С.А. РИВКИН
Л А. КОРШУНОВ
Л./ИФРЕНКЕЛЬЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ
СРУНДЛМ ЕНТЫ
мрмсных зллнииГОССТРОЙИЗЛАТ УССР • КИЕВ - 1962ИНЖЕН ЕРА-
КОНСТРУКТОРА
С. А. РИВКИН, Д. А. КОРШУНОВ, М. М. ФРЕНКЕЛЬСБОРНЫЕ
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ФУНДАМЕНТЫ
КАРКАСНЫХ ЗДАНИЙ(РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ)бап - сканы;Armin - обработка.DWG.ru25.08.12Государственное издательствоЛИТЕРАТУРЫ ПО СТРОИТЕЛЬСТВУ И АРХИТЕКТУРЕ УССР
Киев — 1962
ПРЕДИСЛОВИЕУспешное выполнение грандиозных задач, намеченных пар¬
тией и правительством в области строительства, неразрывно
связано с его дальнейшей индустриализацией, в частности с за¬
вершением перехода на строительство промышленных предприя¬
тий полностью из сборных конструкций заводского изготовления.Если для наземных конструкций зданий или сооружений в
последние годы найдены и внедрены эффективные решения в
сборном железобетоне, то опыт проектирования и строительства
фундаментов из сборного железобетона еще недостаточен. Ис¬
ключением являются только легкие производственные здания,
для которых разработаны и применяются сборные железобетон¬
ные фундаментные башмаки стаканного типа. Фундаменты под
тяжелонагруженные колонны промышленных зданий до настоя¬
щего времени в большинстве случаев возводятся монолитными.
Выполнение фундаментов в монолитном железобетоне требует
организации на строительной площадке крупного бетонного хо¬
зяйства и жилья для обслуживающего персонала, что увеличи¬
вает продолжительность подготовительного периода, удлиняет
сроки строительства, затрудняет возведение фундаментов в зим¬
нее время, препятствует механизации строительных работ. Стои¬
мость сборных фундаментов в некоторых случаях выше, чем
монолитных. Однако, учитывая, что технико-экономическая це¬
лесообразность конструкции характеризуется не только ее соб¬
ственной стоимостью, но, в значительной степени, возможностью
повышения уровня индустриализации и сокращения сроюв
строительства сооружения в целом, замена монолитных фунда¬
ментов сборными является целесообразной.Успешному внедрению сборных фундаментов под тяжело на¬
груженные колонны в известной мере препятствует отсутствие
методики их расчета и конструирования.В настоящей работе освещаются вопросы расчета и создания
рациональных конструкций сборных фундаментов.3
В главе I описаны типы сборных одиночных фундаментов под
колонны и дается характеристика конструктивных решений как
нашедших применение в строительстве, так и содержащихся в
проектных разработках.В главе II рассмотрена методика расчета сборных фундамен¬
тов и приводятся предложения по ее совершенствованию.Глава III посвящена вопросам проектирования. В ней даны
рекомендации по расчету и конструированию различных типов
фундаментов, а также по их сопряжению с колоннами. В этой
же главе приведены примеры расчета и материалы по унифика¬
ции конструкций сборных фундаментов.Для облегчения расчета фундаментов в приложении приве¬
дены таблицы и графики.
ГЛАВА IТИПЫ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ФУНДАМЕНТОВ§ 1. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯЖелезобетонные фундаменты под колонны каркасных зданий
выполняются: отдельными под каждую колонну; ленточными под
ряды колонн; сплошными плитными под все здание или часть его.Наиболее распространенными из приведенных типов фунда¬
ментов, отвечающими требованиям экономичности и удобства
изготовления, являются отдельные фундаменты.Ленточные и плитные фундаменты применяются при слабых
и неоднородных грунтах в тех случаях, когда нецелесообразно
или невозможно применять отдельные. Они сложны в изготовле¬
нии, требуют, как правило, большего расхода материалов, с
трудом поддаются членению на сборные элементы и их обычно
приходится выполнять в монолитном железобетоне.Отдельные фундаменты являются основным типом фунда¬
ментов для каркасных зданий, возводимых полностью из сбор¬
ных элементов.Фундаменты такого типа легко поддаются типизации и уни¬
фикации, что делает их технологичными для заводского изготов¬
ления.Форма подошвы отдельного фундамента обычно принимается
квадратной или прямоугольной, размеры сторон определяются
■ из расчета основания, а высота и профиль — из расчета проч¬
ности и жесткости его тела, условий изготовления и стоимости.До применения железобетонных фундаментов фундаменты
изготовлялись из бутовой кладки или бетона. Их высота и про¬
филь при заданных размерах подошвы и сечении колонны опреде¬
лялись углом распределения давления а в бетоне. Получаемая
таким образом пирамидальная форма (рис. 1, а) является наи¬
более выгодной по расходу бетона. С целью упрощения опалуб¬
ки ж удобства бетонирования пирамидальную форму заменяли
обычно ступенчатой. При переходе к железобетонным монолит¬
ным фундаментам, хорошо работающим на изгиб, представилась5
возможность значительно сократить расход бетона за счет
уменьшения их высоты.Минимальная высота и профиль фундамента определяются,
в основном, из расчета его прочности на поперечную силу, ко¬
торая должна быть воспринята бетонным сечением без установ¬
ки поперечной арматуры. Фундамент армируется сеткой, ук¬
ладываемой понизу; сечение арматуры определяется из расчета
его на изгиб. Минимальная высота, определяемая расчетом на
поперечную силу, не всегда является оптимальной, так как
уменьшение высоты вызывает увеличение расхода арматуры.
Оптимальная высота монолитного фундамента обычно несколько
больше минимальной и определяется на основании технико-эко-
номического сравнения.Так же, как и в предыдущем случае, наиболее выгодная яо
расходу материалов пирамидальная форма железобетонного фун¬
дамента заменяется ступенчатой (рис. 1, б). Для монолитныхРис. 1. Монолитные фундаменты:
а—бетонный; б—железобетонный.фундаментов под сборные колонны ступенчатую форму сохраня¬
ют, а для сопряжения с колонной в теле фундамента устраивают
гнездо (стакан). Следует отметить, что устройство стаканного
сопряжения колонны с фундаментом требует увеличения разме¬
ров верхней части фундамента для обеспечения необходимой
толщины стенок стакана из условий прочности.Одним из важных вопросов проектирования сборных железо¬
бетонных фундаментов является уменьшение их веса для об¬
легчения транспортирования и монтажа.Наименьший вес имеют сборные фундаменты, выполненные
в виде одного блока с тонкостенными ребристыми или пусто¬
телыми сечениями. Однако габаритные размеры и вес одно¬
блочных сборных фундаментов под тяжело нагруженные колон¬
ны иногда бывает чрезмерно велик, что вызывает необходимое п»
выполнения их из двух или большего количества блоков.6
§ 2. ОДНОБЛОЧНЫЕ ФУНДАМЕНТЫСборные одноблочные фундаменты под колонны впервые
были применены еще в годы первой пятилетки при строительстве
кабельного завода в Москве (рис. 2). Форма фундаментов,
примененных для первой очереди этого строительства, была
близка к оптимальной, но недостаток их заключался в чрез¬
мерно усложненном армировании (рис. 2, а), что объяснялось
несовершенством расчетов того времени. Фундаменты под ко¬
лонны второй очереди строительства имели менее удачную фор¬
му, так как она требовала значительно большего расхода бетона
(рис. 2, б). Соотношение их высоты и размеров подошвы соот¬
ветствовало форме бетонного фундамента, и, следовательно,
прочность их обеспечивалась и без армирования.Более совершенный сборный пирамидальный фундамент по¬
казан на рис. 3. Подобные фундаменты до 1960 г. были приняты
как типовые для колонн одноэтажных промышленных зданий.
Однако и эти фундаменты имели недостаток: сопряжение их
с колоннами осуществлялось намного ниже уровня пола и де¬
лало невозможным окончание всех подземных работ до начала
монтажа надземных конструкций.В проекте новых типовых фундаментов, разработанных по
заданию Госстроя СССР в конце 1959 г., стаканная часть фунда¬
мента принята большей высоты в расчете на осуществление ра¬
бот нулевого цикла до монтажа колонн. Краткая характерис¬
тика, чертежи и описание этих фундаментов приведены в § 6
главы III.Одноблочные фундаменты наиболее выгодны по расходу ма¬
териалов и проще в монтаже по сравнению с многоблочными,
но область их применения ограничивается грузоподъемностью
транспортных средств. Снизить вес одноблочного фундамента
можно за счет применения эффективных ребристых сечений
(рис. 4), изготовление которых в заводских условиях не пред¬
ставляет существенных трудностей.§ 3. ФУНДАМЕНТЫ ИЗ ДВУХ БЛОКОВВ тех случаях, когда вес и размеры фундаментов из одного
блока для тяжело нагруженных колонн превышают грузоподъ¬
емность кранов, применяемых для монтажа наземных конструк¬
ций здания, возникает необходимость замены их сборными фун¬
даментами, расчлененными на два и больше блоков (рис. 5).Наиболее рационально членение фундамента только на 2
блока: башмак и плиту. Такой сборный фундамент (рис. 6)
разработан в 1956 г. Киевским отделением ГПИ Промстрой-
проект для Павлодарского комбайнового завода [3]. Фундамент7
Рис. 2. Сборные железобетонные
фундаменты под колонны кабель¬
ного завода в Москве:
а—фундамент, примененный на
строительстве первой очереди; б—
фундамент, примененный на стро¬
ительстве второй очереди завода,Рис. 3. Сборный одно¬
блочный пирамидальный
фундамент.Рис. 4. Сборный одно¬
блочный ребристый фун¬
дамент.
состоит из двух блоков: пирамидального башмака со стаканом
для заделки колонны и плиты, окаймленной бортиком, предназ¬
наченным для предотвращения взаимного сдвига блоков в плос¬
кости контакта.Арматура плиты подобрана из условия монолитной работы
составного фундамента, однако натурные испытания подобной
конструкции показывают, что силы сцепления и трения между
контактными плоскостями не обеспечивают работы фундамента
как монолитного и поэтому каждый блок (как башмак, так и
плита) должен иметь расчетную арматуру из условия работы
составного сечения на изгиб.Рис. 5. Сборные многоблочные фундаменты:
й—составной фундамент из плиты и башмака; б—составной
фундамент из перекрестных плит и башмака; в—составной
фундамент из опорных плит и распределительной траверсы.На рис. 7 показан сборный двублочный фундамент под тя¬
жело нагруженные колонны, примененный на строительстве глав¬
ного корпуса Симферопольской ГРЭС [19].Фундамент состоит из башмака и плиты; сопряжение с ко¬
лонной стаканного типа. Для обеспечения совместной работы
элементов в зазоры между стенками стакана и колонной входят
вертикальные выпуски арматуры плиты, связывающие блоки фун¬
дамента после замоноличивания стыка. Наибольший вес эле¬
мента достигает 25 т.Успешный опыт применения сборных фундаментов для тя¬
жело нагруженных колонн главного корпуса Симферопольской
ГРЭС подтвердил возможность и целесообразность использова¬
ния для зданий каркасного типа сборных железобетонных фун¬
даментов больших размеров. В последующем сборные железо¬
бетонные фундаменты начали широко применяться в строитель¬
стве тепловых электростанций.Для снижения расхода бетона и стали на изготовление дву¬
блочного фундамента следует размеры башмака в плане наз¬
начать возможно большими, используя полностью грузоподъем-9
Рис. б. Сборный фундамент под
колонны Павлодарского комбай¬
нового завода.Рис. 7. Сборный двублочиый фун¬
дамент под колонны главчого
корпуса Симферопольской ГРЭС.Рис. 8. Рекомендуемая форма
двублочного фундамента.
ность монтажных кранов и транспортные габариты. Это приво¬
дит к уменьшению консольных свесов плиты, соответственно
уменьшению ее толщины и расхода стали на армирование.
Толщину консольных свесов рекомендуется уменьшать к краям.
Такая срезка толщины в рассмотренном фундаменте уменьшает
объем бетона на 0,9Рекомендуемая форма двублочного фундамента показана на
рис. 8, пример расчета и конструирования приведен в § 5 гла¬
вы III.§ 4. МНОГОБЛОЧНЫЕ ФУНДАМЕНТЫЕсли вес блоков в двублочном фундаменте оказывается
больше грузоподъемности наличных транспортных и монтажных
средств, приходится переходить к составным многоблочным
фундаментам.Например, для главного корпуса современной мощной теп¬
ловой электростанции, где колонны несут нагрузку 1400 т, а
вес фундамента достигает 76 т,
его изготовляют из пяти бло¬
ков 1. Вес наибольшего из них28,5	т.На рис. 9 показан состав¬
ной фундамент, разработанный
ГПИ Промстройпроект для
многоэтажных промышленных
зданий (серии МПЗ-01-02).Фундамент состоит из ряда
укладываемых друг на друга
плит,и блока с гнездбм для за-
моноличивания колонны. Для
обеспечения работы фундамен¬
та как монолитного плиты
имеют по контуру бортики и
нижнюю рифленую поверх¬
ность (за исключением нижней
плиты). Блоки собираются на
растворе. Зазоры между ними
заполняются нагнетанием це¬
ментного раствора под давле¬
нием через специально преду¬
смотренные отверстия. Нижняя плита армируется из условия ра¬
боты фундамента на изгиб. Назначение арматуры остальных
блоков — обеспечить необходимую прочность при транспортиро¬
вании и монтаже.1 «Альбом сборных железобетонных фундаментов», разработанный Леняж-
градским отделением института Теплоэлектропроект, 1959.Рис. 9. Сборный составной фун¬
дамент серии МПЗ-01-02.11
Основным недостатком такого фундамента, обусловившим
его большой вес, является то, что он по форме копирует моно¬
литный ступенчатый, а его разрезка на горизонтальные плиты
вызывает повышенный расход стали, так ткак требует армирова¬
ния каждой из них. Кроме того, изготовление плит сопряжено
€ трудностями из-за наличия ребер и рифов, а монтаж из-за
необходимости расстилания и нагнетания большего количества
раствора. Следует также указать, что устройство односторон¬
них рифов лишено смысла, так как не может обеспечить моно¬
литной работы плит, сдвиг которых может произойти по глад¬
кой плоскости их контакта с растворным швом.В практике строительства нашли применение составные фун¬
даменты из перекрестно уложенных плит и устанавливаемых на
них башмаков со стаканом для заделки колонны (рис. 10).Конструкция таких фундаментов, как правило, не может
быть рекомендована; она требует значительно большего расхода
бетона и стали по сравнению с обычным монолитным ступен¬
чатым.Рис. 10. Составной фундамент под колочны
главного корпуса Кировской ТЭЦ.Повышенный расход бетона обусловливается тем, что каж¬
дый ряд перекрестных плит должен полностью перекрыть ни¬
жележащий, и, таким образом, габаритные размеры всех ступе¬
ней, кроме нижней, получаются большими, чем в монолитном
ступенчатом фундаменте. Так, например, вес сборного фунда¬
мента из перекрестных плит под колонны главного корпуса
Кировской ТЭЦ (рис. 10) составил 62 г, а монолитного ступен¬
чатого— 50 т. Осуществлен монолитный вариант.Повышенный расход стали в составных фундаментах вызы¬
вается тем, что каждый ряд относительно тонких плит требует
армирования из расчета работы их на изиб.Применение фундаментов из перекрестных плит для тяжело
нагруженных колонн может быть допущено только в том случае,
«ели вес отдельных блоков ограничивается 5—7 т. Снижения
расхода бетона в фундаментах этого типа можно достичь, еслиV2
его элементы выполнять с прямоугольными или овальными от¬
верстиями (рис. 11).Рациональным для сборных фундаментов под тяжело нагру¬
женные колонны следует также считать членение их на 2 части
по высоте. Для уменьшения веса верхней части фундамента
(башмака) и снижения расхода стали на армирование его сле¬
дует принимать высоким, прямоугольным в плане, развитым в
направлении действия изгибающего момента. Для уменьшения
веса плиты ее следует расчленить на отдельные блоки.Рис. 11. Составной фундамент из перекрест¬
ных плит с отверстиями.Эти положения легли в основу разработки ряда конструк¬
тивных предложений многоблочных фундаментов.На рис. 12 показан фундамент1, состоящий из башмака, вы¬
полненного в виде двухветвевой
траверсы со стаканом для задел¬
ки колонны, и плиты из отдель¬
ных блоков.Блоки плиты работают по ста¬
тической схеме однопролетной
балки с консолями, что позволяет
получить выгодное распределе¬
ние изгибающих моментов по дли¬
не блока. Высоту траверсы и
толщину опорных плит принима¬
ют достаточно большими, чем до¬
стигаются надлежащая жест¬
кость фундамента и уменьшение
расхода стали на армирование. Для уменьшения расхода бетона
блоки плит изготавливаются с вертикальными пустотами. Пред¬1 Предложение С. А. Ривкина и Д. А. Коршунова [14].Рис. 12. Сборный много блочный
фундамент, состоящий из опор¬
ных плит с отверстиями и тра¬
версы.13
лагаемая конструкция допускает широкую унификацию элемен¬
тов. Как показано на рис. 13, фундаменты с различной опорной
площадью могут быть получены при одном и том же типе тра¬
версы (Т-1) и применении отличающихся только по длине типов
плит (П-1 или П-2), либо при применении отличающихся
по длине траверс (Т-1 или Т-2) и одном типе плиты (П-1). Отли¬
чающаяся по длине траверса и плиты могут изготовляться в
одной и той же опалубке. В тех случаях, когда при относительно
больших изгибающих моментах может оказаться целесообраз¬
ным применение двутавровой формы фундамента, это легко
осуществить, используя плиты разной длины.Рис. 13. Унификация элементов многоблоч¬
ного фундамента с траверсой.При мало отличающихся размерах сечения колонн размеры
сечения стаканной части траверсы сохраняются постоянными.
В рассматриваемой конструкции сборного фундамента удобно
осуществлять сопряжение с колонной (особенно двухветвевой)
сваркой выпусков рабочей арматуры колонны с выпусками ар¬
матуры из фундамента. Пример расчета и конструирования
многоблочного фундамента с траверсой приведен в § 4 главы III.По такому же принципу проектным институтом Теплоэлектро-
проект в 1959 г. разработаны рабочие чертежи типовых сборных
фундаментов для колонн производственных зданий тепловых
электростанций с нагрузкой на фундамент до 1600 т. Вид фун¬
даментов этого типа показан на рис. 47, общая характеристика
их приведена в главе III.Предлагаемые конструкции сборных фундаментов техноло¬
гичны для заводского изготовления, транспортабельны, вес их
не превышает веса других сборных несущих элементов здания,
и поэтому для их монтажа могут быть использованы краны,14
которыми монтируют наземные конструкции. Однако они тре¬
буют дальнейшего совершенствования с целью значительного
снижения веса за счет перехода к более эффективным тонко¬
стенным сечениям, легко выполнимым в условиях механизиро¬
ванного изготовления.Излишнее количество материалов расходуется из-за недоста¬
точной изученности совместной работы элементов составного
фундамента и в целом системы «фундамент — грунтовое основа¬
ние». Уточнение расчетов составных фундаментов: учет сил взаи¬
модействия между контактными плоскостями элементов, пере¬
распределения нормальных контактных давлений по подошве в
предельном состоянии по прочности фундамента и сил трения
между опорной плоскостью и грунтом основания и др.—дасг
возможность существенно уменьшить расход материалов.В главах II и III настоящей работы приведены некоторые
рекомендации по уточнению методики расчета фундаментов.
ГЛАВА IIОСНОВЫ РАСЧЕТА ОДИНОЧНЫХ ФУНДАМЕНТОВпод колонны§ 1. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯОдиночные фундаменты под колонны предназначены для пе¬
редачи на грунт основания усилий, возникающих в колоннах от
собственного веса здания и действующих на него внешних на¬
грузок.Фундаменты под колонны должны быть запроектированы та¬
ким образом, чтобы не возникали опасные для конструкций зда¬
ния неравномерные осадки — деформации основания и чтобы
была обеспечена надлежащая их прочность, жесткость и долго¬
вечность при минимальном расходе материалов и трудоемкости
возведения.Следовательно, расчет фундамента состоит из двух частей—
расчета основания и расчета тела фундамента.В первой части на основе расчета основания по деформациям
определяются форма и размеры подошвы.Во второй части на основе расчета несущей способности и
трещиностойкости конструкции определяются остальные размеры
выбранного типа фундамента и требуемое армирование.Несмотря на массовое и многолетнее применение в строи¬
тельстве одиночных фундаментов под колонны, до сих пор еще не
выработан единый научно обоснованный метод их расчета.В расчетах не учитываются в должной мере действитель¬
ные условия совместной работы надфундаментной части соору¬
жения, фундамента и грунтового основания, а некоторые
элементы расчета основаны на произвольных допущениях,
противоречащих простым условиям равновесия между внешними
и внутренними силами, приложенными к отдельным частям
фундамента.Существенные недостатки имеют такие важные элементы рас¬
чета, как определение нагрузок на фундамент от надфундамент¬
ной части здания, установление характера распределения и16
величин контактных напряжений по подошве, определение усилий
в расчетных сечениях и, наконец, проверка прочности тела фун¬
дамента. Однако, несмотря на очевидность недостатков сущест¬
вующей методики, еще не получены экспериментальные данные,
позволяющие сделать обоснованные и приемлемые для проектной
практики предложения по всестороннему уточнению расчета.Недостаточно изучен и такой важный вопрос, как работа
изгибаемого железобетонного элемента на срез, хотя недостатки
существующей методики независимого расчета на изгибающий
момент и поперечную силу общепризнаны.Трудности в решении рассматриваемой задачи заключаются
в том, что на характер напряженного состояния системы фунда¬
мент— основание влияет большое число физических факторов,
практически недоступных для точной количественной оценки.Если при проектировании конструкции фундамента можно
исходить из более или менее устойчивых свойств применяемых
искусственных материалов, то при расчете естественного грун¬
тового основания неизбежна неопределенность оценки свойств
его сложной и изменчивой структуры даже в пределах неболь¬
шой строительной площадки.Глубокое и всестороннее экспериментальное и теоретическое
изучение действительной работы системы, состоящей из надфун-
даментной части сооружения, фундамента и основания с учетом
всего многообразия и изменчивости определяющих факторов,
должно, в конечном счете, послужить основой для разработки
простой и наглядной методики расчета, обеспечивающей получе¬
ние надежных и экономичных конструктивных решений.Пересмотр и уточнение существующей методики расчета осо¬
бенно необходимы в связи с переходом к сборным фундаментам,
конструкция и условия работы которых существенно отличаются
от конструкции и условий работы монолитных. Эти отличия за¬
ключаются: а) в уменьшении размеров сечений и жесткости, вы¬
званных необходимостью уменьшения веса сборных фундаментов;
б) в переходе к составным фундаментам; в) в неизбежном.ухуд¬
шении контакта между основанием и подошвой фундамента при
установке его в готовом виде на подготовку.Следует также отметить, что в связи с переходом к типовым
сборным конструкциям фундаментов ограниченной номенклату¬
ры должны быть унифицированы условия их работы на основе
обобщения свойств грунтовых оснований.С точки зрения характера распределения контактных напря¬
жений по подошве фундамента, по-видимому, целесообразно стро¬
го различать только два вида грунтовых оснований: связные
(глинистые) и несвязные (песчаные).Предлагаемые для этих условий методы расчета должны ба¬
зироваться на обширном экспериментальном материале, под¬
тверждающем их надежность.2—798 _ . ^	17
*2. РАСПРЕДЕЛЕНИЕ ДАВЛЕНИЯ В ГРУНТЕ ПОД
ПОДОШВОЙ ФУНДАМЕНТАОпределение величины и характера распределения контакт¬
ного давления по подошве фундамента необходимо для решения
двух важных задач. Первой задачей является установление фор¬
мы и минимальных размеров подошвы фундаментов, при которых
не возникали бы неравномерные осадки, опасные для надфунда-
ментной части здания. Второй задачей является определение уси¬
лий в сечениях фундамента для установления их необходимых
размеров.В проектной практике эти задачи, как правило, решаются
следующим образом.При определении усилий, передаваемых на фундамент от над¬
фундаментной части здания, исходят из предположения, что стой¬
ки несущих каркасов на уровне верхних обрезов фундаментов
жестко защемлены. Это предположение не учитывает осадку и
поворот фундамента, вызываемых обжатием и деформациями
грунта основания. Кроме того, пространственный рамный каркас
здания в расчете обычно рассматривается как ситем-а плоских
поперечных рам, шарнирно связанных между собой в продольном
направлении элементами фахверка. При этом предположении не
учитывается фактическая неразрезность каркаса здания в про¬
дольном направлении.В результате этого нагрузки на фундамент получаются завы¬
шенными по сравнению с их действительными величинами. Осо¬
бенно существенно это завышение для каркасных промышленных
зданий с большими крановыми и другими местными нагрузками.Следует также отметить, что необоснованное предположение
об отсутствии линейных и угловых перемещений фундаментов
нередко приводит к появлению в надфундаментной части здания
опасных деформаций и напряжений.Между тем, современное развитие теории и машинной техни¬
ки расчета рамных каркасов позволяет без особых затруднений
устранить указанные недостатки в расчете надфундаментной
части здания, уточнить нагрузки на фундаменты и учесть при
конструировании каркаса здания возможную неравномерную
осадку фундаментов.После определения нагрузок на фундамент, расчета основа¬
ния по деформациям на действие нормативных нагрузок опре¬
деляют окончательную форму и размеры подошвы фундамента.В соответствии с Нормами и Техническими условиями проек¬
тирования естественных оснований зданий и промышленных
вооружений (НиТУ 127—55) требования расчета оснований по
деформациям в обычных случаях считаются удовлетворенны¬
ми, если среднее давление на основание от нормативных нагрузок
не превосходит расчетного сопротивления грунта основания.18
При этом распределение реактивного контактного давления нг
грунт по подошве фундамента принимается по линейному закону,
т. е. по прямоугольной эпюре от центральной нагрузки и п©
трапециевидной — от внецентренной.В действительности распределение реактивного контактного
давления по подошве фундамента имеет более сложный характер.
Но для определения осадки и устойчивости основания нет необ¬
ходимости в его выявлении, так как зоны, где могут быть повы¬
шенные давления, очень невелики и не оказывают заметногс
влияния на результаты расчета, что подтверждено опытом.Таким образом, применяемая простая методика определение
формы и размеров подошвы фундаментов может быть признана
вполне удовлетворительной.После установления формы и размеров подошвы фундамента
вторично определяют величины и характер распределения реак¬
тивных контактных давлений, но уже от расчетных значений
нагрузок, необходимых для расчета тела фундамента по несу¬
щей способности.Линейный закон распределения контакного давления по по-
дошве обычно принимают и при расчете прочности тела фунда¬
мента (рис. 14, а). Однако в данном случае принятие линейноге
закона вызывает серьезные возражения. Де'ло в том, что харак¬
тер эпюры контактных давлений непосредственно влияет на ве¬
личины изгибающих моментов в сечениях фундаментов и обу¬
славливаемый ими расход материалов на фундаменты. Это об-
стоятельство требует, чтобы методы расчета более точно учи¬
тывали действительную работу системы фундамент — основание
и обеспечивали надежность конструкции при минимальном
расходе материалов.Линейный закон распределения контакных давлений соблю¬
дается только при наличии следующих предпосылок:а)	недеформируемости фундамента;б)	упругой работы грунтового основания;в)	деформируемости грунта основания только в предела*
подошвы фундамента.Ни одна из этих предпосылок не отвечает в должной мере
даже упругой схеме работы фундамента и основания. Дефар-
мативность фундаментов, особенно облегченных сборных, же¬
лательно учесть в расчете, так как с этим связано уменьшение
изгибающих моментов за счет увеличения реактивного давления
в центре подошвы фундамента и уменьшения его на краях.Грунтовое основание в соответствии со второй и третьей
Предпосылками рассматривается как идеализированная модель,
состоящая из набора не связанных между собой пружиа.
