта zi, м fi для глинистых грунтов с показателем текучести IL 1 2 3 4 5 6 8 10 15 20 25 30 35 40 – – 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0 35 42 48 53 56 58 62 65 72 79 86 93 100 107 23 30 35 38 40 42 44 46 51 56 61 66 70 74 15 21 25 27 29 31 33 34 38 41 44 47 50 53 12 17 20 22 24 25 26 27 28 30 32 34 36 38 8 12 14 16 17 18 19 19 20 20 20 21 22 23 4 7 8 9 10 10 10 10 11 12 12 12 13 14 4 5 7 8 8 8 8 8 8 8 8 9 9 9 3 4 6 7 7 7 7 7 7 7 7 8 8 8 2 4 5 5 6 6 6 6 6 6 6 7 7 7 Примечания: 1. Для плотных песков значения fi следует увеличить на 30 %. 2. При определении расчётных сопротивлений грунтов на боковой поверхности свай fi пласты грунтов следует расчленять на однородные слои толщиной не более 2 м. 3. Расчётные сопротивления супесей и суглинков с коэффициентом пористости e < 0,5 и глин с коэффициентом пористости e < 0,6 следует увеличивать на 15 % по сравнению со значениями, приведёнными в табл. П.15, при любых значениях показателя текучести. Таблица П.16 Значения N для вычисления осадок грунта как функции времени U= St S∞ Величины N для случаев 0 1 2 0,05 0,005 0,06 0,002 0,10 0,02 0,12 0,15 0,04 0,20 U= St S∞ Величины N для случаев 0 1 2 0,55 0,59 0,84 0,32 0,005 0,60 0,71 0,95 0,42 0,18 0,01 0,65 0,84 1,10 0,54 0,08 0,25 0,02 0,70 1,00 1,24 0,69 0,25 0,12 0,31 0,04 0,75 1,18 1,42 0,88 0,30 0,17 0,39 0,06 0,80 1,40 1,64 1,08 0,35 0,24 0,47 0,09 0,85 1,69 1,93 1,36 0,40 0,31 0,55 0,13 0,90 2,09 2,35 1,77 0,45 0,39 0,63 0,18 0,95 2,80 3,17 2,54 0,50 0,49 0,73 0,24 1,00 ∞ ∞ ∞ 96 сторон ной амента нты е Значения коэффициента эквивалентного слоя Аω Гравий и галька Пески Глины и суглинки твёрдые и полутвёрдые Суглинки пластичные Супеси твёрдые и пластичные Глины пластичные Гли мяг Коэффициенты Аω при νο 0,10 0,20 0,25 0,30 0,35 Аωo Аωm Аωconst Аωo Аωm Аωconst Аωo Аωm Аωconst Аωo Аωm Аωconst Аωo Аωm Аωconst Аωo 1,13 0,96 0,89 1,20 1,01 0,94 1,26 1,07 0,99 1,37 1,17 1,08 1,58 1,34 1,24 2,02 1,37 1,16 1,09 1,45 1,23 1,15 1,53 1,30 1,21 1,66 1,40 1,32 1,91 1,62 1,52 2,44 1,55 1,31 1,23 1,63 1,39 1,30 1,72 1,47 1,37 1,88 1,60 1,49 2,16 1,83 1,72 2,76 1,81 1,55 1,46 1,90 1,63 1,54 2,01 1,73 1,62 2,18 1,89 1,76 2,51 2,15 2,01 3,21 1,99 1,72 1,63 2,09 1,81 1,72 2,21 1,92 1,81 2,41 2,09 1,97 2,77 2,39 2,26 3,53 2,13 1,85 1,74 2,24 1,95 1,84 2,37 2,07 1,94 2,58 2,25 2,11 2,96 2,57 2,42 3,79 2,25 1,98 – 2,37 2,09 – 2,50 2,21 – 2,72 2,41 – 3,14 2,76 – 4,00 2,35 2,06 – 2,47 2,18 – 2,61 2,31 – 2,84 2,51 – 3,26 2,87 – 4,18 2,43 2,14 – 2,56 2,26 – 2,70 2,40 – 2,94 2,61 – 3,38 2,98 – 4,32 2,51 2,21 – 2,64 2,34 – 2,79 2,47 – 3,03 2,69 – 3,49 3,03 – 4,46 2,58 2,27 2,15 2,71 2,40 2,26 2,86 2,54 2,38 3,12 2,77 2,60 3,58 3,17 2,98 4,58 олбцах Аωο приведены коэффициенты Аω для центра гибкого фундамента; Аωm — для фундаментов конечной жёсткости; Аωconst — для осадк фундамента. Таблица П.18 Предельные деформации основания объектов нового � 𝑺u строительства Предельные деформации основания фундаментов Сооружения Производственные и гражданские одноэтажные и многоэтажные здания с полным каркасом: железобетонным стальным Здания и сооружения, в конструкциях которых не возникают усилия от неравномерных осадок Многоэтажные бескаркасные здания с несущими стенами из: крупных панелей крупных блоков, кирпичной кладки без армирования то же, с армированием, в том числе с устройством железобетонных поясов Сооружения элеваторов из железобетонных конструкций: рабочее здание и силосный корпус монолитной конструкции на одной фундаментной плите то же, сборной конструкции средняя 𝑆̅u Относительная (в скобках — разность осадок крен iu максимальная 𝑆𝑢𝑚𝑎𝑥 ) (∆𝑆 /𝐿)𝑢 осадка, см 0,002 0,004 – – (10) (15) 0,006 – (20) 0,0016 0,0020 0,005 0,005 12 12 0,0024 0,005 18 – – 0,003 0,003 40 30 Примечания: 1. Значение предельной максимальной осадки основания фундаментов 𝑆𝑢𝑚𝑎𝑥 применяется к сооружениям, возводимым на отдельно стоящих фундаментах на естественном (искусственном) основании или на свайных фундаментах с отдельно стоящими ростверками (ленточные, столбчатые и т.п.). 2. Предельные значения относительного прогиба (выгиба) зданий, указанных в п. 3, принимаются равными 0,5 (∆𝑆 /𝐿)𝑢 . 3. Если основание сложено горизонтальными (с уклоном не более 0,1), выдержанными по толщине слоями грунтов, значения 𝑆̅u и 𝑆𝑢𝑚𝑎𝑥 допускается увеличивать на 20 %. 4. Для сооружений с фундаментами в виде сплошных плит предельные значения средних осадок допускается увеличивать в 1,5 раза. Таблица П.19 Технические характеристики трубчатых и штанговых дизель-молотов Характеристика Масса ударной части, кг Наибольшая энергия удара, кНм Наибольшая высота подъёма ударной части, м Число ударов в минуту Высота молота без наголовника, мм Масса молота с кошкой, кг СП-40 (С-995) СП-41 (С-996) 1250 22,5 3,0 43…55 3955 2600 1800 32,0 3,0 43…55 4190 3650 СП-47 СП-1048 СП-6 (С-1047) (С-1048) (С-3309) 2500 43,5 3,0 43…55 4970 5500 3500 61,0 3,0 43…55 5080 7650 2500 20,0 3,0 50…60 4200 3500
