Р = 295,6 кПа < R =410 кПа – условие выполняется при
расчете свайного фундамента по второй группе предельных состояний.
2.5 Выбор рационального типа фундамента
1 вариант – фундамент ленточный, монолитный b = 3,25 м;
2 вариант – фундамент ленточный, сборный b = 3,25 м;
3 вариант – фундамент свайный, из забивных железобетонных свай
сечением 30´30 и длиной 6 м.
Выбор
производится на основе сравнения ТЭП основных видов работ, выполняемых при
возведении фундамента на участке стены длиной 1 м.
Таблица 3 –
ТЭП вариантов фундаментов
№
Наименование
работ
Ед.
изм.
Вариант
Объем
Стоимость,
тг
Трудоёмкость,
ч/дн
Ед.
Всего
Ед.
Всего
1
Разработка
грунта
м3
1
2
3
5,32
5,32
1,16
892,52
892,52
892,52
4748,1
4748,1
1035,32
0,26
0,26
0,26
1,38
1,38
0,30
2
Устройство
подготовки
под
фундаменты
м3
1
2
3
0,43
0,43
-
2438
2438
-
1048,3
1048,3
-
0,13
0,13
-
0,06
0,06
-
3
Устройство
монолитного
железобетонного
фундамента
м3
1
2
3
0,84
-
0,6
6000
-
6000
5040
-
3600
0,38
-
0,38
0,32
-
0,23
4
Устройство
сборных
фундаментов
м3
1
2
3
-
0,84
-
-
9858
-
-
8280,7
-
-
0,42
-
-
0,35
-
5
Погружение
железобетонной
сваи
шт.
1
2
3
-
-
1,08
-
-
18740
-
-
20240
-
-
0,98
-
-
1,06
6
Гидроизоляция
м2
1
2
3
6,4
6,4
5,6
127
127
127
814,1
814,1
712,32
0,047
0,047
0,047
0,3
0,3
0,26
Итого:
1
2
3
11650,5
14891,2
29300,5
4,21
4,90
4,59
Вывод:
Анализ ТЭП
показал, что наиболее выгодным является вариант ленточного монолитного
фундамента.
Но так как
сборный фундамент по материальным и трудовым затратам отличается незначительно
и является более индустриальным, то выбираем второй вариант.
По
конструктивному решению фундаменты ленточные сборные под все стены здания, выполнены
из сборных железобетонных блоков с подушкой.
Глубина
заложения в связи с наличием техподполья 2,32 м, в помещении бассейна
глубина заложения составляет 1,9 м.
Отметка
подошвы фундамента – 3,250 м.
Толщина
фундаментной стены – 600 мм.
Ширина
подушки фундамента – 2000 мм.
2.6 Расчет осадки фундамента
Рm = 354 кН/м2; d =0,5 м; g0 = 19,5 кН/м3; b = 3,25 м. (28)
Решение. Определим
дополнительное вертикальное давление
Р0 = Рm – γ0.d =354 – 19,5.0.5=344
кН/м2 (29)
Вычислим ординаты эпюры природного давления и вспомогательной
эпюры. На поверхности пола подвала (глубина 1,2 м).
σzq=0; 0,2.σzq=0
В первом слое на уровне грунтовых вод (глубина 3 м).
σzq= 1,8*19,5
=35,1 кПа;
σzq.0,2 =7 кПа.
На контакте 1 и 2 слоев (глубина 3,5):
σzq2= 35,1+[(22.5–10)/(1+0.42)].0.9
= 39,5 кПа;
0,2.σzq2 = 7,9 кПа.
На контакте 2 и 3 слоев глубина 6 м
σzq2= 39,5+[(26.1–10)/(1+0.72)].2.5
= 63,3 кПа;
0,2.σzq2 = 12,7 кПа.
В 3 слое на глубине 10 м.
σzq3=63,3+[(27–10)/(1+1)].4=97,3 кПа;
0,2.σzq3= 19,5 кПа.
Полученные значения ординат наносим на геологический разрез. Ординаты
эпюры дополнительного давления определяются по формуле
σzq = a p0;
где р0 - давление по подошве фундамента;
a – коэффициент рассеивания напряжений с глубиной.
