Главная / Услуги банков / Фундаменты сборный для сейсмических. Фундаменты в сейсмических районах, свайные фундаменты

Фундаменты сборный для сейсмических. Фундаменты в сейсмических районах, свайные фундаменты

ОРДЕНА ТРУДОВОГО КРАСНОГО ЗНАМЕНИ
НАУЧНО-ИССЛЕДОВАТЕЛЬСКИЙ ИНСТИТУТ
ОСНОВАНИЙ И ПОДЗЕМНЫХ СООРУЖЕНИЙ
им. Н.М. ГЕРСЕВАНОВА

МОСКВА

СТРОЙИЗДАТ

1975

Рекомендации по проектированию оснований и фундаментов зданий и сооружений, возводимых в сейсмических районах. М., Стройиздат, 1975, 30 с. (Научно-исследовательский институт оснований и подземных сооружений им. Н.М. Герсеванова).

Рекомендации составлены на основе исследований, выполненных в НИИ оснований и подземных сооружений Госстроя СССР и других научно-исследовательских институтов страны, а также на основе обобщения опыта работы ведущих проектных организаций и передового зарубежного опыта.

При разработке Рекомендаций учтены материалы, представленные в НИИ оснований институтами ЦНИИПромзданий , Фундаментпроект, Казахский Промстройниипроект, Красноярский Промстройниипроект, Дальневосточный Промстройниипроект.

Рекомендации разработаны лабораторией динамики грунтов НИИ оснований (д.т.н. Д .Д . Баркан , к.т.н. М . Н . Голуб цова , к.т.н. В .А . Ильичев , инж. Ю .В . Монголов , к.т.н. Л .Р . Ставни цер , к.т.н. В .М . Шаевич , к.т.н. О .Я . Шехтер ).

1. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ

1.1. Настоящие Рекомендации составлены в развитие раздела «Основания, фундаменты и стены подвалов» главы СНиП II-А.12-69 «Строительство в сейсмических районах. Нормы проектирования», главы СНиП II -15-74 «Основания зданий и сооружений. Нормы проектирования», главы СНиП II -Б.5-67* «Свайные фундаменты. Нормы проектирования». Рекомендации распространяются на проектирование оснований и фундаментов промышленных и гражданских зданий и сооружений, возводимых в сейсмических районах.

1.2. Проектирование оснований и фундаментов зданий и сооружений с расчетной сейсмичностью 7, 8 и 9 баллов производится с учетом положений главы СНиП II-А.12-69 «Строительство в сейсмических районах. Нормы проектирования».

1.3. Определение интенсивности землетрясений в районе строительства и уточнение сейсмичности площадки строительства в зависимости от гидрогеологических условий выполняется на основании пп. 1.4 - 1.7 СНиП II-А.12-69.

2. ПРОЕКТИРОВАНИЕ ОСНОВАНИЙ И ФУНДАМЕНТОВ С УЧЕТОМ СЕЙСМИЧЕСКИХ ВОЗДЕЙСТВИЙ

2.1. Предварительные размеры фундаментов и глубина заложения их подошвы определяются без учета сейсмических воздействий на основании требований главы СНиП II-15-74 «Основания зданий и сооружений. Нормы проектирования». Последующее уточнение размеров фундаментов с учетом сейсмических нагрузок осуществляется расчетом несущей способности оснований в соответствии с указаниями раздела .

2.10. При просадочных и набухающих грунтах следует предусматривать мероприятия по укреплению оснований в соответствии с указаниями, приведенными в нормах проектирования оснований и фундаментов на просадочных и набухающих грунтах, и конструктивные мероприятия, обеспечивающие совместную работу фундаментных блоков.

3. РАСЧЕТ НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ ОСНОВАНИЙ ПРИ СЕЙСМИЧЕСКИХ ВОЗДЕЙСТВИЯХ

3.1. Расчет несущей способности основания производится на особое сочетание расчетных нагрузок, которое определяется в соответствии с требованиями главы СНиП II-6-74 «Нагрузки и воздействия. Нормы проектирования» и главы СНиП II-А.12-69 «Строительство в сейсмических районах. Нормы проектирования».

Примечан ие . Особое сочетание нагрузок составляется из постоянных, длительных, отдельных кратковременных и одной из особых нагрузок, в качестве которых в данном случае учитываются сейсмические воздействия. При этом не рассматриваются другие виды особых нагрузок и воздействий (нагрузки, вызываемые резким нарушением технологического процесса, временной неисправностью или поломкой оборудования; воздействия неравномерных деформаций оснований при замачивании просадочных грунтов или при оттаивании вечномерзлых грунтов; воздействия деформации земной поверхности в районах горных выработок и карстовых районах).

3.2. Целью расчета несущей способности оснований при особом сочетании нагрузок является обеспечение их прочности в случае скальных грунтов и устойчивости в случае нескальных грунтов, а также недопущение сдвига фундамента по подошве и его опрокидывания. Выполнение этих условий предусматривает сохранность строительных конструкций, выход из строя которых угрожает обрушением здания или его частей. При этом возможны повреждения элементов конструкций, не угрожающих безопасности людей или сохранности ценного оборудования. Деформации основания (абсолютные и неравномерные осадки, крены) могут превышать предельные значения, допустимые при основном сочетании нагрузок, и поэтому при особом сочетании нагрузок с учетом сейсмических воздействий расчету не подлежат.

3.3. Расчет несущей способности оснований производится на основе условия

Рис. 1. Эпюра предельного давления под подошвой фундамента

Рис. 2. Графики для коэффициентов в формулах () и ()

p b - определяется по формуле (), но для фундамента, имеющего условную ширину b c .

3.9. При одновременном действии на фундамент системы сил и моментов во взаимно перпендикулярных вертикальны х плоскостях расчет несущей способности основания на особое сочетание нагрузок производится раздельно на действие сил в каждом направлении независимо друг от друга.

3.10. Расчет прочности фундаментов производится в соответствии с нормативными документами для несейсмических районов на действие основного и особого сочетания расчетных нагрузок. При этом эпюры напряжений под подошвой жестких фундаментов принимаются в трапецеидальной или треугольной форме, а для гибких определяются методом статического расчета балок и плит на упругом основании.

3.11. При расчете фундаментов с учетом сейсмических воздействий при наличии длительно действующих горизонтальных нагрузок в основном сочетании следует производить дополнительную проверку здания на опрокидывание и сдвиг по подошве фундамента. В последнем случае учитывается трение подошвы фундамента о грунт в соответствии с указаниями СНиП II-15-74 «Основания зданий и сооружений».

4. ПРОЕКТИРОВАНИЕ СВАЙНЫХ ФУНДАМЕНТОВ

4.1. Проектирование свайных фундаментов для сейсмических районов выполняется в соответствии с главами СНиП II-Б.5-67* «Свайные фундаменты. Нормы проектирования», СНиП II-Б.6-66 «Основания и фундаменты зданий и сооружений на вечномерзлых грунтах. Нормы проектирования», «Руководством по проектированию свайных фундаментов» (Стройиздат, М., 1971), «Руководством по проектированию свайных фундаментов зданий и сооружений, возводимых на просадочных грунтах» (Стройиздат, М., 1969) с учетом настоящих Рекомендаций.

Примечан ие . Проектирование свайных фундаментов с промежуточной подушкой выполняется в соответствии с «Рекомендациями по проектированию свайных фундаментов с промежуточной подушкой для зданий и сооружений, возводимых в сейсмических районах» (изд-во ЦК КП Молдавии, Кишинев, 1974).

4.2. Целесообразность применения свайных фундаментов в сейсмических районах, а также выбор конструкции свай и ростверка решается проектной организацией на основе технико-экономического анализа, учитывающего сейсмичность и грунтовые условия строительной площадки, назначение здания и условия его эксплуатации.

4.3. Производство работ по погружению свай в различные грунты и приемка работ осуществляются в соответствии с правилами для несейсмических районов, при этом разворот квадратных и прямоугольных свай в плане относительно продольных и поперечных осей здания не допускается, а приемка свай, не добитых до проектной отметки, разрешается, если величина заглубления сваи в грунт составляет не менее 4 м и обеспечивается принятая в проекте несущая способность сваи на вертикальные и горизонтальные нагрузки с учетом сейсмических воздействий.

4.4. При проектировании свайных фундаментов рекомендуется предусматривать опирание нижних концов свай на скальные породы, крупнообломочные грунты с песчаным заполнением, плотные маловлажные песчаные грунты, твердые и полутвердые глинистые грунты.

R н - нормативное сопротивление грунта под нижним концом сваи, определяемое по указаниям пп. 5.4 и 5.5 СНиП II-Б.5-67*;

F - площадь опирания на грунт сваи;

u - периметр поперечного сечения сваи;

f i н - нормативное сопротивление i -го слоя грунта основания на боковой поверхности сваи, определяемое по указаниям пп. 5.4 и 5.5 СНиП II -Б.5-67*, учитывается, начиная с глубины h ;

l i - толщина i -го слоя грунта, соприкасающегося с боковой поверхностью сваи;

h - глубина, до которой не учитывается сопротивление грунта на боковой поверхности сваи; для свай с глубиной погружения l ≤ 5 м принимается h = l ; для свай с глубиной погружения l > 5 м принимается h = 4/α (но не менее 3 и не более 6), где α - коэффициент упругой деформации, определяемый по указаниям пп. и ;

l - глубина погружения сваи в грунт.

Таблица 2

Значения коэффициентов
m c		m ci
маловлажные песчаные грунты средней плотности и плотные	глинистые грунты твердой, полутвердой и тугопластичной консистенции	песчаные грунты средней плотности любой влажности	глинистые грунты консистенции
маловлажные песчаные грунты средней плотности и плотные		песчаные грунты средней плотности любой влажности	тугопластичной	мягкопластичной	текучепластичной
0,95	0,95	0,95	0,95	0,85	0,75
0,85	0,90	0,85	0,90	0,80	0,70
0,75	0,85	0,75	0,85	0,70	0,60

Примечание . Для видов грунтов, не указанных в табл. , разрешается значения коэффициентов m c и m ci принимать по результатам испытаний свай имитированными сейсмическими воздействиями.

m - коэффициент условий работы, принимаемый m = 0,8.

4.15. Распределение нагрузок между сваями, а также определение внутренних усилий в сваях и давления, оказываемого на грунт боковыми поверхностями свай, выполняется методами строительной механики в соответствии с конструктивной схемой сооружения и ростверка.

Горизонтальную нагрузку разрешается принимать равномерно распределенной на все сваи в пределах отдельного фундамента, если конструкция, размеры, а также условия сопряжения голов с ростверком и опирания нижних концов всех свай одинаковы. Вертикальную нагрузку на каждую сваю можно определять в соответствии с указаниями п. 9.5 СНиП II-Б.5-67*.