Серьезным недостатком такой упругой модели является то, что
деформации и напряжения в ней возникают только в пределах№
подошвы фундамента, в то время как в грунтовом основании
они наблюдаются и за его пределами.Некоторое уточнение рассмотренного решения достигается
яри учете упругости основания при осадке посредством коэф¬
фициента постели (гипотеза
Винклера) и жесткости фун¬
дамента на изгиб рис. 14, б.
Это приводит к уменьшению
величины контактного давле¬
ния на краях фундамента за
счет увеличения давления в це¬
нтре и в результате — к умень¬
шению изгибающих моментов
в сечениях. Если же принять
фундамент абсолютно жестким,
то получим линейный закон
распределения контактных да¬
влений.Существенным недостатком
этого метода является неопре¬
деленность величины коэффи¬
циента постели, имеющего раз¬
личные значения для одного и
того же грунтового основания.
Из опытов по вдавливанию
жестких штампов в .грунт ус¬
тановлено, что при одинаковой
интенсивности равномерно рас¬
пределенной нагрузки коэффи¬
циент постели зависит от их
формы и размеров и увеличи¬
вается с увеличением отноше¬
ния периметра к площади
штампа. Причиной этого яв¬
ляется недоучет в рассматри¬
ваемом методе связности грун¬
та, проявляющейся в сопро¬
тивлении основания не только
обжатию, но и сдвигу. Кро¬
ме того, коэффициент постели
уменьшается с увеличением ин¬
тенсивности давления.
Отмеченный недостаток особенно существенен для связных
(Глинистых) грунтов, имеющих большой коэффициент сцепле¬
ния и малый угол внутреннего трения, но не имеет практическо¬
го» значения для грунтов мало связных (песчаных) с малым
коэффициентом оцепления и большим углом внутреннего трения.Рис. 14. Механические моделиоснований:'Л—линейная; б—винклеровская; в—
отругое полупространство; г—модель
И. Я. Штаермана; д—модель'
П. Я. Пастернака.
Этот метод можно применять для расчета одиночных фунда¬
ментов на песчаных основаниях.В 1919 г. проф. Г. Э. Проктором была выдвинута идея рас¬
чета плоских фундаментов на упругом основании в виде упру*
гого полупространства. В этом методе расчета, разработанном
советскими учеными (Г. Э. Проктор, Н. М. Герсеванов, В. А. Фло¬
рин, М. И. Горбунов-Посадов, В. Н. Жемочкин, В. И. Кузнецов,
А. П. Синицын и др.), грунт рассматривается как упругая среда,
подчиняющаяся законам теории упругости..Возможность применения этого метода к неоднородной уп¬
руго-пластической среде доказывается тем, что при малых на¬
пряжениях, возникающих в грунте под действием нагрузок от
сооружений, наблюдается линейная зависимость между напря¬
жениями и деформациями.В соответствии с действительными свойствами грунтов этот
метод учитывает деформации и напряжения в основании и за
пределами подошвы фундамента (рис. 14, в).Однако и этому методу присущи недостатки:а)	по контуру фундамента, даже при малых нагрузках, тео¬
ретически возникают бесконечно большие давления, что приво¬
дит к преувеличенным значениям изгибающих моментов. В не¬
связных и малосвязных грунтах характер распределения кон¬
тактных давлений под жестким штампом, по данным опытов,
не соответствует распределению контактных давлений в упруго*
полупространстве;б)	в грунтовом основании наблюдается более быстрое зату
хание осадок по мере удаления от нагрузки, чем в упругом по¬
лупространстве;в)	необходимые для конкретных расчетов достоверные экс¬
периментальные значения модулей деформаций и коэффициен¬
тов Пуассона для грунтов определить крайне затруднительна
так как они зависят от многих факторов^Отмеченные недостатки расчета фундаментов на грунтовом
основании при замене его упругим полупространством не имеют
большого значения для связных (глинистых) грунтов, но очень
существенны для несвязных (песчаных). Этот метод может при¬
меняться в проектной практике для расчета фундаментов ва
глинистых основаниях.Таким образом, каждый из двух рассмотренных методов
расчета ~имеет свою область рационального применения. -Недостатки рассмотренных механических моделей грунтовых
оснований вызвали появление многих новых предложений.
Наибольший интерес представляют механические модели, предг
лагаемые проф. И. Я- Штаерманом и проф. П. Л. Пастер¬
наком.Модель, предлагаемая проф. И. Я. Штаерманом (рис. 14, г
обобщает свойства моделей винклеровского основания и упру-32
вого полупространства. Эта модель состоит из двух слоев:
верхнего — в виде набора не связанных между собою пружин
я нижнего — в виде упругого полупространства. Теоретически
нри соответствующем подборе упругих характеристик слоев та¬
кая модель может лучше отобразить действительные свойства
ествественного основания из связных или несвязных грунтов,
чем каждая из рассмотренных.Расчет такой модели сложен и его внедрение в проектную
ирактику представляет известные трудности. Но основной ее
недостаток заключается в отсутствии достоверных методов экс¬
периментального определения сопоставимых значений коэффици¬
ентов постели, модулей деформаций и коэффициентов Пуассона,
необходимых для конкретных расчетов.Модель, предлагаемая проф. П. Л. Пастернаком (рис. 14, д),
характеризуется двумя коэффициентами постели — сжатия и
едвига. Оба эта коэффициента характеризуют соответственно
сопротивление грунта сжатию и сдвигу при вертикальных пе¬
ремещениях фундамента. Сопротивление сдвигу имеется и в не¬
связных грунтах, что обусловлено наличием зацепления и внут¬
реннего трения между их частицами. Такая механическая мо¬
дель грунтового основания может рассматриваться как обобще¬
ние модели Винклера, у которой устранено независимое верти¬
кальное сжатие пружин. Эта модель лишена недостатка винк-
леровского основания, заключавшегося в том, что осадка в нем
происходит только под фундаментом.Проф. П. Л. Пастернак разработал простую методику сов¬
местного экспериментального определения обоих коэффициентов
постели путем вдавливания в грунт жестких шта*у1пов.Однако, несмотря на практическую ценность этого метода,
внедрению его должна еще предшествовать широко поставлен¬
ная экспериментальная работа по установлению числовых ха¬
рактеристик для разных видов грунтов, а также разработка
простых приемов расчета.Все рассмотренные методы определения характера распре¬
деления контактных давлений в грунтовом основании облада¬
ют одним общим серьезным недостатком: они исходят из пред¬
положения упругой работы системы фундамент—основание. Та¬
кой подход, в особенности к решению контактных задач, с точ¬
ки зрения современного расчета строительных конструкций по
предельным состояниям не может быть признан удовлетвори¬
тельным.Натурные испытания одиночных фундаментов под колонны
доказали, что в предельном их состоянии по несущей способ¬
ности прогибы краев фундамента достигают значительных ве¬
личин, вполне соразмерных с величинами осадок, обусловлен¬
ных обжатием и деформацией грунтов основания. Большие из-
гибные деформации фундаментов в предельном состоянии по*2
прочности вызваны существенным уменьшением их жесткости,
обусловленным появлением трещин в бетоне и текучести арма¬
туры в растянутой зоне. Учет уменьшения жесткости фундамен¬
тов в предельном состоянии приведет к существенному пере¬
распределению контактных давлений, соответствующих упругой
схеме работы фундамента. На краях фундамента контактные
давления намного уменьшатся за счет их увеличения в цент¬
ральной части. Такое перераспределение контактных давлений
выгодно с точки зрения несущей способности фундамента, так
как приводит к уменьшению изгибающих моментов.Еще одним недостатком, общим для рассмотренных методов
расчета, является то, что в них не учитывается наличие каса¬
тельных напряжений в плоскости контакта фундамента с ос¬
нованием.Касательные напряжения мало влияют на величины и ха¬
рактер распределения нормальных контактных напряжений.
Из этого иногда делают неверные выводы, что учет касательных
напряжений в расчете фундаментов не имеет смысла.Для одиночных фундаментов с консольными свесами срав¬
нительно большой высоты (не менее трети большего размера
в плане) учет разгружающего влияния контактных касательных
напряжений при определении изгибающих моментов может
иметь существенное значение.В настоящее время в связи с состоянием теоретической и
экспериментальной разработки этих вопросов не представляет¬
ся возможным дать конкретные рекомендации по уточнению
методов определения характера распределения и величин кон¬
тактных нормальных давлений и определения касательных на¬
пряжений по подошве фундамента в его предельном состоянии
по несущей способности. Однако представляет интерес и имеет
смысл хотя бы приближенно оценить, какой эффект может дать
учет перераспределения нормальных и наличие касательных
контактных напряжений.Рассмотрим с этой целью центрально нагруженный квадрат¬
ный в плане фундамент, имеющий высоту, равную одной трети
длины подошвы.На рис. 15, а показаны эпюры нормальных контактных
давлений и изгибающих моментов, полученные из рассмотрения
фундамента, как абсолютно жесткого тела на винклеровском ос¬
новании. В этом случае эпюра нормальных контактных давле¬
ний имеет вид прямоугольника, а наибольший изгибающий мо¬
мент но оси фундамента равенМ» = — — =0,125 AN.2 423
Рис. 15. Эпюры контактных давле¬
ний и изгибающих моментов при:
а—жестком фундаменте на винк-
леровском основании; б—жестком
фундаменте на линейно-деформи-
руемом основании; в—фундаменте
в предельном состоянии по проч¬
ности на глинистом основании; г—
фундаменте в предельном состоя¬
нии по прочности на песчаном ос¬
новании; д—эпюра изгибающих
моментов от контактных касатель¬
ных напряжений.На рис. 15, б показаны эпюры
нормальных контактных давле¬
ний и изгибающих моментов, по¬
лученные из рассмотрения фунда¬
мента как абсолютно жесткого
тела на линейно деформируемом
основании. При этом эпюра нор¬
мальных контактных давлений
имеет седловидный характер с
наименьшим давлением по цент¬
ру подошвы, равным 0,6 среднего
давления и увеличивающимся к
краям до бесконечности.Наибольший изгибающий мо¬
мент по оси фундаментаМо =0,150 AN,т. е. на 20% больше, чем при ре¬
шении по Винклеру.На рис. 15, в показаны эпю¬
ры нормальных контактных дав¬
лений и изгибающих моментов,
учитывающие возможное сниже¬
ние краевых контактных давле¬
ний до 0,5 от среднего давления,,
обусловленного значительными
изгибными деформациями фунда¬
мента в предельном состоянии по
прочности. При этом давление в
центре возрастает до удвоенного
среднего давления.Наибольший изгибающий мо¬
мент по оси фундамента равенМ**=0,1ЮЛМ,Если исходить из предполо¬
жения, что концентрация нор¬
мальных контактных давлений
к центру фундамента увеличива¬
ется до утроенного среднего дав¬
ления (рис. 15, г), а это может
иметь место при несвязных грун¬
тах, изгибающий момент по оси
фундамента уменьшится до
Ма =0,094 А N.Из приведенного следует, что
учет изменения характера24
эпюры нормальных контактных давлений в предельном состоя¬
нии фундамента по прочности может привести к уменьшению
изгибающих моментов по оси фундамента на 12—25% по срав¬
нению с результатами, получаемыми по общепринятой методике.Естественно предположить, что проявлению изгибных де¬
формаций в предельном состоянии фундамента по прочности
будут противодействовать силы трения грунта по подошве (кон¬
тактные касательные напряжения).На рис. 15, д показана эпюра изгибающих моментов от раз¬
гружающего действия контактных касательных напряжений.
Для выявления возможной величины разгружающего момента
примем интенсивность касательных напряжений равной 20% от
значения нормальных напряжений. При этом изгибающий мо¬
мент от касательных напряжений по оси фундаментаМт=— 0,2 — — = —0,033 AN.
2 3Таким образом, учитывая деформативность фундамента в
предельном состоянии и касательные контактные напряжения,,
можно снизить величины расчетных изгибающих моментов на
35—50%, что дает примерно такое же уменьшение в расходе
стали на фундамент.Ожидаемый экономический эффект заслуживает того, чтобы
расчет одиночных фундаментов был в ближайшее время уточнен
на основе надлежащих экспериментально-теоретических иссле¬
дованийПри решении вопроса о характере распределения контактных
давлений следует учесть, что при установке одиночного сбор¬
ного фундамента на заранее подготовленное основание практи¬
чески трудно обеспечить повсеместный контакт между его опор¬
ной плоскостью и основанием. Отсутствие контакта в средней
части фундамента может привести к повышению давлений на
приконтурных участках и обусловленному этим увеличению из¬
гибающих моментов в расчетных сечениях фундаментов. С дру¬
гой стороны, уменьшение жесткости сборных фундаментов по
сравнению с монолитными, при прочих равных условиях, дол¬
жно привести к уменьшению краевых контактных давлений.До разработки уточненных методов расчета контактные
давления рекомендуется определять из условия линейного за¬
кона их распределения по подошве фундамента.1 В настоящее время в Киевском инженерно-строительном институте
под руководством .доц. С. А. Ривкина ведутся комплексные эксперимен¬
тально* теоретические исследования действительной работы системы фунда¬
мент— основание, целью которых является разработка практических мето¬
дов расчета фундаментов с учетом изложенных выше положений.25
§ 3. РАСЧЕТ ТЕЛА ФУНДАМЕНТА1. Определение высоты фундаментаОбщая высота фундамента и высоты отдельных ступеней
определяются из расчета фундамента на продавливание или
срез поперечной силой., Общепризнанным серьезным недостат¬
ком существующей методики расчета на продавливание и срез
является то, что он выполняется раздельно от расчета на изги¬
бающий момент. Если отсутствие научно-обоснованной методики
расчета на продавливание и срез не имело особого значения
для проектирования монолитных фундаментов, то для сборных
фундаментов это приобретает первостепенное значение. Дело в
том, что для уменьшения расхода арматуры высоты монолитных
фундаментов обычно назначались завышенными по сравнению
с требуемыми из условия обеспечения прочности на продавли¬
вание и срез. Для сборных же фундаментов особое значение
приобретает вопрос снижения веса, что достигается за счет
уменьшения их высоты.Необходимость уменьшения высоты фундамента диктуется и
чисто экономическими соображениями. Стоимость стали в оди¬
ночных железобетонных фундаментах составляет всего 10—12%
их общей стоимости. Поэтому существенно снизить общую стои¬
мость можно только за счет резкого сокращения расхода бетона
путем уменьшения высоты или перехода к более эффективным
ребристым сечениям.Снижение веса экономически выгодных одноблочных фунда¬
ментов позволяет расширить область их применения, а также
сократить расходы на транспортирование и монтаж.Общая высота фундамента по рекомендациям инструкций
и учебной литературы по железобетонным конструкциям
[15] принимается из расчета на продавливание по периметру ко¬
лонны:*-—*—.	(о2 (ак -f- Ьк) /?Сргде h — высота фундамента;N—продольная сила от расчетной нагрузки, передающая¬
ся от колонны на фундамент;
ак и Ьк — размеры поперечного сечения колонны;ЯСр — расчетное сопротивление срезу, приближенно прини¬
маемое равным 2 /?ру .Кроме того, требуется, чтобы общая высота фундамента и
высоты ступеней удовлетворяли условиюQ < ЯрУ bho .	(2)26
Такой расчет не соответствует схеме разрушения фундамен¬
та при продавливании, установленной экспериментально
(рис. 16).Продавливание происходит по поверхности пирамиды, боко¬
вые грани которой наклонены примерно под углом 45° к верти¬
кали. Образование пирамиды происходит постепенно. ВначалеРис. 16. Схема разрушения прямоуголь¬
ного фундамента от продавливанйя.при сравнительно малых нагрузках на фундамент на его опор¬
ной плоскости образуется серия трещин, параллельных сторонам
фундамента. Эти трещины имеют почти вертикальное направ¬
ление и возникают в сечениях фундамента, где нормальные рас¬
тягивающие напряжения от изгибающих моментов превосходят
предельную прочность бетона на растяжение. С увеличением
нагрузки происходит постепенное развитие трещин по высоте,
которое следует траектории главных растягивающих напряже¬
ний. Разрушение по наклонным трещинам, образующим боковые
грани пирамиды, может произойти либо от изгиба, либо от
среза — продавливания.Разрушение от изгиба может произойти по двум причинам.
При нормальном насыщении фундамента растянутой арматурой
разрушение начинается с ее текучести, которая приводит к раз¬27
витию трещин по высоте, уменьшению высоты сжатой зоны бе¬
тона и его раздавливанию по периметру колонны. При большом
насыщении растянутой арматурой разрушение может произойти
от внезапного раздробления сжатой зоны бетона при недоис¬
пользовании прочности растянутой арматуры.Разрушение от продавливания может произойти от вне¬
запного среза сжатой зоны бетона вокруг колонны до полнога
использования прочности растянутой арматуры. Обычно эта
происходит после образования и развития наклонных трещин.
Срезается уменьшенная наклонными трещинами сжатая зона по*
периметру колонны.Нормальным исчерпанием несущей способности фундамента
следует считать разрушение его от изгиба в результате теку-
чести растянутой арматуры, которая в последующем приводит
к раздроблению или срезу сжатой зоны бетона.Несоответствие существующей методики расчета на продав¬
ливание действительной схеме разрушения фундаментов привела
к появлению новых предложений.В проекте Технических условий проектирования бетонных и
железобетонных конструкций (1960 г.) предлагается расчет на
продавливание квадратных центрально нагруженных фундамен¬
тов производить по формулеА/j 0,75 Яру h0 бср »	(3)где N{ — расчетная продавливающая сила;h0 — полезная высота сечения фундамента;Ьср — среднее арифметическое между периметрами верхнего
и нижнего оснований пирамиды, образующейся при
продавливании в пределах полезной высоты сечения.Значение силы принимается равной значению продольной
силы, действующей в сечении колонны у верха фундамента, за
вычетом величины реактивного давления грунта, приложенного
к большему основанию пирамиды продавливания (рис. 16).Расчет на продавливание центрально нагруженных прямо¬
угольных, а также внецентренно нагруженных фундаментов
производится также по формуле (3), но величины N{ и bcv
вычисляются по формулам:ЛГ,=Да;	(4)\.	b0 -f- bH	/J-.Ьср =			,	(5)28
где F — площадь многоугольника abcdeg (рис. 16);Ь0 и Ьи — соответственно верхняя и нижняя стороны одной
грани пирамиды продавливания;
о — наибольшее давление на грунт от расчетной на¬
грузки.По этим формулам могут также определяться высоты сту¬
пеней фундамента из условия расчета на продавливание по их
контуру.Достоинством этой новой эмпирической формулы (3) явля¬
ется то, что она базируется на результатах обработки материа¬
лов специальных экспериментальных исследований. Подсчет
величины продавливающей силы учитывает действительную схе¬
му разрушения фундамента. Однако, несмотря на очевидные
преимущества нового способа расчета, и он не лишен серьезных
недостатков. Расчет на продавливание по формуле (3) произво¬
дится раздельно от расчета на изгиб, без учета того, что несу¬
щая способность на продавливание зависит от степени насыще¬
ния фундамента растянутой арматурой. Кроме того, из формулы
(3) следует, что продавливающая сила зависит от полной вели¬
чины боковой поверхности пирамиды продавливания, а в дей¬
ствительности срезается только сжатая зона бетона по пери¬
метру колонны.Определение высоты фундамента и высот его ступеней может
также производиться на основе общих предпосылок расчета из¬
гибаемых элементов железобетонных конструкций по наклон¬
ным сечениям при отсутствии поперечной арматуры.Исходя из этих предпосылок, для определения общей высоты
-фундамента и высот ступеней рекомендуется формулаЛо>Ч/пт!р-’	(6)У О A bR„yгде 1\ — расстояние от наружной грани фундамента до места,
где проверяется высота;Ьр—ширина или длина подошвы фундамента;b —ширина верхней ступени в местах изменения высоты
фундамента;<70 — среднее давление грунта на участке 1Х от расчетного
продольного усилия в колонне.При определении общей высоты фундамента/ _ Л — ак
y~ .ь=ьк.29
При этом прочность бетона Яиу принимается равной удвоен-
ной прочности бетона фундамента, но не более прочности бето¬
на колонны.Определение общей высоты фундамента и высот ступеней
по формулам (3) и (6) следует считать более обоснованным,
чем по ранее применявшимся (1) и (2), приводившим к неоп¬
равдан© большим высотам и затруднявшим проектирование
сборных фундаментов.Применение формул (3) и (6) показано на числовых при¬
мерах в главе III.2.	Расчет фундамента на изгибПосле установления общей высоты фундамента и высот от¬
дельных ступеней определяют требуемое армирование из рас¬
чета фундамента на изгиб. Сечение растянутой арматуры рас¬
считывают по изгибающему моменту в сечении фундамента по
грани колонны. В местах изменения высоты фундамента прове¬
ряется достаточность поставленной арматуры.Изгибающий момент на всю ширину сечения фундамента
определяют, учитывая реактивное давление грунта, приложен¬
ное ко всей площади консольного свеса фундамента, отсекае¬
мого рассматриваемым сечением. Например, изгибающие момен¬
ты в центрально нагруженном прямоугольном фундаменте в
сечениях по граням колонны равны (рис. 17):в направлении А (сечение I—I)М = _gjgJA^a^)-2 ;	(7)8в направлении В (сечениеП—II)М —	(8)8В проектной практике зачастую изгибающие моменты в сече¬
ниях фундамента определяют, основываясь на неверных пред¬
посылках, противоречащих условиям равновесия между внеш¬
ними и внутренними силами, приложенными к отсекаемым
частям фундамента. Так, при определении изгибающих момен¬
тов в сечениях фундамента учитывают реактивное давление,
приложенное не ко всей площади отсекаемой части фундамента,
а только к трапециевидному участку abed (рис. 17).30
Изгибающие моменты в центрально нагруженном прямо¬
угольном фундаменте в сечениях по граням колонны при этою
принимаются равными:в направлении А (сечение I—I)м- «М-«.)»(2Д_+м .	^Рис. 17. Расчетная схема центрально
нагруженного прямоугольного фунда¬
мента.я направлении В (сечение II—II)М : °(В - ЬК)2{ 2 А + QK )	/]Q)24В результате значения изгибающих моментов получаются
ваниженными в среднем на 25% по сравнению с вычисленными
по формулам (7) и (8).31
Можно допустить, что такое занижение величин изгибающих
моментов компенсируется, в конечном счете, другими погреш¬
ностями расчета, идущими в запас прочности, которые, в част¬
ности, отмечались во втором параграфе этой главы. Однако
уточнение результатов расчета за счет взаимной компенсации
ошибок нельзя признать целесообразным и безопасным и поэто¬
му следует отказаться от использования в проектной практике
неверных формул (9) и (10).Следует помнить, что есть обстоятельство, ухудшающее ус¬
ловия работы сборных фундаментов и уменьшающее неисполь¬
зуемые резервы прочности.Таким неблагоприятным обстоятельством является то, что
не всегда удается обеспечить полный контакт опорной плоскос¬
ти фундамента с основанием, в результате чего изгибающие
моменты могут возрасти.Общее уточнение методики расчета одиночных фундаментов
должно достигаться за счет научно обоснованных уточнений
всех элементов расчета.В справочнике проектировщика [16] без каких-либо поясне¬
ний приводятся следующие формулы для определения изгиба¬
ющих моментов в фундаменте:в направлении А (сечение I—I)м - 0,75 — —л ~ а* )2~;	(11)8в направлении В (сечение II—II)М = 0,75 а •	(12)8 1Формулы (11) и (12) снижают на 25% значения изгибающих
моментов по сравнению с формулами (7) и (8). Поэтому при¬
менение их, так же как и формул (9) и (10), нельзя считать
обоснованным, особенно для сборных фундаментов.Расчет растянутой арматуры по известным величинам изги¬
бающих моментов для одноблочных фундаментов не требует
специальных пояснений..Более сложным и недостаточно изученным является расчет
арматуры в составных сечениях двублочных фундаментов, со¬
стоящих из плиты и башмака.В проектной практике нередко расчет двублочного фунда¬
мента на изгиб производится по схеме упругого составного кон¬
сольного бруса с учетом только нормальных напряжений в плос-32
кости контакта элементов. Такой расчет приводит к завышен¬
ному расходу стали на фундамент.Ниже приводится расчет составных изгибаемых элементов
с учетом контактных касательных напряжений, обусловленных
трением (предложение С. А. Ривкина), базирующийся на
общих принципах теории расчета железобетонных конструкций
по предельным состояниям, установленных проф. А. А. Гвозде¬
вым [1]. Напряженное состояние в составном железобетонном
сечении рассматривается в стадии предельного состояния по
несущей способности при следующих предпосылках, подтвер¬
жденных результатами натурных испытаний [20]:а)	каждый элемент составного сечения имеет растянутую и
сжатую зоны;	lб)	при изгибе в плоскости контакта между элементами со¬
ставного сечения возникают силы трения.Расчетная схема составного сечения фундамента, построен¬
ная с учетом указанных предпосылок, показана на рис. 18.Приравниваем нулю сумму моментов всех сил, действующих
на составное сечение, относительно точки А (центр тяжести
сжатой зоны сечения башмака) и сумму проекций на горизон¬
тальную ось всех сил, действующих только на плиту,А1 = R&y Fап Zф “Ь ^?ау Fаб	Rny -^п (^ф Zn )>	(^)^?иу Ьп Хц = R&y Fап Т.	(б)Подставив в формулу (а) значение RKybnxn из форму¬
лы (б), получаемМ = /?ау Fan 2ф -f- R&у F&6 Z& — {Ray Fan Т) (^ф 2п )•После преобразования получаем расчетную формулу для со¬
ставного ж ел esOf6 етон н ого сеченияМ = Riy (Fan Zn + Fa6 Z& )-\~T (^ф — Zn ) ,	(13)гдеZn = Aon 0,5 Xn;	(14)Zq = A06 — 0,5 X(y \	(15)Zф = А0ф — 0,5*6 ;	(16)T —сила трения между составными элементами в отсеченной
части фундамента.3—79833
Остальные обозначения показаны на рис. 18 и соответствуют
принятым в НиТУ 123-55.Высоту сжатой зоны плиты определяют из формулы (б)х"''-"в"'гТ-	(17>Высоту сжатой зоны башмака определяют из суммы проек¬
ций на горизонтальную ось всех сил, приложенных только к
башмаку,X6==R*yF**±T	(18)ЯиуЬбПрименимость расчетной формулы (13) ограничивается усло¬
вием Хп >0 ИЛИ RayF&n >7’,.Условие хп < 0 означает, что силы трения по поверхности
контакта в отсеченной части между башмаком и плитой доста¬
точны для обеспечения их монолитной работы. В этом случае
фундамент рассчитывается как монолитный.Силы трения Т в произвольном сечении составного фунда¬
мента определяются по формулеT-tfQ,	О9)где Q — поперечная сила в сечении, т. е. равнодействующая
реактивных давлений грунта, приложенных к отсе¬
ченной части фундамента;Р — коэффициент, учитывающий отклонение направления
сил трения от нормали к сечению;34Рис. 18. Расчетная схема составного сечения фундамента.
f — коэффициент трения при движении бетона по бетону.Приближенно (с некоторым занижением) можно принять/5=0,7 и f=0,5,
тогда формула (19) примет видЗ^О.ЗбСЗ.	(.20)Расчет составных сечений иллюстрируется примером расчет*
двублочного фундамента в главе III *.3. Расчет ширины раскрытия трещинРасчет ширины раскрытия трещин производят только для
фундаментов, подошва которых расположена ниже горизонта
грунтовых вод. Ширина раскрытия трещин в таких фундамента*
в бетоне растянутой зоны не должна превышать 0,2 мм, а при
наличии агрессивной среды — 0,1 мм2.Ширина раскрытия трещин вычисляется по формуле*От = Ф ~ 1т;	(21)при расстоянии между трещинамиlT = ki пи г,	(22)где ip — коэффициент, учитывающий работу растянутого бето¬
на между трещинами, определяемый по формулеМ«* = 1-°’7^; (23*
Мв#а — напряжение в арматуре при нормативной нагрузке,
определяемое по формулеМи;	{ЩWа	^1 Расчет по предлагаемой методике был впервые применен при проекти¬
ровании сборных фундаментов Симферопольской ГРЭС. По этой же метадике рассчитаны типовые составные фундаменты, разработанные проектным
институтом No 1 Минстроя РСФСР и ВГПИ Теплоэлектропроект.з Ширина раскрытия трещин в фундаментах, располагаемых выше горизонтагрунтовых вод, не ограничивается.3 Ниже приведена методика, принятая в Технических условиях проектирова¬ния бетонных и железобетонных конструкций (проект, 2-я редакция),НИИЖБ и ГИПРОТИС.Ж
Яа — модуль упругости арматуры, принимаемый равным для
Ст. 3 и Ст. 5 — 2,1 • 103 т/см2, для Ст. 35ГС — 2 • 103 т/слс2;fci — коэффициент, определяемый по формулекг=-^--2;	(25)W а . пгг — отношение модулей упругости арматуры и бетона, при¬
нимаемое по табл. X приложения 3;Faи — отношение площади арматуры к ее периметру , ко-Фторое при арматуре одного диаметра равног —коэффициент, равный при арматуре периодического
профиля 0,7, при гладкой— 1,0, при арматуре в виде
сварных каркасов и сеток из холоднотянутой прово¬
локи — 1,25;Мб.т — изгибающий момент, воспринимаемый бетоном при по¬
явлении трещинM6.T=W6Rp;	(26)Мн — изгибающий момент от нормативной нагрузки;Wb — момент сопротивления приведенного сечения, определя¬
емый с учетом пластических свойств бетона. Величина
Wб может быть принята равной yW0, где W0—момент
сопротивления упругого приведенного сечения (см. при¬
ложение 3 формулу (X), а у—коэффициент, учитываю¬
щий упруго-пластическую работу бетона. Для прямо¬
угольных и трапециевидных сечений у = 1,75;W, —упруго-пластический момент сопротивления сечения,
определяемый по растянутой арматуре;i?p —нормативное сопротивление бетона растяжению (см.
