Проектирование фундаментов сборочного цеха
Определяем
площадь подошвы фундамента в плане по формуле
А=Nn/(R0-gср*dр),
где Nn – расчётная нагрузка по
обрезу фундамента, кН;
R0 – расчётное сопротивление
грунта основания, кПа;
gср – среднее значение удельного веса материала фундамента и
грунта на его уступах (принимаем gср=20 кН/м3);
dр – глубина заложения
фундамента, м.
А= 17.7 м2
Ширина
квадратного фундамента определяется по формуле b=ÖA=Ö17.7=4.2 м
Определяем
расчётное сопротивление грунта
R=(gc1gc2 /k)*(Mg*kz*b*g||+Mq*dp*g||‘+(Mq-1)*dn*g||‘+Mc*c||),
При
вычислении R
значения характеристик j||, g||,с|| и коэффициентов gc1, gc2 принимаем для слоя
грунта, находящегося под подошвой фундамента до глубины zr=0.5b=0.5*4.2=2.1м.
gc1, gc2 – коэффициенты условий
работы (табл. В.1[8]):
gc1 =1.1 - для песка; gc2 =1.0;
Mg, Mq,Mc – коэффициенты, принимаемые в зависимости от угла
внутреннего трения (табл. 2):
j|| = 28,8° по табл. 16[3]:Mg= 1.046, Mq=5.184, Mc=7.611
kz – коэффициент,
принимаемый равным 1 при bÐ10м;
k = 1.1 – коэффициент
надёжности, т.к. значения j и с приняты по таблицам;
g|| - осреднённое расчётное
значение удельного веса грунтов, залегающих ниже подошвы фундамента, кН/м3
с учётом взвешивающего действия воды.
gвзв =(gs - gw)/(1+ei),
где еi – коэффициент пористости
i-го слоя; gsi – удельный вес частиц
грунта i-го
слоя, кН/м3; gw = 10 кН/м3 – удельный вес воды.
gвзв =(26.6– 10.0) / (1+0.68) =9,88 кН/м3
g|| =10.56
кН/м3
c|| - расчётное значение удельного сцепления грунта: c|| = 3,4 кПа;
g||‘ – расчётное значение
удельного веса грунтов, залегающих выше подошвы фундамента, кН/м3:
g||‘ =16.53 кН/м3
d1 –глубина заложения, м: d1 =1.85 м
R= (1.046*1*4.2*10.56+
5.184*1.85*16.35+ 7.611 *3.4) =234.5 кПа
Ширина
подошвы фундамента
b= 2.4
м
Уточняем
значение R
при b=
2.4 м и zr=0.5b=0.5*2.4=1.2 м.
g|| =11.07
кН/м3
R= (1.046*1*2.4*11.07+
5.184*1.85*16.35+ 7.611 *3.4) =215.6 кПа
Ширина
подошвы фундамента
b= 2.5
м
Уточняем
значение R
при b=
2.5 м и zr=0.5b=0.5*2.5=1.25 м.
g|| =11.02
кН/м3
R= (1.046*1*2.5*11.02+
5.184*1.85*16.35+ 7.611 *3.4) =216.7 кПа
Вычисленное
значение R
отличается от предыдущего менее чем на 5% (0.5%).
Следовательно,
далее уточнение размеров производить не требуется.
Окончательно
принимаем b=2.5
м.
Определяем
схему загружения фундамента. Определяем эксцентриситет
е =0,07м
Т.к. е=0.07 м<b/30=2,5/30=0.083 м, то
размеры фундамента определяем как для центрально загруженного фундамента, т.е.
будет квадратным в плане.
Принимаем l =2.5 м
Проверяем
выполнение условий
Рmax= N|| /A+ gср*dр+ SM|| /W £ 1.2R,
Pmin=
N|| /A+gср*dр- SM|| /W> 0
Рmax =+ 20*1.85+= 253,2кПа £ 1.2*216,7=260кПа
W=b*l2
/ 6= 2.5*2.52 / 6= 2.6м3
Рmin=+ 20*1.85 - = 177.6кПа > 0
Рср =+ 20*1.85= 215.4кПа < 216.7кПа (0.6%)
Условие
выполняется.