4.16. Проверка сечений железобетонных свай и свай-оболочек по сопротивлению материала (по первому предельному состоянию) на совместное действие расчетных усилий (нормальной силы, изгибающего момента и поперечной силы) должны производиться в соответствии с главой СНиП II-В.1-62* «Бетонные и железобетонные конструкции. Нормы проектирования» как для внецентренно сжатого или растянутого элемента.

4.17. Для свай, защемленных в низкий ростверк, величину максимальных значений изгибающего момента M изг макс и поперечной силы Q макс от действия расчетных (при особом сочетании) нагрузок можно определять соответственно по формулам:

H - расчетная горизонтальная сила на одну сваю в уровне подошвы находящегося на грунте ростверка;

P - расчетная вертикальная сжимающая нагрузка на одну сваю.

4.18. Проверку устойчивости сваи или сваи-оболочки по условию ограничения давления, оказываемого на грунт боковыми поверхностями, рекомендуется производить в соответствии с п. 6 приложения 7 «Руководства по проектированию свайных фундаментов», принимая расчетное значение угла внутреннего трения пониженным на величину Δφ, определяемую так же, как и в формуле () п. настоящих Рекомендаций.

Проведение расчета на устойчивость не требуется для свай и свай-оболочек с размерами сторон поперечного сечения b ≤ 0,6 м, погружаемых на глубину более 10 b , за исключением случаев погружения в илы, рыхлые пески или глинистые грунты текучепластичной и текучей консистенции.

4.19. Для свай, защемленных в низкий ростверк, величину максимального давления σ z макс , оказываемого боковой поверхностью сваи на грунт от действия расчетных (при особом сочетании) нагрузок, следует определять для глубины z = 1,2/α по формуле

(20)

где α, H , E , J , P - значения те же, что и в формуле ();

b c - диаметр круглого, сторона квадратного или прямоугольного (в плоскости, перпендикулярной действию горизонтальной нагрузки) сечения сваи.

4.20. Если количество свай, рассчитанных на вертикальные нагрузки, недостаточно для восприятия расчетных (при особом сочетании нагрузок) горизонтальных сил, возможно применение дополнительных свай, длина которых, удовлетворяя требованиям п. , может быть меньше основных и определится только расчетом на горизонтальную нагрузку.

4.21. Несущая способность P в c сваи на вертикальную нагрузку с учетом сейсмических воздействий по результатам полевых исследований определяется по формуле

(21)

где P c и P - расчетные значения несущей способности сваи на вертикальную нагрузку соответственно с учетом и без учета сейсмических воздействий;

P ис - несущая способность сваи, определяемая одним из способов в соответствии с пп. 6.2, 6.3, 6.4 или 6.6 главы СНиП II-Б.5-67* по данным забивки, результатам испытаний вдавливающей статической нагрузкой, по данным статического зондирования или погружения при помощи вибропогружателя.

4.22. Несущая способность на горизонтальную нагрузку свай, защемленных в ростверк, на основании полевых исследований определяется по результатам испытаний свайных фундаментов горизонтальной статической нагрузкой с одновременным загружением ростверка вертикальной нагрузкой, соответствующей нагрузке от здания или сооружения.

4.24. Для свай в просадочных грунтах, когда замачивание основания неизбежно (мокрый технологический процесс или повышение уровня грунтовых вод), испытания свай вертикальной и горизонтальной нагрузкой должны производиться после предварительного замачивания грунта, осуществляемого в соответствии с «Руководством по проектированию свайных фундаментов зданий и сооружений, возводимых на просадочных грунтах».

4.25. Несущая способность сваи на вертикальную и горизонтальную нагрузки, определенная по результатам испытаний, должна быть проверена расчетом по условию сопротивления материала сваи и ограничения давления, оказываемого на грунт боковыми поверхностями сваи в соответствии с п. 6.1* главы СНиП II-Б.5-67* и п. настоящих Рекомендаций. При этом в расчетах значения коэффициента упругой деформации a принимаются по результатам полевых испытаний.

4.26. В необходимых случаях проводятс я испытания свайных фундаментов имитированными сейсмическими воздействиями по специальной программе, разрабатываемой с учетом инженерно-геологических условий площадки строительства, расчетной сейсмичности проектируемого здания или сооружения и действующих на фундаменты нагрузок.

5. УЧЕТ УПРУГОЙ ПОДАТЛИВОСТИ ОСНОВАНИЯ ПРИ ОПРЕДЕЛЕНИИ ПЕРИОДОВ СВОБОДНЫХ КОЛЕБАНИЙ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ

5.1. Настоящие Рекомендации распространяются на все типы зданий и сооружений, расчетная схема которых может быть представлена в виде консольного стержня либо с равномерно распределенной массой по высоте, либо с различным числом равных сосредоточенных масс, включая массу фундамента (рис. ).

Рис. 3. Расчетная схема здания

а - с равномерно распределенной массой; б - с « n » сосредоточенными равными массами

Рис. 4. Значения коэффициента ξ 1

Рис. 5. Значения коэффициента ξ 2 для зданий с равномерно распределенной массой и с числом сосредоточенных масс больше 2

5.2. Учет упругой податливости основания при определении периодов свободных колебаний зданий и сооружений для первых двух тонов производится по формуле

(23)

где T i ∞ - период свободных колебаний i -го тона для зданий и сооружений с абсолютно-жесткой заделкой в основании;

T i - то же, с учетом упругой податливости основания;

ξ i - коэффициент упругой податливости основания, определяемый для первых двух тонов колебаний по графикам на рис. - в зависимости от параметров u , υ и λ (см. п. ).

Рис. 6. Значения коэффициента ξ 1 для зданий с двумя сосредоточенными массами

Примечан ие . Величина ξ i для промежуточных значений υ и λ определяется по графической интерполяции сначала по υ, а затем по λ. Цифры, показанные на графиках справа, соответствуют ξ i при u → ∞.

E , G - соответственно модуль упругости и модуль сдвига материала стен;

F , J - соответственно площадь и момент инерции относительно продольной оси поперечного сечения стен здания;

H - высота здания от планировочной отметки;

k 1 , γ пр - коэффициенты, учитывающие соответственно влияние формы сечения и проемности стен и определяемые в соответствии с «Инструкцией по определению расчетной сейсмической нагрузки для зданий и сооружений», Госстройиздат, М., 1962.

5.4. Для предварительных расчетов возможно определение параметров u , υ и λ по формулам;

(25)

где

C z - коэффициент упругого равномерного сжатия грунта, определяемый по СНиП II -Б.7-70 «Фундаменты машин с динамическими нагрузками. Нормы проектирования»;

b - ширина здания;

F 0 - площадь фундамента здания по внешнему контуру;

β - коэффициент, принимаемый равным:

для железобетонных зданий - 30 · 10 4 (Н/м 2 );

для кирпичных зданий - 3 · 10 4 (Н/м 2);

γ - коэффициент, принимаемый равным:

для железобетонных зданий - 0,1;

для кирпичных зданий - 0,06.

Рис. 7. Зависимость коэффициента K от отношения длины фундамента к его ширине

б) для фундаментов столбчатых при d / b ≥ 2,5, где d - наименьшее расстояние между соседними фундаментами: b - сторона фундамента в том же направлении, коэффициенты упругой жесткости основания следует определять как сумму жесткостей отдельных фундаментов.

При d / b < 2,5 коэффициенты жесткости определяются как для сплошной плиты по формулам () и ();

в) при устройстве свайных фундаментов с низким ростверком коэффициенты упругой жесткости основания K x и K φ определяются как для ленточных или столбчатых фундаментов в зависимости от типа ростверка без учета жесткости свай.

ПРИЛОЖЕНИЕ 1

ПРИМЕР РАСЧЕТА НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ ОСНОВАНИЯ ЛЕНТОЧНОГО ФУНДАМЕНТА

По расчету на основное сочетание нагрузок ширина подошвы фундамента принята b = 6 м при глубине заложения h = 2 м. Фундамент опирается на основание, сложенное пылеватым влажным песком, для которого определены следующие значения расчетных характеристик: объемный вес γ 0 = 1,5 · 10 4 Н/м 3 ; угол внутреннего трения φ = 26°; удельное сцепление c = 0,4 · 10 4 Н/м 2 . Объемный вес насыпного грунта выше подошвы фундамента γ" 0 = 1,2 · 10 4 Н/м 3 . При особом сочетании нагрузок с учетом сейсмического воздействия интенсивностью 9 баллов к подошве фундамента приложены вертикальная нагрузка N = 104 · 10 4 Н/м, горизонтальная нагрузка T = 13 · 10 4 Н/м и момент M = 98 · 10 4 Нм/м. Необходимо рассчитать основание по первому предельному состоянию.

p 0 = 1 · 12 · 1,2 · 10 4 · 2 + (12- 1)0,4 · 10 4 /0,49 = 45 · 10 4 Н/м 2 ;

р в = 45 · 10 4 + 1 · 1,5 · 10 4 · 6(8,2 - 0,2 · 16,8) = 80,3 · 10 4 Н/м 3 .

Эксцентрицитеты расчетной нагрузки и эпюры предельного давления, согласно формулам () и (), равны:

Величина l p < (e /6) b , следовательно, имеет место полное опирание подошвы фундамента на грунт.

Так как e п < e p , несущую способность основания определяем поформуле ():

Принимаем m c = 1 и по формуле () окончательно получаем

N = 104 · 10 4 H < 1 · 248 · 10 4 /1,5 = 166 · 10 4 Н/м,

следовательно, принятые по расчету на основное сочетание нагрузок размеры фундамента со значительным запасом удовлетворяют проверке по первому предельному состоянию при особом сочетании нагрузок.

ПРИЛОЖЕНИЕ 2

ПРИМЕР РАСЧЕТА НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ ОСНОВАНИЯ СТОЛБЧАТОГО ФУНДАМЕНТА

Фундамент, подошва которого имеет размеры b = 2,8 м и l = 4,4 м, на глубине h = 1,8 м опирается на основание, сложенное глинистым грунтом, имеющим следующие расчетные характеристики: γ 0 = 1,63 · 10 4 Н/м 3 ; φ = 23°; c = 1,2 · 10 4 Н/м 2 .

Объемный вес грунта выше фундамента γ" 0 = 1,55 · 10 4 Н/м 3 . Требуется произвести расчет основания по первому предельному состоянию на особое сочетание нагрузок с учетом сейсмичности 8 баллов. При этом к основанию фундамента приложена вертикальная нагрузка N = 256 · 10 4 Н, горизонтальная нагрузка T = 38 · 10 4 Н и момент M = 186 · 10 4 Нм.

p 0 = 1 ,69 · 8,4 · 1,55 · 10 4 · 1,8 + 1,14(8,4 - 1) · 1,2 · 10 4 /0,42 = 65,9 · 10 4 H/м 2 ;

p b = 65,9 · 10 4 + 0,89 · 1,63 · 10 4 · 2,01(5,4 - 0,1 · 12,7) = 77,4 · 10 4 H/м 2 .