табл. V приложения 3).Методика расчета ширины раскрытия трещин иллюстриру¬
ется примерами 4 и 7.
ГЛАВА IIIПРОЕКТИРОВАНИЕ ФУНДАМЕНТОВ
§ 1. ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯНа фундамент передается нагрузка от колонны и фунда¬
ментной балки, которая уравновешивается реактивным давле¬
нием основания. Кроме того, на основание передается вес фун¬
дамента и грунта, находящегося на его уступах. Схема нагрузки
на фундамент показана на рис. 19, а.Рис. 19. Схема нагрузок на фундамент:
а—действительная; 6—расчетная.Нагрузка от колонны считается приложенной к плоскости
обреза фундамента (место условной заделки стойки при стати¬
ческом расчете наземной конструкции) и слагается из. внецент-
ренно приложенной нормальной и поперечной силы. Для рас¬
чета основания и фундамента схему действительных нагрузок
(рис. 19, а) удобно заменить схемой приведенных нагрузок
от наземных конструкций — М, N, Q и собственно веса фунда¬
мента и грунта на его уступах — G (рис. 19, б).37
Расчет основания производится на нормативные величины
аагрузок, расчет тела фундамента—на расчетные величины
(с учетом коэффициентов перегрузки). В связи с этим опреде¬
ление нагрузок приходится производить дважды. Для упрощения
расчета можно принять приближенное значение нормативной
нагрузки, полученное путем деления расчетной нагрузки на ус¬
редненный коэффициент перегрузки, величина которого, в за¬
висимости от типа здания, принимается в пределах 1,15—1,25.Нагрузка, передаваемая на фундамент от наземных кон¬
струкций, определяется из их статического расчета; вес фунда¬
мента и грунта на его уступах может быть найден в зависимос¬
ти от размеров фундамента и глубины его заложения.При расчете наземных конструкций обычно учитываются
основные и дополнительные сочетания нагрузок. Для каждого
мз них определяются следующие комбинации усилий:наибольшее нормальное усилие Ммакс , соответствующие ему
момент Мсоотв и поперечное усилие Qcootb;наибольший положительный момент Л4макс , соответствующие
*шу нормальное усилие Ncоотв и поперечное усилие Qcootb ;наибольший отрицательный момент Ммин , соответствующие
гму нормальное усилие Nc00тв и поперечное усилие Qcootb .Несущая способность основания и фундамента должна удов¬
летворять расчету на любое из указанных сочетаний.Проектирование фундаментов состоит из следующих основ¬
ных этапов:1)	расчет основания, по которому назначаются размеры по¬
дошвы фундамента;2)	выбор типа фундамента в зависимости от его размеров
si конкретных условий строительства;3)	расчет и конструирование тела фундамента.§ в. ОПРЕДЕЛЕНИЕ РАЗМЕРОВ ПОДОШВЫ ФУНДАМЕНТОВФундамент следует проектировать квадратным симметрич-
аым относительно оси колонны К Смещение его оси относительно
оси колонны может быть допущено для уменьшения неравно¬
мерности эпюры давления на основание и при стесненных га¬
баритах для размещения фундаментов.Размеры подошвы в больших и средних фундаментах сле¬
дует принимать кратными 100 мм, а в небольших (с площадью
подошвы до 10 м2) в целях их унификации и из условия арми¬
рования сварными сетками с шагом стержней 200 мм — крат¬
ными нечетному числу дециметров.I При внецентренной нагрузке подошва фундамента может быть принята
прямоугольной формы, однако следует стремиться к форме, близкой к
квадратной.
Размеры подошвы фундамента устанавливают из расчета
основания. В соответствии с требованиями Норм и Технических
условий проектирования естественных оснований зданий и про¬
мышленных сооружений (НиТУ 127—55) расчет оснований произ¬
водится: по деформациям — для всех зданий и сооружений; по
устойчивости — для зданий и сооружений с регулярно действу¬
ющими горизонтальными нагрузками (подпорные стенки и др.),
а также имеющих основания, ограниченные откосами. Расчет
оснований по деформациям производится на воздействие норма¬
тивных нагрузок, величины которых определяются в соответ¬
ствии с указаниями главы И-Б. 1 СНиП. Требования расчета
оснований по деформациям считаются выполненными, если
среднее давление на основание не превышает условного расчет¬
ного сопротивления грунта и если при этом одновременно со¬
блюдаются следующие условия:основание сложено по всей площади здания или сооружения
из грунтов однородного горизонтального напластования, сжи¬
маемость которых по глубине до 5 м от подошвы фундамента
не увеличивается;здание или сооружение имеет конструкции, получившие ши¬
рокое распространение в строительстве.Расчет основания по расчетным сопротивлениям на основные
сочетания нагрузок должен удовлетворять условиюРср < R,	(27)где Рср — среднее давление по подошве фундамента в т/м2,
передаваемое на грунты основания;R —расчетное сопротивление основания в т/м2, опреде¬
ляемое по приложению 1.Расчет основания по расчетным сопротивлениям на допол¬
нительные сочетания нагрузок должен удовлетворять условиюРСр <1,2/?.	(28)Наибольшее напряжение в грунте у края подошвы внецен¬
тренно нагруженного фундамента РМакс при расчете на основ¬
ные и дополнительные сочетания нагрузок должно удов¬
летворять условиюРмакс <1,2 R.	Л	(29)Напряжения в грунте допускается определять, исходя из ги¬
потезы линейного распределения давлений под подошвой фун¬
дамента, т. е. принимают давление на грунт от фундамента
распределенным по прямоугольной эпюре от центральной на¬
грузки и по трапециевидной или треугольной—от внецентренной
(рис. 20).39
Неравномерность давления на грунт, характеризуемая накло¬
ном эпюры, вызывает поворот фундамента. Во избежание чрез¬
мерного поворота фундамента, влекущего за собой деформацию
каркаса здания, особенно недопустимую для зданий с мостовы¬
ми кранами и открытых крановых эстакад, следует ограничить
степень неравномерности эпюры давления.При расчете оснований на основные, а также дополнитель¬
ные нагрузки рекомендуется руководствоваться следующими
указаниями:а)	для фундаментов колонн, несущих крановую нагрузку
(кроме случаев, указанных в п. б), можно принимать треуголь¬
ную эпюру при полном касании подошвы с грунтом (рис. 20, г)Рмин > 0;	(30)б)	для фундаментов колонн зданий с мостовыми кранами
грузоподъемностью 75 т и более, а также для фундаментов ко¬
лонн открытых эстакад с кранами грузоподъемностью более
15 т при наличии грунта с расчетным сопротивлением R<^20t/m240Рис. 20. Расчетные эпюры давлений в грунте
под подошвой фундамента: а-г-прямоугольная
(для центрально нагруженного фундамента);
б, в—трапециевидные; г—треугольная при пол¬
ном касании; д—треугольная при неполном ка¬
сании.
следует принимать только трапециевидную эпюру (рис. 20, в)
приРмин ^ 0,25 Рмкс;	(31)в)	для фундаментов колонн, не несущих крановые нагрузки^
при расчете с учетом действия ветра, а также во всех случаях
при учете особых воздействий треугольная эпюра допускается
и при неполном касании подошвы фундамента с грунтом
(рис. 20, д), но при этом должно быть выдержано условиеА 0,75 А.	(32)Центрально нагруженные фундаментыРасчетная схема центрально нагруженного фундамента по¬
казана на рис. 21. На основание фундамента передаются верти*
кальные усилия от надземной
конструкции NH и со0ственный
вес фундамента и грунта на
его обрезах GH .Исходя из гипотезы линей¬
ного распределения напряже¬
ний по подошве и условия
(27), размеры фундамента при
расчете на основные сочетания
нагрузок определяют из фор¬
мулыш j_ (7нР = 1 — < R. (33)
АВНепосредственное использо¬
вание формулы (33) для опре¬
деления размеров подошвы
фундамента затруднительно,
так как неизвестна величина
GH, зависящая от искомых раз¬
меров фундамента.Иногда считают, что собст¬
венный вес фундамента с грун¬
том на его ©брезах составляет
около 10% от нагрузки N*, или определяют этот вес в зависи¬
мости от нагрузки А/Ни расчетного сопротивления грунта по эмпи¬
рическим формулам. Однако такое определение веса фундамента
и грунта на его обрезах дает обычно неверные результаты, так
как не учитывают фактической глубины заложения фундамента,
достигающей иногда значительной величины.4ГРис. 21, Расчетная схема цент¬
рально нагруженного фунда¬
мента.
Величину GH удобно выразить как вес призмы, площадь
основания которой равна площади подошвы АВ, высота — глу¬
бине заложения фундамента Я, а объемный вес — среднему
объемному весу фундамента и грунта у, т. е.GH =АВНу.	(34)Средний объемный вес фундамента и. грунта на его уступах
для практических расчетов можно принимать равным у = 2,0 т/м3.Формулу (33) с учетом (34) можно записать в видеp=?h+jb<r-	(35)Из формулы 35 получим следующие расчетные формулы для
определения размеров подошвы фундамента при расчете на ос¬
новные сочетания нагрузок1:Впри заданном отношении размеров подошвы а— —АА = I/_У ;	(36)у а(#-2 Н)	'В=аЛ;	(37)яри заданной ширине подошвы ВЛ/иА =			.	(38)Размеры подошвы фундамента при расчете на дополнитель¬
ные сочетания нагрузок определяют из формулыР=уН + — <1,27?.	(39)АВАналогично предыдущему получим расчетные формулы для
определения размеров подошвы фундамента при расчете на
дополнительное сочетание нагрузок.ВПри заданном отношении размеров подошвы а= ——/жА= 1 / 		;	(40)у a(l,2R — 2H)1 В последующих выкладках принято у=2,0 т/м3.
At
при заданной ширине ВД/нА =	*	.	(41)•	В( 1,2/?—2/У)	v 'Порядок расчета центрально нагруженных фундамен¬
тов:1.	Из данных* статического расчета надземных конструкций
выбирают наибольшие величины нагрузок на фундамент для
основного и дополнительного их сочетаний.2.	На основании конструктивной проработки устанавливают
глубину заложения фундамента Н и (см. примечание к п. 1вприложения 1) и принимают величину отношения а = — илиАширину подошвы фундамента В.3.	Определяют расчетное сопротивление основания R с уче¬
том поправок на глубину заложения Нл и ширину В фундамента.
Если ширина фундамента не задана, то при определении R
учитывают вначале только поправку на глубину заложения Нх.4.	По соответствующим формулам (36—38, 40 и 41) опре¬
деляют ориентировочные размеры подошвы фундамента А и В
и округляют их с учетом уточнения (увеличения) величины/? за
счет поправки на ширину фундамента.5.	Определяют расчетное сопротивление основания с учетом
фактически принятой ширины фундамента В и проверяют доста¬
точность принятых размеров подошвы по одной из соответству¬
ющих формул (35) или (39).Техника расчета иллюстрируется числовым примером 1.Пример 1. Найти размеры подошвы фундамента, нагру¬
женного центрально приложенной силой NH =51,6 т (основное
сочетание нагрузок), Н=Нг= 2,5 грунты основания — песок
мелкий маловлажный средней плотности, уг = 1,8 т/ж3; подвала
нет — hn =0.Принимаем квадратный в плане фундамент а= 1.Для заданных характеристик грунта при глубине заложения
фундамента Я! = 2,0 м и ширине В=1,0 м находим по табл. II
расчетное сопротивление основаниячR = 20 т/м2.Определяем его с учетом фактической глубины заложения
фундамента. По табл. IV находим величину коэффициента
k\ =2,5.Поправочный коэффициент mi определяем по формуле (II)
ml = \+\[k1{H1-2)-ha] = \	[2,5(2,5-2)-0] = 1,11.д43
Таким образом, для глубины заложения фундамента Нх=2,5 лг
и ширины В=1,0 м расчетное сопротивление основания равноЯя,=2.5 = mx/?=1,11 • 20 = 22,2 т/м2.В-1,0По формулам (36) и (37) определяем ориентировочные раз¬
меры подошвыА = i/HI-		174 м-V а(Ц-2Н) 1(22,2-2X2,5) ’ ’В=аА = 1 • 1,74 = 1,74 м.Учитывая увеличение расчетного сопротивления основания
за счет поправки на ширину фундамента, принимаем размеры
подошвы несколько меньшими, чем по ориентировочному расчетуА=В = 1,7 м.Проверяем достаточность принятых размеров.Определяем расчетное сопротивление основания с учетом
принятой ширины фундамента. По табл. IV находим величину
коэффициента /г2 = 0,5.По формуле (I) определяем величину коэффициента т%т2= 1 + tf,iL=i = 1 4 0,5 -1,7~1- = 1,09.2	4Расчетное сопротивление основания с учетом глубин зало¬
жения #!= 2,5 м и ширины подошвы фундамента В = 1,7 м
(см. приложение 1).Rhx=2,5 = (tYL\т,2—1)/?=(1,11 + 1,09— 1)20=24,0 т/м2,5=1,7Определяем напряжение под подошвой фундамента по фор¬
муле (35)Р=уН + —2 '2,5 +	—— =22,85 t/m2<_R = 24,0 т/м2.7 АВ	. 1,7 X 1,7Таким образом, принятые размеры подошвы фундамента
достаточны.Фундаменты, внецентренно нагруженные относительно одной осиРасчетные схемы фундамента, внецентренно нагруженного
относительно одной оси, показаны на рис. 22. От надземной44
конструкции на основание передаются вертикальное усилие Л/н,
момент Ми и горизонтальное усилие QH , приложенные на уровне
обреза фундамента, а также собственный вес фундамента и
грунта на его обрезах GH . Величину GH , как и в случае цент¬
рально нагруженного фунда¬
мента, определяют по фор¬
муле (34).На рис. 22, а показана
расчетная схема фундамен¬
та для случая, когда ось ко¬
лонны совпадает с середи¬
ной его подошвы, а на
рис. 22, б—для случая, ког¬
да колонна расположена
эксцентрично по отношению
к середине фундамента на
величину вф , называемую
сбивкой.Для расчета основания
усилия от надземной конст¬
рукции NH, Мн и QH удобно
заменить усилием NHy прило¬
женным на уровне подошвы
с эксцентриситетом ^отно¬
сительно ее центра. Действие
усилия QH в плоскости по¬
дошвы расчетом не учиты¬
вается, так как оно обычно
меньше сил трения между
фундаментом и основанием.Величина эксцентрисите¬
та eN определяется по фор¬
мулеЖ±9гк±и‘ч ,(4аN"	’В соответствии с условия¬
ми^) и (29), гипотезой ли¬
нейного распределения напряжений по подошве и полном ее ка¬
сании с грунтом размеры прямоугольного фундамента при рас¬
чете на основные сочетания нагрузок должны удовлетворять не¬
равенствам:	*-pcP=TH+-^-<R)	(43)45Рис. 22. Расчетные схемы фун¬
дамента, внецентренно нагру¬
женного относительно одной
оси:а—фундамент, симметричный
относительно оси колонны; б—
то же, несимметричный.
Риж =т//+-^^1+6-^-)<1,2Я.	(44>Кроме того, в зависимости от конкретных условий проекти¬
рования должно быть выполнено еще требование (30) или (31),
ограничивающее степень неравномерности эпюры давления на
грунт.При расчете на дополнительное сочетание нагрузок в соот¬
ветствии с (28) выполнение неравенства (43) не требуется.Таким образом, в общем случае определение размеров по¬
дошвы внецентренно нагруженного фундамента связано с одно¬
временным удовлетворением трех условий. Эту задачу можно
проще всего решить следующим образом. Подобрать размеры
фундамента, удовлетворяющие условию (44), и затем проверить
выполнение двух других условий по величине параметра /?.Параметр /} определяется по формулеР = —,	(45>еM« + QBh + NHet,	eN	....“ —	WTVhaW^-- , , 1НЛГ-	,46>NнУсловия (30) и (43) выполняются, если параметр /} нахо¬
дится в пределах6< р < 30;	(47>условия (31) и (43) выполняются при10<р<30.	(48)-Если при расчете на основное сочетание нагрузок Рмакс —
=1,2 R, но /J>30, то это свидетельствует о том, что Рср >Я>-
следовательно, размеры фундамента недостаточны. В этом слу¬
чае размеры фундамента должны быть подобраны по условию-
(43), т. е. без учета влияния момента на величину напряжений.Если /6<6, то это свидетельствует о неполном касании по¬
дошвы фундамента с грунтом. В этом случае формула (44)
дает неточные результаты. Проверку напряжения следует про¬
изводить по формулеРыж = 1.33	< U2 R.	(49>t В {А — 2 е)Чтобы удовлетворить требованию (32), должно быть выпол-46
■ено еще условиег<0,25Л'	£50)или эквивалентное емуР>4.	(51)Форма эпюры давления под подошвой фундамента (рис. 20)
может быть определена по следующим зависимостям:np„/J>6	(52)* макс	Рт опри/?<6 ~7~=3~'^2 •	<53>Для облегчения расчетов по определению размеров подошвы
фундамента рекомендуются графики, приведенные в приложе¬
нии 2. Там же даны указания о пользовании графиками.Порядок расчета внецентренно нагруженного фунда¬
мента относительно одной оси:	•1.	Из данных статического расчета наземных конструкций
составляются расчетные комбинации усилий NH , Мн и Q* >
действующие на фундамент при основном и дополнительном
сочетаниях нагрузок.2.	На основании конструктивной проработки устанавливают
глубину заложения фундамента Н и Нх (см. примечание к п. 11 v	Вприложения 1), принимают величину отношения а=—илиАширину фундамента В, величину сбивки фундамента вф и вели¬
чину коэффициента /}, характеризующего граничную форму
эпюры напряжений под подошвой фундамента.3.	По данным геологических изысканий и исследований грун¬
тов по приложению 1 определяют расчетное сопротивление ос¬
нования с учетом поправок на^лубину заложения Н\ и ширину ZL
Если ширина фундамента не задана, то поправку расчетного
сопротивления на ширину оценивают приблизительно.4.	По соответствующему графику приложения 2 определя¬
ется длина Д подошвы фундамента, удовлетворяющая любой
из расчетных комбинаций усилий.5.	По принятым размерам подошвы фундамента уточняют
значение R и проверяют напряжения под подошвой фундамента,
пользуясь формулами (44) или (49) при у=2.Техника расчета с использованием графиков, приведенных
в приложении 2, иллюстрируется числовым примером 2.4Т
Пример 2. Определить размеры подошвы фундамента под
колонну промышленного здания, оборудованного кранами грузо¬
подъемностью более 75 г, при следующих данных: Н = НХ = 2,0 ж;
А = 1,5 м\ ширина фундамента ограничена габаритами фунда¬
ментов под оборудование до 3,7 ж; основание естественное,
грунт — твердый суглинок с коэффициентом пористости е=0,9;
подвала нет.Усилия от нормативных нагрузок указаны в табл. 1.Таблица 1Расчетные сочетания усилий, передаваемых на фундаментУсилияЕдиницаизмеренияКомбинации усилийОсновное сочетание нагрузокIIIIIINn• т357229209мнтм+8+45—38Q»т+ 2+ 8— 6Примечание. Дополнительное сочетание нагрузок в таблице не при¬
ведено, так как расчетным в данном случае является основное сочетание.Так как здание оборудовано кранами грузоподъемностью
более 75 г, то следует принять трапециевидную эпюру давленич
С Рмин ^ 0,25 Рмакс (Р ^ Ю).Ширина фундамента принимается максимальной В = 3,7 м.Фундамент принимается симметричным относительно оси
колонны (e<j> =0).По табл. I расчетное сопротивление основания для твердого
суглинка с коэффициентом пористости е=0,9RHl-2 * = 20 + 25-~20(*Т °’9) = 21,7 т/м•;
в-i м	1 — 0,7поправочный коэффициент *т2=1 + 0,2 3,7 1 = 1,135;4окончательно2.о м = m2R= 1Л 35 • 21,7=24,6 т/ж2.В-3,7 мИз расчета следует исключить III комбинацию усилий (см.
табл. 1), так как N*и ен здесь меньше, чем во II комбинации.48
Расчет ведется на I и II комбинациях, потому что заранее нельзя
определить, какая из них будет решающей. Расчет ведется по
графику 2 (рис. 52) при ширине В—3,7 м.При I комбинации усилийN" =357 т; Мн = 8 тм; Q" —2 т.Определяем параметры.По формуле (VIII)W	357	_ _Ао =	=	= 3,8 м.5(1,2/? — 2 Я) 3,7(1,2.24,6-2.2)По формуле (VI)= 8 + 2 • 1,5 + 0 _N'	357По формуле (IX)Nн	357С' = —	=	—	 =24,0 т/м2.2ВН 2-3,7-2По верхней части графика 2 по значениям А0 =3,8 м и
вы = 0,03 м находим >1=4,0 м.По нижней части графика при Л =4,0 м и С'=24,0 т/м2 нахо¬
дим /}ел = 4,8, откудар = = 160.0,03Так как /?>30, то размеры подошвы определяем по фор¬
муле (38) как для центрально нагруженного фундаментаJV-	357А =	= 	= 4,7 м.B(R-2H) 3,7(24,6-2-2)При II комбинации усилий:N* =229,0 т; Мн =45,0 тм; Q" =8,0 т.Определяем параметры:X-		= 2,4 м;3,7<1,2 • 24,6 -2-2)45 -f- 8 • 1,5 ~ 0[-eN =	!	!— = 0,25 м\229494—798
С = 229 = 16.
3,7	• 2.2По верхней части графика находим Л = 3,5 м.По нижней части графика f}eN =4,2, откуда4 2р = -2=- = 16,8.
к 0,25Поскольку /3 находится в пределах (47), то найденные раз¬
меры достаточны для II комбинации усилий. Окончательно при¬
нимаем большие из полученных размеров подошвы фундаментаАХВ= 4,7X3,7 м.Фундаменты, внецентренно нагруженные относительно обеих осейРасчетная схема фундамента, внецентренно нагруженного
относительно обеих осей, показана на рис. 23. На основаниеРис. 23. Расчетная схема фундамента, внецентренно на¬
груженного относительно обеих осей.фундамента от надземной конструкции передаются приложен¬
ные на уровне обреза фундамента: вертикальное усилие N*;
момент Ма и горизонтальное усилие QIH , действующие в нап¬
равлении длины фундамента А; момент и горизонтальное
усилие Qb у действующие в направлении ширины В; собственный50
вес фундамента и грунта на его обрезах GH . Величину G,
как и в случае центрально нагруженного фундамента, опреде¬
ляют по формуле (34).Для расчета основания усилия от надземной конструкции
ЛГ, М” , Qha , Мд и Q" удобно заменить усилием N* , прило¬
женным в уровне подошвы с эксцентриситетами относительно
ее центра е^л (в направлении длины фундамента А) и е^в (в
направлении ширины фундамента В). Действие усилий и
Qb в плоскости подошвы расчетом не учитывается, так как
они обычно меньше сил трения между фундаментом и осно¬
ванием.Величины эксцентриситетов eNA и е^в определяются по
формуламМ*а + Q"a h ± N" e^ACNA ~	fjH	'ве„. - M% + Q%b±N-et.	(55)ЛГ"где вфА — величина сбивки фундамента в направлении eFO
длины Д;е<рв — то же, в направлении ширины В.Размеры подошвы фундамента, внецентренно нагруженного
относительно обеих осей, должны удовлетворять тем же требова¬
ниям в отношении среднего и краевых напряжений, а также
степени неравномерности давлений на грунт, которые предъяв¬
ляются к фундаментам, внецентренно нагруженным относитель¬
но одной оси.При полном касании подошвы с грунтом максимальные
краевые напряжения должны удовлетворять неравенствуРмакс =Т^+	+ 6-^Г- +	1,2 Я, (56)АВ \ А	В }а при расчете на основные сочетания нагрузок — и неравенст¬
ву (43).Размеры фундамента можно определить по тем же формулам
и графикам, что и для фундамента, внецентренно нагруженного
относительно одной оси, если в расчет ввести понятие обобщен¬
ного эксцентриситета е^о , определяемого по формулеeNo = е*А + .	(57)а51
Действительно, введя в формулу (56) величину е^0 , получим
формулу, идентичную формуле (44),= т Н f 11 4 6-^Л < 1,2 R.	(58)АВ \	А )В случае частичного отрыва подошвы от основания
(4 </}<6) максимальное напряжение может быть определено
по приближенной формулер ~н N“ + lHAB
“iKC ’ (А-2еА){В-2еп)'где ел , ев —эксцентриситеты полной нормальной силы Na -f
+уНАВ относительно центра подошвы фундамента в направ¬
лении ее длины А и ширины В соответственно.Техника расчета иллюстрируется примером 3.Пример 3. Найти размеры подошвы фундамента, нагру¬
женного внецентренно относительно обеих осей, при нагрузке
N“ = 250 т; Л4»=67 тм; Q” =7 т; М« =24 тм; Q« =3 г;
Н=НХ=2 ж; h = 1 ж; «=1,0; еф =0; расчетное сопротивление
основания (плотный пылевидный песок) R = 2,5 т/ж2; ограниче¬
ние формы эпюры давления Р мин> 0,25Р макс ф> 10).Для вычисления расчетного сопротивления основания с уче¬
том ширины подошвы определяем ее ориентировочные размеры
по формуле (36) для центрально нагруженного фундамента.