3.1.3
Конструирование тела фундамента
Принимаем
конструкцию стаканного типа с подколонником. Толщину стенок стакана назначаем
по верху 225 мм, что больше 150 мм для фундаментов с армированной частью.
Зазор между
колонной и стаканом 75 мм. Т.к. размеры колонны в плане 0.6х0.4 м, то размеры
подколонника в плане ℓcf = 600+2*225+ 2*75= 1200 мм
bcf =400+2*225+ 2*75= 1000 мм
Глубину
стакана назначаем 650 мм.
Вынос
ступени: С1 =(ℓ - ℓcf)/ 2= (2.5 – 1,2)/ 2=
0.65 м
С2 =(b - bcf)/ 2= (2.5 – 1.0)/ 2= 0.75
м
Принимаем 2
ступени высотой 0,3 м.
Конструкция
тела фундамента см. рис. 3.1.2.
3.1.4
Расчёт фундаментов по деформациям
Расчёт осадки
фундамента производится исходя из условия:S £ Su, где S – величина конечной осадки
отдельного фундамента, определяемая расчётом, см; Su- предельная величина
осадки основания фундаментов зданий и сооружений, см (по табл. Б.1, п. 1 [7] Su =8 см).
Для
определения осадки фундамента составляем схему, показанную на рис. 3.1.3.
Для расчёта
используем метод послойного суммирования. Определяем вертикальные напряжения от
собственного веса грунта на границе слоёв в характерных горизонтальных
плоскостях по формуле:
szg= Sgi*hi,
где gI – удельный вес грунта i-го слоя, кН/м3; hi – толщина i-го слоя грунта, м.
На подошве 1
слоя
szg2 =1.5*18.2= 27.3 кПа
На подошве
фундамента szg0 =27.3+ 0.25*19.4= 32.15 кПа
На подошве WL
szgwl =32.15+ 0.15*9.88= 35.06 кПа
На подошве 2
слоя с учётом взвешивающего действия воды gвзв = 9.88 кН/м3
szg3=35.06+ 4.6*9.88= 80.51 кПа
На подошве 3 слоя
с учётом взвешивающего действия воды
gвзв =(26.5– 10.0) / (1+0.69) =9.76 кН/м3
Определяем
дополнительное вертикальное напряжение в грунте под подошвой фундамента
szp0 =Рср - szg1 = 215.4 – 32.15 = 183.25
кПа
Толщу грунта
мощностью (4 – 6)b =10 - 15 м разбиваем на слои толщиной h=0.4b=0.4*2.5=1.0 м.
Строим эпюру
распределения дополнительных вертикальных напряжений в грунте по формуле:
szpi = a*szp0,
где a - коэффициент,
учитывающий изменение дополнительного вертикального напряжения по глубине (по
табл. 24 [ 2]).
Строим эпюру szgi. Вычисления ведём до
соблюдения условия: 0.2szg = szp
Осадку
каждого слоя основания определяем по формуле:
S= b*szpicp * hi / Ei,
где b = 0.8 – безразмерный
коэффициент для всех видов грунтов; szpicp – среднее дополнительное
вертикальное напряжение в i-м слое грунта, равное полусумме указанных напряжений на
верхней и нижней границах i-го слоя толщиной hi, кПа; Еi – модуль деформации i-го слоя, кПа.