Максимальное напряжение под краем подошвы фундамента равно:

Рис. 8. Расчетная схема свайного фундамента

Грунтовые условия. С поверхности на глубину 4 м залегает слой мягкопластичного суглинка, затем на глубину 4,5 м - тугопластичная глина и ниже - крупный песок, разведанный до глубины 7 м.

Физико-механические свойства грунтов следующие:

суглинок мягкопластичный

γ 0 = l,8 г/см 3 ; φ н = 14°; ε = 0,85; B = 0,55;

глина тугопластичная γ 0 = 1,9 г/см 3 ; φ н = 24°; ε = 0,55; B = 0,30;

песок крупный γ 0 = 2 г/см 3 ; φ н = 40°; ε = 0,55; c = 1 кН/м 2 .

Решение.

1. Расчетные нагрузки на сваи, входящие в фундамент, определяем по формулам:

P = N /n ± Mx /Σx 2 ; Σ x 2 = 4 · 0,9 2 = 3,24 м 2 ;

P = 2,95/6 ± 0,49 · 0 ,9/3,24 = 0,492 ± 0,136;

P макс = 0,628 МН = 628 кН; P мин = 0,356 МН = 356 кН .

Несущая способность сваи в статических условиях, определенная по формуле (5) главы СНиП II-Б.5-67*, составляет P @ 700 кН > 628 кН, что удовлетворяет требованиям расчета свай по первому предельному состоянию в статических условиях.

Примем сваю марки СН 10-30 (серии I.011-1, вып. 2) с напрягаемой стержневой арматурой 4Ф10АIV. Для железобетонных предварительно-напряженных свай появление трещин не допускается (п. 8.1 СНиП II-Б.5-67*), жесткость сваи на изгиб при кратковременном действии нагрузки в соответствии с п. 93* СНиП II-В.1-62* определяется по формуле EJ = B к = 0,85 E б J п , где E б - начальный модуль упругости бетона при сжатии и растяжении; J п - момент инерции приведенного поперечного сечения с учетом всей продольной арматуры. Для принятой сваи с напрягаемой арматурой из горячекатаной стали периодического профиля класса A-IV и марки бетона 300 при размерах сторон поперечного сечения 0,3×0,3 м величина жесткости на изгиб EJ = 18,9 МН · м 2 .

Условная рабочая ширина сваи b c = 1,5 · 0,3 + 0,5 = 0,95 м.

Коэффициент пропорциональности K принимаем по табл. 26 приложения 7 «Руководства по проектированию свайных фундаментов» для верхнего слоя грунта - мягкопластичного суглинка; с учетом перевода в системе единиц СИ K = 4,5 МН/м 4 .

Коэффициент упругой деформации определяем по формуле ():

Длина верхнего участка сваи, вдоль которой трение по боковой поверхности не учитывается, равна:

H = 4/0,75 = 5,3 м < 6 м.

Учитываем боковое трение начиная с глубины 4,9 м. Несущую способность сваи с учетом сейсмических воздействий определяем по формуле ():

где k = 0,7; m = l; F = 0,09 м 2 ; u = 1,2 м; R н = 724 · 10 4 Н/м 2 (для глубины l = 9,5 м по табл. 1 СНиП II-Б.5-67* с учетом перевода в систему единиц СИ); m c = 0,85 для песка; m c 1 = m c 2 = 0,9 для слоя глины; m c 3 = 0,85 для слоя песка (по табл. ); f н 1 = 4,14 · 10 4 Н/м 2 ; f н z = 4,38 · 10 4 Н/м 2 ; f н 3 = 6,34 · 10 4 Н/м 2 (по табл. 2 главы СНиП II-Б.5-67*).

P c = 0,7 · 1 · 10 4 = 55 · 10 4 Н = 550 кН.

P c = 550 кН < 628 кН, что не удовлетворяет требованиям расчета сваи на вертикальную нагрузку с учетом сейсмических воздействий.

Примем сваю марки СН 12-30 длиной 12 м с глубиной погружения 11,5 м (размеры сторон поперечного сечения и жесткости сваи на изгиб остались прежними). Нормативное сопротивление грунта под нижним концом сваи R н = 736 · 10 4 Н/м 2 ; сопротивление на боковой поверхности сваи для нижнего слоя песка f н 4 = 6,6 · 10 4 Н/м 2 . Несущую способность сваи с учетом сейсмических воздействий определяем по формуле ():

P c = 0,7 · 1 · 10 4 = 63,2 · 10 4 Н = 632 кН.

P c = 632 кН > 628 кН, что удовлетворяет требованиям расчета сваи на вертикальную нагрузку с учетом сейсмических воздействий.

2. Проверяем сечение сваи на действие изгибающего момента и поперечной силы.

H = S /n = 0,3/6 = 0,05 МН.

Для различных сочетаний горизонтальной и вертикальной нагрузок величину изгибающего момента и поперечной силы определяем по формулам () и ():

P макс = 628 кН M макс изг = 0,82 · 0,05 · 18,9/(0,67 · 18,9 - 0,628) = = 0,0642 МН · м = 64,2 кН · м;

Q макс = 0,05 + 0,628 · 0,05/12,022 = 0,0526 МН = 52,6кН;

P мин = 356 кН M макс изг = 0,053 МН · м = 53 кН · м;

Q макс = 0,0515 МН = 51,5 кН.

Для проверки свай по прочности на внецентренное сжатие воспользуемся вспомогательными графиками выпуска 1 рабочих чертежей забивных железобетонных свай серии I.011-1-1. Сваи марки СН 12-30 сечением 0,3×0,3 м с маркой бетона 300 и напрягаемой стержневой арматурой 4Ф12АIV при расчете по прочности на внецентренное сжатие могут воспринимать следующие максимальные величины изгибающих моментов:

при вертикальной нагрузке P = 628 кН M доп = 55 кН · м < 64,2 кН · м;

при вертикальной нагрузке P = 356 кН M доп = 60 кН · м > 53 кН · м.

Следовательно, сваи марки СН 12-30 не удовлетворяют требованиям расчета по прочности.

Примем сваю марки С12-30 с теми же размерами, но без предварительного напряжения арматуры. Расчетная величина жесткости сваи на изгиб EJ , учитывая возможность образования трещин, может снизиться примерно в 2 раза; величина коэффициента упругой деформации α увеличится примерно на 15 %, в связи с чем расчетные величины изгибающего момента в сечении сваи уменьшаются примерно на 10 %, а расчетная величина поперечной силы увеличится примерно на 3 %.

По графикам выпуска 1 серии I.011-1, сваи марки С12-30, сечением 0,3×0,3 м, с маркой бетона 300 и ненапрягаемой арматурой 4Ф16АII при расчете по прочности на вне центренное сжатие могут воспринимать следующие максимальные величины моментов: при вертикальной нагрузке P = 628 кН M доп = 78 кН · м > 64,2 кН · м; при вертикальной нагрузке P = 356 кН M доп = 65 кН · м > 53 кН · м, что удовлетворяет требованиям расчета.

Проверяем прочность наклонного сечения сваи на действие поперечной силы в соответствии с главой СНиП II-В.1-62*. Для бетона марки 300 расчетное сопротивление растяжению R р = 1050 кН/м 2 , ширина сечения сваи b = 0,3 м, рабочая высота сечения h 0 = 0,26 м, величина

R p bh 0 = 1050 · 0,3 · 0,26 = 82, 5 кН > Q макс = 52,6 кН,

следовательно, расчета прочности сечения на поперечную силу не требуется.

3. Проверку прочности грунта по условию ограничения давления, оказываемого на грунт боковыми поверхностями свай, проводить не требуется, так как поперечные размеры свай b = 0,3 м < 0,6 м и свая погружена в глинистые грунты мягкопластичной и тугопластичной консистенции на глубину 11,5 м > 10 b = 3 м.

Оставляем принятую по серии I.0 11-1 марку сваи С12-30 сечением 30×30 см, длиной 12 м с глубиной погружения 11,5 м.

ПРИЛОЖЕНИЕ 4

ПРИМЕР РАСЧЕТА ПЕРИОДА СВОБОДНЫХ КОЛЕБАНИЙ ЗДАНИЯ С УЧЕТОМ УПРУГОЙ ПОДАТЛИВОСТИ ОСНОВАНИЙ

Требуется определить период свободных колебаний крупнопанельного здания с учетом податливости основания. Расчетная схема здания - консольный стержень с равномерно распределенной по высоте массой.

Данные по расчету:

Высота здания H = 27 м; ширина b = 12 м; длина l = 80 м. Равномерно распределенная масса по высоте здания m = 3,5 · 10 2 кг/м. Площадь стен здания в плане F = 120 м 2 ; момент инерции площади сечения стен здания J = 500 м 4 . Фундаменты ленточные - (перекрестные) с расстоянием между поперечными осями 2,6 и 3,2 м и шириной ленты 0,4 м. Расчетная площадь подошвы фундамента, определенная как для сплошной плиты, F 0 = 960 м 2 ; момент инерции площади подошвы фундамента J 0 = 12 · 10 3 м 4 ; коэффициенты проемности стен γ пр = 0,64 и формы сечения k 1 = 2,4.

Модуль упругости материала стен при сжатии E = 2 · 10 10 Н/м 2 , при сдвиге G = 0,8 · 10 10 Н/м 2 .

Грунты в основании здания имеют нормативное давление R н = 2 · 10 5 Н/м 2 .

Решение . В соответствии со СНиП II-Б.7-70, величина коэффициента упругого равномерного сжатия для грунта с R н = 2 · 10 5 Н/м 2 принимается равной C z = 40 · 10 6 Н/м 3 .

Коэффициенты жесткости основания определяются по формулам (26

В соответствии с графиком на рис. коэффициент упругой податливости основания для первой формы колебаний ξ = 0,7.

Период первого тона свободных колебаний здания, определенный в соответствии с «Инструкцией по определению расчетной сейсмической нагрузки для зданий и сооружений» (Госстройиздат, М., 1962), в предположении абсолютно жесткой заделки основания с учетом деформаций изгиба и сдвига, T ∞ = 0,285 с.

Период первого тона свободных колебаний здания с учетом податливости основания:

T 1 = T ∞ /ξ = 0,285/0,7 = 0,41 с.