Такое определение размеров подошвы дает удовлетворительные
результаты, так как неучет влияния моментов компенсируется
заниженным расчетным сопротивлением основаниял |/ f -1/ 25° -as.,,У а(К-2Н,)~ V 1(2,5-2-2) ~А0Ширине фундамента £=3,5 м соответствует по формуле (I)
поправочный коэффициентrriQ—l + 0,2-Mill = 1,134и расчетное сопротивление основанияRh\=2м =1,13-25=28,3 т/ж2.В=3,5 мОпределение размеров подошвы производится по графику 1
(рис. 51).52
Расчетные параметры:
по формуле (V)А - l/ N* ~ - l/	2’5	- 29 дс-0— ]/ *(\,2R-2H) V 1(1,2 -28,3 —2-2)	м'по формуле (54)Ma + Qa -h±NH • ефА1 .'67 + 7-1
eNA =	Jj;	=	250	= ’ ’по формуле (55)M*B + QHB-h±N*-ефВ 24 + 3-1 Л11
=	№	=	25б~=0’П **по формуле (57)eNo - eNA + = 0,30 + -ML = 0,41 л;а	1но формуле (VII)С = = —250_ _ gg
2аН 2-1-2По верхней части графика при А0 =2,9 м и едо=0,41 нахо¬
дим Л =3,8 м и В = а А = 1 • 3,8=3,8 м.По нижней части графика при Л=3,8 м и С=62 находим
4,8/Siejvo=4,8, откуда /Ji= q^Y = ^’7' Поскольку величина нахо¬
дится в пределах (47), т. е. 30> 11,7> 10, то найденные размеры
фундамента ЛХ#=3,8ХЗ,8 м являются достаточными.Для контроля расчета определяем напряжения под подош¬
вой фундаментаргикс= „я _j_	/1 + б	+ 6	\ = 2 • 2 +м*н	Ав у - А - в f_250_/1+6_03_ 01П 32,8 гМ
3,8-3,8 \ ” 3,8	3,8 ) 10,2 т/м*;р«акс =32,8< 1,2/?= 1,2 • 28,3=33,9 т/ж2;Рии„ = 10,2>0,25 Ямакс =0,25-32,8 = 8,2 т/м2.53
Таким образом, правильность расчета подтверждена.
Окончательно принимаем размеры подошвы фундаментаЛХ£=3,8ХЗ,8 м.§ 3. ВЫБОР ТИПА ФУНДАМЕНТАВыбор типа фундамента должен производиться в зависимос¬
ти от следующих данных:нагрузок на колонны и расчетного сопротивления грунта
основания;условий изготовления сборных элементов (на заводе или на
строительной площадке);условий транспортирования и монтажа (транспортные габа¬
риты, грузоподъемность транспортных и монтажных кранов).Для облегчения выбора типа фундамента рекомендуется
пользоваться табл. 2.Таблица 2Вес блока в зависимости от расчетной нагрузки на фундаментТип фундаментаРасчетная нагрузка по верхнему обрезу
фундамента в т при весе блока в т510152025Одноблочный пирамидаль¬
ный фундамент120220320400480Одноблочный ребристый
фундамент150270400500600Двублочный фундамент200350500600—Многоблочный фундамент | 300I60080010001200Примечание. Таблица составлена для расчетного сопротивления грун¬
та 20—25 т/м2.Выбор типа фундамента по табл. 2 производится по величине
расчетной продольной силы, действующей в колонне по верх¬
нему обрезу фундамента и максимально допустимому по мест¬
ным условиям весу блока фундамента. Изгибающий момент в
колонне для упрощения задачи не учитывается, так как он, в
большинстве случаев, не оказывает существенного влияния на54
вес блока. Это объясняется тем, что для внецентренно нагру¬
женных фундаментов допускается увеличение краевых напря¬
жений на 20% (НиТУ 127—55, § 70), а, кроме того, при действии
больших изгибающих моментов нижней плите фундамента обыч¬
но придают прямоугольную форму, уменьшающую величину
максимальных краевых напряжений.Как правило, следует стремиться к применению одноблочных
фундаментов—пирамидальных (при изготовлении их непосред¬
ственно на строительной площадке) или с эффективными тонко¬
стенными ребристыми сечениями (при заводском изготовлении),
являющихся наиболее экономичными по расходу материалов и
простыми в монтаже.Опыт эксплуатации башенных кранов грузоподъемностью
40 т показывает, что максимальный вес фундаментного блока не
должен превосходить 25—28 т. Транспортные габариты не до¬
пускают применения одноблочных фундаментов с опорной пло¬
щадью более 20—22 м2. Это же ограничение опорной площади
обуславливается трудностью обеспечения плотного контакта
между подошвой фундамента и основанием.Учитывая изложенные соображения и данные табл. 2, одно¬
блочные пирамидальные фундаменты можно рекомендовать при
расчетной нагрузке на колонну до 500 т, одноблочные ребрис¬
тые — до 600 т. При ограничении веса элемента пятью тоннами
максимальная расчетная нагрузка на колонну для одноблочных
фундаментов составляет всего 120—'150 т. Переход к двублочным
фундаментам, состоящим из башмака и опорной плиты при том
же ограничении веса фундаментного блока позволяет увеличить,
нагрузку, примерно, на 30%. Так при весе фундаментного блока5	т нагрузка на колонну может достигать 200 т.Максимальная нагрузка на двублочный фундамент (так же,
как и на одноблочный ребристый) не превышает 600 т, что обу¬
словлено наибольшей допустимой величиной опорной площади
20—22 м2. Но при этом наибольший вес элемента уменьшается
до 20 т.Многоблочные фундаменты следует применять при нагрузках
более 600 т или в случае малой грузоподъемности монтажных
кранов. При одинаковом весе блоков нагрузка на многоблочные
фундаменты по сравнению с одноблочными увеличивается
вдвое. При весе блока до 25 т многоблочные фундаменты реко¬
мендуемых конструкций обеспечивают восприятие всего диапазо¬
на нагрузок каркасных промышленных зданий.Следует отметить также, что вес сборного фундамента зави¬
сит от типа сопряжения его с колонной: стаканный тип стыка
увеличивает вес верхней части фундамента, особенно при малых
нагрузках. Кроме табл. 2, при выборе типа фундамента могут
быть полезны данные по типовым фундаментам, приведенные в
§ 6 этой главы.55
§ 4. СОПРЯЖЕНИЕ КОЛОННЫ С ФУНДАМЕНТОМСопряжение колонны с фундаментом следует выполнять, как
правило, таким образом, чтобы все работы нулевого цикла
(обратная засыпка котлована, устройство дорог и оснований
под полы) были закончены до начала монтажа надземных кон¬
струкций: наличие дорог, ровной поверхности подготовки под
полы позволяют эффективно использовать строительные меха¬
низмы и машины.При малом заглублении фундамента это легко осуществля¬
ется непосредственным сопряжением колонны с фундаментом
за счет некоторого увеличения высоты башмака. Отметку верха
фундамента при этом рекомендуется принимать равной отметке
спланированной поверхности земли. На рис. 24, а показана схе¬
ма расположения типового фундамента с отметкой верха—	0,15 Му разработанного под типовые колонны промышленных
зданий.Рис. 24. Схемы сопряжений колонны с фундаментом:«—на нулевой отметке при мелком заложении фундамента; б—то
же, при глубоком заложении; в—на уровне обреза фундамента
при глубоком заложении; 1—колонна; 2—подколонник; 3—фунда¬
мент.При большом заглублении фундамента устройство стыка на
нулевой отметке усложняется, так как возникает необходимость
в дополнительном сборном элементе (подколоннике) и устрой¬
стве вместо одного двух стыков — на уровне верха фундамента
и на нулевой отметке. Целесообразность такого решения
(рис. 24, б) требует обоснования. Более простое конструктивное
решение, в котором колонна стыкуется непосредственно с фун¬
даментом на уровне верха башмака, показано на рис. 24, в.
Однако в этом случае исключается возможность завершения
работ нулевого цикла для монтажа надземных конструкций. Та¬
ким образом при большом заглублении фундаментов в каждом
случае вопрос о том, на какой отметке следует стыковать с ним
колонну, должен быть решен с учетом конкретных условий из¬
готовления и монтажа конструкций.56
Сопряжение колонны или подколонника с фундаментом вы¬
полняется: замоноличиванием ее в стакане (стаканный тип);
сваркой выпусков арматуры из колонны и фундамента; задел¬
кой выпусков арматуры колонны в тело фундамента; с помощью
анкерных болтов и металлических закладных частей.Стык колонны с подколонником осуществляется по типу мон¬
тажного стыка колонн, принятого в данном проекте.Стаканное сопряжение колонны с фундамен¬
том. При этом типе сопряжения глубина заделки колонны Нс
принимается: для фундаментов одиночных колонн не менееРис. 25. Стаканное сопряжение колонны с фундаментом:
а—для одноветвевых колонн; б—для двухветвевых колонн; в—
улучшение анкеровки арматуры колонны путем приварки допол¬
нительных поперечных стержней; г—то же, шайб.большего размера поперечного сечения (рис. 25, а); для фунда¬
ментов двухветвевых колонн не менее 1,5//в и не менее 7з Ян,
где Нв — больший размер поперечного сечения ветви и Нн —
больший размер сечения всей колонны (рис. 25, б).Причем, при бетоне колонны марки 200 и выше эта глубина
должна быть не менее 20 диаметров продольной рабочей арма¬
туры колонны, а при бетоне марки 150 — не менее 25 диамет¬
ров.Уменьшение глубины заделки до 15 диаметров допускается
при условии приварки к концам продольных рабочих стержней
дополнительных анкерующих стержней (рис. 25, в) или шайб
(рис. 25, г).Глубина стакана фундамента принимается равной ука¬
занной выше глубине заделки колонны плюс 50 мм, а толщина57
его дна — не менее 200 мм. Зазоры между стенками стакана и
колонной должны быть равными внизу 50 мм и вверху 75 мм.Следует иметь в виду, что продольное усилие в колонне пе¬
редается фундаменту в основном за счет сил сцепления, возни¬
кающих между боковой поверхностью колонны и стенками ста¬
кана в результате замоноличивания стыка.Рис. 26. Сопряжение колонны с фундаментом посредством
стальной трубы и сварки выпусков арматуры с последующим
бетонированием стыка.Разрыв стенок стакана, играющих роль обоймы, может при¬
вести к продавливанию колонны сквозь тело фундамента. По¬
этому толщину стенок рекомендуется принимать вверху не ме¬
нее 200 мм и внизу не менее 3Д высоты верхней ступени.Сопряжение колонны с фундаментом свар¬
кой выпусков рабочей арматуры колонны и ар¬
матуры фундамента. Стык, изображенный на рис. 26,
выполнен следующим образом. Из колонны выпущены рабо¬58
чие продольные стержни и стальная труба, заполненная бето¬
ном. Из фундаментного башмака выпущена арматура, соответ¬
ствующая рабочей арматуре колонны. Труба при монтаже ко¬
лонны устанавливается на заложенную в фундаментный башмак
стальную планку, колонна временно раскрепляется; после вы¬
верки правильности ее установки приваривают трубу к опорной
планке, производят ванную сварку выпусков арматуры и бето¬
нируют стык.Рис. 27. Сопряжение колонны с фундаментом посредством
железобетонного шипа и езлрки выпусков арматуры с по¬
следующим обегонированием стыка.Проектным институтом Теплоэлектропроект для типовых уни¬
фицированных конструкций тепловых электростанций разработан
вариант стыка колонны с фундаментом, показанный на рис. 27.
Стальная труба заменена железобетонным шипом, представляю¬
щим собой уменьшенное сечение колонны. Шип колонны опира¬
ется непосредственно на бетонную поверхность фундаментного
башмака. Таким образом, отпадает необходимость в металличе¬
ских закладных частях. Армирование шипа показано на рис. 28.Учитывая возможность местных перенапряжений, конец шипа
усиливают косвенным армированием — сварными сетками из хо¬56
лоднотянутой проволоки. Рабочая арматура шипа проходит внут¬
ри наружного контура этих сеток.Сопряжение колонны с фундаментом посред¬
ством заделки выпусков арматуры колонны вРис. 28. Армирование железобетонного шипа колонны.Рис. 29. Сопряжение колонны с фундаментом посредством
заделки выпусков арматуры колонны в тело фундамента.тело фундамента. Этот тип сопряжения (рис. 29), приме¬
няемый за рубежом, характеризуется тем, что колонна опирает¬
ся на верхнюю поверхность башмака, а закрепление ее осуще¬
ствляется замоноличиванием выпусков рабочей арматуры в к0
лодцах, предусмотренных в фундаментных башмаках. Глубина
колодца должна быть не менее 40 диаметров рабочей арматуры
плюс 50 мм. Нижний конец колонны сужен и дополнительно ар¬
мирован.Сопряжение колонны с фундаментом на ан¬
керных болтах. Одно из решений такого стыка показано
на рис. 30.В нижней части колонны предусматривается металлическая
закладная рамка, к которой перед монтажом привариваются
кронштейны с вырезами для ан¬
керных болтов. Колонна устанав¬
ливается на шайбы нижних гаек
анкерных болтов и временно за¬
крепляется верхними гайками, ко¬
торые окончательно затягиваются
после выверки правильности уста¬
новки колонны. Затем устанавли¬
вают бортовую опалубку и замо-
ноличивают стык.Наиболее простым из четырех
рассмотренных типов сопряжений
является стаканный стык. При та¬
ком сопряжении нижний конец ко¬
лонны не меняет поперечного се¬
чения, не имеет выпусков армату¬
ры и закладных частей, не вызы¬
вает трудностей закрепление и вы¬
верка колонны при монтаже и от¬
падает необходимость в устрой¬
стве опалубки для замоноличива-
ния стыка. Однако применение
его для колонн большего попереч¬
ного сечения (более 0,4X0,8 м) требует значительного развития
верхней части башмака для обеспечения необходимой прочности
стенок стакана, что вызывает чрезмерное утяжеление фундамента.
Кроме того, стаканное сопряжение затрудняет унификацию
фундаментов, так как для различных типов колонн требуются
различные размеры стаканов. В некоторых случаях для уменьше¬
ния типоразмеров фундаментных башмаков принимают размеры
стакана по наибольшему поперечному сечению колонны, но
это приводит к уменьшению надежности стыка, неоправданному
утяжелению башмаков и усложнению замоноличивания.Для тяжело нагруженных колонн можно рекомендовать стык
второго типа — сварку выпусков арматуры колонны и фунда¬
мента, нашедший широкое применение в практике строительства
главных корпусов тепловых электростанций. Такой тип стыка
дает возможность унифицировать сборные фундаменты для ши¬
рокого диапазона нагрузок и уменьшить, по сравнению соРис. 30. Сопряжение колон¬
ны с фундаментом на анкер¬
ных болтах.61
стаканным стыком, размеры верхней части фундаментного баш¬
мака.Следует, однако, отметить, что недостатком этого типа стыка
является усложнение конструкции нижнего конца колонны и не¬
обходимость предохранения выпусков арматуры от повреждений
при транспортировке и монтаже. В отдельных случаях при за¬
труднениях в осуществлении монтажной ванной сварки армату¬
ры может найти применение стык с заделкой выпусков армату¬
ры в фундамент. Этому типу стыка свойственны аналогичные не¬
достатки и, кроме того, он усложняет конструкцию и вызывает
необходимость дополнительного армирования верхней части фун¬
даментного башмака.Стык с помощью анкерных болтов и металлических заклад¬
ных частей сложен в изготовлении и монтаже, требует большего
расхода стали и поэтому не может быть рекомендован.§ 5. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ФУНДАМЕНТОВПроектирование сборных железобетонных фундаментов про¬
изводится в соответствии с Нормами и техническими условиями
проектирования бетонных и железобетонных конструкций
(НиТУ 123—55).Фундаменты изготовляют из тяжелого бетона марок 200 и
300 и армируют сварными сетками и каркасами из горячека¬
таной стали периодического профиля марки Ст. 5 (обычная или
упрочненная вытяжкой) и сталь марки 35ГС *.Арматуру, назначаемую без расчета, следует выполнять из
сталей марок Ст. 3 и Ст. 0 (диаметром 6 мм и более) и холодно¬
тянутой проволоки (диаметром менее 6 мм). Петли для стро¬
повки выполняются только из горячекатаной круглой стали мар¬
ки Ст. 3.Расчет прочности тела фундамента производится на расчет¬
ные нагрузки и состоит из определения:а)	реактивного давления грунта под подошвой;б)	усилий в расчетных сечениях;в)	размеров бетонных сечений элементов фундамента или их
проверки;г)	требуемой площади сечения продольной и поперечной ар¬
матуры.Реактивное давление грунта под подошвой фундамента опре¬
деляют, исходя из гипотезы линейного распределения напряже¬
ний. При этом учитывают давление только от нагрузок, прило¬
женных к обрезу фундамента. Собственный вес фундамента и
вес грунта на его уступах не учитывают, так как обусловленное
этими нагрузками реактивное давление ими же уравновешива¬
ется, не вызывая усилий в теле фундамента.1	Армирование составных фундаментов, рассчитываемых с учетом пере¬
распределения усилий в предельном состоянии упрочненной Ст. 5 не допус¬
кается.62
Наклонные сечения массивных фундаментов рассчитывают,
как правило, с передачей поперечной силы только на бетон.Расчет составных сечений на изгиб производится по методу
предельного равновесия с учетом сил трения между контактны¬
ми плоскостями.Фундаменты рекомендуется армировать сварными сетками
и сварными каркасами, при этом следует руководствоваться об¬
щими указаниями по армированию плит и балок. Диаметр рабо¬
чей арматуры принимается не менее 10 мм. Все стержни сетки
должны иметь, как правило, одинаковый диаметр. Шаг стерж¬
ней в сетках рекомендуется принимать равным 100, 150 или
200 мм — одинаковым для всех стержней одного направления;
при необходимости его уменьшения в средней части сечения (под
колонной) ставятся дополнительные стержни.Толщина защитного слоя бетона в сборных фундаментах
принимается для рабочей арматуры, сечение которой назначено
по расчету, не менее 35 мм\ а для конструктивной — не ме¬
нее 20 мм.Фундаменты следует устанавливать на подготовку толщиной
70—100 мм из щебня или тощего бетона. При монтаже фунда¬
ментов и плит с площадью подошвы 5—6 м2 подготовка тща¬
тельно выравнивается слоем пластичного цементного раствора
толщиной 30—50 мм. Башмаки и траверсы многоблочных фун¬
даментов устанавливаются на плиты по выравнивающей стяжке
из цементного раствора толщиной 30—50 мм.Для подъема при транспортировании и монтаже в теле фун¬
дамента устанавливают петли, сечение которых назначается по
расчету согласно табл. IX приложения 3, но не менее 10 мм. В
тяжелых монтажных элементах вместо петель могут быть сдела¬
ны отверстия для строповки 100 мм. Бетонные стенки при
этом проверяются по формуле1,5	бГ < 3 6Ст Лет /?РУ ,	(60)где G" —нормативный вес монтажного элемента;1,5—коэффициент динамичности;ЬСт , Лет —толщина и высота стенок стакана;Яру —условное расчетное сопротивление бетона при растяже¬
нии.Основные материалы, используемые при расчете и конструи¬
ровании фундаментов, приведены в приложении 3.Одноблочные пирамидальные фундаментыОдноблочные пирамидальные фундаменты с малой площадью
подошвы со стаканным сопряжением с колоннами могут прини¬
маться по табл. 3, а при условии окончания работ нулевого цик¬
ла до установки колонн — по альбому, разработанному проект¬
ным институтом № 1 (см. § 6 этой главы).63
Таблица 3
Размеры одноблочных фундаментов (по рис. 31)А в мм/11 в ммhi в ммВес фунда¬
мента
G*btПримечания13003003001,65Фундаменты квадрат¬
ные15003003002,00Рабочие чертежи су. се¬
рию ОФ-01-0117003003002,3919003003002,82Бетон М 20021003003003,31Форму фундаментов с большей площадью подошвы рекомен¬
дуется принимать в соответствии с рис. 32, при этом стык с ко¬
лонной может быть как стаканный, так и сварной.Размеры сечений фундамента следует принимать мини¬
мальными, но такими, чтобы были удовлетворены конст¬
руктивные требования по устройству стыка с колонной (см. § 4
этой главы) и требования прочности сечений по поперечной силе
и моменту.Полная высота фундамента h и высота нижней ступени
должны обеспечить прочность наклонных сечений по поперечной
силе без постановки специальной арматуры. Кроме того, разме¬
ры верхней ступени в плане должны обеспечивать прочность
по моменту в сечении II—II при площади сечения арматуры, по¬
добранной для сечения I—I.Расчет наклонных сечений по поперечной силе производится
по формуле (6). Расчет продольной арматуры производится
только для сечений I—I и II—II по формулам (7) и (8).Техника проектирования одноблочных массивных фундамен¬
тов иллюстрируется примером 4.Пример 4. Запроектировать одноблочный пирамидальный
фундамент под расчетную нагрузку согласно табл. 4.Т аблица 4Расчетные комбинации усилий от наземных конструкций, передаваемых на
фундамент на уровне его обрезаУсилияЕдиницаизмеренияКомбинации нагрузокОсновное сочетание1ИIIINт445275250Мтм+ 10+58—49Qт+ 2+ 10— 864
Рис. 31. Одноблочный пирами¬
дальный фундамент.Рис. 32. К расчету одноблочного пирамидального фундамента:а—расчетная схема фундамента; б—то же, сечения I; в—то
же, сечения II.
Размеры подошвы фундамента определены в примере 2 и
равны АхВ = 4,7хЗ,7 м. Колонна сечением 1,0x0,5 м изго¬
товлена из бетона марки 200 и армирована продольной армату¬
рой 0 25 мм. Сопряжение колонны с фундаментом — стакан¬
ного типа. Фундамент устанавливается по щебеночной подго¬
товке.Для изготовления фундамента принимается бетон марки 200
(/?Иу = 1000 т/м2, Яру =64 т/м2) и арматура из горячекатаной
стали периодического профиля марки 35ГС (Ray =3,4 т/см2).Фундамент залегает ниже горизонта грунтовых вод, обла¬
дающих агрессивностью по отношению к железобетону, т. е.
требуется проверка ширины раскрытия трещин, которая ограни¬
чивается размером 0,1 мм.Расчет тела фундаментаФорма и размеры фундамента, ориентировочно принятые в
соответствии с рекомендациями по конструированию, показаны
на рис. 33.1 ак*юооN='W5t у* |ГР1бм ■—1200-"“
1850	-1в*Ф*5т \шбС0=25у6г/»рРис. 33. Одноблочный пирамидальный фундамент (к примеру 4).Высота фундамента принята из условия устройства стакан¬
ного стыка с колонной. Дно стакана имеет несколько увеличен¬
ную толщину (Ад =0,35 м) в связи с большим весом сборного
элемента колонны.Глубина стакана из условия анкеровки продольной рабочей
арматуры колонны при бетоне марки 200Ис =20d=20 • 25 = 500 мм.Глубина стакана из условия заделки одиночной колонны
Нс = ак = 1000 лос>500 мм.Сб
Принимается высота фундаментаh = aK + Лд +0,05=1,0 + 0,35+0,05=1,40 м.Высоту нижней ступени следует принимать возможно мень¬
шей, так как она в основном определяет расход бетона на фун¬
дамент, но при этом должны быть соблюдены два условия:а)	обеспечена несущая способность сечений II—II и IV—IV
по поперечной силе без постановки хомутов и отогнутой арма¬
туры;б)	обеспечена несущая способность сечений II—II и IV—IV
по изгибающему моменту при продольной арматуре, равной
поставленной соответственно в сечениях I—I и III—III.Высоту нижней ступени у грани верхней принимаем равной
0,70 м, у края — 0,15 м. Толщину стенок стакана поверху при¬
нимаем 0,325 м, а внизу верхней ступени —0,60 м>0,75X0,70 = 0,525 м.Проверяем достаточность принятых размеров фундамента рас¬
четом несущей способности по поперечным силам и по изгиба¬
ющим моментам.Определяем напряжение в грунте под подошвой фундамента
при наиболее невыгодных комбинациях нагрузок. Проанализи¬
ровав данные табл. 4, следует исключить из расчета III комбина¬
цию нагрузок, так как в ней, по сравнению с комбинациями I
и II, при меньших нормальных силах соответственно меньшие
моменты.Комбинация нагрузок I0м.кс=	. е M + Oh± Меф	445 ■АВ ~	А'В	4,7 X 3,7 ”+ б 10 + 2-1,44,72 • 3,7
Комбинация нагрузок II= 25,6 + 0,9 = I26’5\24,7 т/м*.	—— + 6 58 + 10 -1,4 = 15,8 j- * * — I21’1 т/*2+ 5 3 = Г’1
4,7	X 3,7	4,72 • 3,7	" ’ 1Ю,5 т/ч\Как показывают полученные результаты, в расчете следует
учесть напряжения в грунте, вызываемые комбинацией нагру¬
зок I.Напряжение в грунте в сечениях I—I, II—II и по оси фунда¬
мента при комбинации нагрузок I1 ,	- ч_а1 — ам«кс	~~ 1амакс ^инн) —67
1 85- 26,5 “ ~ту • (26,5—24,7) =25,8 г/л*2;TV
1 17С:о„ = 26,5 - ’ -(26,5—24,7) =26,0 т/м2-,4,7оср = —— =	—	=25,6 г/ж2.Р Ав 4,7 X 3,7Проверяем достаточность принятой высоты фундамента и
высоты нижней ступени из условия прочности наклонного сече¬
ния поперечной силе.Требуемая высота фундамента по формуле (6):
в сечении I—114 “' +*• -ь85 /ттагта +ода -= 1,29+0,05=1,34 ж<1,4 и;
в сечении III—IIIЛ-1,60 j/^ и 425’|6u0Q4,71 Q + 0.05=0,88+0,05 = 0,93 л<1,4 и*.Таким образом, принятая высота фундамента из условий
прочности наклонного сечения по поперечной силе достаточна*.