Глубину сжимаемой толщи определяем из условия σzp < 0,2.σzq;
13,8<16,7кПа; что соответствует Z=6,4 м. Вычислим осадку основания
по формуле
S=(β∑σzqi+σzq(i-1)/2).hi/Еi (30)
Осадка первого слоя
S1=(344+275/2.0,8+275+138/2,1).0,8/32000=0,011 м
Осадка второго слоя
S2=(89,5+55/2.0,8+55+31/.1,1+138+89,5/2.0,6)
0,8/18000=0,007 м
Осадка третьего слоя
S3=(27,5+20/2.0,8+31+27,5/2.1, l+20,6+13,8/2.0,8+
+13+10/2.1,6).0,8/9000=0,0074 м
Полная
осадка равна S1+S2+S3=0,011+0,007+0,0074=0,026 м=2,6 см<10 см (Su)
Рисунок 4 –
Расчетная схема для определения осадки основания фундамента
Таблица 4 –
Ординаты эпюры напряжений
Слой
z, м
ξ=2z/b
α
σzqi
Еоi
Первый-супесь
0,0 0,8
1,8
0
0,57 1,29
1 0,8
0,4
344
275 139
32
Второй-песок
2,4
3,2 4,3
1,7
2,3
3,1
0,26
0,16
0,09
89,5
55,31
18
Третий-глина
4,8
5,6
6,4
7,2
8,0
3,4
4,0
4,6
5,1
5,7
0,08 0,06
0,04 0,03 0,03
27,5 20,6
13,2 10,1
9
3. Расчетно-конструктивная
часть
3.1 Расчет
и конструирование многопустотной предварительно напряженной плиты перекрытия
при временной нагрузке 1500 Н/м2
Ширина полки
принимается равной полной ширине панели, а ширина ребра – суммарной толщине
ребер. Продольные ребра панели армируются вертикальными каркасами, а полки –
плоскими сварными сетками с поперечной рабочей арматурой. Рабочая арматура
(напрягаемая) продольных ребер (крайних и промежуточных) – из стали классов
А–IV, A–V, A-VI, Aт-IV, Aт-V, Aт-VI, а в сетках полок – A-III, Bр-I.
Монтажная
арматура и поперечные стержни из стали классов А-I, А-II, Bр-I. Продольные
стержни арматуры в сетке нижней полки участвуют в восприятии усилий от изгиба
панели и поэтому учитываются при подборе продольной арматуры ребер. При
определении прогибов сечение пустотной панели приводится к эквивалентному двутавровому
той же высоты и ширины.
Определение
количества пустот для многопустотной панели шириной 1200 мм, длиной 6000 мм,
высотой сечения 220 мм и с диаметром пустот 159 мм.
1)
Конструктивная ширина панели:
в= вn −10 = 1200 −10 = 1190 (31)
2) Требуемое
число отверстий при толщине промежуточных ребер – 30 мм:
n = 1190: (159 + 30) = 6,2 (32)
Принимаем 6
пустот, тогда число промежуточных ребер – 5.
3) Ширина
крайних ребер:
(33)
Минимальная
толщина крайних ребер при боковых срезах 15 мм: 43–15=28,0 мм.
4) Толщина
полок (верхней и нижней) при высоте сечения панели 220 мм и диаметре пустот
159 мм.
(34)
5) Исходные
данные: Рассчитывается сборная железобетонная многопустотная панель перекрытия.
Марка панели ПК-60.12 (серия 1.141–1, в. 58), бетон марки В 15,
предварительно напрягаемая арматура класса Ат-V, способ предварительного
напряжения – электротермический, расход бетона 1,18 м3 расход
стали 44,96 кг, масса панели 2,95 т, номинальная длина 5,98 м, ширина 1,19 м,
высота 0,22 м. Определение нагрузок:
Таблица 5 –
Нагрузки на 1 м2 перекрытия
Вид нагрузки
Нормативная
нагрузка,
Н/м2
Коэффициент
надежности
по нагрузке
Расчетная
нагрузка,
Н/м2
– линолеум, 14 кг/м2
– Цементно-песчаная
стяжка d=20 мм, r=1800 кг/м3
– Шлакобетон d=20 мм,
r=1800
кг/м3
– Многопустотная
плита перекрытия с омоноличиванием швов d=220 мм
110
360
960
2960
1,1
1,3
1,3
1,1
121
468
1248
3256
Постоянная нагрузка g
4 390
-
5093
Временная нагрузка , в том числе:
кратковременная
длительная
1500
500
1000
-
1,3
1,3
1950
650
1300
Полная нагрузка
5890
-
7043
6)
Определение расчетного пролета панели: Расчетный пролет панели l0 – принимаем
равным расстоянию между осями ее опор. l0 = 5980–120 = 5860 (мм).