ТАБЛИЦА СООТНОШЕНИЙ МЕЖДУ НЕКОТОРЫМИ ЕДИНИЦАМИ ФИЗИЧЕСКИХ ВЕЛИЧИН. ПОДЛЕЖАЩИМИ ИЗЪЯТИЮ, И ЕДИНИЦАМИ СИ

Наименование величины	Единица					Соотношение единиц
	подлежащая изъятию		СИ
	наименование	обозначение	наименование		обозначение
килограмм-сила	кгс		ньютон		1 кгс ~ 9,8 Н ~ 10 Н
тонна-сила	тс				1 тс ~ 9,8 · 10 3 Н ~ 10 кН
грамм-сила	гс				1 гс ~ 9,8 · 10 3 Н ~ 10 мН
килограмм-сила на метр	кгс/м	ньютон на метр		Н/м	1 кгс/м ~ 10 Н/м
килограмм-сила на квадратный метр	кгс/м 2	ньютон на квадратный метр		Н/м 2	1 кгс/м 2 ~ 10 Н/м 2
Давление		кгс/см 2		паскаль	Па	1 кгс/см 2 ~ 9,8 · 10 4 Па ~ 10 5 Па ~ 0,1 МПа
	миллиметр водяного столба	мм вод. ст.				1мм вод. ст. ~ 9,8 Па ~ 10 Па
	миллиметр ртутного столба	мм рт. ст.				1 мм рт. ст. ~ 133,3 Па
Механическое напряжение	килограмм-сила на квадратный миллиметр	кгс/мм 2		паскаль	Па	1 кгс/мм 2 ~ 9,8 · 10 6 Па ~ 10 7 Па ~ 10 МПа
Модуль продольной упругости; модуль сдвига; модуль объемного сжатия	килограмм-сила на квадратный сантиметр	кгс/см 2				1 кгс/см 2 ~ 9,8 · 10 4 Па ~ 10 5 Па ~ 0,1 МПа
Момент силы; момент пары сил	килограмм-сила-метр	кгс · м	ньютон-метр		Н · м	1 кгс · м ~ 9,8 Н · м ~ 10 Н · м
Работа (энергия)	килограмм-сила-метр	кгс · м	джоуль		Дж	1 кгс · м ~ 9,8 Дж ~ 10 Дж
Количество теплоты	калория	кал	джоуль		Дж	1 кал ~ 4 ; 2 Дж
	килокалория	ккал				1 ккал ~ 4,2 кДж
Мощность	килограмм-сила-метр в секунду	кгс · м/с		ватт	Вт	1 кгс · м/с ~ 9,8 Вт ~ 10 Вт
	лошадиная сила	л.с.				1 л.с. ~ 735,5 Вт
	калория в секунду	кал/с				1 кал/с ~ 4,2 Вт
	килокалория в час	ккал/ч				1 ккал/ч ~ 1,16 Вт
Удельная теплоемкость	калория на грамм-градус Цельсия	кал/(г · °С)	джоуль на килограмм-кельвин		Дж/(кг · К)	1 кал/(г · °С) ~ 4,2 · 10 3 Дж/(кг · К)
	килокалория на килограмм-градус Цельсия	ккал/(кг · °С)				1 ккал/(кг · °С) ~ 4,2 кДж/(кг · К)
Теплопроводность	калория в секунду на сантиметр-градус Цельсия	кал/(с · см · °С)		ватт на метр- кельвин	Вт/(м · К)	1 кал/(с · см · °С) ~ 420 Вт/(м · К)
	килокалория в час на метр-градус Цельсия	ккал/(ч · м · °С)				1 ккал/(ч · м · °С) -1,16 Вт/(м · К)
Коэффициент теплообмена (теплоотдачи); коэффициент теплопередачи	калория в секунду на квадратный сантиметр-градус Цельсия	кал/(с · см 2 · °С)		ватт на квадратный метр-кельвин	Вт/(м 2 · К)	1 кал/(с · см 2 · °С) ~ 42 кВт/(м 2 · К)
	килокалория в час на квадратный метр-градус Цельсия	ккал/(ч · м 2 · °С)				1 ккал/(ч · м 2 · °С) ~ 1,16 кВт/(м 2 · К)

Сейсмическими называются районы, подверженные землетрясением.

Землетрясения - это колебания поверхности Земли. Они могут быть такими слабыми, что лишь детская колыбель слегка бы качнулась. Но бывают и настолько катастрофическими, что разрушают горы и стирают целые города с лица Земли. На самом деле колебания земли могут вызываться самыми различными причинами - от проезда тяжелой транспортной техники до извержения вулкана. Крупные землетрясения происходят при разрыве и перемещении горных пород в местах столкновения гигантских тектонических плит, из которых состоит земная кора.

К строительству зданий и сооружений в сейсмических районах предъявляются особые требования, изложенные в Нормах и правилах строительства в сейсмических районах.

Сейсмичность пункта строительства уточняется по картам сейсмического микрорайонирования. Сейсмическое микрорайонирование территорий строительства и населенных мест производится по материалам, характеризующим физико-механические свойства грунтов, геологические и гидрогеологические условия и рельеф местности.

Наиболее благоприятными в сейсмическом отношении грунтами являются невыветренные скальные и полускальные породы, а также плотные и маловлажные крупнообломочные грунты. Неблагоприятными грунтами являются насыщенные водой гравийные, песчаные и глинистые (макропористые), а также пластичные, текучие глинистые (не макропористые) грунты.

К неблагоприятным в сейсмическом отношении условиям строительной площадки относятся: сильно расчлененный рельеф местности (обрывистые берега, овраги, ущелья и др.); выветренность и сильная нарушенность пород физико-геологическими процессами; близкое расположение линий тектонических разрывов.

При необходимости строительства зданий и сооружений в районах оползней, осыпей, обвалов, плывунов, горных выработок и т. п. должны быть осуществлены мероприятия по обеспечению сейсмостойкости зданий и сооружений согласно, особым, проектам по инженерной подготовке площадки. Во всех случаях не следует допускать расположения строительных площадок в местах, затопляемых, заболоченных, с высоким уровнем грунтовых вод, в зонах насыпных грунтов, оползней, карстов, осыпей, обвалов и селевых потоков.

В СНиПе основные типы грунтов с точки зрения их сейсмоустойчивости делят на три категории. К первой категории относят скальные и полускальные, а также особо плотные крупноблочные породы при глубине уровня грунтовых вод не менее 15 м; ко второй категории - глины и суглинки, пески и супеси при толщине слоя менее 8 м, а также крупнообломочные грунты при толщине слоя 6-10 м; к третьей категории – глины и суглинки, пески и супеси при толщине слоя менее 4 м, а также крупнообломочные грунты при толщине слоя менее 3м.

При строительстве на грунтах первой категории расчетную-сейсмичность района строительства, определенную по картам, можно снизить на 1 балл. Грунты второй категории соответствуют нормативной балльности сейсмики, определяемой по картам. При грунтах третьей категории 6 и 7-балльную сейсмичность нужно повысить на 1 балл, а при 9-балльной нормативной сейсмичности рекомендуется подобрать другую строительную площадку с меньшей сейсмичностью.

При проектировании зданий и сооружений, предназначенных для строительства в сейсмических районах, следует применять конструктивные решения, позволяющие до минимума снижать сейсмические нагрузки. Поэтому рекомендуют применять симметричные конструктивные схемы, легкие ограждающие конструкции и такие несущие относительно обеих осей здания в плане конструкции, которые обеспечивают развитие пластических деформаций в элементах и стыках.

При проектировании здании и сооружений, возводимых в сейсмических районах, кроме расчета конструкций на обычные нагрузки (собственный вес, временные и другие нагрузки) проводятся расчеты на воздействие сейсмических сил, которые условно принимают действующими горизонтально. Сила землетрясения устанавливается по, 12-балльной шкале.

При проектировании особо ответственных здании и сооружений значения определенную обычным способом 6 и 7-балльную сейсмостойкость переводят в 8 и 9-балльную, а при 9-балльной нормативной сейсмичности расчетные сейсмические нагрузки умножают на дополнительный коэффициент 1,5.

Здания должны иметь простую форму плана (квадрат, прямоугольник, круг и т. п.). Здание сложной формы должно быть разделено на отсеки простой формы (рис.4.1). В каждом отсеке необходимо соблюдать жесткость и симметричность расположения несущих вертикальных конструкций. Предельные размеры зданий (отсеков) с разными типами несущего остова приведены в табл.4.1

Таблица 4.1
Предельные размеры зданий

Несущие конструкции зданий	Размеры по длине (ширине), м			Высота, м (число этажей)
Несущие конструкции зданий	7	8	9	7	8	9
1.Металлический или железобетонный каркас или стены железобетонные монолитные	По требованиям для несейсмических районов, но не более 150м.			По требованиям для несейсмических районов
2.Стены крупнопанельные	80	80	60	45(14)	39(12)	39(9)
3.Стены комплексной конструкции (железобетонные включения и железобетонные пояса образуют легкую каркасную систему	80	80	60	23-30 (7-9)	20-23 (6-7)	14-17 (4-5)
4.Тоже, но не образуют четкий каркас	80	80	60	17-20 (5-6)	14-17 (4-5)	11-14 (3-4)
5.Стены из вибрированных кирпичных панелей или блоков	80	80	60	23 (7)	20(6)	14(4)
6.Стены из кирпичной или каменной кладки	80	80	60	14-17 (4-5)	11-14 (3-4)	8-11 (2-3)

Антисейсмические швы

Антисейсмические швы (из парных стен или колонн) должны разделять здание на отсеки по всей его высоте. Ширину шва при высоте здания до 5 м принимают 30 мм. На каждые следующие 5 м высоты здания ширину антисейсмических швов увеличивают на 20 мм.

Рисунок 4.1 Схемы расположения несущих стен в зданиях, возводимых в сейсмических районах: а- неправильное расположение (входящие углы 1-4 подвергаются разрушению); б – правильное расположение стен (образующие замкнутые сейсмостойкие отсеки 5,6,7; 8 – антисейсмический шов); в- рекомендуемое симметричное расположение поперечных стен; г- нерекомендуемое несимметричное расположение поперечных стен; д- нерекомендуемое расположение стен зданий (сейсмические силы будут стремиться разрушить примыкающие стены).

Фундаменты здания

При строительстве в сейсмических районах глубину заложения фундаментов назначают не менее 1 м, причем грунты III категории требуют искусственного улучшения. Фундаменты зданий и их отдельных отсеков следует закладывать на одной глубине, а в зданиях повышенной этажности нужно предусматривать дополнительное заглубление фундаментов.

При прохождении сейсмических волн фундаменты зданий и сооружений могут испытывать подвижку относительно друг друга, поэтому рекомендуется возводить сплошные плитные фундаменты или фундаменты из перекрестных лент (рис.4.2, в) в монолитном или сборном варианте. Для усиления сборных фундаментов обязательно устраиваются перевязка блоков в узлах и укладка дополнительных арматурных сеток. В каркасных зданиях допускается применение отдельных фундаментов, которые должны раскрепляться железобетонными вставками(рис.4.2, б).

Рисунок 4.2 Конструкции фундаментов в сейсмически oпасных paйонax а - из перекрестных лент; б - закрепление отдельно стоящих фундаментов железобетонными вставками; 1 - сварные сетки; 2 – связевые вставки.

Применение свайных фундаментов требует жесткой заделки свай в непрерывные ростверки, располагающиеся в одном уровне, причем следует опирать нижние концы свай на более плотные слои грунтов оснований. Следует отметить, что устойчивость оснований и фундаментов в сейсмически опасных районax гарантирует нормальную эксплуатацию здания только в том случае, если и вся надземная часть здания возведена с учетов сейсмических воздействий.

При свайных фундаментах следует применять забивные сваи, а не набивные. Набивные сваи без оболочек не применяют. Ростверк свайного фундамента должен быть заглублен в грунт. Для многоэтажных каркасных зданий применяют фундаменты виде перекрестных лент или сплошной плиты.

Особенности конструирования каркасных зданий

В каркасных зданиях горизонтальную сейсмическую нагрузку воспринимают каркас с жесткими узлами рам, каркас с заполнением, каркас с вертикальными связями, диафрагмами или стволами жесткости. При расчетной сейсмичности 7... 8 баллов допускают применять наружные каменные стены высотой не более 7 м.

Диафрагмы, связи и ядра жесткости должны быть непрерывными по всей высоте здания и расположены в обоих направлениях равномерно и симметрично относительно центра тяжести здания. При выборе конструктивных схем следует предусмотреть возникновение первых пластических зон в горизонтальных элементах каркаса (ригелях, перемычках и обвязочных балках).

По способу изготовления и возведения железобетонные каркасы зданий могут быть сборными, сборно-монолитными и монолитными. Жесткие узлы железобетонных рам должны быть усилены применением сварных сеток и замкнутых хомутов (рис.4.3)

Участки ригелей колонн, примыкающие к жестким узлам рам на расстоянии, равном не менее высоты их сечения, усиливают дополнительной замкнутой поперечной арматурой (хомутами) с шагом не более 100мм в рамных системах и не более 200мм в связевых системах. При расчетной сейсмичности 8 и 9 балла в шаг хомутов в колоннах рам не должен превышать b/2 где, b – наименьший размер сечения колонны. Диаметр хомутов следует принимать не менее 8мм.

В сборно-монолитном каркасе колонны и плиты перекрытий объединяют в единую конструкцию путем натяжения на бетон канатной арматуры. Ее пропускают через отверстия колонн в зазорах между крупноразмерными панелями перекрытия.

Сборные колонны многоэтажных зданий по возможности следует укрупнять на несколько этажей. Стыки колонн необходимо располагать в зонах с минимальным изгибающими моментами.

Рисунок 4.3 Сейсмоконструирование узлов. а, б - армирование узла сборной и монолитной железобетонной рамы: в - конструктивное решение стыковых соединений панелей внутренних стен крупнопанельных зданий; г- анкеровка панелей перекрытий 1 – продольная арматура; 2 - то же, поперечная; 3 - усиленный арматурный выпуск; 4- опорный столик из уголков с отверстием; 5- дополнительная продольная арматура; 6 - поперечная арматура

Особенности конструирования крупнопанельных и объемно-блочных зданий

Для зданий сейсмических районов рекомендуют принимать конструктивную схему с несущими поперечными и продольными стенами. Панели стен и перекрытий соединяют путем сварки выпусков арматуры, анкерных стержней и закладных деталей. Таким образом все элементы зданий объединяют в единую пространственную конструкцию, способную воспринимать сейсмические нагрузки. Несущую способность зданий повышают путем применения вертикальной напрягаемой арматуры.

Фундаменты применяют ленточные из монолитного железобетона. При больших нагрузках и слабых грунтах может оказаться рациональным фундамент в виде сплошной монолитной плиты.

Стеновые панели армируют пространственными каркасами. Пример конструктивного решения внутренней стеновой панели и ее стыков показан на рис.108в. Стены по всей длине и ширине здания должны быть, как правило, непрерывными.

Благодаря большой пространственной жесткости и способности перераспределять усилия, объемно-блочные здания вполне подходят для строительства в сейсмических районах. При строительстве блоки размерами на всю комнату соединяют по высоте только по углам. Однако по всем граням блоков устанавливают вертикальную арматуру. Для повышения жесткости горизонтальных стыков блоков целесообразно устраивать шпоночные связи.

Для снижения сейсмических нагрузок устраивают в зданиях так называемый первый гибкий этаж, т. е. первый этаж многоэтажных зданий выполняют каркасным. Последнее время такое решение подвергается к жесткой критике.

Особенности конструирования каменных зданий

В зданиях с несущими стенами из кирпича или каменной кладки, кроме наружных продольных стен, должно быть не менее одной внутренней продольной стены. При этом соблюдают требования по минимальной ширине простенков и максимальной ширине проемов.

Сейсмостойкость каменных стен зданий повышают арматурными сетками, вертикальными железобетонными элементами (сердечниками), предварительным напряжением кладки. В уровне перекрытий и покрытий зданий устраивают антисейсмические железобетонные пояса по всем продольным и поперечным стенам. Связь поясов с кладкой может быть усилена выпусками арматуры и железобетонными анкерами.

Антисейсмические пояса устраивают на всю ширину стены. Высота поясов должна быть не менее 150 мм. Их возводят из бетона класса не ниже B12, 5 и армируют четырьмя продольными стержнями диаметром 10 и 12 мм при расчетной сейсмичности соответственно 7, 8 и 9 баллов. Кроме того, армируют горизонтальной арматурой все угловые участки наружных стен и сопряжения внутренних стен к наружным. Аналогичное армирование применяют для стен из монолитного бетона.

Проемы большой ширины и узкие простенки окаймляют
железобетонной рамкой (рис.4.4). Перемычки устраивают, как
правило, на всю толщину стены и заделывают в кладку на
глубину не менее 350 мм (при ширине проема до 1,5м – не менее 250 мм).

Рисунок 4.4 Усиление граней оконных (а) и дверных (б) проемов: 1 - железобетонный сердечник; 2 - железобетонная перемычка, объединенная с обвязкой; 3 -железобетонная обвязка

Первые этажи зданий, включающие магазины и другие помещения свободной планировки (с колоннами), выполняют в железобетоне.

Здания с пролетами 18 м и более следует перекрывать металлическими фермами в сочетании с алюминиевыми панелями или профилированным стальным настилом, утепленным пенополистиролом или другими эффективными легкими материалами. Предварительно напряженные железобетонные конструкции, в которых арматура не имеет сцепления с бетоном, применять не разрешается.

Лестницы рекомендуется применять крупносборные с заделкой в кладку не менее чем на 250 мм, с анкерованием или с надежными сварными креплениями. Консольная заделка ступеней не допускается. Дверные и оконные проемы при сейсмичности 8 и 9 баллов должен иметь железобетонное обрамление.

Перегородки следует применять крупнопанельные или каркасной конструкции, причем они должны быть надежно связаны с перекрытиями и стенами или колоннами. Балконы должны выполняться в виде консольных выпусков панелей перекрытий (или надежно с ними соединяться). Вынос балконов допускается при сейсмичности 7 баллов 1,5 м, а при сейсмичности 8-9 баллов 1,25 м. Отделку помещений следует производить с использованием легких листовых материалов (сухой штукатурки, фанеры, древесноволокнистых плит и т. п.).

Покрытия одноэтажных зданий для строительства в сейсмических районах следует принимать сборно-монолитной конструкции. Многопролетные стропильные покрытия, как и многоволновые оболочки для сейсмических районов, целесообразно проектировать неразрезными с целью повышениях их жесткости и устойчивости.

Строительство жилых домов из сырцового кирпича, самана и грунтоблоков допускают лишь в сельских населенных пунктах при условии усиления стен деревянным каркасом с диагональными связями.

В России существует 12-ти бальная сейсмическая шкала. До семи балов сейсмичность воспринимается обычными зданиями, сооружениями без принятия каких-либо дополнительных мер по усилению несущих конструкций.

Расчетной является сейсмичность в 7, 8, 9 баллов.

При сейсмичности свыше 9 баллов строительство не рекомендуется и только в исключительных случаях возможно при разработке специальных мероприятий.

Вся территория России поделена на отдельные районы по сейсмичности, но даже в пределах одного района сейсмичность может быть различной в зависимости от грунтовых условий.

Во многих районах выполнено микросейсмирование (повышение или понижение сейсмичности на 1 балл).

В качестве примера рассмотрим геологический разрез района с сейсмичностью 8 баллов (см. схему).

Схема поперечного разреза территории с сейсмичностью 8 баллов, с выделением отдельных зон (микросейсмирование).

На представленной схеме видно, что в зависимости от рельефа местности, сейсмичность отдельных зон (участков местности) может быть либо понижена, либо повышена. Так, при выходе на поверхность коренных скальных пород, сейсмичность данной площадки для целей строительства может быть уменьшена на балл. Для участков же со значительным уклоном, высоким положение уровня грунтовых вод, сейсмичность этих площадок для целей строительства должна быть увеличена на балл.

При проектировании и строительстве зданий необходимо соблюдать следующие условия:

Фундаменты сооружения закладывать на одной отметке (более равномерное распределение сейсмических сил).
Здание делить на отсеки (устройство осадочных швов).
Фундаменты делать монолитными или омоноличивать (перекрестные ленты, сплошные фундаменты).
Свайные фундаменты рассчитывать на горизонтальную нагрузку (см. схему). При этом преимущество имеют сваи – стойки, а головы свай должны быть надежно заделаны в ростверк.

Расчётная схема сваи при определении её несущей способности в сейсмическом районе. Результат статического испытания сваи с моделированием динамического воздействия.

При определении несущей способности свай учитывают динамическую составляющую, которая снижает как трение по боковой поверхности, так и сопротивления сваи под остриём. При определении несущей способности свай предпочтение отдаётся статическим испытаниям, с моделированием динамического воздействия (см. схему).

Снижение несущей способности свай вследствие динамического (сейсмического) воздействия может быть оценено коэффициентом μ:

μ = Р дин. /Р ст. - коэффициент снижения несущей способности.