Таблица 3. К
расчёту осадок.(соотношение h = ℓ / b =1.0)
№
|
Zi, см
|
x = 2*z/b
|
a
|
hi, см
|
szpi, кПа
|
szgi, кПа
|
0.2szgi,кПа
|
Еi, кПа
|
Si, см
|
1
|
2
|
3
|
4
|
5
|
6
|
7
|
8
|
9
|
10
|
2
|
0
|
0.00
|
1
|
0
|
183.25
|
32.15
|
6.43
|
15900
|
|
15
|
0.12
|
0.97
|
15
|
177.75
|
35.06
|
7.01
|
15900
|
0.136
|
100
|
0.80
|
0.8
|
85
|
146.60
|
43.46
|
8.69
|
15900
|
0.694
|
200
|
1.60
|
0.449
|
100
|
82.28
|
53.34
|
10.67
|
15900
|
0.576
|
300
|
2.40
|
0.257
|
100
|
47.10
|
63.22
|
12.64
|
15900
|
0.325
|
400
|
3.20
|
0.16
|
100
|
29.32
|
73.10
|
14.62
|
15900
|
0.192
|
475
|
3.80
|
0.121
|
75
|
22.17
|
80.51
|
16.10
|
15900
|
0.097
|
500
|
4.00
|
0.108
|
25
|
19.79
|
82.95
|
16.59
|
15200
|
0.028
|
3
|
545
|
4.36
|
0.094
|
45
|
17.23
|
87.35
|
17.47
|
15200
|
0.044
|
Проверяем
условие S
Si= 2.09см < Su = 8см
Условие
выполняется, т.е. деформации основания меньше допустимых.
3.1.5
Расчёт фундаментов по несущей способности
Расчёт
фундаментов по прочности производится на расчётные усилия: N=1115*1.35=1505.25 кН, M
= 64.0*1.35=86.4 кНм, Q = 23.0*1.35 = 31.05 кН.
При расчёте
тела фундамента по несущей способности вводим коэффициент условий работы gс = 1.5.
Принимаем
бетон класса С 30/37: fcd = 30/1.5 =20 МПа; fck = 30 МПа;
fcfd = 0.21*fck2/3
/ gc= =0.21*302/3 / 1.5 =1.35 МПа.
Расчёт
фундамента на продавливание производим из условия, чтобы действующие усилия
были восприняты бетоном фундамента без установки поперечной арматуры.
Проверяем
условие hcf< (ℓcf - ℓc) / 2
0.25 м < (1.2 - 0.6) / 2=0.3 м
Продавливание
фундамента может произойти от низа колонны. Проверяем прочность фундамента на
продавливание.
F £ fcfd*d*bm*k,
где F – расчётная
продавливающая сила, кН;
k – коэффициент,
принимаемый равным 1;
fcfd – расчётное сопротивление
бетона растяжению, кН/м3;
bm – определяется по
формуле:
bm = buc + d;
buc – ширина подколонника, м;
d– рабочая высота плитной
части, м.
bm = 1 + 0.52 = 1.52м; d= 0.6 – 0.08=0.52 м.
Продавливающая
сила
F
= A0 * Pmax,
A0
= 0.5b (ℓ - ℓuc -2d) – 0.25 (b – buc – 2d)2
A0
= 0.5*2,5*(2.5 – 1.2 – 2*0.52) – 0.25*(2,5 – 1.0 – 2*0.52)2
=0.27м2
Pmax
=Ni / A *(1±6*e/l)
Pmax = + =274.0 кПа
Pmin = - =207.7 кПа
где е –
эксцентриситет силы, определяемый по формуле:
е= М| /N|= 86.4 / 1505.25 = 0.06 м
F= 0.27* 274.0= 74.56 кН
74.56 кН < 1.35*103*0.52*1*1.52
=1067 кН
Условие
выполняется.
Принятая
высота плитной части фундамента достаточна.
Аналогично
проверяем прочность нижней ступени на продавливание.
F £ fcfd*d1*bm,
A0
= 0.5*2,5*(2.5 – 1.8– 2*0.22) – 0.25*(2,5 – 1.7 – 2*0.22)2
=0.29 м2
F= 0.29* 274.0= 80.18 кН
80.18 кН < 1.35*103*0.22*1*1.22
=362.34 кН
Условие
выполняется. Прочность нижней ступени на продавливание обеспечена.
По прочности
на раскалывание фундаменты проверяются от действия нормальной силы в сечении у
обреза фундамента. Выбор расчётной формулы осуществляется по условию:
bc / hc < Afb / Afl,
где bc, hc – размеры сечения
колонны, м;
Afb, Afl – площади вертикальных
сечений фундамента в плоскостях, проходящих по осям колонны параллельно
сторонам l и b
подошвы фундамента, за вычетом площади сечения стакана, м2.