Требуемая высота нижней ступени по формуле (6):
в сечении II—II/»2=1,175 ]/~>85 + 0,05=0,20 + 0,05 = 0,25 *<0,7 ж;
в сечении IV—IV/ 25 6 • 4 7Аг=0,925 у 0|4 . [ш [ 2t35 +0,05=0,10+0,05=0,15 ж<0,7 ж.1	«6» принимается по ширине колонны.2	Принятая высота достаточна также и из условия расчета на продазли-
вание.Продавливающее усилие/ A-а к	\	/4.7 —1,0 \N1 = (	2	 - А0 )6 в«.кс=г (	^		 1*35]3.7 • 26,5 = 49 т ;несущая способность
[ЛМ = 0,75(6К + Ло ) А0 #р у= 0,75 (0,5 + 1,35) 1,35 • 64 = 120 г > 49 т.68
Таким образом, принятая высота нижней ступени из усло¬
вия прочности наклонного сечения по поперечной силе доста¬
точна.Подбор сечения арматурыОпределяем изгибающие моменты в расчетных сечениях по
формуле (XV)в сечении I при ai = 26,5 т/м2\ (72 = 25,8 т/м2\ /=1,85 мМ, =3,7 • 1,852 2' 26,5 + 25,8 =165,6 тм;6в сечении II при <7i = 26,5 т/м2; а2 = 26,0 т/м2; /=1,175 м»л от , .тС2 2.26,5 + 26,0 С70
Л1ц =3,7 • 1,1752 	1	=67,3 тм;6в сечении III при ai = a2 = 25,6 т/м2; /=1,60 мос; аМщ = 4,7-1,62^^- =154,0 тм;
в сечении IV при ai = <r2 = 25,6 т/м2, /=0,925 мок СMiv =4,7 • 0,9252 • =51,5 тм.2Сечение арматуры, укладываемой вдоль длины А подошвы
фундамента, определяем из расчета сечения I.Л.-"-—m—=0,07,
bhlR„y 1,3 • 1.352 • 1000чему соответствует (по табл. VII)7о=0,963.Требуемое сечение арматурыв	М	165,6га =			 =		 = 37,4 смг.То h0Ray 0,963 • 1,35 • 3,4Принимаем 25 0 14 ПЛ, Fа =37,4 см2.Проверяем, обеспечивает ли эта арматура прочность сече¬
ния II—II.а==_^,*ау. =	37,4 • 3,4	= 0,106,bh0R„y 1,85 • 0,65 • 100009
чему соответствует (по табл. VII)Л0=0,100.Несущая способность сечения
[Л*п ] = А0 bhlR»y =0,100 • 1,85 • 0,652 • 1000=78,2 tvu>67,3 тм.Таким образом, прочность сечения II-*-II по моменту доста¬
точна.Сечение арматуры, укладываемой вдоль ширины R подошвы
фундамента, определяем из расчета сечения III.А =	154Д)	= 0 0471,8 • 1,352 • 1000то табл. VII у0=0,975.с 	 154,0 	ол с „..2Fа —	— 34,5 см .0,975 • 1,35 • 3,4
Принимаем 24 0 14ПЛ, Ft =36,9 см2.Проверяем, обеспечивает ли эта арматура прочность сече¬
ния IV—IV.а =	36,9 ' 3,4	= 0,0822,2,35 • 0,65 • 1000чему соответствует (по табл. VII)Л0 = 0,079.[AfIV ] = 0,079 • 2,35 • 0,652 • 1000=78,4 тлс>51,5 тм.Таким образом, прочность сечения IV—IV по моменту доста¬
точна.Проверка ширины раскрытия трещин. Проверка выполняется
для наиболее напряженных сечений I—I и III—III.При обобщенном коэффициенте перегрузки445п =	‘=1,25 (см. табл. 1 и 4);357моменты от нормативной нагрузки в расчетных сечениях„ = J65J) =	м„ = Г5^) = тм1,25	1,2570
Для принятого бетона марки 200 Rp —160 т/м2.В 3 7В сечении I—I при 6=1,3 м; В=3,7 м и—=— = 2,8 по гра-1,3фику (рис. 53), коэффициент /ец?- =0,25 и упругий момент сопро¬
тивления сечения по формуле (X).Г0 = kvbha-0,25 • 1,3 • 1,42= 0,65 ж3;
упруго-пластический момент сопротивления сечения
W6 = т W0 = 1,75 • 0,65= 1,14 мэ= 1,14 • 106 см3.Момент, вызывающий образование трещин, по формуле (26)[Мбт ] =1Рб#р = 1,14- 160=182 тм>М“ =132,5 тм,т. е. в эксплуатационной стадии сечение работает без трещин.Сечение III—III имеет большие размеры и несет меньший
момент, чем сечение I—I, т. е. в нем трещины заведомо не обра¬
зуются и проверка не требуется.Объем фундамента по формулам (XII) и (XIII)V« 0,15-4,7-3,7+ 0,7 -5 ^ 4,65 -3,65+2,35 -1,85 ++ У А ,65 -3,65 • 2,35 • 1,85^ + (2,35 • 1,85+1,80 • 1,30) ——1,05 • 1,15 • 0,65=2,6+4,65 +2,67—0,78=9,14 м\Проверка стенок на срез при монтаже фундамента. Вес фун¬
даментаG" = 9,14-2,5 = 22,85 т.Ввиду большого веса фундамента вместо монтажных петель
для строповки в стенках стакана предусмотрены круглые отвер¬
стия диаметром 100 мм.Проверяем прочность стенок на срез при монтаже
фундамента (по формуле (60).При Ьст =2-0,3=0,6 м и Аст =0,4 ж0 = 1.5 G" =1,5-22,85 = 34,2 T<3bCThc,Rpy =3-0,6-0,4-64 = 46,1 т.Таким образом дополнительное армирование не требуется.
Рабочий чертеж фундамента показан на рис. 34.71
СПЕЦИФИКАЦИЯЭлементКоличе- |CTBO, LUT.jНомерпозиции0мм1ммпшт.Nшт.N 1
мС-11114 ПЛ46502525114,2214 П/13650242487,634 Т1770447,1С-2144 Т1270445.154 Т27010102,7ПОКАЗАТЕЛИМаркафундаментаРасход материаловМон¬таж¬ныйвес,тБетонмаркиМ200,JW3Сталь, кг0 14
ПЛ0 4 ТВсегоФ-29,14243124422,8ПРИМЕЧАНИЯ1.	Фундамент рассчитан под нагрузку
/V=445 т, М —10 тле, Q=2 г, приложенную в
уровне его обреза.2.	Расчетное сопротивление основания на
глубине 2 л. R—2t2 кг/см2.3.	Сетки С-1 и С-2 собираются на контактно-точечной сварке.4.	Фундамент бетонируется в инвентарной металлической опалубке на
ровном поддоне.5.	На листе все размеры в мм, отметки в м. За условную отметку 0,00 при¬
нят уровень чистого пола (УЧП).6.	Защитный слой принят 35 мм.Рис. 34. Рабочий чертеж одноблочного пирамидального фундамента(к тфнм^ру72
Одноблочные ребристые фундаментыОдноблочный ребристый фундамент, схема которого показа¬
на на рис. 35, состоит из тонкой фундаментной плиты, усиленной
ребрами. Ребра расположены таким образом, чтобы всемерно
уменьшить изгибающие моменты в плите. Стенки стакана и
ребра, расположенные вдоль сторон фундамента, разбиваютРис. 35. Одноблочный ребристый фунда¬
мент. Основные размеры и расчетные се¬
чения.иоле плиты на малые, выгодные в статическом отношении, одно¬
пролетные плиты с консолями. Опорами для ребер, расположен¬
ных вдоль сторон фундамента, служат диагональные ребра, свя¬
зывающие все его элементы в одно жесткое целое.Основной арматурой фундамента является сетка, укладывае¬
мая в плите из расчета ее на изгиб. Этой же арматуры обычно
достаточно для воапринятия изгибающих моментов, вызывающих
растяжение ребер снизу. Дополнительная арматура необходима
только для армирования ребер из расчета по поперечной силе73
и на моменты, вызывающие растяжение сверху в ребрах, распо¬
ложенных вдоль сторон фундамента.Ребристый фундамент сложнее одноблочного пирамидально¬
го и требует большего расхода стали, но имеет существенно
меньший вес, что во многих случаях может иметь решающее зна¬
чение для выбора типа фундамента.Основные размеры ребристых фундаментов (рис. 35) реко¬
мендуется принимать следующими:высоту фундамента h — из условия расчета диагональных
ребер по поперечной силе и устройства сопряжения с колон¬
ной;толщину стенок стакана — меньшей, чем в массивных фунда¬
ментах, учитывая их существенное усиление диагональными
ребрами, но не менее 300 мм;ширину ребер — не менее 300 мм. Размеры диагональных ре¬
бер, представляющих собой, как правило, короткие консоли,
должны удовлетворять условиюQ < -7 bh0;4толщину плиты —Ап > 150 мм. В плите поперечные силы
должны восприниматься одним бетоном (без постановки хому¬
тов и отгибов).Расчет элементов фундамента производится следующим об¬
разом.Плита рассчитывается по схеме однопролетной балки с кон¬
солью (рис. 36, а). Длина ее консольного свеса /к должна быть
такой, чтобы удовлетворялось неравенство 0,5Mi >Мпр . В этом
случае достаточно арматуры, подобранной по моменту М\ и по¬
ставленной по низу плиты [а = -^йп j для воспринятия момен¬
та Л1пр •Ребра, расположенные вдоль сторон фундамента, рассчи¬
тываются как балки, упруго защемленные в углах (рис. 36, б).
Частичное защемление ребер обеспечивается жесткостью узла
их пересечения и реактивным действием консольных свесов пли¬
ты. Изгибающие моменты в ребрах могут быть определены п®
формулам:Мпр =	а Ьр /*;	(€1)Моп =—— збр/2.	(62)24Диагональные ребра рассчитываются как консоли, защемлен¬
ные в сечении III—III, нагруженные опорными реакциями обра-74
Рис. 36. Расчетные схемы элементов одноблочного ребристого фунда¬
мента:а—плита; б—диагональное ребро; в—обрамляющее ребро.
мляюших ребер (рис. 36, в). Усилия в консоли определяются по
формулам:Q = 0,5 (o\bp\ /i + (72&p2 h)\	(63)M = QU.	(64)Кроме того, как и в пирамидальных фундаментах, произво¬
дится проверка сечений V—V и VI—VI по грани колонны на из¬
гибающие моменты (см. рис. 35). При расчете учитывается вся
продольная арматура, пересекаемая указанными сечениями.Техника расчета и конструирования одноблочных ребристых
фундаментов иллюстрируется примером 5.Пример 5. Запроектировать одноблочный ребристый фун¬
дамент под расчетную нагрузку согласно табл. 4 (см. при¬
мер 4). Размеры подошвы фундамента определены в примере 2
и равны i4xfi = 4,7x3,7 м. Колонна сечением 1,0x0,5 м изго¬
товлена из бетона марки 300 с продольной арматурой 0 25 мм.
Сопряжение ее с фундаментом — стаканного типа. Фундамент
устанавливается по щебеночной подготовке.Фундамент изготавливается из бетона марки 300 (Лиу =
= 1600 т/м2\ /?ру =95 т/м2) и армируется горячекатаной сталью
периодического профиля марки 35ГС (Л?ау =3,4 т/см2).Расчет тела фундаментаФорма и размеры фундамента (рис. 37) ориентировочно при¬
няты. на основании рекомендаций, изложенных на стр. 73—74.
Высота его равна Л = 1,40 м из условия устройства стаканного
стыка с колонной при толщине дна стакана Ад =0,35 м (см. при¬
мер 4).Толщина плиты, усиленной системой ребер, для уменьшения
веса фундамента принята минимально возможной по конструк¬
тивным соображениям Лп=0,15 м\ толщина стенок стакана —
0,325 м, а ширина диагональных и контурных ребер — 0,3 м.
Высота ребер, определяемая условием обеспечения их несущей
способности по моменту арматурой, поставленной в плите из
расчета ее на изгиб, принята: для диагональных ребер у стака¬
на — 1,40 м, у контурных ребер — 1,15 м\ для контурных ре¬
бер — 0,50 м.Проверяем достаточность принятых размеров сечений эле¬
ментов фундамента и определяем сечение арматуры из расчета
несущей способности по поперечным силам и изгибающим мо¬
ментам.Напряжения в грунте под подошвой фундамента при наиболее
невыгодных комбинациях нагрузок, вычисленных в примере 4,
равны:(Тыакс=26,5 т/м2\ (Тмин =24,7 т/м2; Оср =25,6 т/м2.76
Расчет in литыРасчетная схема плиты показана на рис. 36, а.Плита армируется одной сеткой со стержнями одинакового
диаметра и шага в обоих направлениях, расположенной на рас¬
стоянии 50 мм от низа. Таким образом, на моменты, вызываю¬щие растяжение снизу, плита работает с Л0 =100 мм, а на момен¬
ты, вызывающие растяжение сверху, —h0= 50 мм. Консольный
свес плиты принят /п = 0,40 м из условия, что моменты, растяги¬
вающие ее снизу, не менее чем вдвое превосходили величины
моментов, растягивающих сверху. Выполнение этого условия77Рис. 37. Одноблочный ребристый фундамент (к примеру 5).
обеспечивает прочность плиты при армировании ее только одной
сеткой.Определяем величины изгибающих моментов в плите 1.Наибольший момент в консольном свесе плиты/Mi = 0,5амакс/2 =0,5 • 26,5 -0,402=2,12 тм.
Наибольший момент в пролете плиты^ __ дма*А / 3/ | 6/к g\	 26,5 • 0,55 / 3 • 0,90 ^8 \U I }	8 \ 0,40
+ —°-’40 -f 8W 30,18 г;
0,90 .)
В . 30,18
х =	=	-	= 1,147 м\®макс 26,5• Afnp = -в (х-/к) + 0,5 амакс-£2 = - 30,18 (1,147 - 0,55) ++ 0,5 • 26,5 • 1,1472 = - 0,70 тм.Таким образом, поставленное условие Мпр <0,5 AJi выпол¬
нено0,70<0,5-2,12= 1,06 тм.Момент в защемлении плитыМ\\ = 0,125 амакс(Я - 2 /к) = 0,125 • 26,5 (0,92 — 2 • 0,552) = 0,68 тм.Определяем требуемое сечение арматурыМ	2 12А0 = Г— =	^	= 0,133.
bhlR»y 1 • 0,102 • 1600По табл. VII у40=0,133 соответствует уо=0,928М	2 12Za = — — =	^ 	=22,9 т!пог. м.
7о h0 bp 0,928 • 0,1 • 1,0По табл. VIII принимаем сетку из стержней 0 12 ПЛ через
!150 мм с Zt =25,64 т/пог. м>22.9 т/пог. м.Проверяем достаточность принятой толщины плиты из усло¬
вия прочности по поперечной силеА = I 1 f °',акс	1-0 05 = 04 - A f	—- + 0,05 =
П 1 У 0,4 RHy	V 0,4-1600
= 0,08 + 0,05 = 0,13 м < 0,15 м.1 И. И. У ли цк ий, С. А. Ривкин, М. В. Самолетов, А. А. Д ы-ховичный. Железобетонные конструкции. Гостехиздат УССР, 1958.78
Таким образом, принятая толщина плиты достаточна.Расчет ребер, расположенных вдоль сторонфундаментаРасчетная схема ребер показана на рис. 36, в.Ребра, расположенные вдоль стороны А по¬
дошвы фундамента. Определяем усилия .в ребре.Расчетный пролет ребра /б =3,6 м.Нагрузку на ребро собираем с шириныО SOтftp =0,40+0,30+ =0,95 м.2Расчет ведем по <тср =25,6 т/м2.Изгибающие моменты:/2	3 6^Afnp = оср bp = 25,6 • 0,95 • -j2~ = ^ ™-/2	3 Q2Afon = аср Ьр — 25,6 • 0,95 • ’ ^ = 13,1 тм.Поперечная сила/	3 6Q ■= аср Ьр = 25,6 • 0,95 ~ = 43,8 т.Определяем сечение продольной арматуры. В пролете при
Ло=0,45 м и 6 = 0,95 мМ	26 2А0	^		 0,085; То = 0,955;bhlR„y 0,95 • 0,452 • 1600М	26,2	,Fа =	 =				 17,95 см2.7о Ло Ray 0,955 • 0,45 • 3,4/Принимаем 40£5 ПЛ; Fa =19,63 см2> 17,95 см2.-	На опоре при А0=0,45 м и 6 = 0,30 м\А0 =	13,1	= 0,135; То = 0,928;0,3 • 0,452 • 1600	11Я 1= 9,22 см2.0,928 • 0,45 • 3,479
В качестве опорной арматуры ребра используется арматура
плиты в количестве 7 0 12 ПЛ, размещаемой на ширине
6р=0,95 л и 2012 ПЛ, укладываемых в ребре, что составляет
Fa =7,92 + 2,26=10,18 см2> 9,22 см2.Определяем сечение поперечной арматуры. Так какbh0 ЯрУ =0,30 • 0,45 • 95= 12,80<Q = 43,8 г,то поперечная арматура должна быть поставлена по расчету.Определяем усилие, передаваемое на поперечную арматуру
на единицу длины ребра,Q2	.	43,82<7х — л /» г* , , о °СР Р —0,6 /?„у bhi	0,6 • 1600 • 0,3 • 0,45*-	25,6 • 0,95 = 33,0 - 24,3 = 8,7 т/м.Принимаем • поперечную ч арматуру из стержней 0 8 ПЛ
</, =0,50 см2), л=2.Определяем расстояние между поперечными стержнями чо
длине ребраа = Яау/х_я = 2.Z_Lpj_-_2 = о,31 м.<7*	8,7Максимально допустимое расстояние между поперечными
стержнями0.1 И..Ы& 0,1 ■ 1500 • 0,3 • 0,45>“ =	5	“	43,8	"°’33'“Принимаем а—0,25 м.Ребра, расположенные вдоль стороны В по¬
дошвы фундамента. Определяем усилия в ребре.Расчетный пролет ребра U =2,6 м.
Нагрузку на ребро собираем с шириныb п— 0,40 + 0,30 + =1,08 м.
280
Напряжение в грунте по оси ребра0	== °м»кс (°макс — °мин) —~ ~ 26,5 — (26,0 — 24,7) —		А	4.7= 26,3 т \м2.Изгибающие моменты:Мпр =26,3 • 1,08 =16,0 тм-
12Моп =0,5 Мпр =0,5 • 16,0=8.0 тм.Поперечная силаQ=26,3 • 0,95 -у- =32,5 т.Определяем сечение продольной арматуры. В пролете при
Ло=0,45 м и 6=1,08 м:А0 =	^	= 0,046; То = 0,977;1,08	• 0,452 • 1600Fa =	^	 = 10,72 см2.0,977 • 0,45 • 3,4Принимаем 4 0 20 ПЛ, Fa =12.56 см2> 10,72 см2.На опоре при h0 =0,45 м и 6 = 0,30 мЛ0 =	^	= 0,083; То = 0,955;0,30 • 0,45а -1600	'Fa =	—	= 5,50 см2.0,955 • 0,45 • 3,4Так как по ширине Ьр =1,08 м в плите поставлено 70 12 ПЛ
с Fa =7,92 сл*2>5,50 см2, то дополнительная арматура не тре¬
буется.Поперечную арматуру принимаем по конструктивным сообра¬
жениям такую же, как и в ребрах по длиной стороне подошвы
фундамента.Расчет диагональных реберРасчетная схема диагонального ребра показана на рис. 36, в.
Диагональное ребро является опорой для окаймляющих
ребер и воспринимает сосредоточенную силу, равную сумме6—798 81
поперечных сил в окаймляющих ребрах
<2=43,8+32,5=76,3 г.Расчетная длина ребра /д =V^0,9a -j- 0,652 =1,11 м. 'Изгибающий момент в заделкеM=Qlд = 76,3 -1,11= 84.7 тм.Определяем сечение продольной арматуры. Размеры сечения
в заделке: Ло=1,35 м\ 6 = 0,30 мА0 =	^	= 0,97; То = 0,949;0.3 • 1,352 • 1600Ft =	—	 = 19,5 см2.0,949-1,35.3,4В работе диагонального ребра участвует арматура, «остав¬
ленная в плитах на половине длины Л,18012 ПЛ (fa =20,36 см2)
и половине ширины12 0 12 ПЛ (Fa =13,58 см2),
проекция которой на направление ребра составляетО	О QFа = 20,36 • — + 13,58 • ==12,13+10,97 = 23,10 см*> 19,5 см2.1,11 1,11Таким образом, дополнительной расчетной продольной арма¬
туры в диагональном ребре не требуется.Определяем сечение поперечной арматуры. Диагональное ре¬
бро рассматриваем как короткую консоль. Проверяем достаточ¬
ность его сечения.=igQQ0>3. 1>10=132 г >84,7 т.4	4Размеры сечения достаточны.Требуемое сечение отогнутых стержнейFa =	Q	=	—	= 22,2 см*.2 sin a Riy 2 • 0,707 • 2,7Принимаем 60 22 ПЛ; F, =22,81 сл2>22,2 см2.82
Расчет стенок стаканаРасчет стенок стакана заключается в проверке их прочности
по поперечной силе и в определении требуемой продольной
арматуры в сечениях по граням колонны.Достаточность сечения стенок из условия прочности по
поперечной силе была подтверждена расчетом в примере 4,Определяем изгибающие моменты по граням колонны в се¬
чениях V и VI.Сечение V—Mv = 165,6 т]м (см. сечение I в примере 4).Сечение VI—Mvi= 154,0 тм (см. сечение II в примере 4)..Определяем требуемое сечение продольной арматуры.В сечении V:д =	^	=	165,6 = q Q44bhlR»y 1,3- 1,35*. 1600 * 'по табл. VII ро=0,978;F, = —-- — =	—	= 36,7 см\То h0 Ray 0,978 • 1,35 • 3,4В качестве продольной арматуры фундамента в сечении V
может быть использована арматура, расположенная вдоль сто¬
роны А в плите 260 12 ПЛ (Fa =29,39 см2) и в окаймляющих,
ребрах 4® 16 ПЛ (Ft =8,02 см2), что составляетFa =29,39+8,02=37,41 см2>36,7 ел?.Отметим, что в случае необходимости можно было бы еще
учесть продольную арматуру, располагаемую в диагональных
ребрах.В сечении VI:А0 = —	-54^-	 = 0 030;1,8 • 1,352- 1600по табл. VII уо=0,985;Fa =		= 34,2 снК0,985 • 1,35 • 3,4В качестве продольной арматуры фундамента в сечении Vfc
достаточно учесть только арматуру плиты, располагаемую вдоль,
стороны В в количестве 32 0 12 ПЛ,F =36,16 с.м2 >34,2 мй.83
' Объем Жетона фундамента
V=0,15 • 4,7 -3,7 + 2 (3,5 + 2,5) 0,3 • 0,35 + 4 -1.,25+1-00. 0,3 • 1,1 +I+ 1,25-1,3-1,8— 1,05- 1,15-0,65=7,4 мК
Вес фундаментаО» =7,4-2,5=18,5 т.Для строповки фундамента в стенках стакана устраиваются
отверстия d=100 мм\ ЬСт =2-0,325=0,65 м и /гст =0,4 м.По формуле (60)3bcTh„Rpy =3 - 0,65 - 0,4-95 = 74 т> 1,5- 18,5=27 г,т. е. дополнительное армирование не требуется.Ниже приводится ведомость рабочей (расчетной) арматуры.
Рабочий чертеж фундамента приведен на рис. 39.Таблица 5Ведомость рабочей (расчетной) арматуры в элементах одноблочного
ребристого фундамента"Элемент фундаментаЭлемент арматуры и ее
направлениеJ Арматура (ст. 35Г<3)ПлитаПлитаПродольная вдоль А
Продольная вдоль В0 12ПЛ через 150
0 12ПЛ через 150Ребра вдоль АПродольная верхняя
Продольная нижняя
Поперечная40 25 ПЛ
20 16 ПЛ
20 8 ПЛ через 250Ребра вдоль ВПродольная верхняя
Продольная нижняя
Поперечная40 8 ПЛ20 20 ПЛ20 8 ПЛ через 250Диагональные ребраПродольнаяОтгибы60 22 ПЛЫ
Составные фундаменты из двух блоковгСоставной фундамент, схема которого показана на рис. 38*
состоит из башмака и плиты. Башмак имеет форму одноблочнога
пирамидального фундамента. Размеры его в плане следует на-Рис. 38. Составной фундамент из двух блоков—башмака и
плиты (к примеру 6).значать возможно большими с полным использованием грузо¬
подъемности транспортных и монтажных механизмов, потому что
поставленная в нем продольная арматура используется более85.
эффективно, чем в относительно тонкой плите. Плита, имеющая
постоянную толщину в пределах башмака и переменную (для
Л&меньшения веса) за его пределами, предназначается для уве¬
личения опорной площади фундамента.Основной арматурой фундамента являются сетки, укладывае¬
мые по низу башмака и плиты из расчета на изгиб. По верху
плиты ставится арматурная сетка для воспринятая монтажных
усилий.Размеры башмака определяют так же, как для одноблочного
пирамидального фундамента.Толщина плиты принимается возможно меньшей, но не ме-
тее 300 лш, а у краев — 150—200 мм.Расчет фундамента производится следующим образом:
при определении усилий в сечениях I—1ч-VI—VI исходят
етз рассмотрения отсекаемой части фундамента, как консоли;продольная арматура в плите подбирается по изгибающим
моментам в сечениях III—III и VI—VI;Продольная арматура в башмаке подбирается по изгибающим
-моментам в сечениях I—I и IV—IV. При этом высота нижней
«ступени башмака /*2 принимается такой, чтобы поставленной
-арматуры было достаточно для воспринятия изгибающих момен¬
тов в сечениях II—II и V—V. Продольная арматура в этих се¬
чениях фундамента рассчитывается как для составного сечения
с учетом сил трения между контактными плоскостями башмака
и плиты по формулам, выведенным на стр. 33—35.Высоты всех элементов фундамента:Ап , h2 и ho принимаютсятакими, чтобы прочность наклонных сечений обеспечивалась без
постановки поперечной арматуры. Предполагается, что в состав¬
ных сечениях поперечная сила передается только на один из
элементов фундамента — башмак.Техника расчета и конструирования составных фундаментов
'из двух блоков иллюстрируется примером 6.Пример 6. Запроектировать составной фундамент из баш¬
мака и плиты под расчетную нагрузку согласно табл. 4 (см. при¬
мер 4). Размеры подошвы фундамента определены в примере 2
и равны ЛХ^ = 4,7ХЗ,7 м. Колонна сечением 1.0X0,5 м из бето¬
на марки 300 с продольной арматурой 0 25 мм. Сопряжение
холонны с фундаментом стаканного типа. Фундамент устанав¬
ливается по щебеночной подготовке.	1
Для изготовления фундамента принимается бетон марки 200
iRиУ =1000 т/м2\ Яру =64 т/м2)\ арматура из горячекатаной ста¬
ли периодического профиля марки 35ГС (/?ау =3,4 т/см2).Размеры блоков фундамента ограничиваются максимальным
весом 15 т.86
Расчет тела фундаментаФорма и размеры фундамента (см. рис. 38) ориентировочно
приняты на основании рекомендаций, изложенных на стр. 85—86
и ограничения веса блоков согласно заданию.Высота башмака принята с учетом устройства стаканного
стыка с колонной при толщине дна стакана /гд = 0,20 мАв = йс + Лд +0,05= 1,0 + 0,20 + 0,05= 1,25 м.Высота верхней ступени башмака 0,70 лс, а нижней у грани
верхней ступени — 0,55 му у края — 0,15 м.Толщину стенок стакана принимаем: поверху 0,325 л>0,3 м,
понизу верхней ступени 0,60 м>0,75 • 0,60 = 0,45 м.Размеры башмака в плане 3,7X2,7 м.Толщина плиты у грани башмака 0,3 му у края —0,15 м.