Разделы

Постоянный адрес этой главы: сайт/learning/basesandfoundations/Open.aspx?id=Chapter13

1 Пункт 12.2.5. составлен канд. техн. наук Л.Р. Ставницером

Расчет несущей способности оснований при особом сочетании нагрузок производится для обеспечения прочности скальных грунтов и устойчивости нескальных грунтов, а также исключения сдвига фундамента по подошве и его опрокидывания. Выполнение этих условий предусматривает сохранность строительных конструкций, выход из строя которых угрожает обрушением здания или его частей. При этом допускаются повреждения элементов конструкций, не угрожающие безопасности людей или сохранности ценного оборудования. Деформации основания (абсолютные и неравномерные осадки, крены) могут превышать предельные значения, допустимые при основном сочетании нагрузок, и поэтому при особом сочетании нагрузок с учетом сейсмических воздействий расчету не подлежат.

Расчет оснований по несущей способности производится на основании условия

N a ≤ γ c.e qN u.e q /γ n ,

где N a — вертикальная составляющая расчетной внецентренной нагрузки в особом сочетании; N u.eq — вертикальная составляющая силы предельного сопротивления основания при сейсмических воздействиях; γ c.eq — сейсмический коэффициент условий работы, принимаемый равным 1,0, 0,8 и 0,6 для грунтов соответственно I, II и III категории но сейсмическим свойствам (см. табл. 12.7), причем для зданий и сооружений, возводимых в районах с повторяемостью землетрясений 1, 2 и 3, значение γ c.eq следует умножить на 0,85, 1,0 и 1,15 соответственно (повторяемость землетрясений в рассматриваемом районе определяется в соответствии с главой СНиП II-7-81); γ n — коэффициент надежности по назначению, принимаемый по указаниям гл. 5.

Несущая способность (прочность) основания из скальных грунтов определяется на внецентренное действие вертикальной составляющей нагрузки. Наклон равнодействующей сил, приложенных к основанию при особом сочетании нагрузок, можно не учитывать при условии выполнения расчета фундамента на сдвиг по подошве.

При расчете несущей способности (потери устойчивости) основания из нескальных грунтов необходимо учитывать возможность образования в грунте поверхности скольжения, при этом соотношение между нормальными и касательными напряжениями по всей поверхности скольжения должно соответствовать предельному состоянию грунта и характеризуется расчетными значениями угла внутреннего трения и удельного сцепления.

Несущая способность основания характеризуется предельной нагрузкой, соответствующей потере устойчивости грунта при сейсмических колебаниях. При вычислении этой нагрузки должны быть учтены не только напряжения в грунте от его собственного веса и внешних нагрузок на основание, но и динамические напряжения, возникающие при распространении сейсмических волн и обусловленные действием объемных сил инерции грунта.

Горизонтальная составляющая нагрузки учитывается лишь при проверках устойчивости зданий на опрокидывание и сдвиг по подошве фундамента, что почти всегда удовлетворяется. Проверка на сдвиг по подошве является обязательной при наличии длительно действующих горизонтальных нагрузок в основном сочетании. В этом случае учитывается трение подошвы фундамента о грунт, а коэффициент надежности, представляющий собой отношение удерживающих и сдвигающих сил, принимается равным не менее 1,5.

При общепринятом в теории сейсмостойкости сооружений горизонтальном направлении сейсмических сил инерции грунта, расположенного выше и ниже подошвы фундамента, ординаты эпюры предельного давления под краями подошвы фундамента (рис. 12.15) определяются по формулам:

Рис. 12.15.

;

p b = p 0 + ξ γ γ I b (F 2 - k eq F 3),

где ξ q , ξ c и ξ γ — коэффициенты, зависящие от соотношения сторон подошвы прямоугольного фундамента; F 1 , F 2 и F 3 — коэффициенты, определяемые по рис. 12.16 в зависимости от расчетного значения угла внутреннего трения φ I ; γ" I и γ I — соответственно расчетные значения удельного веса слоев грунта, находящихся выше и ниже подошвы фундамента (в необходимых случаях определяются с учетом взвешивающего действия подземных вод); d — глубина заложения фундаментов (при неодинаковой вертикальной пригрузке с разных сторон фундамента принимается значение d со стороны наименьшей пригрузки, например со стороны подвала): b — ширина подошвы фундамента; c I — расчетное значение удельного сцепления грунта; k eq — коэффициент, значение которого принимается равным 0,1 при расчетной сейсмичности 7 баллов; 0,2 при 8 баллах и 0,4 при 9 баллах.

Рис. 12.16. Зависимости F 1 , F 2 и F 3 от угла внутреннего трения

Коэффициенты влияния соотношения сторон подошвы фундамента вычисляются по следующим выражениям:

ξ q = 1 + 1,5b/l ; ξ c = 1 + 0,3b/l ; ξ γ = 1 - 0,25b/l ,

где l — длина фундамента в направлении, перпендикулярном расчетному.

Формулы (12.60) применимы при условии l ≥ b/l ≥ 0,2. Если b/l < 0,2, фундамент следует рассчитывать как ленточный. Если b/l > 1, коэффициенты влияния соотношения сторон принимаются:

ξ q = 2,5; ξ c = 1,3; ξ γ = 0,75,

однако при этом необходимо произвести дополнительную проверку устойчивости основания в поперечном направлении.

Для ленточных фундаментов следует считать ξ q ξ c = ξ γ = 1. Эксцентриситет расчетной нагрузки е а и эксцентриситет эпюры предельного давления e n определяются выражениями:

e a = M a /N a ;

где N a и M a — вертикальная составляющая расчетной нагрузки и момент, приведенные к подошве фундамента при особом сочетании нагрузок.

Величины e a и e n рассматриваются с одинаковым знаком, т.е. направлены в одну сторону от вертикальной оси симметрии фундамента, так как минимум несущей способности основания наблюдается при сдвиге в сторону, противоположную эксцентриситету нагрузки.

При e a ≤ e n предельное сопротивление основания находится по формуле

При e a > e n учитывается не вся эпюра предельного давления, ординаты которой определены по формулам (12.58) и (12.59), а лишь усеченная ее часть, показанная на рис. 12.15 пунктиром. Максимальная ордината p b этой усеченной эпюры совпадает с исходной, а минимальная p " 0 имеет меньшее значение, чем р 0 , и вычисляется по формуле

которая получена таким образом, чтобы эксцентриситет усеченной эпюры предельного давления совпадал с заданным эксцентриситетом нагрузки. Погрешность расчета при этом приеме идет в запас прочности основания, так как усеченная эпюра находится в пределах теоретической.

После подстановки в формулу (12.64) вместо р 0 выражения (12.65) получаем формулу нижней границы предельного сопротивления основания при e a > e n :

При расчете сейсмостойкости для ленточного фундамента нагрузка и несущая способность в формуле (12.57) определяются для единицы его длины (l = 1).

При расчете оснований и фундаментов на особое сочетание нагрузок с учетом сейсмических воздействий допускается неполное опирание подошвы фундамента на грунт (частичный отрыв), если выполнены следующие условия:

эксцентриситет расчетной нагрузки не превышает одной трети ширины фундамента в плоскости опрокидывающего момента

e a ≤ b /3;

расчет несущей способности основания производится для условной ширины фундамента b c , равной ширине зоны сжатия под подошвой фундамента (при e a ≥ b /6 )

b c = 3(b /2 - e a );

максимальное расчетное напряжение под подошвой фундамента σ max , вычисленное с учетом неполного опирания фундамента на грунт, не должно превышать краевой ординаты эпюры предельного давления

где p b — определяется по формуле (12.59), но для фундамента, имеющего условную ширину b c .

Эксцентриситеты нагрузки и треугольной усеченной эпюры предельного давления при частичном отрыве подошвы фундамента совпадают и равны b с /6 , поэтому формула (12.66) имеет вид:

N u.eq = blp b /2.

При одновременном действии на фундамент системы сил и моментов во взаимно перпендикулярных вертикальных плоскостях расчет несущей способности основания на особое сочетание нагрузок производится раздельно на действие сил в каждом направлении, независимо друг от друга.

Пример 12.6. Рассчитать несущую способность основания ленточного фундамента. По расчету на основное сочетание нагрузок ширина подошвы фундамента принята b = 6 м при глубине заложения d = 2м. Фундамент опирается на основание, сложенное пылеватым влажным песком, для которого определены следующие значения расчетных характеристик: удельный вес грунта γ I = 1,5·10 4 Н/м 3 ; угол внутреннего трения φ I = 26°; удельное сцепление c I = 0,4·10 4 Н/м 2 ; удельный вес насыпного грунта ниже подошвы фундамента γ" I = 1,2·10 4 Н/м 3 . При особом сочетании нагрузок с учетом сейсмического воздействия интенсивностью 9 баллов к подошве фундамента приложены вертикальная нагрузка N a = 104·10 4 Н/м, горизонтальная нагрузка T = 13·10 4 Н/м и момент M a = 98·10 4 Н·м/м. Необходимо рассчитать основание по первому предельному состоянию.

Решение . По рис. 12.16 определяем: F 1 = 12; F 2 = 8,2; F 3 = 16,8 и принимаем k eq = 0,2. Ординаты эпюры предельного давления под краями подошвы ленточного фундамента вычисляем по формулам (12.68) и (12.50):

p 0 = 1 · 12 · 1,2 · 10 4 · 2 + (12 - 1)0,4 · 10 4 /0,49 = 45 · 10 4 Н/м 2 ; p b = 45 · 10 4 + 1 · 1,5 · 10 4 · 6(8,2 - 0,2 · 16,8) = 80,3 · 10 4 Н/м 2 .

Эксцентриситеты расчетной нагрузки и эпюры предельного давления находим по формулам (12.62) и (12.63):

м; м.

Величина e a < b /6 , следовательно, подошва фундамента опирается на грунт полностью.

Так как e n < e a , предельное сопротивление основания определяем по формуле (12.66):

Н/м.

Принимаем γ c.eq = 0,8 и по формуле (12.57) окончательно получаем:

N a = 104·10 4 Н/м < 0,8·248·10 4 /1,2 = 166·10 4 Н/м.

Следовательно, принятые по расчету на основное сочетание нагрузок размеры фундамента со значительным запасом удовлетворяют проверке по первому предельному состоянию при особом сочетании нагрузок.

Пример 12.7. Рассчитать несущую способность основания столбчатого фундамента, подошва которого имеет размеры b = 2,8 м, l = 4,4 м и на глубине d = 1,8 м опирается на основание, сложенное глинистым грунтом, имеющим следующие расчетные характеристики: γ I = 1,63·10 4 Н/м 3 ; φ I = 23º; c 1 = 1,2·10 4 Н/м 2 . Удельный вес грунта выше подошвы фундамента γ" I = 1,55·10 4 Н/м 3 . Основание рассчитываем по первому предельному состоянию на особое сочетание нагрузок с учетом сейсмичности 7 баллов. К основанию фундамента приложены вертикальная нагрузка N a = 296·10 4 Н, горизонтальная нагрузка T = 38·10 4 Н и момент М а = 215·10 4 Н·м.