Afb = 0.9*1.0 + 0.3*1.7+
0.3*2,5 – 0.5*0.45*(0.5+0.55) = 1.9 м2
Afl = 0.9*1.2 + 0.3*1.8+
0.3*2.5 – 0.5*0.65*(0.7+0.75) = 1.9 м2
0.4 / 0.6 =
0.67< 1.9/1.9 =1
Расчёт ведём
по формуле:
N £ (1+bc / lc)*m’*gc*Afl*fcfd,
где m’ – коэффициент трения
бетона по бетону, принимаемый равным 0.7;
gc – коэффициент условий работы фундамента в
грунте, принимаемый равным 1.3.
1505.25 кН < (1+0.4 /
0.6)*0.7*1.3*1.9*1.35*103 =3888 кН
Условие
выполняется. Принятая высота плитной части фундамента достаточна. Рассчитываем
рабочую арматуру плитной части фундамента.
Расчётный
изгибающий момент в сечении 1-1
М1 =(b*(l-luc)2*(P1
+ 2Pmax)) / 24,
P1 = 264.7 кПа – давление
грунта в сечении 1-1
М = (2,5*(2.5
– 1.2)2*(264.7 + 2*274.0)) / 24 = 143.1 кНм
Расчётный
изгибающий момент в сечении 2-2.
М2
= (2,5*(2.5 – 1.8)2*(256.8+ 2*274.0)) / 24 =41.08 кНм
Расчётный
изгибающий момент в сечении 3-3
М3
=(P*l*(b – buc)2) / 8,
М3
= (240.85* 2.5* (2,5 – 1.0)2) / 8 = 169.35 кНм
Расчётный
изгибающий момент в сечении 4-4
М4 =
(240.85* 2.5* (2,5– 1.7)2) / 8 = 48.2кНм
Определяем
площадь сечения арматуры
Asf
= M / a*fyd*J
J
= 0.5 + Ö (0.25 - am/c0)
am= M / a*fcd*b*d2
a, c0 – принимаем по таблице 6.6 [ 9 ]: a = 0.85, с0 =
1.947
fyd – расчётное сопротивление
арматуры при растяжении, МПа (принимаем арматуру класса S 400 fyd =365 МПа)
- в сечении
1-1
am= 143.08/ 0.85*13.3*103*2.5*0.522
= 0.021
J = 0.5 + Ö (0.25 – 0.021 / 1.947)
=0.989
Asf = 143.08/ 0.85*365*103*0.989
= 4.66 см2
- в сечении
2-2
am= 41.08/ 0.85*13.3*103*2.5*0.222
= 0.034
J = 0.5 + Ö (0.25 – 0.034 / 1.947)
=0.982
Asf = 41.08 / 0.85*365*103*0.982=
1,35 см2
- в сечении
3-3
am= 169.35 / 0.85*13.3*103*2.5*0.522
=0.025
J = 0.5 + Ö (0.25 – 0.025/ 1.947)
=0.987
Asf = 169.35/ 0.85*365*103*0.987=
5.53 см2
- в сечении
4-4
am= 48.17/ 0.85*13.3*103*2.5*0.222
= 0.040
J = 0.5 + Ö (0.25 – 0.040/ 1.947)
=0.979
Asf = 48.17/ 0.85*365*103*0.979=
1.59 см2
По
максимальным значениям площади арматуры в каждом из направлений принимаем Ш10
S 400 с шагом 200 мм
As = 0.785*13=10.21 см2
³ 5.53 см2.
Продольную
арматуру подколонника назначают в соответствии с конструктивными требованиями в
количестве не менее 0.05% от площади поперечного сечения подколонника или из
условия сжатия бетона подколонника. Площадь продольной арматуры определяем в
сечениях 1-1, 2-2 (рис. 14). Коробчатое сечение 1-1 приводим к двутавровому.
Определяем в сечении изгибающий момент и продольную силу.