Проверяем, выдержаны ли ограничения веса блоков при
принятых размерах.Объем башмака (с использованием формул (XII) и (XIII)К6 ^ 0,15 • 3,7 -2,7 + ,М5~°>15 (3,65 • 2,65 + 2.35 • 1 <85 +3,	0,6+ v 3,65 • 2,65 • 2,35 • 1,85) + —2~ (2,35 • 1,85 + 1,80 • 1,30) —-1,05- 1,15 0,65=5.80 м3.Вес башмакаGe =5,8 . 2,5=14,5 г<15 т.Объем нлитыV, ^0,15.4,7 • 3,7+ 0,3 ~ °’1-- (4,7 • 3,7+3,8 • 2,8) =4,72 ж».2Вес нлитыGS =4,72 • 2,5= 11,8<15 г.Таким образом, ограничение веса блоков выдержано.
Проверяем достаточность принятых размеров сечений блоков
фундамента и требуемое сечение арматуры из расчета несущей
способности по поперечным силам и изгибающим моментам.Определяем напряжения в грунте под подошвой фундамента
при наиболее невыгодных комбинациях нагрузок, установленных8787
в примере 4 при общей высоте фундамента h= 1,55 м.N l6M + Qh±Net 445 «10 + 2-1,55'..
ЛВ -	А‘В	4,7 ■ 3,7 - 4,7>. 3,7- 26,6 ± 1.0.{24,6 т!м2/ 1 8S
01 = °макс	— («макс — «мин) = 26,6		 (26,6 — 24,6) =/l	Т, I= 25,8 х/л2;1 17е!оц = 26,6	— (26,6 — 24,6) =26,1 т/м2;4.7ош = 26,6	— (26,6—24,6) =26,4 т/м2;4.7N 445аср =——— = —-— = 25,6 Т/М\Р АВ 4,7 • 3,7Расчет плитыПроверяем достаточность принятой толщины плиты из усло¬
вия прочности по поперечной силе по формуле (6).В сечении III:/=0,5 (4,7—3,7) =0,5; аМакс =26,6 г/лс2;6Р =3,7 м\ 6 = 2,8 м\и 	 II /~ амакс Ьр | л 	 п (- , / 26,6 • 3,7 i л ПС 	|/ 0,4/?„у &	0,4 • 1000 • 2,8 + ’= 0,15 0,05 = 0,2 м < h„ = 0,3 м.В сечении VI:I = 0,50(3,7 - 2,7) = 0,5 м; с = 25,6 т/л2;&р =4,7 м; Ь = 3,8 л,;h = 0,51 /	25’6 ' il	+ 0,05 = 0,14 + 0,05 =V 0,4 . 1000 • 3,8*= 0,19 м< h„ = 0,3 м.Таким образом, принятая толщина плиты йп=0,3 достаточна.
Арматура плиты определяется из расчета сечений III и VI
при h0 =0,30—0,05=0,25 м.88
В сечении III по формуле (XV)Л* = bp Р —*■+ °8 = 3,7 • 0,52 2 • 26’6 + 26>4 = 12,1 тл<;6 6к	М	12»1	ЛЛПЛ	,Л0 =	^	=	 =0,086, чему соответствует (паbhlR„у 2,7 • 0.25* • 1000табл. VII) уо=0,955;р —	—	= 		Щ	= 14 9 см?VohoRzy 0,955 • 0,25 • 3,4Принимаем 190 10 ПЛ с Fa=14,9 см2.В сечении VI:Мщ =4,7 -0,52 -2^- =15,0 тм;А0 =	-15,0	 - 0,079; то = 0,959;3,7 • 0,252 -1000F. =	—	 = 18,4 см2;0,959 • 0,25 • 3,4Принимаем 24010 ПЛ с Fa =18,8 см2> 18,4 см2.Расчет б а ш макаПроверяем достаточность принятых высот башмака и ступе¬
ней из условий прочности по поперечной силе.В сечении I:/=0,5(4,7—1,0) = 1,85 м\k =0,5 (3,7—1,0) = 1,35 л<> 0,5/=0,925 м;<Тмакс=2б,6 т/м2-, ftp = 3,7 м\ 6 = 0,5 м (по ширине колонны);
аа =0,05 м.По формуле (6)h = l\/~ °*акс 6р +а 1 85 Л/г	26,6 • 3,7	4- 0,05 =V 0,4 R»yb	у 0,4-1000 . 0,5= 1,25 + 0,05 = 1,30	= 1,25 м.В сеченйи IV:I = 0,5(3,7—0.5)=1,6 м\ /б = 0,5 (2,7—0,5)=1,1 л>0,5/=0,8 м:89
<7ср =25,6 г/ж*; bp =4,7 м, 6 = 1,0 м (по ширине колонны);
а, =0,05 л; Л= 1,6 уГ	+0,05 = 0,88 + 0,05==0,93 ж<Лб = 1,25 jk.В сечении II:/=0,5(4,7—2,35) = 1,175 л;/б =0,5(3,7—2,35) =0,675 .м>0,5/=0,58 м\ owe =26,6 т[м2\
b =3,7 м; 6 = 1,85 М;*-1-176 / 0^WT85+M5-W2++0,05=0,47 M<hi=0,55 м.В сечении V:/ = 0,5 (3,7 - 1,85) = 0,925 л;/б =0,5(2,7—1,85) =0,425 л*^0,5/=0,46 м; <уср = 25,6 г/л*;6Р =4,7 м\ 6=2,35 ж;/t=0,925 ^offiooQ4^ +0.05=0,33+0,05=0,38 л*<А2=0,55 м.Таким образом, принятые размеры башмака достаточны1.
Арматура башмака определяется из расчета сечений I, И, IV
и V с учетом сил трения между контактными плоскостями.В сечении I:
поперечная силаQi = 26’6 + 25’8 1,85» 3,7= 180,0 г;1 Выполним проверку башмака на продавливание:N	vj + Q-h6 445 10 + 2. 1,25’макс = А6 В6 + 6 ~А\ В6 = 3,7 • 2,7 + 6 3,7* • 2,7 = 46,5 *
Продавливающая сила= ^3,7~1’? _ j i2j 2,7 • 46,5 = 19 г.Несущая способность[iVJ—0,75/гру hQ 6ср =0,75.64. 1,2. (0,5+1,2) =98 т>19 т ,
т. е. прочность на продавливание обеспечена.90
сила трения по формуле (20)r,=0,35Qi =0,35 • 180 = 63,0 г.Проверяем, достаточно ли сил трения для обеспечения моно¬
литной работы составного сечения/?.у Ftп =3,4 • 14,9 = 51,6<7'=63,0 г.Усилие, воспринимаемое растянутой арматурой плиты, мень¬
ше силы трения, т. е. сечение работает как монолитное.
Определяем требуемое сечение арматурыМI =165,6 тм (см. пример 4).Определяем z<p и Ze, принимая высоту сжатой зоны прибли¬
женно равной дг=0,ЮЛОф =0,1 • 1,50=0,15 м;гф =ноф - -- = 1,50 - = 1,43 м \2 2г6 = Лоб - — = 1,20 - = 1,13 м;2 2Требуемое сечение арматурыjo в	^?ау Fап £ф 	 165,6 3,4 • 14«9 • 1,43 	24 2/?ау2б	3,4-1,13Определяем действительную высоту сжатой зоны сечениях = /?ау (Fan 4 Fa6 ) = 3,4 (14,9 4- 24,2) = 2 м 15 м
b-R„y	1,3-1000Действительная высота сжатой зоны меньше принятой в
расчете, но так как это не может заметно повлиять на сечение
арматуры, то пересчета не делаем.Принимаем 170 14 ПЛ—Fаб =26,2 см2.В сечении IV:Qiv =25,6- 1,6-3,7=192,0 г;Т\у =0,35 • 192,0=67,0>3,4 • 18,8=64,0 г.Сечение работает как монолитноеМу =160,0 тм (см. момент в сечении II по примеру 4).
Определяем 2ф и Zf, , принимая *=0,10 м на основании того,
что моменты в сечениях III и IV примерно равны2ф =1,50— -^12. =1,45 м-
Ф 291
z6 = 1,20	=1,15 л;160 - 3,4.18,8.1,45	^3,4-1,15Принимаем 25010 ПЛ — 6=19,6 см2.В сечении II:проверяем несущую способность сечения при арматуре, при¬
нятой в сечении I,Qn = 26,6 ^ 26,1 1,175-3,7=115,0 г;Т „=0,35- 115,0=40,3<51,6 г.Усилие, воспринимаемое растянутой арматурой плиты, боль¬
ше силы трения — сечение работает как составное. Изгибающий
момент, воспринимаемый сечением, определяем по формуле (13):= jR,.у/ап - т = , 51,6_- 40,3_ = 0 04
R„ у Ьп	1000 • 2,7/?ау F+ Т 3,4 • 26,2 -f 40,3 пХб = 	 = 	 = и,и/ м.Яиу ьь	1000 • 1,852п = h0„	— = 0,25 — = 0,248 м;2 2z« = Лоб	— = 0,60 - = 0,565 м\2 22ф = Лоф	fL- = 0,90 - = 0,865 м\2 2
[уИ] = R3y (Fg„ z„ -f- Faб 06) 4* T (2ф — z„) = 3,4 (14,9 • 0,248 44- 26,2 - 0,565) + 51,6 (0,865 - 0,248) = 62,9 + 31,8 == 94,7 > M\\ = 92,0 тм (см. пример 4).Таким образом, прочность по моменту достаточна.В сечении V:проверяем несущую способность сечения по арматуре, приня¬
той в сечении IV,Qv =25,6.0,925-4,7=111,0 т:Тч =0,35- 111,0=38,9<64,0 т.9292
Сечение работает как составное. Поскольку размеры сече¬
ний II и IV одинаковы, а условия щ работы почти идентичны,
считаем возможным величины zn , Ze и не определять, а при¬
нять их такими, как в сечении II.[М] = 3,4 (18,8 • 0,248 +19,6- 0,565) + 38,9 (0,865—0,248) == 53,5+ 24,0 = 77,5«Му =79,0 тм (см. пример 4).Прочность сечения достаточна.Для строповки башмака в стенках стакана предусматрива¬
ется устройство отверстий 100 мм\ Ьст =2*0,325 = 0,65 м и
h ст = 0,5—0,1 = 0,4 м.По формуле (60)1,5GH = 1,5- 14,5 = 21,7 т
ЗЬСТ Лст Яру =3-0,65-0,40-64 = 50 г>21,7 г,т. е. дополнительное армирование не требуется.Для строповки плиты предусматривается закладка в ней
монтажных петель из Ст. 3 (4 шт.), сечение которых при
G" = 11,8 т принимается 0 24 мм (см. табл. IX). Так как толщи¬
на плиты йп = 0,30 м не дает возможности обеспечить надежную
заделку петель такого диаметра, необходимо предусмотреть спе¬
циальную их аыкеровку (см. рабочий чертеж фундамента).В верхней зоне плиты конструктивно ставится сетка 0 6 че¬
рез 200 мм для воспринятая отрицательных моментов, которые
могут возникнуть при транспортировании и монтаже.Ниже дана сводная ведомость рабочей (расчетной) арма¬
туры.Таблица 6Ведомость рабочей (расчетной) арматуры в элементах составного фундаментаМонтажныйэлементфундаментаЭлементарматурыНаправлениестержнейРасчетноесечениеАрматура
(из Ст. 35 ГС)ПлитаНижняя сеткаВдоль А
Вдоль ВIIIVI19010 ПЛ
24010 ПЛМонтажныепетли——4024
(из Ст. 3)БашмакНижняя сеткаВноль А
Вдоль ВIIV17014 ПЛ
25010 ПЛРабочий чертеж фундамента приведен на * рис. 40.93
Составные фундаменты с распределительной траверсойСоставной фундамент, показанный на рис. 41, состоит из
опорной плиты, расчлененной по длине на отдельные блоки, и
распределительной двухветвевой траверсы. Опорные плиты
работают по статической схеме однопролетной балки с консо¬
лями, что позволяет получить выгодное распределение изгиба¬
ющих моментов по их длине. Длину консольных свесов плит
принимают такой, при которой получают однозначную эпюру
моментов с растяжением в нижней зоне.Для уменьшения расхода бетона опорные плиты рекомен¬
дуется изготавливать с вертикальными отверстиями и уклады¬
вать с зазорами, равными ширине отверстий.Рассматриваемый тип сборного фундамента может приме¬
няться как при сварном стыке с колонной (рис. 41), так и при
стаканном сопряжении (рис. 42). Наиболее выгодно применять
этот тип фундамента для двухветвеЬых колонн со сварным
стыком ветвей с траверсой.Основной арматурой плит являются укладываемые понизу
сетки с продольными рабочими стержнями. Поверху плит укла¬
дываются сетки, рассчитанные на монтажные усилия. Ветви
траверс и соединяющие их поперечные ребра армируются плос-94Рис. 41. Многоблочный фундамент из траверсы и плит (со сварным
стыком двухветвевой колонны с фундаментом):
а—фасад и продольный разрез; б—боковой вид и поперечный раз¬
рез; в—расчетная схема траверсы; г—расчетная схема плиты.
Рис. 42. Многоблочный фундамент из траверсы и плит
(к примеру 7).95
кими сварными каркасами с расчетной продольной и поперечной
арматурой.Основные размеры элементов фундамента (рис. 41) реко¬
мендуется назначать следующими:толщину плит — не менее 300 мм с уменьшеним ее у краев
до 150 мм. Ширину вертикальных отверстий и зазоры между
плитами следует принимать в пределах 200—250 мм, но не бо¬
лее удвоенной толщины подготовки под фундамент. Количество
блоков плит назначается от 2 до 4, в зависимости от размеров
опорной площади фундамента;длину траверсы — равной длине подошвы фундамента А,
что обеспечивает работу всех плит только в одном направлении,
а ширину — т4акой, чтобы в плитах возникали моменты одного
знака и была обеспечена поперечная устойчивость при монтаже.
Ширина ветвей и ребер траверсы назначается не менее 300 мм,
я высота ее hTp принимается из условий сопряжения с колон¬
ной и прочности наклонных сечений.Расчет фундамента производится следующим образом:
плиты рассчитываются по схеме однопролетной балки с кон¬
солями (рис. 41, г), нагруженной реактивным давлением. Ар¬
матура подбирается по наибольшему из изгибающих момел-
тов Mw и Mv ;ветви траверсы в фундаментах под двухветвевые колонны
(рис. 41, в) рассчитываются также по схеме однопролетной бал¬
ки с консолями. Расчетными являются сечения I—I и II—II.
Усилия в сечениях I—I и II—II ветвей траверсы в фундамен¬
тах для одноветвевых колонн (рис. 42) определяются как для
консоли. Нагрузка на одну ветвь собирается с половины ширины
подошвы фундамента;поперечные ребра, связывающие ветви траверсы, рассчиты¬
ваются как короткие консоли по усилиям в сечении III—III,
возникающим от нагрузки 0,5Л/Ь приложенной по оси ветвей
(рис. 42).Техника расчета и конструирования составных фундаментов
<с распределительной траверсой иллюстрируется примером 7.Пример 7. Запроектировать многоблочный фундамент
с распределительной траверсой под расчетную нагрузку со¬
гласно табл. 4 (см. пример 4). Размеры подошвы фундамента
определены в примере 2 и равны ЛхВ = 4,7хЗ,7 м. Колонна
сечением 1,0X0,5 м из бетона марки 300 с продольной армату¬
рой 0 25 мм. Сопряжение колонны с фундаментом стаканного
типа. Фундамент устанавливается по щебеночной подготовке.Заложение фундамента ниже горизонта грунтовых вод,
т. е. ширина раскрытия трещин ограничивается величиной
0,2 мм.Для изготовления фундамента принимается бетон марки 300
(/?иу = 1600 т/м2, /?ру =95 т/м2) и арматура из горячекатаной ста¬
ли периодического профиля марки 35ГС (при расчете продольной96
и поперечной арматуры на момент Ray =3,4 т/см2-, при расчете
поперечной арматуры на перерезывающую силу Ray= 2,7 т/см2).Размеры траверсы ограничиваются максимальным весом 20 г;
размеры плит — 3 т1.Расчет тела фундаментаРазмеры элементов фундамента (рис. 42) ориентировочно
принимаются на основании рекомендаций, изложенных на стр. 96
и указанных выше ограничений веса блоков.Из условия устройства стаканного стыка при глубине задел¬
ки колонны hc = 1,0 м и толщине днища Лд =0,35 м высота травер¬
сы принимается Лтр = 1,0+0,05+0,35= 1,40 м. Ширина траверсы
принимается Втр =2,0 м. В этом случае толщина продольных
стенок стакана на уровне его днища составляет Ьст =0,5 * (2,0—
—0,5—2 • 0,05) =0,70 л«<0,75 /гс =0,75 м, что, однако, может быть
допущено, так как продольные стенки усиливаются ребрами тра¬
версы. Толщина поперечных стенок стакана на уровне его дна
6ст=0,76 м~0,75ЛС, а в верхней части — 0,325 ж>0,3 м.Размеры опорных плит 3,7X1,4 м, а их толщина Лп=0,3 м,
причем она уменьшается к краям до 0,15 м. Плиты выполняются
с отверстиями (см. рис. 42).Объем бетона и монтажный вес элементов:Распределительная траверсаVTp ^ 1,4-1,7-2,0+2-1,4 . 14+ц М + 0,2 03. 1 5_2 2-1,05- 1,15-0,65=6,47 ж3;G?p = 6,47- 2,5= 16,1 г<20 т.ПлитаVu =0,15-3,7-1,4+0,15 —7-+ 2,1 1,4—2.0,3.0,25x1,1 —2—4 - 0,2 • 0,25 • 0,5= 1,12 лс3;Gn =1,12- 2,5 = 2,8 т<3,0 г.Таким образом, вес элементов не превышает заданного.Расчет траверсыПродольная арматура в ребрах траверсы рассчитывается
по сечению I, где действует момент Л1 = 165,6 тм (см. пример 4),Л = —=		0 028		МоЯиу 2,0 • 1,352 -16001 Предусматривается раздельный монтаж. Плиты монтируются краномменьшей грузоподъемности.7—79897
чему соответствует (см. по табл. VII)То = 0,986;М	165,6	осс ,рл =	=	= 36,6 см ;ТоЛо^ау 0,986 • 1,35 • 3,4Принимается 80 25 ПЛ с Fa = 39,3 см2>36,6 см2.В сечении II траверса проверяется по формуле (6).Н = 1 0,4Ruy^b + а& = 1,50 / 0,4-1000 ’-0,6 + 0,05 == 0,75 4 0,05 = 0,8 м < йТр = 1,4 м,т. е. поперечная арматура по расчету не требуется.Конструктивно в ребрах приняты поперечные стержни из
2 010 через 300 мм.В сечении III действуют усилия:Qui «л* = 4,7 • - • 25,6 = 227 т;Мщ = 227 • 0,6 = 136 тм;А о =	—-	= 0,028; то = 0,986;1,7 • 1,35» • 1600Fa =	136	=30,0 см*.0,986 • 1,35 • 3,4Принимается 8 0 22 ПЛ с Рл =30,4 см2>30,0 см2. Так как усло¬
вие Q<bh0Rp>B сечении 1II удовлетворяется (Q = 227^ 1,7*1,35*95 =
= 218 г), то расчетная поперечная арматура не требуется.
Конструктивно ставится 4 0 10 через 300 мм.Расчет плитПлиты рассчитываются по наибольшему давлению а макс =
= 26,6 т/м2. Плита рассматривается как двухконсольная опираю-4 7щаяся на ребра траверсы. При ширине плиты Ьр = — м в ней3возникают следующие усилия.В сечении IV по внутренней грани ребра траверсы:0,852 4,7 .Мiv =26,6 - - * —= 1 о,0 тм:2 3Qiv =26,6 • 0,85 =35,4 г,398
В сечении V по внутренней грани ребра траверсы:лл n,,/U5J 3,7 0,3 \ 4,7Mv = 26,6 —	:—	— ^— = 15.8 тм;[ 2 2 2 /3
Qv = 26,6 ^ 0,85	‘"У" =41,6 г-В сечении VI по оси фундамента:Mvi = 26,6	. 085\ SL = 5,8 тм;у 2	2	уЗQvi = 0.Таким образом, расчетным является сечение V, где действу¬
ют М = 15,8 тм; Q = 41,6 г.Полезная высота плиты h0 =0,25 м\ ширина сжатой зоны (за
вычетом отверстий, ширина которых в верхней части равна
0,35 м)6= 1,4—2 • 0,35 = 0,7 м;Д0 = — =	—	= 0,226; То = 0,870;bhlR„у 0,7 • 0,25* • 1600ря — М			15,8	= 21,4 с«а.То h0 Ray 0,870 • 0,25 • 3,4Принимается 6 0 22 ПЛ с Fа =22,8 сж2>21,4 см2.По формуле (6)Г 26,6 -4’7-* - °'85 У 0.4- 160». 0.7 + °’05 = °’25 ■* °’05 - О-39 "= hn = 0,30 м,т. е. поперечное армирование не требуется.В верхней зоне плиты ставится дополнительная сетка из
стержней 0 10.Проверка ширины раскрытия трещинПроверка выполняется для опасных сечений I—I и II—II
траверсы и V—V плиты. При среднем коэффициенте перегрузки
лСр =1,25 (см. пример 4) моменты от нормативной нагрузки в
этих сечениях:М' = ——= 132,5 тм;1,2599
—	3,т- ’ 1,52 ■ • 26,6 = 88,5 тм;11	1,25	2Щ = = 12,6 тм;1 tZuДля принятых материалов — бетон М 300 и горячекатаная
арматура периодического профиля марки 35ГС:/$ = 210 т/м2\ Ел =2000 т/см2-, п=5,9; Rty =3,4 т/см2; коэффи¬
циенты г—0,7 и у =1,75.В сечении I—I:при Ь = 2 м и Л = 1,4 м упруго-пластический момент сопро¬
тивленияW6 = т — = 1,75 2 ' 1,42 = 1,14 м*\6 6момент, вызывающий образование трещин, по формуле (26)
Мбт	=210- 1,14 = 240 тм>М* = 132,5 тм,т. е. трещины не образуются.В сечении II—II:при 6=0,6 м и А=1,4 м упруго-пластический момент сопро¬
тивленияW6 = 1,750,6 ’ 1,42 =0,34 ж3=0,34 • 106 см3-
6момент, вызывающий образование трещин,Мбт =210 • 0,34 = 71,5 тм<^М\\ =88,5 тм,т. е. сечение работает с трещинами в растянутой зоне.При полезной высоте сечения h0 =1,35 му коэффициентаха = 3*- h = 3 —39,3 — 5,9 • Ю-4 = 0,09
bh0	0,6 -1,35и у* = 0 по табл. 7 приложений к НиТУ 123—55 коэффициент
плеча внутренней пары сил 77 = 0,86. Тогда упруго-пластический
момент сопротивленияWi = Fa т]Л0 = 39,3 • 0,86 • 135=4560 см3
и напряжение в арматуре от нормативных нагрузокМн 88,5 - Ю5 10у1Л , ,оа =	= —!	= 1940 кг см*.
Га	4560Коэффициент, учитывающий работу растянутого бетона меж¬
ду трещинами, по формуле (23)100100
101ф = 1 - 0,7 = 1 - 0,7-^- = 0,435;
т	М"	88,5коэффициент ki определяется по формуле (25)_ 2 = -,34- 106 - 2 = 12,6 — 2 = 10,6.Г, л	4560 • 5,9При арматуре диаметром 25 ммd 25 ««ж
а — — =		 6,25 мм,4	4расстояние между трещинами, определяемое по формуле (22),
/т = kx пиг—10,6 • 5,9 • 6,25 • 0,7=274 мм
и ширина раскрытия трещин в соответствии с формулой (21)
а	1Q40^ =4- —— /т = 0,435 - — 274 - 0,12 мм,Ел	2- 106что меньше нормируемого раскрытия 0,2 мм.В сечении V—V:при 6=1,4—2*0,35=0,7 м и В =1,4—2*0,25=0,9 м отноше¬
ние — = — = 1,3; по графику (рис. 53) ему соответствует коэф-
Ь 0,7фициент kw =0,18 и при высоте сечения h=0,3 м упруго-пласти¬
ческий момент сопротивления бетонного сечения в соответствии
с формулой (X)W6 =7Г0 =-'kwbh?= 1,75 • 0,18 • 0,7 * 0,32 =0,02 м3;момент, вызывающий появление трещин,Afer =210 • 0,02=4,2 тм<М\г =12,6 тм,т. е. сечение работает с трещинами.При полезной высоте сечения h0= 0,25 м
22 8« = 3	5	5,9* 10-4 =0,23; у‘ = 0; по табл. 7 приложения к0,7 * 0,25	r	VНиТУ 123—55 ?7=0,814. Тогда упруго-пластический момент со-
■ротивленияТГа = 22,8 • 0,814 • 25=464 см3
и напряжение в арматуреоа = 105 = 2720 кг/см2.464
Т аблица 7Ведомость рабочей (расчетной) арматуры в элементах составного фундаментаМонтажныйэлементфундаментаЭлементарматурыНаправлениестержнейРасчетноесечениеСечениеарматурыТраверсаКаркасыпродольныхреберПродольноеПоперечноеIконструкт.8025 ПЛ
4010 через 300КаркасыпоперечныхреберПродольноеПоперечноеIIIконструкт.8022 ПЛ
4010 через 300ПлитыНижняя сеткаВдоль А
Вдоль ВVконструкт.6022 ПЛ
4010Монтажныепетли——4012102Коэффициенты:*-i-°'7w=°’77: '	20000	2 = 7,з_2_5д1	464 -5,9
при диаметре арматуры 22 мм22и =	=5,5 мм.4Расстояние между трещинами/т =5,3 • 5,9 • 5,5 • 0,7= 120 мм
и ширина раскрытия трещин2720От = 0,77 —- — X 120=0,125 мм,2 • 106что меньше нормируемого раскрытия 0,2 мм.Таким образом, ширина раскрытия трещин в опасных сече¬
ниях фундамента удовлетворяет требованиям норм.В траверсе устраиваются отверстия для строповки rf=100 мм.
бет =2-0,675=1,35 м и Лет =0,40 м1,5С"р =1,5-16,1—24,2 т<3 • 1,35 • 0,4 • 64= 104 г, т. е. допол¬
нительное армирование не требуется.В плитах устанавливаются монтажные петли (4 шт.) 012 мм
(см. табл. IX).Таким образом, в фундаменте устанавливается арматура,
указанная в табл. 7.Рабочий чертеж фундамента приведен на рис. 43.Технико-экономические показателиРассмотренные в этом параграфе фундаменты отличаются
друг от друга в конструктивном и технологическом отношении,
а также по расходу материалов. Результаты выполненного в
примерах 4—7 проектирования при одинаковых исходных дан¬
ных позволяют провести сопоставление технико-экономических
показателей и дать ориентировочную оценку каждому из четы-Таблица 8Количество монтажных элементов фундаментов и их весНаименованиепоказателиЕдиницаизме¬ренияФундаментыодноблочныесоставныепирами¬дальныйребрис¬тыйиз баш¬
мака и
плитыс распре¬
делитель¬
ной тра¬
версой.Максимальный вес монтаж¬
ных элементовг22,818,514,515,3Минимальный вес монтаж¬
ных элементовт——11,82.8Общий весг22,818,526,323,7проц.10081115104Количество монтажных эле¬
ментовшт.1124рех рассмотренных типов фундаментов 1. Для удобства сравне¬
ния основные показатели сведены в две таблицы. В табл. 8. при¬
ведены данные о монтажном весе и количестве блоков, а в1 Следует иметь в виду, что сравнительные данные по расходу материа¬
лов и стоимости в значительной степени зависят от условий проектирования
(нагрузки, несущей способности основания, сечения колонны, типа сопряже¬
ния с колонной и др.).103
табл. 9 даны расход материалов и стоимость фундаментов. По¬
казатели даются по рабочим чертежам конструкций, стоимость
подсчитана по конкурсным ценам Госстроя СССР (см. прило¬
жение 4). Одновременно приводятся показатели для монолитного
ступенчатого фундамента.Т аблица 9Расход материалов на фундаменты и их стоимостьНаименованиепоказателейЕди¬ницаизме¬ренияФундаментыМоно¬
литны й
ступен¬
чатыйодноблочныесоставныепирами¬дальныйребрис¬тыйиз баш¬
мака и
плитыс тра¬
версойРаствор_0,650,39* —Бетон марки 100————13,16, 2009,14—10,52——, 300—7,41—9,49—Итогом39,147,4111,179,8813,16проц.10081122108144Ст. 3		42151364Ст. 35ГС244565225381—Итогокг244565267532364проц.100232109218149Стоимостьруб.291332352368274фундаментапроц.10011412112694Наиболее экономичным по расходу материалов и стоимости,
а также более простым в изготовлении является одноблочный
пирамидальный фундамент. Стоимость его всего на 6% выше,
чем монолитного. Существенным недостатком пирамидального
фундамента является значительный вес, требующий применения
кранов большой грузоподъемности.Большим преимуществом одноблочного ребристого фундамен¬
та является снижение монтажного веса на 20%, но это достига¬
ется за счет увеличения более чем вдвое расхода стали и услож¬
нения формы. Однако по стоимости он всего на 14% дороже од¬
ноблочного пирамидального и несколько дешевле составного.
Для больших нагрузок относительный расход стали для таких
фундаментов уменьшается, так как меньше сказывается вес
конструктивной арматуры.Еще меньше вес монтажного элемента (на 35—40%) в со¬
ставных фундаментах. Однако при примерно одинаковом объе¬
ме бетона и стоимости на фундамент с траверсой расходуется
вдвое больше арматуры, чем на фундамент из башмака и пли¬
ты. Применение фундаментов с траверсой более выгодно для104
двухветвевых колонн при сварном стыке. К преимуществам та¬
ких фундаментов относится малая площадь плит, что значитель¬
но упрощает обеспечение надежного контакта с основанием.Окончательный выбор типа сборного фундамента может быть
сделан только с учетом конкретных условий, к которым относят¬
ся: оснащенность заводов-изготовителей сборного железобетона
технологическим и крановым оборудованием, условия транспор¬
тирования, грузоподъемность монтажных механизмов, применя¬
емых для надземных конструкций, и др.При выборе типа фундамента нужно иметь в виду, что тех¬
нико-экономическая целесообразность определяется не только
расходом материалов и стоимостью собственно фундамента, но
главным образом индустриализацией и сокращением сроков
строительства.§ б. ТИПОВЫЕ СБОРНЫЕ ФУНДАМЕНТЫ, РАЗРАБОТАННЫЕ
ПРОЕКТНЫМИ ИНСТИТУТАМИДля обеспечения массового заводского изготовления сборных
железобетонных конструкций по заданию Госстроя СССР про¬
ектными институтами № 1 Минстроя РСФСР и Теплоэлектро-
проектом в конце 1959 г. были разработаны альбомы типовых
фундаментов под колонны промышленных зданий.В альбоме, составленном проектным институ¬
том № 1, приведены фундаменты под типовые двутавровые
колонны серии КЭ-01-07 выпуск III и V и под типовые двухвет-
вевые колонны серии КЭ-01-09 выпуск VII, которые могут также
применяться и под другие колонны, отличающиеся от типовых
по нагрузкам и сечениям. При нагрузках, отличающихся от на¬
грузок под типовые колонны, необходимо произвести провероч¬
ный расчет фундамента; три колоннах меньшего поперечного
сечения зазоры между колонной и стаканом, заполняемые по
месту, соответственно увеличиваются. Основное расчетное со¬
противление основания принято 20 т/м2.Фундаменты разработаны для таких условий производства
работ, при которых все работы нулевого цикла заканчиваются
до установки колонн. Отметка верха башмака принята 0,15 м,
заложение подошв фундаментов — на отметке 1,80 м.Фундаменты в зависимости от нагрузки и расчетного сопро¬
тивления основания могут быть одноблочными—из одного баш¬
мака, непосредственно устанавливаемого на грунт, либо дву¬
блочными — из башмака и фундаментной плиты (рис. 44).
Нормативные нагрузки на уровне подошвы в соответствии с но¬
менклатурой типовых колонн, приняты в диапазоне:от N= 115,9 т и Мсоотв =25,4 тм или Ncoотв =159,1 т и Л1 = 10,8 тмдо N=389,9 т и Мсоотв =30,5 тм или Л^соотв =254 т и М = 92,9 тм.105
При больших нагрузках принимаются монолитные фундамен¬
ты.Башмаки разработаны как под рядовые колонны, так и под
колонны у температурных швов.Максимальный вес монтажного элемента 12,5 т. Для опира-
ния фундаментных балок разработаны бетонные столбики, уста¬
навливаемые на горизонтальные уступы башмаков или на фунда-Рис. 44. Двухблочный составной фундамент, раз¬
работанный Г П И -1: /—фундаментная балка; 2—
башмак; 3—цементная подливка; 4—бетонные
столбики; 5—фундаментная плита.ментные плиты. Номенклатура разработанных в альбоме эле¬
ментов сборных железобетонных фундаментов приведена в
табл. 10. Элементы замаркированы следующим образом: сбор¬
ные фундаментные плиты имеют марки ПФ; сборные башмаки
под основные колонны — СФ; сборные башмаки под темпера¬
турные колонны — СФТ, бетонные столбики — СТ.Под определенные типы башмаков устанавливаются соответ¬
ствующие плиты (так, например, плиты ПФ-1 компануются
только с башмаками СФ-1, СФ-2, СФ-3; плиты ПФ-2 — с баш¬
маками СФ-3, СФ-4, СФ-5, СФ-7; плиты ПФ-3 — с башмаками
СФ-4 и СФ-6).Как видно из эскизов, приведенных в номенклатуре, башма¬
ки запроектированы ступенчатыми стаканного типа с размерами
основания 2100x2500 и 2600X2900 мм. Общая высота башма¬
ков всех марок 1390 мм. Размеры стаканов подобраны cootrpt-
ственно размерам поперечных сечений типовых колонн. У темпе¬
ратурного шва проектируется один башмак с двумя стаканами
для обеих температурных колонн. Глубина стакана для раз¬
личных марок башмаков принята 700—750 и 900 мм.Фундаментные плиты запроектированы толщиной 250 мм с
размерами в плане: 2700x2900, 3100x3500 и 3500x3900.106
Номенклатура элементов сборных железобетонных фундаментовТаблица 10Элемен¬тыМаркаЭскиз элементаГеометрические размеры в ммКоличество
бетона, в м3Содержание
стали в кг на
1 м3 бетонаВес элемента
в гаЬсdе/hКЛэБашма¬киСФ-1СФ-2СФ-3210021002100250025002500100010001000120012001400550550550750750950400400400990990990—3,223.043.0418,119,230,78.17.67.6То жеСФТ-1СФТ-2СФТ-3210021002100250025002500210021002100120012001400550550550750750950400400400990990£90—4,063,904,1416,417,119,810,29.810,35»СФ-426002900110014006509503003507404,230,210,5107
106Продолжение табл. ЮЭлемен¬тыМаркаЭскиз элементаГеометрические размеры в ммКоличество
бетона, в мгСодержание
стали в кг на
1 м3 бетонаВес элемента
в гаЪсdе/AiКhzБашма¬киСФТ-426002900210014006509503003507404,0423,010,1То жеСФ-5СФ-7.яр2100210026002500110010001600160065055011501150400400990990—3,53,427,833,48,758,5»СФТ-5СФТ-72100210025002500210021001600160065055011501150400400990990—4,774,8613.216.211,9312,15»СФ-61	sir260029001100190065014003503007403,3939,48,5
Элемен¬тыМаркаЭскиз элементаГеометрические размеры в ммКоличество
бетона, в дЭСодержание
стали в кг на
1 jh3 бетонаВес элемента
в таьсdе/h%КБашма¬киСФТ-6260029002100190065014003501040—5,0123,212,53ПлитыПФ-1ПФ-2ПФ-31 1	а—^270031003500290035003900———-250»»——1,962,713,4133,342,665,04,906,788,53Столби¬киСТ-1СТ-2СТ-3СТ-3—1ей3003003003004004004(Ю400————4207208201080——0,050,090,100,13—0,110,200,220,29109Продолжение табл. Ю
Рис. 45. Рабочий чертеж башмака двухблочного фундамента,
разработанного ГПИ-1.
Для опирания рандбалок предусмотрены бетонные столбики,
устанавливаемые на цементном растворе на горизонтальные
уступы стаканов или на фундаментные плиты (см. рис. 44). Се¬
чение столбиков принято 300X400 мм для стен толщиной
<400 мм (на рисунке показано положение столбиков для нуле¬
вой привязки стен).В проектах для стен большой толщины или при иной их при¬
вязке положение и сечение столбиков соответственно изме¬
няют.Для элементов сборных фундаментов приняты: бетон марок
150 и 200 и арматура из стали периодического профиля марки
35ГС и круглой стали марки Ст. 3.На рис. 45 показан пример армирования башмака марки
СФ-5. Стенки стакана армируются пространственным каркасом,Рис. 46. Рабочий чертеж плиты двухблочного фундамента, раз¬
работанного ГПИ-1.который перед установкой составляется из четырех плоских
каркасов, а днище — сеткой.	<Фундаментные плиты армируются одним рядом сеток. Ра¬
бочий чертеж плиты марки ПФ-2 показан на рис. 46.Шаг стержней сеток во всех элементах одинаков — 200 мм.
Исходя из этого, размеры опорных плоскостей башмаков и плит
приняты равными нечетному количеству дециметров.111
При определении площади подошвы фундаментов был при¬
нят линейный закон распределения реактивного давления грун¬
та. Отрыв по подошве башмака и подошве фундаментной плиты
не допускается.Расчетная арматура составного фундамента по моменту
определялась из условия совместной работы в предельном со¬
стоянии башмака и плиты с учетом сил трения по плоскости кон¬
такта по методике, изложенной в главе II.Альбом, разработанный Ленинградским от¬
делением Т еп л оэ л е кт р о п р оек т а, включает рабочие
чертежи сборных железобетонных фундаментов для применения
в главных корпусах и других производственных зданиях тепло¬
вых электростанций, разработанные с учетом специфики этих со¬
оружений: заглубление подошвы фундаментов около 4,0 ж, срав¬
нительно большие величины расчетных усилий, передаваемых на
фундамент, применение монтажного оборудования большой гру¬
зоподъемности, позволяющего доводить вес монтажного элемен¬
та примерно до 30 г.Сборные фундаменты составляются из 2 типов элементов
(башмак и фундаментная плита). Из них можно скомпановать
фундаменты под колонны с продольными расчетными усилиями
от 300 до 1600 т для грунтов с основным расчетным сопротивле¬
нием от 15 до 60 т/м2.Фундаментные башмаки предназначены под сборные желе¬
зобетонные колонны сечением от 600X600 мм до 2000X600 мм;
сборные железобетонные и бетонные подколонники под сталь¬
ные колонны зданий и сооружений (включая колонны каркасов
котлов); фундаментные блоки, несущие стены бескаркасных зда¬
ний, балки под крановые пути и другие конструкции.Фундаментные плиты укладываются под башмаки для увели¬
чения площади фундамента.В зависимости от величины усилий, расчетного сопротивле¬
ния основания и характера сооружения применяются одноблоч¬
ные фундаменты в виде фундаментного башмака и многоблоч¬
ные конструкции, состоящие из башмака и необходимого коли¬
чества фундаментных плит.На рис. 47 показан основной сборный фундамент тюд колон¬
ну котельного отделения (типовой проект ТЭЦ-ГРЭС-100),
скомпонованный из элементов, разработанных в альбоме.Номенклатура сборных элементов, разработанных в альбоме,
приведена в табл. II. Марка элемента состоит из буквенного
обозначения, характеризующего назначение элемента: башма¬
ки — ФЖ, плиты — >ПФЖ (для предварительно напряженных
элементов вводится дополнительно буква «Н») и цифр, указы¬
вающих на различие в геометрических размерах элемента (пе¬
ред тире) и различие в армировании (после тире).Как видно из эскиза, приведенного в номенклатуре, башма¬
ки имеют тавровое сечение со скошенными полками. Размеры112
полки (ширина 3000 мм, толщина у края 250мм, у грани ребра—
500 мм) и ширина ребра (900 мм) приняты одинаковыми для
всех марок. Высота ребра 1200 и 1500 мм. Длина башмака 3000,4000, 5000 и 6000 мм. Ребро его имеет форму трапеции, верхний
размер которой — 2400 и 2800 мм — определен условиями уста¬
новки на башмак колонн наибольшего поперечного сечения иРис. 48. Фундаментный баш¬
мак ГПИ Теплоэлектропро-
екта под спаренную колон¬
ну (в температурном шве).панели стены подвала. В температурных швах фундаментные
башмаки под спаренные колонны имеют местное уширение реб¬
ра от 900 до 1600 мм (рис. 48).8—798ИЗРис. 47. Многоблочный
составной фундамент,
разработанный Тепло-
электропроектом.
Номенктатура элементов сборных железобетонных фундаментовТаблица 11ЭлементыМаркаЭскиз элементаГеометрические размеры в ммМарка бетонаКоличество
бетона в лс3Содержание
стали в кг на
1 м3 бетонаВес элемента
в гаьhсdБашмакиФЖ8-1ФЖ8-2_a-вt , fa-8
2 ,rtl_cJr_J IПо I-IIif±-4 430002400120012010803005,6749014,0ФЖМФЖ9-24000240012003108903007,28912218,1ФЖН10-1ФЖН10-25000240012005106904008,79812322,0-ФЖН11-1ФЖН11-260002400120070050040010,111015225,3ФЖН12-1600028001500100050040011,415528,5114
Продолжение табл. ПЭлементыМаркаЭскиз элементаГеометрические размеры в ммМарка бетонаКоличество
бетона в м3Содержание
стали в кг на
1 л<3 бетонаВес элемента
в гаЬhРdФундамент¬ныеплитыПФЖН9-1ПФЖН9-2ПФЖН9-3		__ь_15000 | 3000300——3004,510113917011,3ПФЖН10-1ПФЖН10-2ПФЖН10-350002000300——3003,01021391737,5ПФЖ11-1ПФЖ11-2ПФЖ11-3400040003000300——2003,66375899,0ПФЖ12-1ПФЖ12-2ПФЖ12-32000300—2002,46477916,0ПФЖН13-1Г1ФЖН13-259701750400——4004,29312010,5ПФЖН13А-;ПФЖН13А-2[LLJ 1 1 1 II 1 .LLJ1 1 fЬО■ Q 		«-459701750400——4004,213617110,5115
Длина фундаментной плиты 4000, 5000 и §000 мм, ширина
1750, 2000 и 3000 мм, толщина 300 и 400 мм. Плиты укладыва¬
ются под башмаки вплотную друг к другу, без взаимного стыко¬
вания, за исключением плит ПФЖН13А, которые стыкуются по
длинным граням, для чего в них предусмотрены выпуски арма¬
туры. Выпуски нижней арматуры стыкуются ванной^ сваркой,
верхние — дуговой. В зазор между плитами, равный 500 мм,
после сварки выпусков укладывается дополнительная армату¬
ра, и стык замоноличивается.Для элементов сборных фундаментов приняты: бетон марок
200, 300 и 400 и арматура из стали периодического профиля мар¬
ки 35ГС и круглой марки Ст. 3.Рабочий чертеж башмака марки ФЖН11-1 показав иа
рис. 49. /Ребро башмака армируется четырьмя плоскими каркасами
и дополнительными рабочими нижними стержнями, укладывае¬
мыми в пределах ребра и, частично, в пределах полок. В пред¬
варительно напряженных башмаках напряжению подвергаются
только отдельные дополнительные стержни-Внешние габариты плоских арматурных каркасов башмаков
всех марок одинаковой высоты приняты таким образом, чтобы
они могли изготовляться в одном кондукторе, размеры которого
задаются по башмаку наибольшей длины.Торцы в предварительно напряженных башмаках усилены
специальными арматурными плоскими каркасами и отдельными
стержнями для предотвращения образования трещин при отпус¬
ке напряженной арматуры.Полки армируются плоскими каркасами, нижний рабочий
стержень которых расположен по ширине фундамента, а попе¬
речные вместе с верхними монтажными — только в пределах
свесов полок. Шаг плоских каркасов полок — 200 мм — одина¬
ков для всех типов фундаментов, что позволяет изготовлять их
в одном кондукторе.Ненапрягаемую арматуру рекомендуется собирать в простран¬
ственные арматурные каркасы с помощью пространственных
кондукторов двух типов соответственно двум высотам башма¬
ков, принятым в номенклатуре.Отдельные стержни, подвергаемые предварительному напря¬
жению, продеваются с торцов фундаментов после сборки не-
напрягаемой арматуры. Напряжение может производиться как
силовым, так и электротермическим способом.Плиты армируются сетками и поперечными плоскими карка¬
сами. Для рабочих стержней сеток и каркасов принят шаг
200 мм.Пример армирования плиты дан на рис. 50. Арматуру плит
рекомендуется собирать в виде пространственных каркасов.116
Стык колонн каркаса здания с фундаментными башмаками
•существляется ванной сваркой выпусков арматуры с после¬
дующим замоноличиванием стыка. Выпуски арматуры из башма¬
ков проектируются в виде плоских арматурных каркасов и раз¬
рабатываются индивидуально для каждого реального проекта.Расчет фундаментов произведен на основании следующих по¬
ложений:1.	Давление на грунт от фундамента принималось распреде¬
ленным по линейному закону.2.	Размеры подошвы фундамента назначены в зависимости от
нормативных усилий, передаваемых фундаментом, и расчетных
сопротивлений грунтов оснований.Нормативные усилия определялись делением расчетных уси¬
лий на коэффициент 1,15 по формуле!L.1,153.	Расчет прочности составных фундаментов по моменту
производился с учетом сил трения в плоскости контакта фунда¬
ментных башмаков и плит, в соответствии с рекомендациями
§ 3 главы II. Коэффициент трения бетона по бетону принят рав¬
ным 0,7.При совместном расчете полок башмаков и плит учитывалась
упругость основания в связи с большой гибкостью полутора¬
метровых консольных свесов плит.4.	Расчет прочности составных фундаментов по поперечной
силе произведен из условия воспринятия всей поперечной силы
башмаком. Поперечные стержни в сварных арматурных карка¬
сах поставлены конструктивно.В альбоме приведены таблицы рекомендуемых компоновок
сборных фундаментов с наибольшей площадью подошвы F =
= 8,0x6,0 = 48 м2. По этим таблицам, в зависимости от расчет¬
ного сопротивления основания и нормативной нагрузки на уров¬
не подошвы фундамента, предварительно подбирают фундамент.
Затем определяют расчетные усилия в элементах фундамента
и окончательно принимают марки башмака и плит по специаль¬
ным таблицам, в которых указаны максимальные расчетные
усилия, воспринимаемые каждой маркой. При компановке фун¬
даментов для конкретного объекта следует подбирать одноимен¬
ные элементы таким образом, чтобы они имели одинаковое
поперечное сечение и отличались только длиной. Это даст воз¬
можность сократить количество опалубочных форм, так как все
элементы одинакового поперечного сечения бетонируются в од¬
ной форме, разные длины достигаются установкой поперечных
передвижных диафрагм. Так, по типовому проекту тепловой117
Выборка арматуры по диаметрам и профилям на 1 элементМаркаэлементаСт. 325Г2СОбщий
вес в кг0 80 20а 14й 16ПФЖ11-254107799240Расход материалов на 1 элементМаркаэлементаБетонВес стали в кгСодержа¬
ние сталиВ 1 Л£3бетонаВесэле¬мента, в тМаркаКоличес¬твоВ Л£3АрматураЗак¬лад¬ныечастиСт. 325Г2СПФЖ11-22003,664176 | —679,0Рис. 50. Многоблочный фундамент, разработанный118
Спецификация арматуры на 1 элемент119№'пози¬цииСече¬
ние
в ммДли¬
на в
ммЧисло
пози¬
ций в
маркеОб¬щаядлинавмаркеВесв кгна 1маркуна 1
эле¬
мент116 ПЛ296013,04,737,628296013,01,29,638230163,71,512,07,459,2116 ПЛ296013,04,761,23823081,80,79,14857021,20,56,515,976,8514 ПЛ39801663,877,077,0682980823,89,49,41!iI186,486,46,3783980415,90,94857042,310,1820103044,117,аЭскиз марки или стержняленинградским Теплоэлектропроектом. Рабочий чертеж плиты.
электростанции ТЭЦ-ГРЭС-100, в котором фундаменты подобра¬
ны по альбому, все элементы сборных фундаментов могут быть
изготовлены в трех типоформах. Изготовление всех марок баш¬
маков и плит, приведенных в альбоме, осуществляется в пяти
типоформах.При изготовлении конструкций фундаментов предусмотрено
выполнение следующих требований:а)	возможные отклонения фактических размеров не должны
превышать: по длине, ширине и перекосам ±10 мм, по толщине
полок башмаков ±10 мм, по толщине плит и высоте ребер баш¬
маков ±5 мм;б)	отклонение толщины защитного слоя рабочей арматуры
не должно превышать ±3 мм;в)	не допускаются околы углов, раковины и обнажения ар¬
матуры на поверхности конструкций.Монтаж конструкций фундаментов предусмотрен с учетом
следующих требований:а)	готовые конструкции должны транспортироваться и скла¬
дироваться в проектном (горизонтальном) положении;б)	башмаки или плиты укладываются на грунт по тщатель¬
но спланированной подготовке из крупнозернистого песка.
Укладка элементов производится в 2 приема: первая укладка—
контрольная, вторая — окончательная после исправления неров¬
ностей поверхности песчаной подготовки;в)	укладка башмаков на фундаментные плиты производится
на слое цементного раствора толщиной 15—30 мм.
Приложение /МАТЕРИАЛЫ ДЛЯ ОПРЕДЕЛЕНИЯ РАСЧЕТНЫХ СОПРОТИВЛЕНИЯ
ЕСТЕСТВЕННЫХ ОСНОВАНИИ 1Приложение 1 содержит материалы, необходимые для опре¬
деления расчетных сопротивлений естественных оснований при
наиболее часто встречающихся грунтовых условиях и конструк¬
циях фундаментов.1.	Расчетные сопротивления оснований при расчете на основ¬
ные сочетания нагрузок для глинистых, песчаных и крупнообло¬
мочных грунтов, глубине заложения фундамента 1,5—2,0 м и
ширине 0,6—1,0 м принимаются по табл. I, II и III. Глубина за¬
ложения фундамента Hi при планировке срезкой измеряется от
планировочной отметки, а при планировке подсыпкой — от при¬
родного уровня грунта).Таблица IРасчетные сопротивления R оснований из глинистых (не макропористых)
грунтов с малой структурной связностью в т/ж2J*п.пГрунтКоэффициентпористостиеСостояние грунта в основаниитвердоепластичное1Супеси0,530200,725202Суглинки0,530250,725181,020103Глины0,560400,650300,830201,12510Примечания: 1. Твердое состояние глинистых грунтов характеризует¬
ся природной влажностью W<\t2Wpt а пластичное 1,2 W .2, Для промежуточных значений е расчетные сопротивления глинистых
(не макропористых) грунтов допускается определять по линейной интерполя¬
ции.2.	Расчеты сопротивления оснований для зданий и соору¬
жений, имеющих фундаменты примерно одинаковой формы и
различающихся по площади не более чем на 50%, а также для
зданий и сооружений с одним сплошным фундаментом, прини¬
маются:а)	при ширине фундаментов 5 м и более по табл. I, II и III
« увеличением на 50% для крупнообломочных и песчаных грун-1 Составлены на основании Норм и технических условий проектирования
естественных оснований зданий и промышленных сооружений (НиТУ 127-55).121
Таблица П
Расчетные сопротивления R песчаных оснований в т/м*№п.пГрунты основанияГрунтплотныесредней
' плотности1Пески гравелистые и крупные неза¬
висимо от их влажности .45352Пески средней крупности независимо
от их влажности .35253Пески мелкие:маловлажные .3020очень влажные и насыщенные
водой 	25154Пески пылеватые:
маловлажные2520очень влажные2015насыщенные водой1510Таблиц^ II!Расчетные сопротивления R оснований из крупнообломочных грунтов в т/ле*Noп.пГрунтR1Щебенистый (галечниковый) с песчаным заполне¬
нием пор 4	602Дресвяный (гравийный) из обломков кристалли¬
ческих пород 	503Дресвяный (гравийный) из обломков осадочных
пород . 	30тов, за исключением пылеватых песков, и на 20% для пылеватых
песков и глинистых грунтов;б)	при ширине фундамента от 1 до 5 м — по линейной интер¬
поляции между величинами, указанными в п. «а» и табл. I, II
и III, т. е. умножением последних на коэффициент m2f вычисля¬
емый по формулеп	 1m2= 1 +к2	, ‘	(I)4где В—меньший размер подошвы фундамента в м\
к2—коэффициент, принимаемый по табл. IV.3.	Расчетное сопротивление основания при глубине зало¬
жения фундаментов большей 2 м или меньшей 1,5 м, определя¬
ется путем умножения расчетного сопротивления оснований по
табл. I, II и III на коэффициент гп\, вычисляемый по формулам:122
при Н 1>2 мш, = 1 + ^[к, (Я,-2)-Л„],	(II)дпри //i < 1,5 мт,=0,5+0,33//,,	(III)Iгде Н\—глубина заложения фундамента в м% принимаемая со¬
гласно примечанию к п. 1;Ни—разность отметок природногб уровня грунта и пола
подвала в м\уг—среднее значение объемного веса грунта, залегающего
выше подошвы фундамента, в т/мг\R —расчетное сопротивление основания в т/м2, принимае¬
мое по табл. I, II и III;К\—коэффициент, принимаемый по табл. IV.Таблица IVЗначения коэффициентов кх и к2№п.пГрунт под подошвой фундамента***1Песок (кроме пылеватого) и крупно¬
обломочный грунт ....2,50,52Пылеватый песок ....2,50,23Супесь, суглинки ....2,00,24Глина . . . . .1,50,24.	При уточнении расчетного сопротивления основания R
одновременно за счет ширины подошвы фундамента (п. 2) и
глубины его заложения (п. 3) производится не перемножение,
а суммирование поправок, т. е./?/=(m1 + m2— 1) -R.	(IV)5.	Расчетные сопротивления оснований при расчете на до¬
полнительные сочетания нагрузок увеличиваются на 20%.6.	Наибольшее давление на грунт у края подошвы внецен¬
тренно нагруженного фундамента при расчете на основные, а
также дополнительные сочетания нагрузок не должно быть бо¬
лее 1,2 R, где R—расчетное сопротивление.7.	При действии дополнительных нагрузок и нагрузок, при¬
ложенных с эксцентриситетом, увеличение значений R может
быть допущено только в 1,2 раза и, таким образом, одновремен¬
ное использование пп. 5 и 6 недопустимо. Повышение наиболь¬
шего давления на грунт у края фундамента более чем в 1,2 ра¬
за против среднего давления не может быть допущено без соот¬
ветствующего обоснования расчетом ожидаемых осадок и их со¬
поставления с допустимыми для данного типа зданий.12*
Приложение 2ГРАФИКИ ДЛЯ ОПРЕДЕЛЕНИЯ РАЗМЕРОВ ПОДОШВЫ
ВНЕЦЕНТРЕННО НАГРУЖЕННЫХ ФУНДАМЕНТОВ >График 1 (рис. 51) используется для определения размеров
фундамента при заданном отношении размеров его подош-
Ввы а= —.АГрафик 2 (рис. 52) используется для определения размеров
фундамента при заданной ширине В его подошвы.Порядок расчета по графикамА.	При расчете на основное сочетание нагрузок и »адаи-
Вном а= —.А1.	Вычисляют параметры:Ао = \/Г а(1,2R-2Н) ’	(V)M» + Q«h±N»eo .' ' }КТнС = .	(VII)2	aH2.	В верхней части графика 1 (рис. 51) откладывают ордина¬
ту А0 и проводят горизонталь до пересечения с кривой eN. Аб¬
сцисса точки пересечения равна длине подошвы А.Найденные таким образом размеры удовлетворяют условию
Рмкс = 1,2 R.3.	Проверяют, удовлетворяют ли найденные размеры ограни¬
чениям формы эпюры давления.Для этого на нижней части графика 1 находят точку с аб¬
сциссой А и ординатой С и устанавливают по кривым величину
еы :а)	если	■ находится в пределах ^<^ <30, то размерыфундамента А и В = аА являются окончательными;б)	если /?i>30, то это свидетельствует о том, что при найден¬
ных размерах фундамента РСр >R. В этом случае окончательны*1 Разработаны Д. А. Коршуновым.124
Риа. 51, График для определе¬
ния размера подошвы фунда-
иента А при заданном соотно-
Вшении сторон а= ~д~.-размеры фундамента определяются по формулам для централь¬
но нагруженных фундаментов;в)	если 0i<0, то это свидетельствует о том, что при найден-
яых размерах фундамента не выдержаны ограничения степени12SРис. 52. График для определе¬
ния размера подошвы фунда*
мента А при заданной ее шири¬
не В.