Решение . По формуле (12.62) определяем эксцентриситет расчетной нагрузки:

м.

Условие (12.67) при этом выполняется (e a < b /3 = 0,93 м), однако есть частичный отрыв подошвы, так как e а > b /6 = 0,47 м, поэтому в соответствии с формулой (12.68) расчет необходимо проводить для условной ширины фундамента

b c = 3(2,8/2 - 0,73) = 2,01 м.

По рис. 12.16 и по формулам (12.60) находим:

F 1 = 8,4; F 2 = 5,4; F 3 = 12,7;

ξ q = 1 + 1,5·2,01/4,4 = 1,69;

ξ c = 1 + 0,3·2,01/4,4 = 1,14;

ξ γ = 1 - 0,25·2,01/4,4 = 0,89.

Ординаты эпюры предельного давления при k eq = 0,1 вычисляем по формулам (12.58) и (12.59):

p b = 1,69 · 8,4 · 1,65 · 10 4 · 1,8 + 1,14(8,4 - 1)1,2 · 10 4 /0,42 = 65,9 · 10 4 Н/м 2 ;

p b = 65,9 · 10 4 + 0,89 · 1,63 · 10 4 · 2,01(5,4 - 0,1 · 12,7) = 77,4 · 10 4 Н/м 2 .

Максимальное напряжение под краем подошвы фундамента по формуле (12.69)

Н/м 2 < p b .

т.е. условие (12.69) выполняется.

Находим по формуле (12.63) эксцентриситет эпюры предельного давления:

м.

При e n < e a предельное сопротивление основания вычисляем по формуле (12.70):

N u.eq = 2,01·477,4·10 4 /2 = 342·10 4 Н.

Принимая γ c.eq = 0,8·1,15 = 0,92 и γ n = 1,15, получаем:

N a = 296·10 4 Н > 0,92·342·10 4 /1,15 = 274·10 4 Н.

Следовательно, устойчивость основания не обеспечена и требуется увеличить размеры фундамента.

Принимаем b = 3 м, оставляя другие размеры фундамента прежними. Тогда

b c = 3(3/2 - 0,73) = 2,31 м;

ξ q = 1 + 1,5 · 2,31/4,4 = 1,79;

ξ c = 1 + 0,3 · 2,31/4,4 = 1,16;

ξ γ = 1 - 0,25 · 2,31/4,4 = 0,87;

p 0 = 1,79 · 8,4 · 1,55 · 10 4 · 1,8 + 1,16(8,4 - 1)1,2 · 10 4 /0,42 = 68,6 · 10 4 Н/м 2 ;

p b = 68,6 · 10 4 + 0,87 · 1,63 · 10 4 · 2,31(5,4 - 0,1 · 12,7) = 81,4 · 10 4 Н/м 2 ;

Н/м 2 < p b ;

м < e a

N u.eq = 2,31 · 4,4 · 81,4 · 10 4 /2 = 414 · 10 4 Н;

N a = 296 · 10 4 Н < 0,92 · 414 · 10 4 /1,15 = 330 · 10 4 Н.

т.е. в этом случае надежность основания достаточна.

Примечание. При изменении ширины подошвы столбчатого фундамента в примере расчета не учтено некоторое возрастание вертикальной нагрузки, так как в данном случае оно относительно мало и не приводит к нарушению условия (12.57) при ширине подошвы 3 м.

Уважаемые коллеги, продолжаем рассматривать небольшие примеры использования ФОК Комплекс для расчета фундаментов. Сегодня мы рассмотрим примеры расчета столбчатых фундаментов металлического каркаса. В начале произведем ручной расчет 2-х фундаментов с дальнейшим сравнением с полученными результатами по ФОК Комплекс.

Пример расчета столбчатых фундаментов. Исходные данные

Площадка строительства характеризуется следующими атмосферно-климатическими воздействиями и нагрузками:

вес снегового покрова (расчетное значение) - 240 кг/м 2 ;
давление ветра - 38 кг/м 2 ;

Геология

Относительная разность осадок (Δs/L) u = 0,004;

Максимальная S umax или средняя S u осадка = 15 см;

Нагрузки на столбчатые фундаменты получены из ПК ЛИРА.

Для ручного расчета рассмотрим фундаменты Фм3 и Фм4

1. Ручной расчет

Определение размеров подошвы фундамента

Основные размеры подошвы фундаментов определяем исходя из расчета оснований по деформациям. Площадь подошвы предварительно определим из условия:

P ≤ R ,

где P- среднее давление по подошве фундамента, определяем по формуле:

P = (N 0 / A )

N 0 = P · A

A - площадь подошвы фундамента.

N 0 = N +G

G – вес фундамента с грунтом на уступах

G = A · γ · d

где γ - среднее значение удельного веса фундамента и грунта на его обрезах, принимаемое равным 2 т/м 3 ;

d - глубина заложения;

P · A = N + A · γ · d

A · (P - γ · d ) = N

A = N / (P - γ · d )

Для предварительного определения размеров фундаментов, P определяем по таблице В.3 [СП 22.13330.2011]

Р = 250 кПа = 25,48 т/м 2 .

Для фундамента Фм3, N = 35,049 т

A = 35,049 т / (25,48 т/м 2 - 2,00 т/м 3 · 3,300 м) = 35,049 т/18,88 т/м 2 = 1,856 м 2 .

A = b 2

b = 1,5 м

Для фундамента Фм4, N = 57,880 т

A = 57,880 т / (25,48 т/м 2 - 2,00 т/м 3 · 3,300 м) = 57,880 т / 18,88 т/м 2 = 3,065 м 2 .

A = b 2

Принимаем габариты фундамента b = 1,8 м

1. Определение расчетного сопротивления грунта основания

5.6.7 При расчете деформаций основания фундаментов с использованием расчетных схем, указанных в 5.6.6, среднее давление под подошвой фундамента р не должно превышать расчетного сопротивления грунта основания R , определяемого по формуле

где γ с1 и γ с2 коэффициенты условий работы, принимаемые по таблице 5.4;

k - коэффициент, принимаемый равным единице, если прочностные характеристики грунта (φ п и с п) определены непосредственными испытаниями, и k= 1,1, если они приняты по таблицам приложения Б;

M γ, М q , M c - коэффициенты, принимаемые по таблице 5.5;

k z - коэффициент, принимаемый равным единице при b< 10 м; k z =z 0 /b + 0,2 при b ≥ 10 м (здесь z 0 = 8 м);

b - ширина подошвы фундамента, м (при бетонной или щебеночной подготовке толщиной h n допускается увеличивать b на 2h n );

γ II - осредненное (см. 5.6.10 ) расчетное значение удельного веса грунтов, залегающих ниже подошвы фундамента (при наличии подземных вод определяется с учетом взвешивающего действия воды), кН/м 3 ;

γ" II - то же, для грунтов, залегающих выше подошвы фундамента, кН/м 3 ;

с II - расчетное значение удельного сцепления грунта, залегающего непосредственно под подошвой фундамента (см. 5.6.10), кПа;

d 1 - глубина заложения фундаментов, м, бесподвальных сооружений от уровня планировки или приведенная глубина заложения наружных и внутренних фундаментов от пола подвала, определяемая по формуле (5.8). При плитных фундаментах за d 1 принимают наименьшую глубину от подошвы плиты до уровня планировки;

d b - глубина подвала, расстояние от уровня планировки до пола подвала, м (для сооружений с подвалом глубиной свыше 2 м принимают равным 2 м);

здесь h s - толщина слоя грунта выше подошвы фундамента со стороны подвала, м;

h cf - толщина конструкции пола подвала, м;

γ cf - расчетное значение удельного веса конструкции пола подвала, кН/м 3 .

При бетонной или щебеночной подготовке толщиной h n допускается увеличивать d 1 на h n .

Примечания

1 Формулу (5.7) допускается применять при любой форме фундаментов в плане. Если подошва фундамента имеет форму круга или правильного многоугольника площадью А , значение b принимают равным.

2 Расчетные значения удельного веса грунтов и материала пола подвала, входящие в формулу (5.7) допускается принимать равными их нормативным значениям.

3 Расчетное сопротивление грунта при соответствующем обосновании может быть увеличено, если конструкция фундамента улучшает условия его совместной работы с основанием, например фундаменты прерывистые, щелевые, с промежуточной подготовкой и др.

4 Для фундаментных плит с угловыми вырезами расчетное сопротивление грунта основания допускается увеличивать, применяя коэффициент k d по таблице 5.6 .

5 Если d 1 >d (d - глубина заложения фундамента от уровня планировки), в формуле (5.7) принимают d 1 = d и d b = 0.

6 Расчетное сопротивления грунтов основания R , определяемое по формулам (В.1) и (В.2) с учетом значений R 0 таблиц B.1-В.10 приложения B, допускается применять для предварительного назначения размеров фундаментов в соответствии с указаниями разделов 5-6.

Исходные данные:

Основание фундаментом являются - суглинком лессовидным непросадочным полутвёрдой консистенции, желто-бурого цвета, с включением прослоев супеси, ожелезненный. (ИГЭ 2)

γ с 1 = 1,10;

γ с 2 = 1,00;

k = 1,00;

k z = 1,00;

Для фундамента Фм3: b = 1,50 м;

Для фундамента Фм4: b = 1,80 м;

γ II = 1,780 т/м 3 ;

γ" II = 1,691 т/м 3 ;

с II = 1,100 т/м 2 ;

d 1 = 3,30 м;

d b = 0,0 м;

M γ = 0,72;

М q = 3,87;

M c = 6,45;

Для фундамента Фм3:

R = (1,10 ·1,00) / 1,00· = 1,10· (1,922 т/м 2 +21,596 т/м 2 +

0,0 + 7,095 т/м 2) = 33,674 т/м 2 .

Для фундамента Фм4:

R = (1,10 ·1,00) / 1,00 · = 1,10 · (2,307 т/м 2 + 21,596 т/м 2 +

0,0 + 7,095 т/м 2) = 34,098 т/м 2 .

2. Определение осадки

5.6.31 Осадку основания фундамента s , см, с использованием расчетной схемы в виде линейно деформируемого полупространства (см. 5.6.6) определяют методом послойного суммирования по формуле

где b - безразмерный коэффициент, равный 0,8;

σ zp,i - среднее значение вертикального нормального напряжения (далее - вертикальное напряжение) от внешней нагрузки в i -м слое грунта по вертикали, проходящей через центр подошвы фундамента (см. 5.6.32), кПа;

h i - толщина i -го слоя грунта, см, принимаемая не более 0,4 ширины фундамента;

E i - модуль деформации i -го слоя грунта по ветви первичного нагружения, кПа;

σ z γ ,i - среднее значение вертикального напряжения в i -м слое грунта по вертикали, проходящей через центр подошвы фундамента, от собственного веса выбранного при отрывке котлована грунта (см. 5.6.33), кПа;

Е е,i - модуль деформации i-го слоя грунта по ветви вторичного нагружения, кПа;

n - число слоев, на которые разбита сжимаемая толща основания.