М = М1
+ Q1*h1,
N = N1 + Gf
где Gf – нагрузка от веса
подколонника на уровне торца колонны
Gf = h*bf*h1*g*g1*gn,
g - удельный вес тяжелого бетона,g =25 кН/м3; gn – коэффициент надёжности по назначению, gn =0.95; g1 – коэффициент надёжности
по нагрузке, g1 = 1.1
М = 86.4+ 31.05*
0.65 =106.58 кНм
Gf
=1.2*1.2*0.65*25*0.95*1.1 = 24.45 кН
N = 1505.25+ 24.45 = 1529.7
кН
Определяем
эксцентриситет е0 = М / N =106.58 / 1529.7 =0.07 м
е0
=0.07 м < hc / 2 = 0.6 / 2 =0.3 м
Проверяем
условие: N < fcd *bf *hf,
где fcd – расчётное сопротивление
бетона на растяжение, МПа.
1529.7 кН
< 13.3*103*1.2*0.25 =3990 кН
Условие
соблюдается, следовательно, нейтральная ось проходит в пределах полки, т.е.
арматуру рассчитываем как для прямоугольного сечения шириной 1200 мм.
Высота сжатой
зоны: x
= N / fcd*hf,
x = 1529.7 / 13300*0.25 = 460
мм > 2as’ = 2*35 = 70 мм
Площадь
сечения арматуры при d = 1200 – 35 =1165 мм
As=
N(e – (d – 0.5x)) / (fyd(d + as’)),
As = 1529.7 *(0,63 – (1.165
– 0.5*0.46)) / (365000*(1.165 - 0.035)) < 0
е = е0
+ h/2 – а = 0.07+ 1.2 / 2 –
0.035 =0,63 м
Минимальная
площадь арматуры по формуле: As = 0.0005*bf*h,
As = 0.0005* 1.2*1.2= 7,2 см2
Принимаем по
4Ш16 с каждой стороны стакана As = 8.04 см2
Поперечное
армирование осуществляется в виде сеток, расстояние между которыми не более
четверти глубины стакана (0.25d = 0.25*0.65 =0.175 мм) и не более 200 мм. Принимаем шаг
сеток 150 мм и количество 5 шт. Диаметр арматуры сеток должен быть не менее 8 мм
и 0.25d
продольной арматуры.
Принимаем 4Ш8
S400(AS=2.01 см2)
Проверяем
условие:
N £ fcdl * Al * y,
где fcdl – расчётное
сопротивление бетона смятию: fcdl = a *jb* fcd, для бетона класса С16/20
y
=1;
jb = 3ÖAL2 /AL =3Ö 1.2*1.2 / 0.4*0.6 =1.82 < 2.5, т.е. принимаем j = 1.82 где AL2 - рабочая площадь бетона,
м2:AL2 = h*bf;
AL – площадь смятия, м2:
AL = hc*bc
fcdl = 1* 1.82* 13300 =
24,2МПа
N1 =1529.7 кН <
24200*0.4*0.6*1 = 5809кН
Т.е.
прочность дна стакана на смятие обеспечена.
3.2 Расчёт
фундамента свайного
Расчёт
свайных фундаментов и их оснований выполняется по предельным состояниям:
1) первой
группы: по прочности материала свай и ростверков; по несущей способности грунта
основания свай; по несущей способности оснований свайных фундаментов, если на
них передаются значительные горизонтальные нагрузки;
2)второй
группы: по осадкам оснований свай и свайных фундаментов от вертикальных
нагрузок; по перемещениям свай совместно с грунтом оснований от действия
горизонтальных нагрузок и моментов; по образованию или раскрытию трещин в элементах
железобетонных конструкций фундаментов.
Подошву
ростверка заглубляют ниже расчётной глубины промерзания пучинистого грунта.
Между подошвой ростверка и пучинистым грунтом делается шлаковая, гравийная или
щебёночная прослойка толщиной 250–300 мм, а непучинистым – не менее 100 мм.
Свес ростверка относительно крайних свай – не менее 0.5d+ 50 мм, расстояние между
осями свай во всех направлениях не должны быть менее 3d. Размеры ростверка в
плане предварительно принимают по размерам здания и в процессе конструирования
уточняют. Класс бетона назначают не менее С12 /15.
Страницы: 1, 2, 3
|