неравномерности давления на основание и размер А должен
быть увеличен.В этом случае горизонталь с ординатой С следует продол¬
жать до пересечения с кривой /teyv. Абсцисса точки пересечения
равна окончательной длине фундамента А.Б. При расчете на основное сочетание нагрузок и заданном В.Расчет выполняется точно так же, как и в предыдущем слу¬
чае, но вместо параметров А0 и С вычисляют параметры:Л/нА' =			;	(VIII)NиС - ——	(IX)2	ВЫ	У 9и пользуются графиком 2 (рис. 52).В.	При расчете на дополнительные сочетания нагрузок.Расчет выполняют в изложенном выше порядке, но при этом
ограничение /?i<30 отпадает, так как допускается Рс <1,2/?.Числовые примеры определения размеров подошвы внецен¬
тренно нагруженного фундамента по графикам см. в гл. III, § 2.Приложение 3ДАННЫЕ ДЛЯ РАСЧЕТА И КОНСТРУИРОВАНИЯ БЕТОННЫХ
И ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ФУНДАМЕНТОВ 1Таблица V
Условные расчетные сопротивления бетона в т/м%Коп.пВид напряженного
состоянияУсловноеобозна¬чениеМарка бетона1001502003001Сжатие осевое (призмен-
иая прочность)^пру4406508001Я002Сжатие при изгибе .*иу550800100016003Растяжение*РУ405264954Растяжение — норматив¬
ное сопротивление .*Р100130160210Примечания: 1. Условные расчетные сопротивления материалов пред¬
ставляют собой произведения расчетных сопротивлений на соответствующие
коэффициенты условий работы. Введение уловных расчетных сопротивлений
несколько упростило структуру расчетных формул и пользование ими2. ^начокие расчетных сопротивлений Rpy для бетонов на глинозем,истом
цементе принимаются по табл. V с коэффициентом 0,7.о.	и е условные расчетные сопротивления даны при условиях приготов¬
ления бетона, соответствующих строке Б (см. НиТУ 123—55).1	Составлены на основании Норм и технических условий проектирования
бетонных и железобетонных конструкций (НиТУ 123—55) и Инструкций
СН 15—57 и СН 10-57/.126
Т аблида VIУсловные расчетные сопротивления арматурыЯау в2* /СМ2СС*Вид арматурыГОСТВидарматур¬ныхизделийМеркабетонадля рас¬
тянутой
продоль¬
ной арма¬
туры и
для попе¬
речной
арматуры
при рас¬
чете ее
по мо¬
ментудля попе¬
речной
арматуры
(хомутов
и отги¬
бов) при
расчете
ее на по¬
переч¬
ную силу1Сталь горячекатаная
периодического профиля
марки 35ГС (или 25Г2С)
диаметром от 6 до 40 мм7314-55Во всех
изделиях150
и выше
1003.42.42,71,92То же, марки Ст. 5 ди¬
аметром от 10 до 40 мм5781—58То же150
и выше2,72,153То же, подвергнутая
вытяжке до удлинения
5,5%»То же3,22,64То же, подвергнутая
силсвои калибровке при
напряжении 4500 кг/сч2,
но при удлинении не бо¬
лее 5,5%»»3,73,05Сталь горячекатаная
гладкая марки Ст. 3 ди¬
аметром от 6 до 40 мм380—57502—412590-51В свар¬
ных кар¬
касах и
сетках
В связан¬
ных кар¬
касах и
сетках100
и выше100
150
и выше2,11,92,11.71,51.7Т а б л и ц а VIIТаблица для расчета прямоугольных и тавровых сечений изгибаемых
элементов из бетона и стали любых марока'оТоА,агоТоЛо0,0110,000,9950,0100,073,850,9650,0670,027,12с,99о0,0200,083,610,9500,0770,03ч 5,820,9850,0300,093,410,9550,0850,045,050,9800,0390,103,240,9500,0950,054,530,9750,0480,113,110,9450,1040,064,150,9700,0580,122,980,9400,113127
Продолжение табл. VIIигоТо^0агоТоЛо0,132,880,9350,1210,351,860,825,0,2890,142,770,9300,1300,361,840,8200,2950,152,680,9250,1390,371,820,8150,3010,162,610,9200,1470,381,800,8100,3090,172,530,9150,1550,391,780,8050,3140,182,47 *0,9100,1640,401,770,8000,3200,192,410,9050,1720,411,750,7950,3260,202,360,9000,1800,421,740,7900,3320,212,310,8951,1880,431,720,7850,3370,222,260,8900,1960,441.710,7800,3430,230,242,222,180,8850,8800,2030,2110,451,690,7750,3490,252,140,8750,2190,461,680,7700,3540,262,100,8700,2260,471,670,7650,3590,272,070,8650,2340,481,660,7600,3650,282,040,8600,2410,491,640,7550,3700,292,010,8550,2480,501,630,7500,3750,301,980,8500,2550,511,620,7450,3800,311,950,8450,2620,521,610,7400,3850,321,930,8400,2690,531,600,7350,3900,331,900,8350,2750,541,590,7300,3940,341,880,8300,2820,551,580,7240,400М=А0 bhlRK1-.а	 х _ F* Ray .K^bh0 RBy fK~r°Y ik; 'r‘ = 1^7Примечание. Табличные значения, находящиеся под нижней жирной
чертой, не распространяются на сечения элементов, армированных холоднотя¬
нутой арматурой диаметром до 5,5 мм.128
Таблиц! VIII
Расчетное усилие 2а в т/пм, воспринимаемое арматурой| М п. п.Вид арматурыУсловное расчет-1
ное сопротивле¬
ние #ау кг/см2Шаг стерж¬
ней V в ммУсилие гА при условном диаметре
арматуры в т /пог. м10121416182012345 I6 17 189101Сталь горячека¬
таная периодиче¬
ского профиля мар¬
ки 35ГС340010015020026,6917,7913,3438,45^
25,64
19,2352,3334,8826,16168,3745,5834,1986,5357,6943,26106,8371,2253,412Сталь горячека¬
таная периодиче¬
ского профиля мар¬
ки Ст. 5270010015020021,2014,1610,6130,5420,3615,2641,5427,7020,7754,30]36,2027,14| 68,71
45,81
34,3584,8056,5542,393То же, упрочнен¬
ная вытяжкой до
удлинения 5,5%320010015020025,1216,7512,5636,1924,1318,1049,2532,8324,6264,3542,9032,1881,4454,2940,72100,5467,0350,274То же, калибро¬
ванная с напряже¬
нием 4500 кг/см2370010015020029,0419,3614,5241,8527,9020,9256,9437,9628,4774,44
49,61
37,2 J94,1662,7847,08116,2577,5058,135Сталь горячека¬
таная гладкая
марки Ст. 3210010015020016,4810,998,2423,7515,8311,8832,3221,5516,1642,2328,1521,1753,4435,6326,7265.98
43,7932.99бТо ж»190010015020014,919,947,4621,4914,3310,7429,2419,8314,6238,2125,4719,1048,3632,2424,1859,7039,7729,857. 		-		 R>y - ,	(VII)To ho bp	vгде M—расчетный изгибающий момент;Уо —коэффициент плеча внутренней пары (по табл. VII);А0 —полезная высота сечения;Ьр—ширина растянутой зоны сечения;/а —сечение одного стержня;Яау —условное расчетное сопротивление арматуры;
v—шаг стержней.1200—701
Нормативное усилие, воспринимаемое крюками (подъемными петлями)
из горячекатаной круглой стали марки Ст. 3Диаметр
крюка в ммНормативное усилие от
собственного веса сбор¬
ного железобетонного
элемента, приходящееся
при подъеме на 1 крюк,
в гДиаметр
крюка в ммНормативное усилие от
собственного веса желе¬
зобетонного элемента,
приходящееся при подъ¬
еме на 1 крюк, в т100,7244,5121,1254,9141,5265,3162,0275,7182,5307,0203,1328,0223,8Примечания: 1. Крюки (подъемные петли) из стали других марок не
допускаются.2.	При наличии в сборном железобетонном элементе четырех крюков для
подъема нормативное усилие от собственного веса элемента, приходящееся наGHодин крюк, определяют из условия - , где GH —собственный вес элемента.иТаблица XЗначения коэффициента п = -=ДВид арматурыКоэс)фициент п при бетоне марки100150200300Момент сопротивления упругого трапециевидного сечения
определяется по формулеWo = kw bhl.	(X)Коэффициент kw принимают по графику на рис. 53.
Для вычисления объема бетона в пирамидальных фундамен¬
тах рекомендуется пользоваться следующими формулами (см.
рис. 54).130
Точная формулаv = |(F+/+Kr7).	(xi)Приближенные формулы:V=-|(F-f/)	(XII)(с точностью до +5% ори f<3/);V^hF	(XIII)(с точностью до +5% при F<„l,lf).Рис. 53. Значение коэффициента
kw для вычисления момента со¬
противления упругого трапецие¬
видного сечения (то нижнему во¬
локну) .Рис. 54. К определению объема
бетона в фундаменте.В формулах (XI), (XII) и (XIII):F=AB- f = ab.Сила Qa (объем четырехгранной призмы, усеченной непарал¬
лельно основанию) и момент Ма силы Qa относительно оси а
(рис. 55) равны:Qa = В1 —-у-2 ;	(XIV)Mt = Qet = В/2 + °8 .	(XV)6131
В формулах (XIV) и (XV):01.1 + 01. t .	0*. 1 + 0*. I0х =	—, 0,«	— ;остальные обозначения —* по рис. 55.Таблица XI
Стоимость бетона в конструкции (франко-приобъектная зона)Марка бетонаСтоимость 1 м3 бетонав конструкции в руб.сборногомонолитного10026,519,015027,520,020028,521,030031,024,0Примечание. Для тонкостенных конструкций стоимость 1 м3 бетона
увеличивается на 4,0 ру<5.132Рис. 55. К определению поперечной силы Qa и изгибаю¬
щего момента Ма «~Qa • /а при неравномерном давлении
под подошвой фундамента:
а—а—расчетное сечение.Приложение 4ЦЕННИКНА БЕТОН И АРМАТУРУ ДЛЯ ОПРЕДЕЛЕНИЯ
СТОИМОСТИ СБОРНЫХ БЕТОННЫХ И ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ
КОНСТРУКЦИЙ С УЧЕТОМ ЗАТРАТ НА ИХ ИЗГОТОВЛЕНИЕ
(ФРАНКО-ПРИОБЪЕКТНАЯ ЗОНА)
Таблица XIIСтоимость арматуры в конструкции (франко-приобъектная зона)Характеристика арматуры и марка сталиЕдиница
измерения
в кгСтоимость
В руб.Арматура из стали периодического профиля мар¬
ки 35ГС и 25Г2С	10,12Арматура из стали периодического профиля мар¬
ки Ст. 5 *	10,11Арматура из стали периодического профиля мар¬
ки Ст. 5 упрочненной вытяжкой ....10,13Арматура из холоднотянутой проволоки с преде¬
лом текучести 4500 кг/см2 	10,12^Арматура из стали марки Ст. 3	Закладные части:10,092обычные10,20фасонные10,30
ЛИТЕРАТУРА1.	Гвоздев А. А. Расчет несущей способности конструкций по методу
предельного равновесия. М., Стройиздат, 1949.2.	Глуховский В. Д.» Гоглюват ый О. Д. Эффективные конструкции
фундаментов и подземных сооружений промышленных зданий. «Строитель¬
ство и архитектура», 1957, № 9.3.	Г л у х о в с к ,и й В. Д., Гоглюватый О. Д., Пашков И. А. Сбор¬
ный железобетон в промышленном строительстве. К., Госстройиздат, 1958.4.	Г ор б у н о в-П о с а д о в М. И. Расчет центрально нагруженной фун¬
даментной плиты. «Инженерный сборник» Академии наук СССР, т. III, вып. I»
М., 1946.5.	Г о р б у н о в-П о с а д о в М. И. Балки и шгиты на упругом основании.
М., Машстройиздат, 1949.6.	Горбунов-Посадов М. И. Расчет конструкций на упругом осно¬
вании. М., Госстройиздат, 1953.7.	Инструкция по конструированию элементов железобетонных конструк¬
ций (СН 10—57). М., Госстройиздат, 1958.8.	Карпухин Н. С. Железобетонные конструкции. М., Госстройиздат,
1957.9.	Каталог унифицированных* сборных железобетонных изделий и конст¬
рукций для промышленного строительства. М., Госстройиздат, 1957.10.	Митропольский Н. М., Овечкин А- М., Алешинский Ю. Н.,
Богданович А. Ф. Строительные конструкции. М., Государственное транс¬
портное железнодорожное издательство, 1958.11.	Нормы и технические условия проектирования естественных оснований
зданий и промышленных сооружений (НиТУ 127-55), М., Госстройиздат, 1955.12.	Нормы и технические условия проектирования бетонных и железобетон¬
ных конструкций (НиТУ 123-55). М., Госстройиздат, 1955.13.	Применение сборных фундаментов в строительстве зданий, Научно-ис¬
следовательский институт оснований и фундаментов. М., Госстройиздат, 1956.14.	Ривкин С. А., Коршунов Д. А. Сборные железобетонные крупно¬
блочные фундаменты под тяжелонагруженные колонны. Издательство Киевско¬
го государственного университета им. Т. Г. Шевченко, 1957.15.	Сахновекий К. В. Железобетонные конструкции. М.—Л., Гоострой-
издат, 1960.16.	Справочник проектировщика. Сборные железобетонные конструкции.
М., Госстройиздат, 1959.17.	Улицкий И. И., Ривкин С. А., Самолетов М. В., Дыхович-
ный А. А. Железобетонные конструкции (расчет и конструирование). К.,
Гостехиздат, 1958.18.	Фундаменты сборной конструкции. Академия архитектуры СССР, Ле¬
нинградский филиал. Л., Государственное издательство литературы по строи¬
тельству и архитектуре Л., 1953.19.	Ярин В. Н., Ривкин С. А., Коршунов Д. А., Переяслав-
цев Н. А., К и си ли ер М. И. Опыт применения сборных крупноблочных
железобетонных фундаментов под колонны главного корпуса Симферополь¬
ской ГРЭС. «Бетон и железобетон», 1958, № 12.20.	Ярин В. Н., Ривкин С. А., Коршунов Д. А. и др. Натурные ис¬
пытания сборных железобетонных фундаментов под тяжело напряженные ко¬
лонны. Киевский инженерно-строительный институт. Сборник научных трудов,
К., 1959.134
ОГЛАВЛЕНИЕ
Предисловие	.3Глава I. Типы железобетонных фундаментов	5§ 1. Общие сведения .	5§ 2. Одноблочные фундаменты	7§ 3. Фундаменты из двух блоков	7§ 4. Многоблочные фундаменты	11Глава II. Основы расчета одиночных фундаментов под колонны	16§ 1. Общие сведения 	16§ 2. Распределение давления в грунте под подошвой фундамента	18§ 3. Расчет тела фундамента	26Глава III. Проектирование фундаментов	37§ 1. Основные положения 		37§ 2. Определение размеров подошвы фундаментов	38§ 3. Выбор типа фундамента 		64§ 4. Сопряжение колонны с фундаментом	56§ 5. Расчет и конструирование фундаментов	62§ 6. Типовые сборные фундаменты, разработанные проектнымиинститутами 		105Приложения	1211.	Материалы для определения расчетных сопротивлений есте¬
ственных оснований	1212.	Графики для определения размеров подошвы внецентренно
нагруженных фундаментов		1243.	Данные для расчета и конструирования бетонных и железобе¬
тонных фундаментов	1264. Ценник на бетон и арматуру		132Литература . . . -	134135
В книге описаны типы сборных одиночных
фундаментов под колонны каркасных зданий,
приведены рекомендации по их расчету, конст¬
руированию и сопряжению с колоннами.Предназначена для инженеров-строителей, про¬
ектировщиков и студентов строительных вузов.6С4Р49
Соломон Абрамович Ривкину Дмитрий Андреевич Коршунов,
Мария Матвеевна ФренкельСБОРНЫЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ФУНДАМЕНТЫ
КАРКАСНЫХ ЗДАНИЙРедактор Т. М. ШиканТехнический редактор Н. Л. Леущенко
Корректоры 3. А. Миролюбова, В. Б. ПолищукБФ 03707. Сдано в набор 12.Х-1961 г. Подписано к печати 5.1-1962 г.
Бумага 60X92716=4,25 бумажных, 8,5+3 вклейки физ- и уел. печ., 9,03 уч.-изд. л.
Тираж 10 000.	Цена 45 коп.	Зак. 798.Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре УССРКиев, Владимирская, 24Типография Госстройиздата УССР, Киев, Выборгская, 84.
СПЕЦИФИКАЦИЯ АРМАТУРЫ11ЭлементКоличество,шт.Номерпозиции0,мм/.ммп,шт.N,шт.L,
мПримеча¬ния1С-111212 ПЛ
12 ПЛ4550365031253125141,091,2—К-14345625 ПЛ
12 ПЛ
25 ПЛ
8 ПЛ385038502550450111114444415.415.4
10,2
19,8—К-24678
98 ПЛ
8 ПЛ
20 ПЛ
20 ПЛ45028502850205091113644416,211.411.48,2—К-3810111222 ПЛ
8 ПЛ
8 ПЛ1630+1300
5500
1680+ 3503162484832,84448,1ГнутьК-4413148 ПЛ
8 ПП175012504	, 165	1 2028,027,0—К-5414158 ПЛ
8 ПЛ1350125034121616,220,0—Отдельныестержни16178 ПЛ
8 ПЛ1400270—85211,214,1Г нутьРасход материаловМарка фун¬
даментаБетон
марки
300, л3Арматура Ст. 35ГС, кгМонтаж¬
ный вес,
т0 250 22 0 20iо 1208ИтогоФ-37,4198984822010156518,5ПРИМЕЧАНИЯ1.	Фундамент рассчитан под нагрузку ^=445 г; М=10 тм\ Q = 2 г, приложенную в уровне его обреза.2.	Расчетное сопротивление основания на глубине 2 м R=2,2 кг/см2.За.Кзркасы и сетки собираются на контактно-точечной сварке. Перед установкой в опалубку каркасы К-1, 2, 3,
4 и 5 собираются в пространственный каркас иутем взаимного соединения на сварке пересекающихся стержней и
установки стержней п. п. 14 и. 15. Дуговая сварка выполняется электродами Э42.4.	Защитный слой для ребер фундамента принят 35 мм,5.	Фундамент бетонируется в инвентарной металлической опалубке с применением вибрирования.6.	Все размеры даны в мм, отметки в м.7.	За условную отметку ±0,00 принят уровень чистого пола.Рис. 39. Рабочий чертеж одноблочного ребристого фундамента (к примеру 5).
Спецификация арматуры на 1 блокМаркаблокаЭлементарматурыКоличес¬
тво, шт.Номерпозиции0,мм/,ммп,шт.N,шт.L,мПримеча¬нияФП-1СА. 1110 ПЛ4650191988,4—2310 ПЛ
636503650242487,5—С-21141451,0—4• 62650191950,4—МД-141024950143,8ГнутьИ-юххюо200140,8Отв. 0 25ФБ-1С-31514 ПЛ3650171762,1—*610 ПЛ26502525 ! 66,31—С-4174Т177044 | 7,1—84Т1270445,1—94Т27010102,7—Расход материалов на 1 блок и фундаментПРИМЕЧАНИЯ1.	Фундамент рассчитан под нагрузку N«*445 г, Af=I0 тм, Q =2 т, приложенную в уровне его обреза.2.	Расчетное сопротивление Основания на глубине 2 м /? = 2,2 кг/см2.3.	Сетки собираются на контактно-точечной сварке. Деталь МД-1 варить электродами Э34.4.	Фундамент бетонируется} в инвентарной опалубке. Опорные поверхности плиты ФП-1 и башмака ФБ-2 должны быть плоскими. Допускаются
искривления не более ±10 мм>5.	Поверхности, контактные с подливкой, должны быть очищены от пыли и грязи и увлажнены.6.	Все размеры даны в мм, отметки в jh. За условную отмеггку +0,00 принят уровень чистого пола.Марка блоков
и фундаментовtКоличество,шт.1Бетон мар¬
ки 200, м31 Раствор,1 м3Сталь, кгвес, т| 35ГС1 .. 	холод¬нотяну¬таяСт. 31j итогоФП-1J 14,72—108—4215011,8ФБ-115,80—1161—11714,5Ф-4—10,520,65224142267—
Спецификация арматуры на 1 блокПРИМЕЧАНИЯ.1.	Фундамент рассчитан под нагрузку N=445 г, М=10тм, 0 = 2 т, приложенную в уровне его обреза.2.	Расчетное сопротивление основания на глубине 2 м Я = 2,2 кг/см2.3.	Каркасы и сетки собираются на контактно-точечной сварке.4.	Элементы фундамента бетонируются в инвентарной опалубке.5.	Отверстия в плихах и зазоры между последними заполняются песком.6.	Все размеры даны в мм, отметки в м. За условную отметку +0,00 принят уровень чистого пола.7.	Зяшитный глпй поинят 35 мм.Расход материалов на 1 блок и фундаментМаркаблокаЭлементарматурыIНомерпозиции0,мм1/,ммПушт.N,шт.L,мПримеча¬нияФП-2С-1
1 шт.
С-2
1 шг.1234
1322 ПЛ
10
6
6
123600135021001350105066646664421,68,112,65,44,2ГнутьФТ 1К-14 шт.5678
925 Г1Л
10
10101046005470200--4-1350'260038002116118.464' 4
436.821.9
57,610,415,2Г путьК-2
4 шт.
С-3
1 шт.101112814101022ПЛ1010176012501960215028046861624862028,230,015,712,95,6—Марка блоков
и фундаментовКоличество, шт.Бетон
марки
300, jk3Рас¬твор,ма1Сталь, кгМонтажный
вес, т35ГССт. 3ВсегоФП-231,12—6413772,8ФТ-116,13—18911230115,3Ф-5—9,490,39381151532—Рис. 43. Рабочий чертеж многоблочного фундамента с распределительной траверсой (к примеру 7).
Спецификация арматуры на 1 элементРасход материалов на 1 элементБетонВес стали в кгСодержа¬
ние стали
в 1 м*
бетона
в кг^ Вес
элемента
в тЭлементколи¬
чество
в л3АрматураЗак¬лад¬ныечастиВсегораркаСт. 3125Г2С 3ПХГ2СФЖН-11-140010,1179450480—1109 |11025,3Эскиз марки или стержняПРИМЕЧАНИЯ1.	Выпуски арматуры для стыкования с колонной установить по чертежам
здания или сооружения одновременно со сборкой арматурных каркасов фун¬
дамента.2.	Стержни поз. 13 и 14 из стали марки 30ХГ2С подвергаются предвари-
тельно«му напряжению до контролируемой величины <7о=4000 кг/см2.3.	Натяжение арматуры производится на упоры.4.	Отпуск напряженней арматуры и транспортировку фундаментов допус¬
кается производить при достижении бетоном прочности /?'=0,7 R=280 кг/см2916 ПЛ613016,19,638,410105690211,47,028,01110111088,95,522,01210475—106() 129,25,722,8‘27,8|lll,21332 ПЛ6000954,0341,01425 ПЛ6000636,0138,715105980847,829,5161078086,23,8171090043,62,21810135045,43,31916 ПЛ10001616,025,32016 ПЛ8501613,621,52116 ПЛ260025,28,222 '16 ПЛ20082,13,3сг176,8Рис. 49. Многоблочный фундамент, разработанный ленинградским Теплоэлектропроектом. Рабочий чертеж башмака.№пози¬цииСече¬
ние
в ммДли¬
на в
ммЧисло
пози¬
ций в
маркеОб¬щаядлинавмаркеВесна 1
маркув кгf а 1
эле¬
мент125 ПЛ\ 298013,011,623,2216 ПЛ303013,04,79,4316 ПЛ420104,26,613,2416 ПЛ210—39С144,26,613,229,559,0522 ПЛ298013,08,9133,568119022,41,015,0782Ю-440103,31,319,511,2168,0681119022,41,0 114,078210-440103,31,318,2" 8 !15 ПЛ298013,011,6 162,313,9 194,5