При этом распределение вертикальных напряжений по глубине основания принимают в соответствии со схемой, приведенной на рисунке 5.2.

DL - отметка планировки; NL - отметка поверхности природного рельефа; FL - отметка подошвы фундамента; WL - уровень подземных вод; В , С - нижняя граница сжимаемой толщи; d и d n - глубина заложения фундамента соответственно от уровня планировки и поверхности природного рельефа; b - ширина фундамента; р - среднее давление под подошвой фундамента; s zg и s zg,0 - вертикальное напряжение от собственного веса грунта на глубине z σ zp и σ zp,0 - вертикальное напряжение от внешней нагрузки на глубине z от подошвы фундамента и на уровне подошвы; σ zγ,i - вертикальное напряжение от собственного веса вынутого в котловане грунта в середине i -го слоя на глубине z от подошвы фундамента; Н с - глубина сжимаемой толщи

Рисунок 5.2 - Схема распределения вертикальных напряжений в линейно-деформируемом полупространстве

Примечания:

1 При отсутствии опытных определений модуля деформации Е е,i для сооружений II и III уровней ответственности допускается принимать Е е, i = 5Е i .

2 Средние значения напряжений σ zp,i и σ z γ ,i в i -м слое грунта допускается вычислять как полусумму соответствующих напряжений на верхней z i-1 и нижней z i границах слоя.

5.6.32 Вертикальные напряжения от внешней нагрузки σ zp = σ z - σ zu зависят от размеров, формы и глубины заложения фундамента, распределения давления на грунт по его подошве и свойств грунтов основания. Для прямоугольных, круглых и ленточных фундаментов значения s zp , кПа, на глубине z от подошвы фундамента по вертикали, проходящей через центр подошвы, определяют по формуле

σ zp = αp , (5.17)

где α - коэффициент, принимаемый по таблице 5.8 в зависимости от относительной глубины ξ, равной 2z /b ;

р - среднее давление под подошвой фундамента, кПа.

5.6.33 Вертикальное напряжение от собственного веса грунта на отметке подошвы фундамента σ zγ = σ zγ - σ zu , кПа, на глубине z от подошвы прямоугольных, круглых и ленточных фундаментов определяют по формуле

σ z γ = ασ zγ,0 , (5.18)

где α - то же, что и в 5.6.32;

s zg,0 - вертикальное напряжение от собственного веса грунта на отметке подошвы фундамента, кПа (при планировке срезкой σ zg,0 = γ"d , при отсутствии планировки и планировке подсыпкой σ zγ,0 = γ"d n , где γ" - удельный вес грунта, кН/м 3 , расположенного выше подошвы; d и dn, м, - см. рисунок 5.2).

При этом в расчете σ z γ используются размеры в плане не фундамента, а котлована.

5.6.34 При расчете осадки фундаментов, возводимых в котлованах глубиной менее 5 м, допускается в формуле (5.16) не учитывать второе слагаемое.

5.6.41 Нижнюю границу сжимаемой толщи основания принимают на глубине z = Н c , где выполняется условие σ zp = 0,5σ zγ . При этом глубина сжимаемой толщи не должна быть меньше Н min , равной b /2 при b ≤ 10 м, (4 + 0,1b ) при 10 ≤ b ≤ 60 м и 10 м при b > 60 м.

Если в пределах глубины Н с , найденной по указанным выше условиям, залегает слой грунта с модулем деформации Е > 100 МПа, сжимаемую толщу допускается принимать до кровли этого грунта.

Если найденная по указанным выше условиям нижняя граница сжимаемой толщи находится в слое грунта с модулем деформации Е ≤ 7 МПа или такой слой залегает непосредственно ниже глубины z = Н с , то этот слой включают в сжимаемую толщу, а за Н с принимают минимальное из значений, соответствующих подошве слоя или глубине, где выполняется условие σ zp = 0,2 s zγ .

При расчете осадки различных точек плитного фундамента глубину сжимаемой толщи допускается принимать постоянной в пределах всего плана фундамента (при отсутствии в ее составе грунтов с модулем деформации Е > 100 МПа).

Площадь подошвы фундамента Фм3: S = 2,25 м 2 (габариты 1,50 м × 1,50 м).

= 29,208 т

P 0 = N / S = 29,208 т / 2,25 м 2 ≈ 12,98т/м 2 .

η = 1,50 / 1,50 = 1,0

при b = 1,5 м ≤ 10 м

H min > b / 2 = 1,5 м / 2 = 0,75 м

Таблица: Осадка фундамента Фм3

Сжимаемая толща основания H = 2,00 м > H min = 0,75 м

Осадка фундамента: S = 0,8·0,049 м = 0,0392 м (3,92 см) < 15 см (Приложение Д.)

Площадь подошвы фундамента Фм4: S = 3,24 м 2 (габариты 1,80 м × 1,80 м).

= 47,598 т

P 0 = N / S = 47,598 т / 3,24 м 2 ≈ 14,69т/м 2 .

η = 1,80 / 1,80 = 1,0

при b = 1,8 м ≤ 10 м

H min > b / 2 = 1,8 м / 2 = 0,9 м

Таблица: Осадка фундамента Фм4

Сжимаемая толща основания H = 2,00 м > H min = 0,90 м

Осадка фундамента: S = 0,8· 0,061 м = 0,0488 м (4,88 см) < 15 см (Приложение Д. )

3. Определяем армирование подошвы фундамента

Для фундамента Фм3

p p ср = N 0 / A = (35,049 т + 2,00 т/м 3 · 3,300 м · 1,500 м · 1,500 м) / (2,250 м 2) =

= 49,899 т / 2,250 м 2 = 22,177 т/м 2

Q I = 22,177 т/м 2 · 1,50 м · (1,50 м – 0,40 м) / 2 = 18,296025 т

Q II = 22,177 т/м 2 · 1,50 м · (1,50 м – 0,90 м) / 2 = 9,97965 т

R bt = 76,453 т/м 3 .

18,296025 т < 0,6 · 76,453 т/м 2 · 1,5 м · (3,600 м – 0,040 м)

18,296025 т < 244,955412 т

9,97965 т < 0,6 · 76,453 т/м 2 · 1,5 м · (0,300 м – 0,040 м)

9,97965 т < 17,890 т

М I = 0,125 · 22,177 т/м 2 · (1,50 м – 0,40 м) 2 · 1,50 м = 5,0314 тм

М II = 0,125 · 22,177 т/м 2 · (1,50 м – 0,90 м) 2 · 1,50 м = 1,4969 тм

R s = 37206,93 т/м 2 .

А sI = 5,0314 тм / (0,9 · (3,600 м – 0,040 м) · 37206,93 т/м 2) =

5,0314 тм / 119211,00372 т/м 2 = 0,000042 м 2 = 0,42 см 2 .

А sII = 1,4969 тм / (0,9 · (0,300 м – 0,040 м) · 37206,93 т/м 2) =

1,4969 тм / 8706,421 т/м 2 = 0,000172 м 2 = 1,72 см 2 .

Принимаем 8 Ø10 A-III А s = 6,280 см 2 , шаг 200 мм.

Для фундамента Фм4

Поперечная сила у грани колонны и грани подошвы (2.25) :

p p ср = N 0 / A = (57,880 т + 2,00 т/м 3 · 3,300 м · 1,800 м · 1,800 м) / (3,240 м 2) =

= 79,264 т / 3,240 м 2 = 24,464 т/м 2

Q I = 24,464 т/м 2 · 1,80 м · (1,80 м – 0,40 м) / 2 = 30,82464 т

Q II = 24,464 т/м 2 · 1,80 м · (1,80 м – 0,90 м) / 2 = 19,81584 т

Проверяем выполнение условий (2.26), для бетона класса В15,

R bt = 76,453 т/м 3 .

30,82464 т < 0,6 · 76,453 т/м 2 · 1,8 м · (3,600 м – 0,040 м)

30,82464 т < 293,94649 т

19,81584 т < 0,6 · 76,453 т/м 2 · 1,8 м · (0,300 м – 0,040 м)

19,81584 т < 21,468 т

Условия выполняются, поэтому установка поперечной арматуры не требуется и расчет на поперечную силу не производится.

Определяем изгибающие моменты у грани колонны и у грани подошвы по формуле (2.31)

М I = 0,125 · 24,464 т/м 2 · (1,80 м – 0,40 м) 2 · 1,80 м = 17,050 тм

М II = 0,125 · 24,464 т/м 2 · (1,80 м – 0,90 м) 2 · 1,80 м = 4,458 тм

В качестве рабочих стержней примем арматуру класса A-III с расчетным сопротивлением R s = 37206,93 т/м 2 .

Требуемая площадь сечения арматуры по формуле (2.32)

А sI = 17,054 тм / (0,9 · (3,600 м – 0,040 м) · 37206,93 т/м 2) =

17,054 тм / 119211,00372 т/м 2 = 0,000143 м 2 = 1,43 см 2 .

А sII = 4,458 тм / (0,9 · (0,300 м – 0,040 м) · 37206,93 т/м 2) =

4,458 тм / 8706,421 т/м 2 = 0,000512 м 2 = 5,12 см 2 .

Принимаем 9 Ø10 A-III А s = 7,065 см 2 , шаг 200 мм.

Относительная разность осадок (4,88 см – 3,92 см) / 600 см = 0,0016 < 0,004

2. Расчет по программе «ФОК-Комплекс»

Исходные данные для «ФОК-Комплекс»

Результаты

Выводы

Сведем в таблицу полученные варианты расчета столбчатых фундаментов

Как видно, результаты по ручному расчету не сильно отличается от результатов ФОК Комплекс, но при ручном вычислении, мы я не проверял на продавливание, на ширину раскрытия трещин и т.д., а при необходимо посчитать большое количество фундаментов (столбчатых, ленточных, на свайном основании), ручной расчет становится громоздким. Ручной расчет я использую, если нет под рукой программ или необходимо проверить полученные результаты по программе. Использование бесплатных программ возможно, но желательно чтобы они выдавали развернутые результаты, а платные программы должны быть сертифицированными. На данные момент ФОК Комплекс помогает производить расчет фундаментов, сразу введя весь план фундаментов (разных типов), но и выдать чертежи.

Список использованной литературы

СП 22.13330.2012 "Основания зданий и сооружений. Актуализированная редакция СНиП 2.02.01-83*" M., Стройиздат, 2011
М.Б.Берлинов, Б.А.Ягупов "Примеры расчеты оснований и фундаментов" M.,
Стройиздат, 1986