Расчетный
изгибающий момент от полной нагрузки:
(35)
где l0 –
расчетный пролет плиты.
Расчетный
изгибающий момент от полной нормативной нагрузки (для расчета прогибов и
трещиностойкости) при γf =1:
(36)
Расчетный
изгибающий момент от нормативной постоянной и длительной временной нагрузок:
(37)
Расчетный
изгибающий момент от нормативной кратковременной нагрузки:
(38)
Максимальная
поперечная сила на опоре от расчетной нагрузки:
(39)
Максимальная
поперечная сила на опоре от нормативной нагрузки:
(40)
(41)
7) Подбор
сечения панели: Для изготовления панели приняты: бетон класса В15, Еb=20,5·103 (МПа),
Rb=8,5
(МПа), Rbr=0,75 (МПа), γb2=0.9; продольную арматуру из стали
класса Ат-V, Rs=680 (МПа), Еs=190000 (МПа); поперечную арматуру из стали класса
Вр-1 диаметром ∅5 мм; Rs = 410 (МПа),
RSW= 260 (МПа); армирование – сварными сетками и каркасами; сварные сетки – из
стали класса Вр-I диаметром ∅4 мм; RS =410 (МПа).
Проектируем панель шести-пустотной. В расчете поперечное сечение пустотной
панели приводим к эквивалентному сечению. Вычисляем:
(42)
Приведенная
толщина ребер b =116–6х14,3=30,2 (см).
Расчетная
ширина сжатой полки b’f = 116 (см).
8)
Характеристики прочности арматуры: Предварительное
напряжение σSP – арматуры, принимается не более σSP=RSn-р, где RSn –
нормативное сопротивление арматуры, RSn = 785 (МПа); р – допускаемое отклонение
значения предварительного напряжения:
(43)
Согласно
«Руководству по технологии изготовления предварительно напряженных
железобетонных конструкций», значение σSP принимается для термически
упрочненных сталей не более 550 МПа. Принимаем σSP=550 (МПа). Проверяем
выполнение условий:
ΔσSP
= 0 (при электротермическом способе натяжения)
Расчетное
сопротивление арматуры RS должно быть умножено на коэффициент:
(47)
где
η=1,15 – для арматуры класса АТ – V.
Вычисляем
площадь сечения растянутой арматуры:
(48)
Конструктивно
принимаем 4∅12 АТ–V RS=4,52 (см2).
Расчет
прочности панели по наклонному сечению: Q=25900 (H).
Проверяем
условие прочности по наклонной полосе между наклонными трещинами, полагая ϕВ1 =1 (при отсутствии расчетной поперечной арматуры):
(49)
где
Условие
соблюдается, размеры поперечного сечения панели достаточны. Вычисляем проекцию
расчетного наклонного сечения на продольную ось с. Влияние свесов сжатых полок
(при 7 ребрах):
принимаем
с=2h0=38 (см). В этом случае Qb=Bb/c=22,08·105/38=58105 (Н) φQ= =25900
(H), следовательно, по расчету поперечная арматура не требуется.
В ребрах
устанавливаем конструктивно каркасы из арматуры ∅5
класса Вр-1. По конструктивным требованиям при h≤450 мм на при
опорном участке l1=l/4 =628/4 = 157 (см) шаг стержней S = h/2 = 22/2 = 11 (см)
и S≤15 (см) принимаем S=10 (см). В средней половине панели поперечные
стержни можно не ставить, ограничиваясь их постановкой только на приопорных
участках.
10) Расчет
прочности наклонного сечения на действие изгибающего момента: Расчет производиться
исходя из условия:
(53)
где М –
момент от внешней нагрузки, расположенной по одну сторону от рассматриваемого
наклонного сечения, относительно оси, перпендикулярной плоскости действия
момента и проходящей через точку приложения равнодействующей усилий в сжатой
зоне;
- суммы моментов относительно той же оси
соответственно от усилий в хомутах и продольной арматуре;
zSW, zSP –
расстояния от плоскостей расположения соответственно хомутов и продольной
арматуры.
Величина – при хомутах постоянной интенсивности определяется
по формуле: